Technische Universität Dresden Bundesanstalt für WasserbauInstitut für Geotechnik Außenstelle Berlin

Johann-Ohde-Kolloquium

VORTRÄGE

7. November 11991 in Berlin

Texa'hin‘isehe Unix/ersität Dresden Bundeea-n;.s-taj_l_t für WeiseerbeuInstitut'fü'r Gentechnik Außenstelle Ber'li'in

Johann—Ohde-Kolloq u’ieum

VORTRÄGE

7. November 1991 in Berlin

Korrekturbogen

KUNZ/LINDE Feidversuche zur Tragfähigkeit von Fundamentenan Böschungen

S. 96 faisch : p = 1,72 N/cm3richtig: p = 1,72 g/cm5

S. 96 . faisch‘: c’ 2 34,6 bzw. 35,7 kN/mErichtig: c’ — 0,346 bzw. 0,357 kN/mEI

S. 106, 2. Absatz, faisch : c’Zeile i und 3 richtig: cs

Tabeiien 3 und 4, i ; ‚ 1Böechungs- Abstand I Bruch'last 5 Bruchepan— 1.#10?!"e1 1e” .i winken _i Fundament! ‘ ‘_ nung '

Spa'lten 2 .— 5 i ääöschungsh 5 ’-I; I kante ‚I i

[jß 1| a ! IzBr ’i °Brl. r ‚f E

E__[Grad] I [m]

i[kN] E [kN/mzj

Tabeiien 3 und 4, * DIN giit streng nicht, da ß > eFußnote

Tabeiie 5, ietzte faisch : 50Zeiie, ietzte Spaite richtig: 45

s. 108, 1. Absatz, faisoh : c5: 8,8 kN/mE4 Zeiie richtig: es: 9,8 kN/mE

8.108, 1etzter Absatz, Bei aiien verwendeten Berechnungsver-erster Satz fahren sind für das Erreichen der in

den Versuchen erzieiten Tragfähigkeiten

der quadratischen Fundamente

(B * L = 0,4 * 0,4 m2) geringere Kohä—sionswerte notwendig als bei der Nach—rechnung der rechteckigen Fundamente

(B x L = 0,2 x 0,4 m5.

Korrekturbogen

KUNZ/LINDE Fe1dversuche zur Tragfähigkeit von Fundamentenan Böschungen

S. 96 faisch : p = 1,72 N/cm3richtig: p = 1,72 g/cm5

S. 96 . faisch‘: c’ 2 34,6 bzw. 35,7 kN/mErichtig: c’ — 0,346 bzw. 0,357 kN/mEI

S. 106, 2. Absatz, faisch : c’Zeile i und 3 richtig: cs

Tabeiien 3 und 4,BÖBCWUBS- _i Abstand 5 Bruch'last 2 Bruchspan—

KOsei1en .i winken _i Fundament! J ‘_ nungSpa'lten 2 — 5 g ääöschunssn 5 ‘

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Tabe11en 3 und 4, * DIN giit streng nicht, da ß > dFußnote

Tabeiie 5, ietzte faisch : 50Zeiie, ietzte Spaite richtig: 45

s. 108, 1. Absatz, faisch : c5: 8,8 kN/mE4 Zeiie richtig: c3: 9,8 kN/mE

8.108, 1etzter Absatz, Bei aiien verwendeten Berechnungsver-erster Satz fahren sind für das Erreichen der in

den Versuchen erzieiten Tragfähigkeiten

der quadratischen Fundamente

(B * L = 0,4 * 0,4 m2) geringere Kohä—sionswerte notwendig als bei der Nach—rechnung der rechteckigen Fundamente

(B x L = 0,2 x 0,4 m5.

Technische Universität Dresden Bundesanstalt für WasserbauInstitut für Geotechnik Außenstelle Berlin

JohanahdemKolloquium

QDR'TRÄGE

7. November 1991 in Berlin

Technische Universität Dresden Bundesanstalt für WasserbauInstitut für Geotechnik Außenstelle Berlin

JohanahdemKolloquium

QDRTRÄGE

7. November 1991 in Berlin

Zum Geleit

Das diesjährige JohannmohdemKolloquium ist die erste Veranstalm

tung, die die Außenstelle Berlin der Bundesanstalt für Wasserbau

(BAW) gemeinsam mit einem Hochschulinstitut der neuen BundesW

länder m dem Institut für Geotechnik der Technischen Universität

Dresden m durchführt. Die BAW hat die von der ehemaligen Forw

schungsanstalt für Schiffehrt, Wasserw und Grundbau (FAS) gew

pflegte Tradition des JohanntdewKolloquiums gerne übernommen,

besteht doch damit die Möglichkeit, sich-auf die Wurzeln der

gemeinsamen fachlichen Arbeit zu besinnen. Zu den maßgebenden

Begründern der Wissenschaft der Bodenmechanik gehört sicherlich

Johann Ohde. Mit seinem Namen verbinden die Grundbauer eine

vorbildlich gelungene Verbindung von bodenmechanischer Theorie

und grundbaulicher Praxis, an die wir mit diesem Kolloquium

anknüpfen möchten.

Dr.—Ing. Knieß

Zum Geleit

Das diesjährige JohannmohdemKolloquium ist die erste Veranstalm

tung, die die Außenstelle Berlin der Bundesanstalt für Wasserbau

(BAW) gemeinsam mit einem Hochschulinstitut der neuen Bunde5w

länder m dem Institut für Geotechnik der Technischen Universität

Dresden m durchführt. Die BAW hat die von der ehemaligen Forw

schungsanstalt für Schiffehrt, Wasserw und Grundbau (FAS) gew

pflegte Tradition des JohanntdewKolloquiums gerne übernommen,

besteht doch damit die Möglichkeit, sich-auf die Wurzeln der

gemeinsamen fachlichen Arbeit zu besinnen. Zu den maßgebenden

Begründern der Wissenschaft der Bodenmechanik gehört sicherlich

Johann Ohde. Mit seinem Namen verbinden die Grundbauer eine

vorbildlich gelungene Verbindung von bodenmechanischer Theorie

und grundbaulicher Praxis, an die wir mit diesem Kolloquium

anknüpfen möchten.

Dr.—Ing. Knieß

IH-J i ._.

Johann Ohde

Johann Ohde wurde am 20.11.1905 in Parum/Mecklenburg geboren.Nach dem Besuch der Dorfe bzw. Volksschule erlernte er von 1920bis 1923 das Zimmererhandwerk. 1924 bis 1926 besuchte er diestädtische Bauschule Hamburg mit der Fachrichtung Tiefbau undschloß das Studium mit Auszeichnung ab.

Seine erste Arbeitsstelle trat er beim Tiefbautechnischen Was“serbauamt HamburgmHarburg im Jahre 1926 an. Betraut mit Entwurfund Ausführung einer Schleuse aus Beton kam er sofort mit kommplizierten Gründungsproblemen von Spundwänden, Fangedämmen und

Rutschungen von Baugrubenwänden in Berührung.

Im Herbst 1927 wechselte er zur damaligen Preußischen Versuchs"

anstalt für Wasser“, Erde und Schiffbau nach Berlin, um dort in

der gerade von Professor Krey neueingerichteten Erdbauabteilungmitzuarbeiten. Durch intensives Selbststudium und als Gasthöreran der Technischen Hochschule Charlottenburg drang er rasch andie Grenzen der damaligen bodenmechanischen Erkenntnisse vor und

entwickelte'sich in seiner 16jährigen Tätigkeit zu dem überrae

genden, im.Inw und Ausland anerkannten Fachmann des Grundbaus

und der Bodenmechanik.

Vom Dienst in der Wehrmacht freigestellt, arbeitete er seit Mai1944 am Erdbauinstitut der TH Dresden, wo er zum Wissenschaft“lichenIMitarbeiter'und Stellvertretenden Geschäftsführer berufenwurde. Nach der Zerstörung Dresdens siedelte Ohde wieder nach

Hamburg über und richtete dort ein selbständiges Erdbaulabora"

torium ein. Doch schon im Jahre 1946 kehrte er als Geschäfts“führer des Erdbauinstituts an die TH Dresden zurück. Diese Auf"gabe behielt er nebenamtlich weiter, als er 1948 die Leitung derAbteilung Grundbau der Forschungsanstalt für Schiffahrt, Wasser—

und Grundbau (FAS) übernommen hatte. Am ]„10.1951, also vor

genau 40 Jahren, wurde Ohde als Nachfolger von Professor Neuffer

lil

IH-J

Johann Ohde

i ._.

Johann Ohde wurde am 20.11.1905 in Parum/Mecklenburg geboren.Nach dem Besuch der Dorfe bzw. Volksschule erlernte er von 1920bis 1923 das Zimmererhandwerk. 1924 bis 1926 besuchte er diestädtische Bauschule Hamburg mit der Fachrichtung Tiefbau undschloß das Studium mit Auszeichnung ab.

Seine erste Arbeitsstelle trat er beim Tiefbautechnischen Was“serbauamt HamburgmHarburg im Jahre 1926 an. Betraut mit Entwurfund Ausführung einer Schleuse aus Beton kam er sofort mit kommplizierten Gründungsproblemen von Spundwänden, Fangedämmen und

Rutschungen von Baugrubenwänden in Berührung.

Im Herbst 1927 wechselte er zur damaligen Preußischen Versuchs"

anstalt für Wasser“, Erde und Schiffbau nach Berlin, um dort in

der gerade von Professor Krey neueingerichteten Erdbauabteilungmitzuarbeiten. Durch intensives Selbststudium und als Gasthöreran der Technischen Hochschule Charlottenburg drang er rasch andie Grenzen der damaligen bodenmechanischen Erkenntnisse vor undentwickelte'sich in seiner 16jährigen Tätigkeit zu dem überraw

genden, im.Inw und Ausland anerkannten Fachmann des Grundbaus

und der Bodenmechanik.

Vom Dienst in der Wehrmacht freigestellt, arbeitete er seit Mai1944 am Erdbauinstitut der TH Dresden, wo er zum Wissenschaft“lichen Mitarbeiter'und Stellvertretenden Geschäftsführer berufenwurde. Nach der Zerstörung Dresdens siedelte Ohde wieder nach

Hamburg über und richtete dort ein selbständiges Erdbaulabora"

torium ein. Doch schon im Jahre 1946 kehrte er als Geschäfts“führer des Erdbauinstituts an die TH Dresden zurück. Diese Auf"gabe behielt er nebenamtlich weiter, als er 1948 die Leitung derAbteilung Grundbau der Forschungsanstalt für Schiffahrt, Wasser—

und Grundbau (FAS) übernommen hatte. Am ]„10.1951, also vor

genau 40 Jahren, wurde Ohde als Nachfolger von Professor Neuffer

lil

_TII-

zum Professor mit Lehrauftrag für Grundbaumechanik an die Techm

nische Hochschule Dresden berufen. Am 25. Juli 1953 verstarb

Ohde im 47. Lebensjahr.

Es ist ‘keine Übertreibung, wenn iman feststellt, daß es imwesentlichen Ohde zu danken ist, wenn die Bodenmechanik nach1945 in der DDR in relativ kurzer Zeit im Rahmen des Bauwesensrasch an Bedeutung zunahm. Ein Überblick über die von Ohde verwöffentlichten wissenschaftlichen Beiträge zeigt, daß sich seineForschungen über fast alle Bereiche des Grundbaus und der Boden“mechanik erstreckten. Auch auf dem Gebiet des bodenmechanischen

Versuchswesens hatte er wesentlichen Einfluß sowohl bei derWeiterentwicklung von Versuchsgeräten als auch bei der Verbes"serung ihrer Auswertung. Seiner Initiative ist auch der Bau derbodenmechanischen.Modellversuchshalle bei der FAS zu verdanken.

_TII-

zum Professor mit Lehrauftrag für Grundbaumechanik an die Techm

nische Hochschule Dresden berufen. Am 25. Juli 1953 verstarb

Ohde im 47. Lebensjahr.

Es ist ‘keine Übertreibung, wenn ‘man feststellt, daß es imwesentlichen Ohde zu danken ist, wenn die Bodenmechanik nach1945 in der DDR in relativ kurzer Zeit im Rahmen des Bauwesensrasch an Bedeutung zunahm. Ein Überblick über die von Ohde verwöffentlichten wissenschaftlichen Beiträge zeigt, daß sich seineForschungen über fast alle Bereiche des Grundbaus und der Boden“mechanik erstreckten. Auch auf dem Gebiet des bodenmechanischen

Versuchswesens hatte er wesentlichen Einfluß sowohl bei derWeiterentwicklung von Versuchsgeräten als auch bei der Verbes"serung ihrer Auswertung. Seiner Initiative ist auch der Bau derbodenmechanischen.Modellversuchshalle bei der FAS zu verdanken.

_.]__.

Probleme der armonisierung der europäischeniaugrundnormen

von o. Prof. Dr.nIng. habil. Ulrich Sm‘oltczyk, Stuttgart

Einleitung

Bei dem politischen Ziel, 1992 den Binnenmarkt in der EG zu verwirklichen, geht dasRechtsverständnis der EG davon aus, daß die Einhaltung einer Sicherheitsforderung ineinem Land automatisch auch bedeuten muß, daß in allen anderen Ländern derGemeinschaft die erforderliche Sicherheit gegeben ist. Das kann zu gefährlichenIrrtümern Anlaß geben, denn anerkannte technische Regeln sind häufig das Ergebnisregional bewährter Überlieferungen, deren Übertragung auf die Verhältnisse in,anderen Regionen Europas ohne eine kritische Überprüfung nicht möglich ist.

Zu den Mandaten, die von der Europäischen Kommission an die EuropäischeNormungsorganisation CEN erteilt wurden, gehört auch der Auftrag, einenEUROCODE 7 “Geotechnical Design, General Design Rules'l zu entwerfen. ImDezember 1990 wurde damit ein Unterkomitee des Technischen Komitees TC 250 vonCEN unter der Leitung des Dänen N. Krebs Ovesen beauftragt. Der Autor gehörtneben Sachverständigen aus England, Frankreich, Irland, Niederlande und Portugaldiesem Gremium an.

Die Gruppe geht von einem bereits früher in direktem Auftrag der EG ausgearbeitetenEntwurf aus, der im November 1989 veröffentlicht wurde. B i l d 1 zeigt seinInhaltsverzeichnis. Dieser Entwurf wurde in Deutschland in der ZeitsChriftGEOTECHNIK 13 (1990), S. 1 — 40, sowie im Band 1 der 4. Auflage des Grund-bautaschenbuches abgedruckt. Die seinerzeit noch fehlenden Abschnitte überPfahlgründungen und Stützkonstruktionen sind gegenwärtig in Bearbeitung.

Bei den mittlerweile mehr als zehnjährigen Bearbeitungen stellte es sich immer wieder.heraus, daß der Grundbau hier in einer besonders schwierigen Ausgangslage ist: derStahlbau und der Stahlbetonbau hatten den Vorteil, daß im Rahmen des europäischenNormenkomitees CEN schon erhebliche Vorarbeiten für eine Harmonisierung derBemessungsregeln geleistet waren, während auf dem Gebiet des Grundbaus praktischvon vorn angefangen werden mußte.

Die Forderung nach Harmonisierung der technischen Regeln setzt vor allem eineeinheitliche Sicherheits-Philosophie voraus. Da die Sicherheitsdefinitionen schoninnerhalb des Grundbaus unterschiedlich waren und obendrein von den Definitionendes Konstruktiven Ingenieurbaus abwichen, stellte sich für den Grundbau dieHarmonisierungsanfgabe genässermaßcn dreidimensional:

1. Die innerhalb des traditionellen Grundbaus selbst nicht konsistentenSicherheitsvorstellungen, wie sie in B i l d 2 durch ein einfaches abstraktes BeiSpielveranschaulicht werden, müssen harmonisiert, d.h. untereinander vergleichbar, gemachtwerden.

_.]__.

Probleme der armonisierung der europäischeniaugrundnormen

von o. Prof. Dr.nIng. habil. Ulrich Smoltczyk, Stuttgart

Einleitung

Bei dem politischen Ziel, 1992 den Binnenmarkt in der EG zu verwirklichen, geht dasRechtsverständnis der EG davon aus, daß die Einhaltung einer Sicherheitsforderung ineinem Land automatisch auch bedeuten muß, daß in allen anderen Ländern derGemeinschaft die erforderliche Sicherheit gegeben ist. Das kann zu gefährlichenIrrtümern Anlaß geben, denn anerkannte technische Regeln sind häufig das Ergebnisregional bewährter Überlieferungen, deren Übertragung auf die Verhältnisse in,anderen Regionen Europas ohne eine kritische Überprüfung nicht möglich ist.

Zu den Mandaten, die von der Europäischen Kommission an die EuropäischeNormungsorganisation CEN erteilt wurden, gehört auch der Auftrag, einenEUROCODE 7 “Geotechnicai Design, General Design Rules'l zu entwerfen. ImDezember 1990 wurde damit ein Unterkomitee des Technischen Komitees TC 250 vonCEN unter der Leitung des Dänen N. Krebs Ovesen beauftragt. Der Autor gehörtneben Sachverständigen aus England, Frankreich, Irland, Niederlande und Portugaldiesem Gremium an.

Die Gruppe geht von einem bereits früher in direktem Auftrag der EG ausgearbeitetenEntwurf aus, der im November 1989 veröffentlicht wurde. B i l d 1 zeigt seinInhaltsverzeichnis. Dieser Entwurf wurde in Deutschland in der ZeitsChriftGEOTECHNIK 13 (1990), S. 1 — 40, sowie im Band 1 der 4. Auflage des Grund-bautaschenbuches abgedruckt. Die seinerzeit noch fehlenden Abschnitte überPfahlgründungen und Stützkonstruktionen sind gegenwärtig in Bearbeitung.

Bei den mittlerweile mehr als zehnjährigen Bearbeitungen stellte es sich immer wieder.heraus, daß der Grundbau hier in einer besonders schwierigen Ausgangslage ist: derStahlbau und der Stahlbetonbau hatten den Vorteil, daß im Rahmen des europäischenNormenkomitees CEN schon erhebliche Vorarbeiten für eine Harmonisierung derBemessungsregeln geleistet waren, während auf dem Gebiet des Grundbaus praktischvon vorn angefangen werden mußte.

Die Forderung nach Harmonisierung der technischen Regeln setzt vor allem eineeinheitliche Sicherheits-Philosophie voraus. Da die Sicherheitsdefinitionen schoninnerhalb des Grundbaus unterschiedlich waren und obendrein von den Definitionendes Konstruktiven Ingenieurbaus abwichen, stellte sich für den Grundbau dieHarmonisierungsanfgabe geudssermaßcn dreidimensional:

1. Die innerhalb des traditionellen Grundbaus selbst nicht konsistentenSicherheitsvorstellungen, wie sie in B i l d 2 durch ein einfaches abstraktes BeiSpielveranschaulicht werden, müssen harmonisiert, d.h. untereinander vergleichbar, gemachtwerden.

CHAPTER I — iNTRODUCTION

ScopeDistinction between Principles undApplicution RulcsAssumptionsDefinitions.S.I. UnitsSymbols Common to all EurocodosSymbols used in Part l of Eurocode 7

Hp—l ioI—a

Hi—JI-db—Ir—Jflammen.»

CHAPTER 2 - BASIS OF DESIGN

Fundamental RequiremcntsDesign by CalculationDesign'by Ptescriptive MensuresLond Tests and Tests on ExperimentalModelsThe Observational MethodThe Design Report

505050!“ {LbJIQH

wo Gnu:

CHAP’I‘ER 3 - GEOTECI {NICAL CATISCORIES

‚l Concept ..2 Geotechnical CutegOIy3 Geotechnicui Caregory

33 .33 4 Geotechn'icul Category („J

l—P—1

CHAPTER 4 - GEO’I‘ECi-INICÄL DATA

4.1 Generai -4.3 Gentechnicai investigations4.3 Evaluation of Geotechnical Parameters4.4 Reporting Geoteehnical Data

CHAPTER 5' .FlLL, DEWATERING

AND GROUND IB'II’ROVES'IENT

ScopeFundamental RequirementsFill ConsttuctionDewatering ‚Ground lmprovementMUIUnl/itn LAS-bellen"!

CHAPTER 6 - SPREAD FOUNDATIONS

ScopeLimit StatesActions and Design SituationsDesign and Consrruction ConsiderationsUltimate Limit Stare DesignServiceability Limit Stute DesignStructurai DesignCompaction of Backfill99‘999.09?“mqmmnonoi—a

CHAPTER 7 - PILE FOUNDA’I‘IONS(Not yet completed)

CHAPTER S - RE’I‘AINING STRUCTURES(Not yet completed)

CHAPTER 9 .. EMBANKNIENTS AND SLOPES ._ScopeLimit StutesActions and Design SituationsDesign und Consrruction ConsiderntionsUltimate Limit State DesignServiceability Limit Stare DesignMonitoring95020.“??? “-JCNUIJ—LJIQb—i

CHAPTER 10 .SUPERVISION 0F CONSTRUCTION, MONITORINGAND MAINTENANCE

10110.210.3105.110.510.6

Purpose und Role of SupervisionSupervisionChecking Ground ConditionsChecking ConstructionMonitoringMaintanance

ANNEX: CHECK LIST FORCONSTRUCTION SUPERVISION

AND PERFORMANCE MONITORING

Bild 1 Inhaltsverzeict des Eurocodes 7

2. Das in den Grundlagen der Sicherheitsanforderungen für Bauwerke (GruSiBau) fürdas gesamte Bauingenieurwesen postulierte gemeinsame ‚Sicherheitsniveau erforderteine Harmonisierung der Entwurfsregeln nach dem Konzept der Partialsicher—heitsbeiwerte, die zwischen den Konstruktiven Bauingenieuren und den Grundbau—ingenieuren stattfinden muß mit der volkswirtschasftliehen Nebenbedingung, daß dienach dem neuen Konzept berechneten Bauwerke nicht aufwendiger werden sollten alsbisher.

CHAPTER I — iNTRODUCTION

ScopeDistinction between Principles undApplicution RulcsAssumptionsDefinitions.S.I. UnitsSymbols Common to all EurocodesSymbols used in Part l of Eurocode 7

Hp—l ioI—a

i—mHn—di—ar—tumuunu

CHAPTER 2 - BASIS OF DESIGN

2.1 Fundamental Requiremcnts2.2 Design by Calculution2.3 Design'by Prescriptive Mensures2.4 Land Tests und Tests on Experimentul

Models2.5 The Observationul Method2.6 The Design Report

CHAP’I‘ER 3 - GEOTECI INICAL CATISCORIES

‚l Concept ..2. Geotechnicul CutegOIy.3 GeorechnieulCutegory.4 Geotecltn'icul Cutegory („J

l—P—

CHAPTER 4 - GEO’I‘ECl-INICÄL DATA

4.1 General -4.2 Geotechnicui investigations4.3 Evaluation oiGeotechnicui Parameters4.4 Reporting Geoteehnicul Dutu

CHAPTER 5' .FlLL, DEWATERING

AND GROUND lö’ll’ROVEß'lENT

ScopeFundamental RequirementsFill ConstructionDewatering ‚Ground improvementMUIUtl/itn LAS-bellen"!

CHAPTER 6 - SPREAD FOUNDATIONS

ScopeLimit StatesActions und Design SituationsDesign and Consrruction ConsiderationsUltimate Limit State DesignServiceability Limit Stnte DesignStructural DesignCompaction of Backfill99‘999.09?“mqmmnonor—a

CHAPTER 7 - PILE FOUNDA’I‘IONS(Not yet completed)

CHAPTER S - RE’I‘AINING STRUCTURES(Not yet completed)

CHAPTER 9 .. EMBANKNIENTS AND SLOPES ._ScopeLimit StatesActions and Design SituationsDesign und Consrruction ConsiderationsUltimate Limit Stute DesignServiceubility Limit Stute DesignMonitoringPPPPPPP "-JCNUt-ß—(‚JIQI—t

CHAPTER 10 .SUPERVISION 0F CONSTRUCTION, MONITORINGAND MAINTENANCE

10.l Purpose und Role of Supervision10.3 Supervision10.3 Checking Ground Conditions10.4.1 Checking Construction10.5 Monitoring10.6 Maintenance

ANNEX: CHECK LIST FORCONSTRUCTION SUPERVISION

AN D PERFORMANCE MONITORING

Bild 1 Inhaltsverzeichnis des Eurocodes 7

2. Das in den Grundlagen der Sicherheitsanforderungen für Bauwerke (GruSiBau) fürdas gesamte Bauingenieurwesen postulierte gemeinsame ‚Sicherheitsniveau erforderteine Harmonisierung der Entwurfsregeln nach dem Konzept der Partialsicher—heitsbeiwerte, die zwischen den Konstruktiven Bauingenieuren und den Grundbau—ingenieuren stattfinden muß mit der volksudrtschasftlichen Nebenbedingung, daß dienach dem neuen Konzept berechneten Bauwerke nicht aufwendiger werden sollten alsbisher.

Bild 2 Möglichkeiten unterschiedlicher Sicherheitsdefinitionen bei gleichemSachverhalt

3. Harmonisierung international.Bei (3) wird bewußt von "international" und nicht nur von "europäisch" gesprochen,denn durch die inzwischen erfolgte Abgabe der Euronormung von der EG an die

europäische Normungsorganisation CEN ist die Zahl der hierbei Einzubeziehenden janoch einmal um die Hälfte vergrößert worden, ganz abgesehen davon, daß natürlichauch die osteuropäischen Länder hierbei beteiligt zu werden wünschen.

Hier liegt nun für den Grundbau die besondere Schwierigkeit darin, daß es zwar

hinsichtlich der anzuwendenden Rechenmodelle für die Nachweise der Grundbruch-,Gleit—, Böschungsbruchsicherheit und der Setzungen international recht einheitlicheSprachregelungen gibt, daß diese Rechenmodelle aber nur in besonderen Fällen, etwa

bei ebenen Verformungszuständen oder im homogenen Baugrund, theoretischbegründbar sind, während alle in der Praxis vorkommenden Abweichungen durchempirische Modifizierungen berücksichtigt werden müssen, die irgendwann einmal in

jedem Land durch gutachterliche Stellungnahmen oder Veröffentlichungen voneinzelnen Experten oder Kommissionen festgelegt worden sind.

Hinzu kommt die allgemeine Schwierigkeit, daß die baurechtliche Verantwortung inden europäischen Ländern bekanntlich unterschiedlich praktiziert wird und daß auchdas Verständnis, was man unter einem "Code" zu erwarten habe, sehr differiert.

Während nach deutscher Tradition zwecks Harmonisierung der Wettbewerbsregeln von

T rh.Ye

Bild 2 Möglichkeiten unterschiedlicher Sicherheitsdefinitionen bei gleichemSachverhalt

3. Harmonisierung international.Bei (3) wird bewußt von "international" und nicht nur von "europäisch" gesprochen,denn durch die inzwischen erfolgte Abgabe der Euronormung von der EG an dieeuropäische Normungsorganisation CEN ist die Zahl der hierbei Einzubeziehenden janoch einmal um die Hälfte vergrößert worden, ganz abgesehen davon, daß natürlichauch die osteuropäischen Länder hierbei beteiligt zu werden wünschen.

Hier liegt nun für den Grundbau die besondere Schwierigkeit darin, daß es zwar

hinsichtlich der anzuwendenden Rechenmodelle für die Nachweise der Grundbruch-,Gleit—, Böschungsbruchsicherheit und der Setzungen international recht einheitlicheSprachregelungen gibt, daß diese Rechenmodelle aber nur in besonderen Fällen, etwa

bei ebenen Verformungszuständen oder im homogenen Baugrund, theoretischbegründbar sind, während alle in der Praxis vorkommenden Abweichungen durchempirische Modifizierungen berücksichtigt werden müssen, die irgendwann einmal in

jedem Land durch gutachterliche Stellungnahmen oder Veröffentlichungen voneinzelnen Experten oder Kommissionen festgelegt worden sind.

Hinzu kommt die allgemeine Schwierigkeit, daß die baurechtliche Verantwortung inden europäischen Ländern bekanntlich unterschiedlich praktiziert wird und daß auchdas Verständnis, was man unter einem "Code" zu erwarten habe, sehr differiert.

Während nach deutscher Tradition zwecks Harmonisierung der Wettbewerbsregeln von

‚1H 1.-.. —...

einer geotechnischen Berechnungaorm erwartet wird, daß sie in möglichst knapperForm eine eindeutige, durch Zahlenwerte und Formeln quantifizierbare Regel angibt,wie ein Nachweis und mit weldhem Sicherheitsbeiwert er zu führen sei, ist einenglischer Code of Practice eine umfangreiche Sammlung von Hinweisen, was zubeachten ist, wenn ein Nachweis zu führen oder eine Gründungsmaßnahme zurealisieren ist. Rechenregeln oder gar Sicherheitsbeiwerte sind dort nicht festgelegt,weil diese nach der in England traditionell kasuistischen Rechtsauffassung in dieVerantwortung des Entwurfsaufstellers gehören.

Über die europäische Regelung der Entwurfsregeln im Grundbau kann also zumgegenwärtigen Zeitpunkt noch nicht abschließend berichtet werden, doch zeichnen sichLeitlinien ab, über die im folgenden berichtet wird. Eine Umstellung der nationalengeotechnischen Normung auf europäische Regelungen wird nach den sog. Stillhaltevbedingungen, die ein Einfrieren nationaler konkurrierender Regelwerke verlangen, erstdann erfolgen können, wenn "der jeweilige Sachverhalt vollständig durch einenübereinstimmenden Satz harmonisierter Normen abgedeckt wird". Dem will dieEG-Konunission durch "fallweise angemessene Übergangsfristen" Rechnung tragen. Esbesteht also kein Grund zur Sorge, daß das deutsche—ge’o'technische Regelwerk 1992.schlagartig aus dem Verkehr gezogen werden muß. Vermutlich ist realistisch von einerfünfjährigen Übergangsfrist auszugehen, und die Schwierigkeit des Grundbaus wird inZukunft wie bisher darin liegen, daß die anderen Disziplinen einen zeitlichenVorsprung haben, so daß wir im Grundbau dann bereits mit Angaben zu Einwirkungenkonfrontiert werden, die dort bereits nach dem Partialsicherheitskonzept ermittelt seinwerden, während im eigenen Bereich noch nach dem bisherigen Regelpaket gerechnetwerden wird. Hier wird die deutsche Bauordnung auf dem Erlaß-Wege Anpassungenfür die Übergangszeit zu finden haben.

Das System der Partialsicherheitsbeiwerte

Die größten Schwierigkeiten ergeben sich für den Grundbau aus der Erfahrung, daß dieSicherheitsvorstellungen in Europa sowohl qualitativ wie quantitativ sehr variieren.

Qualitativ:Für einen Bauingenieur in England, der als beratender Ingenieur einen Entwurfaufzustellen hat, ist der Sicherheitsbegriff subjektiv, d.h. an seine eigene undverantwortliche Einschätzung des Risikos gebunden.Für einen Bauingenieur in Frankreich ist das maßgebend, was seitens derBauwesenversicherung gefordert wird.Für einen Bauingenieur in Deutschland sind die Normen maßgebend.

Quantitativ:Vergleichsrechnungen, siehe B i 1 d 3, auf der Basis derzeit geltender technischerRegeln, zeigen erhebliche Abweichungen in den Vorstellungen, welche globaleSicherheit bei einem Nachweis im Grundbau notwendig ist. Dabei kann man feststellen,daß die konservativsten Forderungen aus England kommen, wo die angesetztenGlobalsicherheitsbeiwerte um etwa 50% über den deutschen und den dänischen liegen.

‚1H J.-- m

einer geotechnischen Berechnungaorm erwartet wird, daß sie in möglichst knapperForm eine eindeutige, durch Zahlenwerte und Formeln quantifizierbare Regel angibt,wie ein Nachweis und mit weldhem Sicherheitsbeiwert er zu führen sei, ist einenglischer Code of Practice eine umfangreiche Sammlung von Hinweisen, was zubeachten ist, wenn ein Nachweis zu führen oder eine Gründungsmaßnahme zurealisieren ist. Rechenregeln oder gar Sicherheitsbeiwerte sind dort nicht festgelegt,weil diese nach der in England traditionell kasuistischen Rechtsauffassung in dieVerantwortung des Entwurfsaufstellers gehören.

Über die europäische Regelung der Entwurfsregeln im Grundbau kann also zumgegenwärtigen Zeitpunkt noch nicht abschließend berichtet werden, doch zeichnen sichLeitlinien ab, über die im folgenden berichtet wird. Eine Umstellung der nationalengeotechnischen Normung auf europäische Regelungen wird nach den sog. Stillhaltevbedingungen, die ein Einfrieren nationaler konkurrierender Regelwerke verlangen, erstdann erfolgen können, wenn "der jeweilige Sachverhalt vollständig durch einenübereinstimmenden Satz harmonisierter Normen abgedeckt wird". Dem will dieEG-Konum'ssion durch "fallweise angemessene Übergangsfristen" Rechnung tragen. Esbesteht also kein Grund zur Sorge, daß das deutsche—gentechnische Regelwerk 1992.schlagartig aus dem Verkehr gezogen werden muß. Vermutlich ist realistisch von einerfünfjährigen Übergangsfrist auszugehen, und die Schwierigkeit des Grundbaus wird inZukunft wie bisher darin liegen, daß die anderen Disziplinen einen zeitlichenVorsprung haben, so daß wir im Grundbau dann bereits mit Angaben zu Einwirkungenkonfrontiert werden, die dort bereits nach dem Partialsicherheitskonzept ermittelt seinwerden, während im eigenen Bereich noch nach dem bisherigen Regelpaket gerechnetwerden wird. Hier wird die deutsche Bauordnung auf dem Erlaß-Wege Anpassungenfür die Übergangszeit zu finden haben.

Das System der Partialsicherheitsbeiwerte

Die größten Schwierigkeiten ergeben sich für den Grundbau aus der Erfahrung, daß dieSicherheitsvorstellungen in Europa sowohl qualitativ wie quantitativ sehr variieren.

Qualitativ:Für einen Bauingenieur in England, der als beratender Ingenieur einen Entwurfaufzustellen hat, ist der Sicherheitsbegriff subjektiv, d.h. an seine eigene undverantwortliche Einschätzung des Risikos gebunden.Für einen Bauingenieur in Frankreich ist das maßgebend, was seitens derBauwesenversicherung gefordert wird.Für einen Bauingenieur in Deutschland sind die Normen maßgebend.

Quantitativ:Vergleichsrechnungen, siehe B i 1 d 3, auf der Basis derzeit geltender technischerRegeln, zeigen erhebliche Abweichungen in den Vorstellungen, welche globaleSicherheit bei einem Nachweis im Grundbau notwendig ist. Dabei kann man feststellen,daß die konservativsten Forderungen aus England kommen, wo die angesetztenGlobalsicherheitsbeiwerte um etwa 50% über den deutschen und den dänischen liegen.

—_stiffclay

— q'r '= 260"- C’=20kN/1112 _

'- gv’ = 10kN/n13

Results

| F D DK P UK. N1 IR

length (m) 16.1 12.0 13.8 16.2 14.4 14.0 12.0bending moment ’ _ ‚.- ‚_. m .(kNm/m) 279 210 099 302 330 0:0 1-1 5sheetpile __ „ ‚.‚ „„‚.‚weight (kg/n1) 2504 1866 32 2520 342: 32:6 1800

prop force (kN/m) 82 52 2:59 191 026 20'? 35I,

Ak

3000 „5 kg ‚

2000 -- ' DK UK NL

F P

1000—- D

Bild 3 Ergebnis einer Ringanalyse am Beispiel eines Stützbauwerks unter Zugmnde-legung der in europäischen Ländern geltenden Regeln

'—stiff clay

—— 05’ '= 260"- C’=20kN/1112 _5 = 20 kN/m3'- ’J)’ = 10 kN/m3

Results

| F D DK P UK. N1 IR

length (m) 16.1 12.0 13.8 16.2 14.4 14.0 12.0bending moment ’ _ ‚.- ‚_. m .(kNm/m) 279 210 099 302 330 0:0 1-1 5sheetpile __ „ ‚.‚ „„‚.‚weight (kg/n1) 2504 1866 32 2520 342: 3:6 1800

prop force (kN/m) 82 52 2:59 191 '226 20'? 35'r

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2000 --'

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1000—- D IR

Bild 3 Ergebnis einer Ringanalyse am Beispiel eines Stützbauwerks unter Zugmnde-legung der in europäischen Ländern geltenden Regeln

K... E3 .—

Wenn also die verständliche Forderung erhoben wird, die Einführung eines neuenSicherheitskonzeptes müsse- 1. das gewohnte Sicherheitsniveau einhalten, und- 2. zu keiner größeren Fundamentabmessungen führen als bisher,dann ist - da ja jede beteiligte Nation die gleiche Forderung stellen kann — eineinternationale Harmonisierung von vornherein unmöglich.

Um der Forderung nach Harmonisierung zu entsprechen, war es daher notwendig, dietraditionelle Betrachtungsweise mit globalen Sicherheitsbeiwerten insgesamt durch einneues Konzept zu ersetzen. In den "Grundlagen für die Sicherheit von Bauwerken"(GruSiBau) des Instituts für Bautechnik in Berlin wurde daher vor zehn Jahren ein inDänemark schon seit den fünfziger Jahren erfolgreich praktiziertes Konzeptaufgegriffen, Einwirkungen und Widerstände getrennt zu bewerten. Man ging allerdingsüber diesen Ansatz hinaus und versuchte, mit Hilfe der Wahrscheinlichkeitsrechnung zueinem für das gesamte Bauingenieurwesen gleichmäßig tragfähigen Sicherheitskonzept

t0 k = 200 25D 300 35Ü 400oc= 0, {3:0, KW: Kap

"alt" 0,43 0,35 0,28 0,22 0,18"neu" 0,50 0,42 0,34 0,29 0,24“neu" /"alt" i 1,16 1,19 1,22 1,31 1,31

0c: 200, ß: 20v"alt“ 0,35 0,23 0,16 0,11"neu" 0,57 0,35 0,25 0,17"neu" /"alt" 1,61 1,54 1,54 1,57

er = 200 , ß = 0"alt" 0,31 0,24 0,17 0,13 0,09"neu" 0,39 0,31 0,24 0,18 0,13"neu" /"a1t" - 1,27 1,29 1,41 1,40 1,49

(x = 0, ß = 200"alt" 0,55 0,41 0,32 0,25"neu" 0,77 0,53 0,41 0,31"neu" /“3_It" 1,39 1,29 1,27 1,26:

“alt“: Berechnung unter Verwendung von "cal"-Werten"neu“: Berechnung mit zpd = (pk /1,2

Bild 4 Erddruckbeiwerte nach bisheriger deutscher Regel und bei Einrechnungeines Partialsicherheitsbeiwertes von 1,20 in den Scherwinkel (,0

K... E3 ‚.-

Wenn also die verständliche Forderung erhoben wird, die Einführung eines neuenSicherheitskonzeptes müsse- 1. das gewohnte Sicherheitsniveau einhalten, und- 2. zu keiner größeren Fundamentabmessungen führen als bisher,dann ist - da ja jede beteiligte Nation die gleiche Forderung stellen kann — eineinternationale Harmonisierung von vornherein unmöglich.

Um der Forderung nach Harmonisierung zu entsprechen, war es daher notwendig, dietraditionelle Betrachtungsweise mit globalen Sicherheitsbeiwerten insgesamt durch einneues Konzept zu ersetzen. In den "Grundlagen für die Sicherheit von Bauwerken"(GruSiBau) des Instituts für Bautechnik in Berlin wurde daher vor zehn Jahren ein inDänemark schon seit den fünfziger Jahren erfolgreich praktiziertes Konzeptaufgegriffen, Einwirkungen und Widerstände getrennt zu bewerten. Man ging allerdingsüber diesen Ansatz hinaus und versuchte, mit Hilfe der Wahrscheinlichkeitsrechnung zueinem für das gesamte Bauingenieurwesen gleichmäßig tragfähigen Sicherheitskonzept

t0 k = 200 25D 300 35Ü 4000(= 0, {3:0, KW: Kap

"alt" 0,43 0,35 0,28 0,22 0,18"neu" 0,50 0,42 0,34 0,29 0,24“neu" /"alt" i 1,16 1,19 1,22 1,31 1,31

DC== 209, ß = 20“

"alt" 0,35 0,23 0,16 0,11"neu" 0,57 0,35 0,25 0,17"neu" /"alt" 1,61 1,54 1,54 1,57

er =200, ß = 0"alt" 0,31 0,24 0,17 0,13 0,09"neu" 0,39 0,31 0,24 0,18 0,13"neu" /"alt" - 1,27 1,29 1,41 1,40 1,49

er =0, ß = 200"alt" 0,55 0,41 0,32 0,25"neu" 0,77 0,53 0,41 0,31"neu" /“3_It" 1,39 1,29 1,27 1,26:

“alt“: Berechnung unter Verwendung von "cal"-Werten"neu“: Berechnung mit zpd = (pk /1,2

Bild 4 Erddruckbeiwerte nach bisheriger deutscher Regel und bei Einrechnungeines Partialsicherheitsbeiwertes von 1,20 in den Scherwinkel (,0

„7...

auf der Grundlage einer einheitlichen Versagenswahrscheinlichkeit zu gelangen. DerNachweis, daß ein Versagen eines Bauteils mit hinreichender Wahrscheinlichkeitausgeschlossen werden kann, läßt sich aber selbst im Massivbau nur in statistisch

gesicherten seltenen Fällen führen, während man in der Regel auf Stichproben in

Verbindung mit gesicherter Erfahrung angewiesen ist. Dies gilt in ganz besonderem

Maße für den Grundbau.

Den Fachleuten, die sich mit der Aufstellung einer harmonisierten europäischenGrundbaunorm befaßten, blieb nichts anderes übrig, als zu dem dänischen Konzeptfester Partialsicherheitsbeiwerte zurückzukehren. Es hat erwiesenermaßen denNachteil, daß es je nach Bodenqualität zu einer größeren oder kleineren Versagens—wahrscheinlichkeit führt, als in der GruSiBau festgelegt wurde - jedenfalls nicht zueinem festen Wert hierfür. Auch ergaben Nachrechnungen, daß man im Grundbau

bisher im allgemeinen mit einer größeren Versagenswahrscheinlichkeit bemessen hat,als das in der GruSiBau gefordert wird. Dies muß man bedenken, wenn gefordert wird,die Abmessungen dürften sich nach dem neuen Konzept nicht vergrößern.

Das Konzept der konstanten Partialsicherheitsbeiwerte

Der Konstruktive Ingenieurbau hatte kaum Schwierigkeiten, das Konzept konstanterPartialsicherheitsbeiwerte zu quantifizieren, denn er brauchte im Grunde lediglich diebisher angewandte globale Sicherheit von 1,75 für die Bemessung von Bauteilen in zwei

Faktoren zu zerlegen, von denen der eine der Lastseite, der andere der Materialseite

zuzuordnen war. Dabei wurde davon ausgegangen, daß die größere Unsicherheit bei

den Lasten (jetzt: Einwirkungen) bestehe. Demzufolge wurden Partialsicherheits-beiwerte VF = 1,35 für ständige und 1,50 für veränderliche Einwirkungen festgelegt,

während für den Materialwiderstand Werte 'ym um 1,1 bis 1,2 als ausreichendangesehen wurden. Diese Werte findet man auch in den Eurocodes für Stahlbau und

Stahlbetonbau.

Für den Grundbau sind derartige Festlegungen sehr problematisch. Zunächst einmal istzu beachten, daß die für die Einwirkungsseite vorgesehenen Partialsicherheitsbeiwerteaus zwei unterschiedlichen Unsicherheiten herrühren, nämlich einem Faktor für die

Unsicherheit der Einwirkung selbst und einem zweiten Faktor für die Berücksichtigungder Unsicherheit, die sich aus der Verteilung der Einwirkung innerhalb einesBauwerkes ergibt. Man kann die Gesichtspunkte, die sich aus der statischenUnbestimmtheit eines vielfältig gegliederten, aus Platten, Scheiben, Säulen und Balken

bestehenden Baukörpers ergeben, nicht unreflektiert auf das Kontinuum Baugrundübertragen. Die Einwirkung aus dem Wasserdruck hängt z. B. allein von der praktisch

nicht streuenden Wichte des Wassers ab und von der Spiegelhöhe, für die in der Regelstatistisch sehr zuverlässige Daten vorliegen oder die durch konstruktive Vorkehrungenexakt definiert und somit als Nennwert gegeben ist. Es ist daher abzulehnen, dieständige Einwirkung aus Wasserdruck mit einem V1: = 1,35 zu vergrößern. DerErddruck hängt von mehreren Basisvariablen ab, wobei die Wichte des Bodens auchwieder eine wenig streuende Größe ist, für die VF x 1,0 (bzw. 1,05 bei günstigerWirkung etwa bei Auftriebsnachweisen) angemessen ist. Der Erddruck hängt aberaußerdem über das Rechenrnodell auch von den Basisvariablen der Scherfestigkeit und

„7...

auf der Grundlage einer einheitlichen Versagenswahrscheinlichkeit zu gelangen. DerNachweis, daß ein Versagen eines Bauteils mit hinreichender Wahrscheinlichkeitausgeschlossen werden kann, läßt sich aber selbst im Massivbau nur in statistisch

gesicherten seltenen Fällen führen, während man in der Regel auf Stichproben in

Verbindung mit gesicherter Erfahrung angewiesen ist. Dies gilt in ganz besonderem

Maße für den Grundbau.

Den Fachleuten, die sich mit der Aufstellung einer harmonisierten europäischenGrundbaunorm befaßten, blieb nichts anderes übrig, als zu dem dänischen Konzeptfester Partialsicherheitsbeiwerte zurückzukehren. Es hat erwiesenermaßen denNachteil, daß es je nach Bodenqualität zu einer größeren oder kleineren Versagens—wahrscheinlichkeit führt, als in der GruSiBau festgelegt wurde - jedenfalls nicht zueinem festen Wert hierfür. Auch ergaben Nachrechnungen, daß man im Grundbau

bisher im allgemeinen mit einer größeren Versagenswahrscheinlichkeit bemessen hat,als das in der GruSiBau gefordert wird. Dies muß man bedenken, wenn gefordert wird,die Abmessungen dürften sich nach dem neuen Konzept nicht vergrößern.

Das Konzept der konstanten Partialsicherheitsbeiwerte

Der Konstruktive Ingenieurbau hatte kaum Schwierigkeiten, das Konzept konstanterPartialsicherheitsbeiwerte zu quantifizieren, denn er brauchte im Grunde lediglich diebisher angewandte globale Sicherheit von 1,75 für die Bemessung von Bauteilen in zwei

Faktoren zu zerlegen, von denen der eine der Lastseite, der andere der Materialseite

zuzuordnen war. Dabei wurde davon ausgegangen, daß die größere Unsicherheit bei

den Lasten (jetzt: Einwirkungen) bestehe. Demzufolge wurden Partialsicherheits-beiwerte 'VF = 1,35 für ständige und 1,50 für veränderliche Einwirkungen festgelegt,während für den Materialwiderstand Werte 'ym um 1,1 bis 1,2 als ausreichendangesehen wurden. Diese Werte findet man auch in den Eurocodes für Stahlbau und

Stahlbetonbau.

Für den Grundbau sind derartige Festlegungen sehr problematisch. Zunächst einmal istzu beachten, daß die für die Einwirkungsseite vorgesehenen Partialsicherheitsbeiwerteaus zwei unterschiedlichen Unsicherheiten herrühren, nämlich einem Faktor für die

Unsicherheit der Einwirkung selbst und einem zweiten Faktor für die Berücksichtigungder Unsicherheit, die sich aus der Verteilung der Einwirkung innerhalb einesBauwerkes ergibt. Man kann die Gesichtspunkte, die sich aus der statischenUnbestimmtheit eines vielfältig gegliederten, aus Platten, Scheiben, Säulen und Balken

bestehenden Baukörpers ergeben, nicht unreflektiert auf das Kontinuum Baugrundübertragen. Die Einwirkung aus dem Wasserdruck hängt z. B. allein von der praktisch

nicht streuenden Wichte des Wassers ab und von der Spiegelhöhe, für die in der Regelstatistisch sehr zuverlässige Daten vorliegen oder die durch konstruktive Vorkehrungenexakt definiert und somit als Nennwert gegeben ist. Es ist daher abzulehnen, dieständige Einwirkung aus Wasserdruck mit einem V1: = 1,35 zu vergrößern. DerErddruck hängt von mehreren Basisvariablen ab, wobei die Wichte des Bodens auchwieder eine wenig streuende Größe ist, für die VF x 1,0 (bzw. 1,05 bei günstigerWirkung etwa bei Auftriebsnachweisen) angemessen ist. Der Erddruck hängt aberaußerdem über das Rechenrnodell auch von den Basisvariablen der Scherfestigkeit und

Wandreibung ab.

Das sind aber Materialwerte, für die im EC’? Partialsicherheitsbeiwerte W =1,20...1,25 (auf tan (‚0) und V0: 1,5 .. 1,8 auf die Kohäsion cvorgeschlagen wurden. Dervon den anderen Ländervertretern akzeptierte Grundsatz bei der Erddruckberechnungist somit die Berechnung des Bemessungswertes des Erddrucks aus den Bernessungs-werten der Basisvariablen. B i l d 4 zeigt den Vergleich der Beiwerte des aktivenErddruckes für ebenes Gelände und senkrechte Stützwand. Der Beiwert für denKohäsionsanteil tritt stets in multiplikativer Verbindung mit dem Kohäsionswert c auf,enthält also immer eine höhere Teilsicherheit als bisher.

Mit diesem Konzept dürfte ein englischer Entwurfsaufsteller zu günstigerenAbmessungen kommen als bisher, so daß von dort kein Widerspruch zu erwarten ist.Hingegen ist diese Regel auf deutscher Seite auf großen Widerspruch gestoßen. Dennhier würde eine Regel bevorzugt, nach der der Erddruck aus den charakteristischenWerten der Basisvariablen zu berechnen und dann als Kraftgröße wie eine sonstigeEinwirkung mit den vorgenannten Partialsicherheitsbeiwerten des KonstruktivenIngenieurbaus zu multiplizieren wäre.

Bild 3 stellte die Ergebnisse einer Spundwandberechnung nach den in Europageltenden nationalen Regeln dar. Es ist deutlich, daß die deutsche Praxis zu dengünstigsten Abmessungen führt. Die Harmonisierung kann also nur zu aus deutscherSicht ungünstigeren Bemessungen führen, doch Inuß hier abgewogen werden, welchesZiel den höheren Stellenwert hat. Kompromisse sind unvermeidlich.

Das DefinitionsuProblem der charakteristischen Werte

Der wichtigste DiskuSsionspunkt für die gesamte geotechnische Normung ist dieDefinition der charakteristischen Werte der Materialeigenschaften. Zwei Fragenstellen sich hier:

1. Wie müssen die charakteristischen Werte der Basisvariablen im Grundbau definiertwerden, damit das Sicherheitsniveau überhaupt mit dem des übrigenBauingenieurwesens verglichen werden kann?

2. Wie läßt sich eine Umstellung von der bisherigen auf die EC7-Praxis so vornehmen,daß der persönliche Erfahrungsschatz des für den Entwurf einer Gründungsmaßnahrneverantwortlichen Ingenieurs auch in Zukunft genutzt werden kann?

Im EC7-Entwurf hat sich die Auffassung durchgesetzt, daß nur durch eine quantitativeFestlegung die Varianz erfaßt werden könne. Es heißt dort:

2.2.5 (4): Characteristic valttes 51ml! be selected with the itttentt'on that the probabt'iity of a man: uttfavourablevalue govemt'ng the occttnence of a It'mit stete Es not greater than 5%.

Dazu lautet die Anwendungsregel:

Wandreibung ab.

Das sind aber Materialwerte, für die im EC’? Partialsicherheitsbeiwerte W =1,20...1,25 (auf tan (‚0) und V0: 1,5 .. 1,8 auf die Kohäsion cvorgeschlagen wurden. Dervon den anderen Ländervertretern akzeptierte Grundsatz bei der Erddruckberechnungist somit die Berechnung des Bemessungswertes des Erddrucks aus den Bernessungs-werten der Basisvariablen. B i l d 4 zeigt den Vergleich der Beiwerte des aktivenErddruckes für ebenes Gelände und senkrechte Stützwand. Der Beiwert für denKohäsionsanteil tritt stets in multiplikativer Verbindung mit dem Kohäsionswert c auf,enthält also immer eine höhere Teilsicherheit als bisher.

Mit diesem Konzept dürfte ein englischer Entwurfsaufsteller zu günstigerenAbmessungen kommen als bisher, so daß von dort kein Widerspruch zu erwarten ist.Hingegen ist diese Regel auf deutscher Seite auf großen Widerspruch gestoßen. Dennhier würde eine Regel bevorzugt, nach der der Erddruck aus den charakteristischenWerten der Basisvariablen zu berechnen und dann als Kraftgröße wie eine sonstigeEinwirkung mit den vorgenannten Partialsicherheitsbeiwerten des KonstruktivenIngenieurbaus zu multiplizieren wäre.

Bild 3 stellte die Ergebnisse einer Spundwandberechnung nach den in Europageltenden nationalen Regeln dar. Es ist deutlich, daß die deutsche Praxis zu dengünstigsten Abmessungen führt. Die Harmonisierung kann also nur zu aus deutscherSicht ungünstigeren Bemessungen führen, doch Inuß hier abgewogen werden, welchesZiel den höheren Stellenwert hat. Kompromisse sind unvermeidlich.

Das DefinitionsuProblem der charakteristischen Werte

Der wichtigste DiskuSsionspunkt für die gesamte geotechnische Normung ist dieDefinition der charakteristischen Werte der Materialeigenschaften. Zwei Fragenstellen sich hier:

1. Wie müssen die charakteristischen Werte der Basisvariablen im Grundbau definiertwerden, damit das Sicherheitsniveau überhaupt mit dem des übrigenBauingenieurwesens verglichen werden kann?

2. Wie läßt sich eine Umstellung von der bisherigen auf die EC7-Praxis so vornehmen,daß der persönliche Erfahrungsschatz des für den Entwurf einer Gründungsmaßnahrneverantwortlichen Ingenieurs auch in Zukunft genutzt werden kann?

Im EC7-Entwurf hat sich die Auffassung durchgesetzt, daß nur durch eine quantitativeFestlegung die Varianz erfaßt werden könne. Es heißt dort:

2.2.5 (4): Characteristic valttes 51ml! be selected with the itttention that the probabt'iity of a man: uttfavourablevalue govemt'ng the occttnence of a It'mit stete Es not greater than 5%.

Dazu lautet die Anwendungsregel:

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Forparameters for which Ute values gaveming the field behaw‘our arg weil established wir}: Iitfle rm—cen‘ainry the characteristic value may be reiten es the best estimare of Ute vaiue in the field. Wherethere is greater rmcertaim}; Ute characteristic value t's more conservative.

Gegen diese Forderung wurde eingewandt, sie sei akademisch, da es in der Praxis in derRegel nicht möglich sei, die 5%—Fraktile einer Materialeigenschaft nachzuweisen. Ausdiesem Grunde identifizierte der deutsche Ausschuß NABau V1 dencharakteristischen Wert als "sicheren Erwartungswert des Mittelwertes".

Bei dieser Diskussion wurde verkannt, daß die Forderung des EC7 ja nicht dahin geht,eine 5%—Fraktile nachzuweisen - was natürlich unmöglich wäre -, sondern sich bei derAuswahl des charakteristischen Wertes von dem Ziel leiten zu lassen ("intention"!), daßhöchstens 5% der Werte einer Größe auftreten, die das Tragverhalten steuert. Dabeiist zu beachten, daß das Versagen bei Gründungen sowohl dadurch eintreten kann, daßin einem fundamentnahen Teilvolumen des Baugrundes die Widerstände kumulativgeweckt werden (Beispiel: Grundbruch), als auch dadurch daß der Schubverbundzwischen einem Fundament und dem Baugrund infolge einer lokalen Schwachstelleversagt und sich progressiv eine Gleitfläche entwickelt (Beispiel: Gleiten; Zuganker;aber auch der allgemeinere Fall des Linienbruches). In den letztgenannten Fällen hilftalso nicht die Kenntnis der Varianz des Mittelwertes, sondern es ist schon notwendig,die Varianz der Scherpararneter selbst innerhalb des Kontaktbereiches zuberücksichtigen.

Im übrigen folgt dann in der Anwendungsregel der Rekurs auf die Qualität einerBaugrunduntersuchung bzw. die gesicherte Erfahrung.

Nimmt man dies zusammen und beachtet ferner, daß die bisherige Handhabung dersog. "cal"-Werte in der deutschen Geotechnik erfahrungsgemäß dem Grad anZuverlässigkeit entsprochen haben muß, den das o.g. Prinzip des EC7 verlangt, dann istdavon auszugehen, daß die deutschen cal-Werte als charakteristische Materialwerteübernommen werden können. Sie tragen also bereits der Varianz Rechnung. Diebeiden eingangs genannten Forderungen lassen sich dadurch ohne Umstellungs-hwierigkeiten in der deutschen Baupraxis erfüllen.

Das Interaktionsproblem

Bei der Bemessung von Fundamenten und anderen Gründungskörpernunterscheidetman bekanntlich drei Stufen der Erfassung der BaugrundReaktion:

1. Die "einfache Annahme", daß sich die Bodenreaktionsspannung statisch bestimmtüber die Gleichgewichtsbedingungen aus den einwirkenden Kräften und Momentenermitteln lasse;

2. der Ersatz der Bodenreaktion durch eine diskrete oder kontinuierliche Reihe

elastischer Federn;

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Gegen diese Forderung wurde eingewandt, sie sei akademisch, da es in der Praxis in derRegel nicht möglich sei, die 5%—Fraktile einer Materialeigenschaft nachzuweisen. Ausdiesem Grunde identifizierte der deutsche Ausschuß NABau V1 dencharakteristischen Wert als "sicheren Erwartungswert des Mittelwertes".

Bei dieser Diskussion wurde verkannt, daß die Forderung des EC7 ja nicht dahin geht,eine 5%—Fraktile nachzuweisen - was natürlich unmöglich wäre -, sondern sich bei derAuswahl des charakteristischen Wertes von dem Ziel leiten zu lassen ("intention"!), daßhöchstens 5% der Werte einer Größe auftreten, die das Tragverhalten steuert. Dabeiist zu beachten, daß das Versagen bei Gründungen sowohl dadurch eintreten kann, daßin einem fundamentnahen Teilvolumen des Baugrundes die Widerstände kumulativgeweckt werden (Beispiel: Grundbruch), als auch dadurch daß der Schubverbundzwischen einem Fundament und dem Baugrund infolge einer lokalen Schwachstelleversagt und sich progressiv eine Gleitfläche entwickelt (Beispiel: Gleiten; Zuganker;aber auch der allgemeinere Fall des Linienbruches). In den letztgenannten Fällen hilftalso nicht die Kenntnis der Varianz des Mittelwertes, sondern es ist schon notwendig,die Varianz der Scherpararneter selbst innerhalb des Kontaktbereiches zuberücksichtigen.

Im übrigen folgt dann in der Anwendungsregel der Rekurs auf die Qualität einerBaugrunduntersuchung bzw. die gesicherte Erfahrung.

Nimmt man dies zusammen und beachtet ferner, daß die bisherige Handhabung dersog. "cal"-Werte in der deutschen Geotechnik erfahrungsgemäß dem Grad anZuverlässigkeit entsprochen haben muß, den das o.g. Prinzip des EC7 verlangt, dann istdavon auszugehen, daß die deutschen cal-Werte als charakteristische Materialwerteübernommen werden können. Sie tragen also bereits der Varianz Rechnung. Diebeiden eingangs genannten Forderungen lassen sich dadurch ohne Umstellungs-hwierigkeiten in der deutschen Baupraxis erfüllen.

Das Interaktionsproblem

Bei der Bemessung von Fundamenten und anderen Gründungskörpernunterscheidetman bekanntlich drei Stufen der Erfassung der BaugrundReaktion:

1. Die "einfache Annahme", daß sich die Bodenreaktionsspannung statisch bestimmtüber die Gleichgewichtsbedingungen aus den einwirkenden Kräften und Momentenermitteln lasse;

2. der Ersatz der Bodenreaktion durch eine diskrete oder kontinuierliche Reihe

elastischer Federn;

Bild 5 Interaktionsfälle i111 Grundbau (schematisch)Bild 5 Interaktionsfälle i111 Grundbau (schematisch)

„11.:.

3. die Ermittlung der Bodenreaktion durch eine statisch unbestimmte Berechnung derSohlspannungsverteilung aufgrund eines Stoffgesetzes für den Baugrund: a) mitausschließlicher Berücksichtigung der gestalttreuen Volumenänderungen; b) unterEinbeziehung der Scherverformungen.

Wenn also bei ausgedehnten Gründungskörpern (Platten, Balkenroste) oderFundamentgruppen nach 2 oder 3 gerechnet wird, ergeben sich Umverteilungen auf derEinwirkungsseite. Man hat es dann mit dem Interaktionsproblem zu tun. Der Einflußdes sich verformenden Bodens auf die Verteilung der einwirkenden Kräfte macht sichaber nicht nur bei Gründungsplatten u.ä. bemerkbar, sondern im Grunde bei allenKontaktflächen. B i1 d 5 stellt typische Interaktionsfälle dar.

B i l d 6 zeigt das Ergebnis einer statischen Untersuchung unter Zugrundelegung derAnnahme 2 für einen dreifeldrigen Hausquerschnitt mit 4 Streifenfundamenten beiVariation des Steifigkeitsverhältnisses von Bauwerk und Baugrund (tt = EI/l3 C1;C1 -— Federsteifigkeit unter dem Außenfundament) und der Standardabweichung derBaugrundfedern.

'

Die aus der Interaktion herrührende Unsicherheit bei den Auflagerkräften läßt sichalso entweder dadurch abdecken, daß die Einwirkungen mit einem auskömmlichenPartialsicherheitsbeiwert vergrößert werden, oder - und das scheint mir derzuverlässigere und einsehbarere Weg zu sein, daß man eine Varianz des Steifemodulsberücksichtigt.

Das Problem international ist nun, daß der Grad der " statischen Sensibilität" diesemProblem gegenüber in Deutschland am stärksten ausgeprägt ist. In den meisten anderenLändern begnügt man sich mit einfachen plausiblen Abschätzungen der Varianz derSohldruckverteilung (z.B. indem man die halbe Sohldruckspannung in dreieckförmigerVerteilung unter den Wänden konzentriert o.ä.). Hier ist m.E. sowohl eineRückführung deutscher Bemühungen auf ein Niveau nötig, das für die Bemessung nochwirklich relevant ist, als auch eine Abstimmung mit den Bauingenieuren des Auslands.

Die zwei Grenzzustände

Es besteht international Einigkeit darüber, daß der Entwurfsaufsteller zweiverschiedene Grenzzustände zu überprüfen habe: den Grenzzustand 1 derTragfähigkeit und den GZ 2 der Gebrauchstauglichkeit. Dabei kann der G21 imBauwerk oder einem Bauwerksteil eintreten, wenn z.B. die Setzungen des tragendenBaugrundes zu groß werden, er kann aber auch durch“ ein Versagen des Baugrundesselbst eintreten. Dagegen soll der Nachweis des Nichteintretens eines G22 dazudienen sicher zu sein, daß bei Einwirkung der planmäßigen Lasten nur solcheVerformungen eintreten, die den Gebrauch des Bauwerks oder Bauteiles nicht in Fragestellen.

Natürlich lassen sich stets Szenarien denken, bei denen diese Unterscheidung nichts

„II-1.:.

3. die Ermittlung der Bodenreaktion durch eine statisch unbestimmte Berechnung derSohlspannungsverteilung aufgrund eines Stoffgesetzes für den Baugrund: a) mitausschließlicher Berücksichtigung der gestalttreuen Volumenänderungen; b) unterEinbeziehung der Scherverformungen.

Wenn also bei ausgedehnten Gründungskörpern (Platten, Balkenroste) oderFundamentgruppen nach 2 oder 3 gerechnet wird, ergeben sich Umverteilungen auf derEinwirkungsseite. Man hat es dann mit dem Interaktionsproblem zu tun. Der Einflußdes sich verformenden Bodens auf die Verteilung der einwirkenden Kräfte macht sichaber nicht nur bei Gründungsplatten u.ä. bemerkbar, sondern im Grunde bei allenKontaktflächen. B i1 d 5 stellt typische Interaktionsfälle dar.

B i l d 6 zeigt das Ergebnis einer statischen Untersuchung unter Zugrundelegung derAnnahme 2 für einen dreifeldrigen Hausquerschnitt mit 4 Streifenfundamenten beiVariation des Steifigkeitsverhältnisses von Bauwerk und Baugrund (tt = EI/l3 C1;C1 -— Federsteifigkeit unter dem Außenfundament) und der Standardabweichung derBaugrundfedern.

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Die aus der Interaktion herrührende Unsicherheit bei den Auflagerkräften läßt sichalso entweder dadurch abdecken, daß die Einwirkungen mit einem auskömmlichenPartialsicherheitsbeiwert vergrößert werden, oder - und das scheint mir derzuverlässigere und einsehbarere Weg zu sein, daß man eine Varianz des Steifemodulsberücksichtigt.

Das Problem international ist nun, dal3 der Grad der " statischen Sensibilität“ diesemProblem gegenüber in Deutschland am stärksten ausgeprägt ist. In den meisten anderenLändern begnügt man sich mit einfachen plausiblen Abschätzungen der Varianz derSohldruckverteilung (z.B. indem man die halbe Sohldrucksparmung in dreieckförmigerVerteilung unter den Wänden konzentriert o.ä.). Hier ist m.E. sowohl eineRückführung deutscher Bemühungen auf ein Niveau nötig, das für die Bemessung nochwirklich relevant ist, als auch eine Abstimmung mit den Bauingenieuren des Auslands.

Die zwei Grenzzustände

Es besteht international Einigkeit darüber, daß der Entwurfsaufsteller zweiverschiedene Grenzzustände zu überprüfen habe: den Grenzzustand 1 derTragfähigkeit und den GZ 2 der Gebrauchstauglichkeit. Dabei kann der GZl imBauwerk oder einem Bauwerksteil eintreten, wenn z.B. die Setzungen des tragendenBaugrundes zu groß werden, er kann aber auch durch“ ein Versagen des Baugrundesselbst eintreten. Dagegen soll der Nachweis des Nichteintretens eines G22 dazudienen sicher zu sein, dal3 bei Einwirkung der planmäßigen Lasten nur solcheVerformungen eintreten, die den Gebrauch des Bauwerks oder Bauteiles nicht in Fragestellen.

Natürlich lassen sich stets Szenarien denken, bei denen diese Unterscheidung nichts

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Verhältnis der Steifemoduli AI bei 0:5;

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Bild 6 Beispiel für den Interaktionseinfluß auf die Streifenfundamente einesdreifeldrigen Bauwerks

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Bild 6 Beispiel für den Interaktionseinfluß auf die Streifenfundamente einesdreifeldrigen Bauwerks

bringt. Man denke an die unterschiedliche Setzung, die zwar zu keinen Rissen imBauwerk, wohl aber zur Beschädigung eines Gasrohres mit nachfolgender Explosionführt: GZl oder G22?

'

Weniger wichtig als eine präzise Definition, die dann doch lückenhaft bleibt, scheintmir der unbestrittene Sachverhalt, daß der Entwurfsaufsteller im Gegensatz zurbisherigen Praxis in Zukunft nicht nur die Setzungen im GZ2 nachzuweisen hat,sondern auch die Setzungen (und sogar die Verformungen allgemein) unter denerhöhten Einwirkungen des GZl. Das entfällt nur dann, wenn der Baugrund selbst esist, der im GZl versagt, weil dann natürlich die Setzungen unbestimmt groß werden.

Ein Harmonisiemngsproblem des Europäischen Normenwerkes liegt allerdings hiernicht vor, denn die im EC'Y—Entwurf hierzu getroffenen Feststellungen sind bisher vonkeiner Seite in Frage gestellt worden. Man hat lediglich Sorge geäußert, daß derstatische Aufwand sich verdoppeln könnte. Das ist jedoch abwegig, da sichgewissermaßen nur die rechte Seite des Problems ändert, d.h. die Aussagen sind fast imgleichen Rechengang für beide Grenzzustände zu erhalten.

Die noch unklaren Sicherheits-Definiticnen

Harmonisierungsprobleme sehe ich bei den bisher nicht behandelten erdstatischenNachweisen, als da sind:— Auftriebssicherheit;— Erosionssicherheit;.. Gefügestabilität (suspensionsgestützte Erdwand);.. Sicherheit gegen zu große Schubverformungen bei Stützkcnstruktionen;- Sicherheit bei Ausziehwiderständen;- Definition der Sicherheit bei Tunnelbauten;

Definition der Sicherheit bei numerischen erdstatischen Kontinuumsberechnungen.l

Bei den langährigen Beratungen des EC7-Entwurfes ging es im Grunde immer um dieGrundfälle der Geotechnik, die sich bei der Bemessung von Fundamenten, Pfählen undStützwänden ergeben. Wenn man sich im Sinne des schweizerischen Normenwerkesaber Gedanken über “Gefährdungsbilder” machen soll, muß man eigentlich feststellen,daß die schwierigeren Harmonisierungsprobleme vermutlich erst noch kommenwerden.

Schlußbemerkung

Zusannnenfassend und etwas vereinfacht stelle ich fest, daß es im wesentlichen e i nHarmonisierungsproblem gibt und das rührt von den unterschiedlichen Sicherheitsn-anforderungen her, die in den europäischen Ländern bisher gelten. Die Variationsbreitewird durch die englische und die deutsche Praxis bestimmt. Da ein Erfolg derHarmonisierungsbemühungen einen Kompromiß voraussetzt, wird es in Deutschlandnach der Umstellung des nationalen geotechnischen Regelwerkes auf das europäischenicht möglich sein, mit einem so spitzen Rechenstift zu dimensionieren wie bisher.

bringt. Man denke an die unterschiedliche Setzung, die zwar zu keinen Rissen imBauwerk, wohl aber zur Beschädigung eines Gasrohres mit nachfolgender Explosionführt: GZl oder G22?

'

Weniger wichtig als eine präzise Definition, die dann doch lückenhaft bleibt, scheintmir der unbestrittene Sachverhalt, daß der Entwurfsaufsteller im Gegensatz zurbisherigen Praxis in Zukunft nicht nur die Setzungen im GZ2 nachzuweisen hat,sondern auch die Setzungen (und sogar die Verformungen allgemein) unter denerhöhten Einwirkungen des GZl. Das entfällt nur dann, wenn der Baugrund selbst esist, der im GZl versagt, weil dann natürlich die Setzungen unbestimmt groß werden.

Ein Harmonisiemngsproblem des Europäischen Normenwerkes liegt allerdings hiernicht vor, denn die im EC'Y—Entwurf hierzu getroffenen Feststellungen sind bisher vonkeiner Seite in Frage gestellt worden. Man hat lediglich Sorge geäußert, daß derstatische Aufwand sich verdoppeln könnte. Das ist jedoch abwegig, da sichgewissermaßen nur die rechte Seite des Problems ändert, d.h. die Aussagen sind fast imgleichen Rechengang für beide Grenzzustände zu erhalten.

Die noch unklaren Sicherheits-Definitienen

Harmonisierungsprobleme sehe ich bei den bisher nicht behandelten erdstatischenNachweisen, als da sind:— Auftriebssicherheit;— Erosionssicherheit;.. Gefügestabilität (suspensionsgestützte Erdwand);.. Sicherheit gegen zu große Schubverformungen bei Stützkcnstruktionen;- Sicherheit bei Ausziehwiderständen;- Definition der Sicherheit bei Tunnelbauten;

Definition der Sicherheit bei numerischen erdstatischen Kontinuumsberechnungen.l

Bei den langährigen Beratungen des EC7-Entwurfes ging es im Grunde immer um dieGrundfälle der Geotechnik, die sich bei der Bemessung von Fundamenten, Pfählen undStützwänden ergeben. Wenn man sich im Sinne des schweizerischen Normenwerkesaber Gedanken über “Gefährdungsbilder” machen soll, muß man eigentlich feststellen,daß die schwierigeren Harmonisierungsprobleme vermutlich erst noch kommenwerden.

Schlußbemerkung

Zusannnenfassend und etwas vereinfacht stelle ich fest, daß es im wesentlichen e i nHarmonisierungsproblem gibt und das rührt von den unterschiedlichen Sicherheitsn-anforderungen her, die in den europäischen Ländern bisher gelten. Die Variationsbreitewird durch die englische und die deutsche Praxis bestimmt. Da ein Erfolg derHarmonisierungsbemühungen einen Kompromiß voraussetzt, wird es in Deutschlandnach der Umstellung des nationalen geotechnischen Regelwerkes auf das europäischenicht möglich sein, mit einem so spitzen Rechenstift zu dimensionieren wie bisher.

zur Neufassung von DIN 4014. ausgebe Eärz i990

l Einleitung

Die *wichtigsten..Änderungen‚ gegenüber DIN 4014,Blatt l und Blatt 2, ohne Wertung der Reihenfolgesind:

. — Der Anwendungsbereich wurde zusammengefaßtund erweitert. auf IPfahldurchmesser‘ von0.3 m bis 3.0 m.

m Einzelpfähle mit nicht kreisförmigemDurchmesser werden in die Norm auf"genommen.

— Die Norm gilt für verrohrt und unverrohrthergestellte Pfähle unter Verwendung—einer Tonsuspension als Stützflüssigkeit"durchgehender Bohrschnecken

— Das Betoniern ohne Schüttrohr im trockenenBohrloch wird zugelassen.

_ Das äußere 'Tragverhalten.‘wird‚ neu. gereugelt.

2 Anwendungsbereich

Die Norm gilt nun für Bohrpfähle mit einem Durch"messer 0.3 m S D S 3.0 m. Selbstverständlich un-terscheiden sich die Pfähle, deren Durchmesser inden angegebenen Grenzen liegt, in ihrem LastnSetwzungsverhalten. Bei der Auswertung einer großenZahl von Pfahlprobebelastungen hat sich aber gewzeigt, daß’ das iProdukt. Sohlspannungtpfahldurch"messer für eine jeweils vorgegebene Setzung beisonst gleichen Verhältnissen hinsichtlich der Feestigkeit des Bodens annähernd konstant ist(FRANKE 1981). Annähernd tdeshalb‚ ‘weil die IFewstigkeit eines Bodens als Naturprodukt erheblichstreut und in unmittelbarer Umgebung einesPfahles nach seiner Herstellung oftmals auchnicht bekannt ist (diese Gesetzmäßigkeit ergibtsich aber z.B. aus der Setzungsgleichung nach DIN4019). Für die normative Festlegung bedeutet die"ser Sachverhalt nun, daß für alle Pfähle mit ei-nem Durchmesser in den betrachteten Grenzen nichtdas absolute, sondern das auf den PfahldurchmeSHser bezogene lestetzungsverhalten gleich ist.Demzufolge werden die Sohlspannungen in den Ta—bellen für die Ermittlung des äußeren Tragverhal"tens nicht mehr absoluten Setzungen Eh sondernden auf den Pfahldurchmesser D bezogenen relati—ven Setzungen s/D (0.01: 0.02; 0.03: 0.1) zuge"ordnet. -

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zur Neufassung von DIN 4014. ausgebe Eärz i990

l Einleitung

Die *wichtigsten..Änderungen‚ gegenüber DIN 4014,Blatt l und Blatt 2, ohne Wertung der Reihenfolgesind:

. — Der Anwendungsbereich wurde zusammengefaßtund erweitert. auf IPfahldurchmesser‘ von0.3 m bis 3.0 m.

m Einzelpfähle mit nicht kreisförmigemDurchmesser werden in die Norm auf"genommen.

— Die Norm gilt für verrohrt und unverrohrthergestellte Pfähle unter Verwendung—einer Tonsuspension als Stützflüssigkeit"durchgehender Bohrschnecken

— Das Betoniern ohne Schüttrohr im trockenenBohrloch wird zugelassen.

_ Das äußere 'Tragverhalten.‘wird‚ neu. gereugelt.

2 Anwendungsbereich

Die Norm gilt nun für Bohrpfähle mit einem Durch"messer 0.3 m S D S 3.0 m. Selbstverständlich un-terscheiden sich die Pfähle, deren Durchmesser inden angegebenen Grenzen liegt, in ihrem LastnSetwzungsverhalten. Bei der Auswertung einer großenZahl von Pfahlprobebelastungen hat sich aber gewzeigt, dafi’ das iProdukt. Sohlspannungtpfahldurch-messer für eine jeweils vorgegebene Setzung beisonst gleichen Verhältnissen hinsichtlich der Fe-stigkeit des Bodens annähernd konstant ist(FRANKE 1981). Annähernd ndeshalb, ‘weil die IFewstigkeit eines Bodens als Naturprodukt erheblichstreut und in unmittelbarer Umgebung einesPfahles nach seiner Herstellung oftmals auchnicht bekannt ist (diese Gesetzmäßigkeit ergibtsich aber z.B. aus der Setzungsgleichung nach DIN4019). Für die normative Festlegung bedeutet die"ser Sachverhalt nun, daß für alle Pfähle mit ei-nem Durchmesser in den betrachteten Grenzen nichtdas absolute, sondern das auf den PfahldurchmeSHser bezogene lestetzungsverhalten gleich ist.Demzufolge werden die Sohlspannungen in den Ta—bellen für die Ermittlung des äußeren Tragverhal"tens nicht mehr absoluten Setzungen Eh sondernden auf den Pfahldurchmesser D bezogenen relati—ven Setzungen s/D (0.01; 0.02; 0.03: 0.1) zuge"ordnet. -

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1 15 1

3 Zur Frage von Snezialnfählen

Ein kurzer Abschnitt über Spezialpfähle war bis“her nur in Blatt 1 der DIN 4014 zu finden. DieNormen sollen in Zukunft einerseits nur nochMindestanforderungen enthalten, andererseits aberden Anwendungsbereich soweit abstecken, daß ransich später nicht mehr mit Sonderpfählen und Spe—zialpfählen befassen muß. Der Begriff "Bohrpfahl"muß deshalb eindeutig und umfassend definiertsein. Es heißt nunmehr:

Bohrpfähle sind Ortbetonpfähle, die in einenin den Boden gebohrten Hohlraum durch Ein-bringen von Beton, gegebenenfalls mit Bewah—rung, hergestellt werden.

Es kommt also nicht darauf an, wie das Loch her“gestellt wird (z. B. bei Schlitzwandelementen),sondern ausschließlich darauf, daß ein Loch her-gestellt und damit Boden entnommen wird. Allesandere fällt unter den Begriff "Verdrängungs—pfähle".

4 Schlitzwandelemente

Schlitzwandelemente werden in neuerer Zeit auchals axial belastete Gründungskörper verwendet.Form und Querschnitt dieser Elemente können denstatischen Erfordernissen gut angepaßt werden.Nach der Definition fallen sie zwar eindeutig un—ter den Oberbegriff "Bohrpfähle", müssen aberdennoch besonders erwähnt werden, weil ihrSetzungsverhalten von der Querschnittsform ab—hängt. Näheres hierüber enthält die Tabelle 6 derNorm.

5 Unverrohrt hergestellte Pfähle

5.1 Der Einsatz von Tonsuspension

Bisher wurde in DIN 4014 lediglich darauf hingenwiesen, daß die Pfahltragfähigkeit bei Verwendungvon ‘Ionsuspension als stützende Flüssigkeit anStelle eines Bohrrohres ungünstig beeinflußt wer"den kann.

Zur Lösung dieses Problems hatte die Degebo aufihrem Versuchsgelände vor etwa 10 Jahren einigePfahlprobebelastungen. durchgeführt (WEISS/HANACK1983). Vier Löcher wurden unter Verwendung einesBohrrohres hergestellt, zwei davon anschließendunter Ziehen des Rohres mit einer Tonsuspensionverfüllt. Bei dadurch erhaltener exakt gleicherPfahlgeometrie war die später im Versuch gemeSnsene Mantelreibung um 40% bzw. mehr als 50%

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3 Zur Frage von Snezialnfählen

Ein kurzer Abschnitt über Spezialpfähle war bis“her nur in Blatt 1 der DIN 4014 zu finden. DieNormen sollen in Zukunft einerseits nur nochMindestanforderungen enthalten, andererseits aberden Anwendungsbereich soweit abstecken, daß ransich später nicht mehr mit Sonderpfählen und Spe—zialpfählen befassen muß. Der Begriff "Bohrpfahl"muß deshalb eindeutig und umfassend definiertsein. Es heißt nunmehr:

Bohrpfähle sind Ortbetonpfähle, die in einenin den Boden gebohrten Hohlraum durch Ein-bringen von Beton, gegebenenfalls mit Bewah—rung, hergestellt werden.

Es kommt also nicht darauf an, wie das Loch her“gestellt wird (z. B. bei Schlitzwandelementen),sondern ausschließlich darauf, daß ein Loch her-gestellt und damit Boden entnommen wird. Allesandere fällt unter den Begriff "Verdrängungs—pfähle".

4 Schlitzwandelemente

Schlitzwandelemente werden in neuerer Zeit auchals axial belastete Gründungskörper verwendet.Form und Querschnitt dieser Elemente können denstatischen Erfordernissen gut angepaßt werden.Nach der Definition fallen sie zwar eindeutig un-ter den Oberbegriff "Bohrpfähle", müssen aberdennoch besonders erwähnt werden, weil ihrSetzungsverhalten von der Querschnittsform ab—hängt. Näheres hierüber enthält die Tabelle 6 derNorm.

5 Unverrohrt hergestellte Pfähle

5.1 Der Einsatz von Tonsusnension

Bisher wurde in DIN 4014 lediglich darauf hingenwiesen, daß die Pfahltragfähigkeit bei Verwendungvon ‘Ionsuspension als stützende Flüssigkeit anStelle eines Bohrrohres ungünstig beeinflußt wer"den kann.

Zur Lösung dieses Problems hatte die Degebo aufihrem Versuchsgelände vor etwa 10 Jahren einigePfahlprobebelastungen. durchgeführt (WEISS/HANACK1983). Vier Löcher wurden unter Verwendung einesBohrrohres hergestellt, zwei davon anschließendunter Ziehen des Rohres mit einer Tonsuspensionverfüllt. Bei dadurch erhaltener exakt gleicherPfahlgeometrie war die später im Versuch gemeSnsene Mantelreibung um 40% bzw. mehr als 50%

h-v 16 m

geringer als bei den konventionell hergestelltenPfählen. Anders verhielt es sich bei einem weitemren Pfahl, bei dem die Bohrlochwandung unmittelwbar durch eine Tonsuspension gestützt wurde. DieMantelfläche war sehr' ‘uneben, die Betonkubaturrd. 30% größer. Eine Abminderung der Mantelreimbung war in diesem Fall nicht nachzuweisen. Fürdie Normung ergab sich daraus die Konsequenz, daßdie unterschiedliche Herstellungsart der Pfählein der Praxis keinen Einfluß auf deren äußeresTragverhalten hat.

5.2 Herstellen von Bohrnfählen mit auf ganzerLänge durchqehender Bohrschneoke

Auf einige Besonderheiten, die das äußereTragverhalten negativ beeinflussen können, wirdhingewiesen. Beim Bohren sind Vorschub und Drehmzahl der Bohrschnecke aufeinander abzustimmen,sonst kann mehr Boden gefördert werden, als dem

'Bohrlochvolumen entspricht, und zwar aus der nämheren und weiteren Umgebung des Bohrloches mitder Folge einer erheblichen Auflockerung des B0"dens und der damit verbundenen Abnahme seinerTragfähigkeit und gegebenenfalls auch des Entzu—ges der Stütze von Nachbarfundamenten.

Ferner wird gerätetechnisch unterschieden zwiwschen Bohrschnecken mit kleinem und mit großemZentralrohr. Im ersten Fall muß die Bewehrungnach 'dem Betonieren in den Frischbeton hin—eingedrückt oder «gezogen werden. Das erfordertentsprechende Erfahrung und entsprechende Geräte.Noch wichtiger ist aber in diesem Fall, daß deram.lhu3 der Bohrschnecke austretende Frischbetonunter einem ‘Überdruck stehen muß, der sicher—stellt, daß der beim Ziehen der Bohrschneckefreigegebene Raum sofort mit Frischbeton verfülltwird.

6 Betonieren ohne Schüttrohr

Lotrecht 'verrohrt oder imit durchgehender Bohrwschnecke hergestellte Bohrlöcher, in denen keinWasser steht, dürfen unter Verwendung einesSchüttrichters mit einem anschließenden, minde—stens 2 In langen Schüttrohr zubetoniert werden.Es ist sicherzustellen, daß dieses Schüttrohrseine lotrechte Lage im Bohrrohr während des gan—zen Betoniervorgangs beibehält. EntsprechendeVersuche der Firma Bauer, Schrobenhausen, habenergeben, daß der. Frischbeton durch den freienFall nicht entmischt wird.

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geringer als bei den konventionell hergestelltenPfählen. Anders verhielt es sich bei einem weitemren Pfahl, bei dem die Bohrlochwandung unmittelwbar durch eine Tonsuspension gestützt wurde. DieMantelfläche war sehr ‘uneben, die Betonkubaturrd. 30% größer. Eine Abminderung der Mantelreimbung war in diesem Fall nicht nachzuweisen. Fürdie Normung ergab sich daraus die Konsequenz, daßdie unterschiedliche Herstellungsart der Pfählein der Praxis keinen Einfluß auf deren äußeresTragverhalten hat.

5.2 Herstellen von Bohrpfählen mit auf ganzerLänge durchqehender Bohrgehneoke

Auf einige Besonderheiten, die das äußereTragverhalten negativ beeinflussen können, wirdhingewiesen. Beim Bohren sind Vorschub und Drehmzahl der Bohrschnecke aufeinander abzustimmen,sonst kann mehr Boden gefördert werden, als dem

'Bohrlochvolumen entspricht, und zwar aus der nämheren und weiteren Umgebung des Bohrloches mitder Folge einer erheblichen Auflockerung des B0"dens und der damit verbundenen Abnahme seinerTragfähigkeit und gegebenenfalls auch des Entzu—ges der Stütze von Nachbarfundamenten.

Ferner wird gerätetechnisch unterschieden zwiwschen Bohrschnecken mit kleinem und mit großemZentralrohr. Im ersten Fall muß die Bewehrungnach 'dem Betonieren in den Frischbeton hin—eingedrückt oder «gezogen werden. Das erfordertentsprechende Erfahrung und entsprechende Geräte.Noch wichtiger ist aber in diesem Fall, daß deram.lhu3 der Bohrschnecke austretende Frischbetonunter einem ‘Überdruck stehen muß, der sicher—stellt, daß der beim Ziehen der Bohrschneckefreigegebene Raum sofort mit Frischbeton verfülltwird.

6 Betonieren ohne Sohüttrohr

Lotrecht 'verrohrt oder imit durchgehender Bohrwschnecke hergestellte Bohrlöcher, in denen keinWasser steht, dürfen unter Verwendung einesSchüttrichters mit einem anschließenden, minde—stens 2 In langen Schüttrohr zubetoniert werden.Es ist sicherzustellen, daß dieses Schüttrohrseine lotrechte Lage im Bohrrohr während des gan—zen Betoniervorgangs beibehält. EntsprechendeVersuche der Firma Bauer, Schrobenhausen, habenergeben, daß der. Frischbeton durch den freienFall nicht entmischt wird.

m 17 m

7 Beteneualität

Die Norm weicht diesbezüglich etwas von der DIN1045 ab. Das betrifft die Gewährleistung derFließfähigkeit und die rechnerische Festigkeitdes Betons. Hier haben entsprechende Erfahrungender Bohrpfahlfirmen ihren Niederschlag gefunden.

8 äußeres Tragyerhalten bei exielerBeanspruchung . .

8.1 Allgemeines

Das Procedere ist gegenüber der früheren Ausgabeunverändert. Es wird für einen Pfahl mit vorgegewbenen Abmessungen eine Last—Setzungslinie kon—struiert (Bild 1). Diese Verfahren hat sich be—währt und geht auch konform mit den Ausführungen

, in Abschnitt 5.6 der DIN 1054, Fassung November1976; denn es handelt sich hierbei nicht um einerdstatisches oder empirisches Berechnungsverfah—ren. Die Tabellenwerte sind. Erfahrungswerte imSinne der DIN 1054; sie stammen aus einer Viel—zahl von charakteristischen Werten vonPfahlprobebelastungen.

Neu gegenüber der früheren Fassung ist, daß dieFestigkeit des nichtbindigen Bodens bei derErmittlung des äußeren Tragverhaltens differen-ziert berücksichtigt wird. Das ist natürlich einFortschritt. Denn bisher wurde nur unterschiedenzwischen dem sogenannten iNormalfall, der durcheinen Sondierwiderstand in den Grenzen 10 MN/m2 S

qS S 15 MN/m2 gekennzeichnet ist, und Fällen mithoherer Festigkeit, in denen ein gewisser prozen-tualer Zuschlag zml den Tabellenwerten gestattetwird. Außerdem hat die Erfahrung immer wieder be—stätigt, daß das LastnSetzungsverhalten einesBohrpfahles in einem Boden mit einem Sondierwinderstand von 10 MN/m2 sich bereits signifikantunterscheidet von dem in einem Boden mit einemSondierwiderstand von 15 MN/mz.

8.2 Tabellenwerte

8.2.1 Nichtbindiqer Boden

Maßgebendes Kriterium für die Festigkeit desnichtbindigen Bodens und, damit Eingangswert indie Tabellen ist der mit der Spitzendrucksonde(CPT) gemessene Sondierwiderstand q , ersatzweiseder mit der schweren Rammson e gemesseneSondierwiderstand ‘Nlo, ersatzweise der" bei demStandard Penetration Test (SPT) gemessene

m 17 m

7 Beteneualität

Die Norm weicht diesbezüglich etwas von der DIN1045 ab. Das betrifft die Gewährleistung derFließfähigkeit und die rechnerische Festigkeitdes Betons. Hier haben entsprechende Erfahrungender Bohrpfahlfirmen ihren Niederschlag gefunden.

8 äußeres Tragyerhalten bei exielerBeanspruchung . .

8.1 Allgemeines

Das Procedere ist gegenüber der früheren Ausgabeunverändert. Es wird für einen Pfahl mit vorgegewbenen Abmessungen eine Last—Setzungslinie kon—struiert (Bild 1). Diese Verfahren hat sich be—währt und geht auch konform mit den Ausführungen

, in Abschnitt 5.6 der DIN 1054, Fassung November1976; denn es handelt sich hierbei nicht um einerdstatisches oder empirisches Berechnungsverfah—ren. Die Tabellenwerte sind. Erfahrungswerte imSinne der DIN 1054; sie stammen aus einer Viel—zahl von charakteristischen Werten vonPfahlprobebelastungen.

Neu gegenüber der früheren Fassung ist, daß dieFestigkeit des nichtbindigen Bodens bei derErmittlung des äußeren Tragverhaltens differen-ziert berücksichtigt wird. Das ist natürlich einFortschritt. Denn bisher wurde nur unterschiedenzwischen dem sogenannten‚ Normalfall, der durcheinen Sondierwiderstand in den Grenzen 10 MN/mz Sq S 15 MN/m2 gekennzeichnet ist, und Fällen mithoherer Festigkeit, in denen ein gewisser prozen-tualer Zuschlag zml den Tabellenwerten gestattetwird. Außerdem hat die Erfahrung immer wieder be—stätigt, daß das LastnSetzungsverhalten einesBohrpfahles in einem Boden mit einem Sondierwinderstand von 10 MN/m2 sich bereits signifikantunterscheidet von dem in einem Boden mit einemSondierwiderstand von 15 MN/mz.

8.2 Tabellenwerte

8.2.1 Nichtbindiqer Boden

Maßgebendes Kriterium für die Festigkeit desnichtbindigen Bodens und, damit Eingangswert indie Tabellen ist der mit der Spitzendrucksonde(CPT) gemessene Sondierwiderstand q , ersatzweiseder mit der schweren Rammson e gemesseneSondierwiderstand ‘Nlo, ersatzweise der" bei demStandard Penetration Test (SPT) gemessene

mCOe 1Sondierwiderstand N3 . Für die Umrechnung vonN10 auf qs gilt: q/N10 = 1 MN/m’. In Tabelle 3Slnd Umrechmmnungsfa toren zwischen dem Sondierwiwderstand gS und der Schlagzahl N3 für Verschiemdene nichtEbindige Bodenarten angegeben.

Für die Festlegung der Tabellenwerte in Abhängig“keit von dem Sondierwiderstand wurde an bereitsfrüher' gefundene empirische Beziehungen an“geknüpft, wonach zwischen dem Sondierwiderstandeinerseits und Mantelreibung bzw. Tragfähigkeitandererseits ein linearer Zusammenhang besteht(z.B. Bilder 4, 5 und 13 in WEISS 1978).

Für eine Auswertung zur Verfügung standen die Ermgebnisse von rd. 130 Pfahlprobebelastungen(FRANKE 1989). Die Auswertung gestaltete sichinsofern etwas schwierig, als nur wenige Probebewlastungen so instrumentiert gewesen sind, daß derAnteil der Pfahlfußkraft und der Pfahlmantelkraftgetrennt. ausgewiesen *werden konnten. In. diesenFällen ergab sich eine ‘Vorsichtig' abgeschätzteMantelreibung Tm = q *0.008. Dieser Wert ist et"was kleiner als er fur eine Setzung von 3 cm ab"geleitete Wert im wasserführenden Sand von 0.01(Bild 13 in WEISS 1978). In (WEISS/HANACK,1983)wurde ein Verhältniswert von 0.009 ermittelt. Dernormative Faktor von 0.008 ist somit ein im Sinneder GRUSIBAU vorsichtig geschätzter charaktemristischer Wert für den Grenzwert der Manntelreibung.

Damit kann nun der Anteil der Hantelreibung ander Gesamttragfähigkeit bestimmt werden. DieseLast muß nur noch einer bestimmten Setzung zugemordnet ‘werden. Hierfüx' kann “man, näherungsweise 'den Punkt, an dem die Lastetzungslinie diestärkste Krümmung aufweist, als die Stelle deuwten, an der die Mantelreibung annähernd ihr Maxi—mum erreicht hat.

Trägt man nun die Werte Pfahlmantelkraft und Sewtung im Punkt der stärksten Krümmung der Last-nSetzungslinie auf, so erhält man einen noch über“schaubaren Punkthaufen (Bild 2). Aufgetragen sind82 Wertepaare von Versuchen im Sand, im Ton, vonPfählen mit und ohne Fußverbreiterung. Die eingeuzeichnete Gerade und damit die Gleichung für dieGrenzsetzung in Abhängigkeit von der Pfahl—man—telkraft

smgm 0.5 + 0.5[cm/MN]

tn' [cm]

ist rein empirisch. Eine getrennte Auswertung fürbindigen und für nichtbindigen Boden ergab keinensignifikanten Unterschied.

GIBCOe 1Sondierwiderstand

/NN3. Für die Umrechnung von

N10 auf qs gilt: = 1 MN/m’. In Tabelle 3Slnd Umrechmnungsfäktolren zwischen dem Sondierwiwderstand gS und der Schlagzahl N3 für Verschiemdene nichtEbindige Bodenarten angegeben.

Für die Festlegung der Tabellenwerte in Abhängig“keit von dem Sondierwiderstand wurde an bereitsfrüher gefundene empirische Beziehungen an“geknüpft, wonach zwischen dem Sondierwiderstandeinerseits und Mantelreibung bzw. Tragfähigkeitandererseits ein linearer Zusammenhang besteht(z.B. Bilder 4, 5 und 13 in WEISS 1978).

Für eine Auswertung zur Verfügung standen die Ermgebnisse von rd. 130 Pfahlprobebelastungen(FRANKE 1989). Die Auswertung gestaltete sichinsofern etwas schwierig, als nur wenige Probebewlastungen so instrumentiert gewesen sind, daß derAnteil der Pfahlfußkraft und der Pfahlmantelkraftgetrennt. ausgewiesen *werden konnten. In. diesenFällen ergab sich eine ‘Vorsichtig' abgeschätzteMantelreibung Tm *0. 008. Dieser Wert ist et"was kleiner alsmäer fur eine Setzung von 3 cm ab"geleitete Wert im wasserführenden Sand von 0.01(Bild 13 in WEISS 1978). In (WEISS/HANACK,1983)wurde ein Verhältniswert von 0.009 ermittelt. Dernormative Faktor von 0.008 ist somit ein im Sinneder GRUSIBAU vorsichtig geschätzter charaktemristischer Wert für den Grenzwert der Manntelreibung.

Damit kann nun der Anteil der Hantelreibung ander Gesamttragfähigkeit bestimmt werden. DieseLast muß nur noch einer bestimmten Setzung zugemordnet ‘werden. Hierfüx' kann “man, näherungsweise 'den Punkt, an dem die Lastetzungslinie diestärkste Krümmung aufweist, als die Stelle deuwten, an der die Mantelreibung annähernd ihr Maxi—mum erreicht hat.

Trägt man nun die Werte Pfahlmantelkraft und Sewtung im Punkt der stärksten Krümmung der Lastm-Setzungslinie auf, so erhält man einen noch über“schaubaren Punkthaufen (Bild 2). Aufgetragen sind82 Wertepaare von Versuchen im Sand, im Ton, vonPfählen mit und ohne Fußverbreiterung. Die eingeuzeichnete Gerade und damit die Gleichung für dieGrenzsetzung in Abhängigkeit von der Pfahl—man—telkraft

smgm 0.5 + 0.5[cm/MN]

tn' [cm]

ist rein empirisch. Eine getrennte Auswertung fürbindigen und für nichtbindigen Boden ergab keinensignifikanten Unterschied.

„19...

Mit diesem Ansatz für die Mantelreibung könnteman nun auch den Anteil der Pfahlfußkraft an derGesamttragfähigkeit bestimmen. Damit liegt manaber auf der unsicheren Seite, denn dieser Anteilergäbe sich "mit dem idefinierten charakteristimsehen Wert der Mantelreibung zu hoch. Deshalb istes richtig, für die Ermittlung der Pfahlfußkrafteine obere Schranke der Mantelreibung anzusetzen.Die Auswertung erfolgte für diskrete Werte derbezogenen Setzung s/D = 0.01, 0.02, 0.03 und 0.1.Das Ergebnis ist an einem Beispiel für s/D = 0.02.in Bild 3 dargestellt. Das ist nun ein ziemlichunregelmäßige Punkthaufen. Die Prüfung auf Sig—nifikanz einer Abhängigkeit zwischen Sohlspannungund Sondierwiderstand ergibt keine klare Aussage.Dafür gibt es verschiedene Gründe:

Der zugeordnete Sondierwiderstand entsprichtnicht dem tatsächlicher Wert, weil

"nicht unmittelbar neben dem Pfahl undunterhalt) der' Pfahlfußebene sondiertworden ist

—der Boden bei der Pfahlherstellunggestört worden ist

-in den meisten Fällen mit der schweren Rammsonde sondiert ‘worden ist;der Umrechnungsfaktor für qS ist aberauch eine streuende Größe

"mögliche Gestängereibung bei denSondierungen mit der SRS 15 einen zu

“hohen Sondierwiderstand vortäuscht"die Mantelreibung und damit auch die Pfahl—fußkraft als Differenz zwischen Gesamtlastund Mantelreibung ebenfalls eine streuendeGröße ist.

Dennoch kann man damit etwas anfangen. Denn dienormative Festlegung soll ja auf der sicherenSeite liegen. Die in Bild 3 eingezeichnete Geradestellt als untere Grenze die Normwerte dar; alleVersuchswerte sind größer. Das sind dann diecharakteristischen Werte für die Sohlspannungenin der Pfahlfußebene.

Der Grenzwert für die Mantelreibung wird i.a. bewreits bei Setzungen erreicht, die durchaus nocheinem Gebrauchszustand zugeordnet werden können.Das bedeutet, daß hier keine Widerstandsreservenmehr vorhanden sind. Die Sicherheit gegenüber demBruch ist nach der herkömmlichen Definitiongleich eins. Die Sicherheitsreserven liegen damitausschließlich im "Pfahlspitzendruck‚ der beientsprechenden Setzungen sehr hohe Werte erreimchen kann. Bild 4 zeigt die Last—Setzungslinieeines Pfahles aus dem erwähnten Probebemlastungsprogramm, der inzwischen noch rd.

i 1g m

Mit diesem Ansatz für die Mantelreibung könnteman nun auch den Anteil der Pfahlfußkraft an derGesamttragfähigkeit bestimmen. Damit liegt manaber auf der unsicheren Seite, denn dieser Anteilergäbe sich "mit dem idefinierten charakteristimsehen Wert der Mantelreibung zu hoch. Deshalb istes richtig, für die Ermittlung der Pfahlfußkrafteine obere Schranke der Mantelreibung anzusetzen.Die Auswertung erfolgte für diskrete Werte derbezogenen Setzung s/D = 0.01, 0.02, 0.03 und 0.1.Das Ergebnis ist an einem Beispiel für s/D = 0.02.in Bild 3 dargestellt. Das ist nun ein ziemlichunregelmäßige Punkthaufen. Die Prüfung auf Sig—nifikanz einer Abhängigkeit zwischen Sohlspannungund Sondierwiderstand ergibt keine klare Aussage.Dafür gibt es verschiedene Gründe:

Der zugeordnete Sondierwiderstand entsprichtnicht dem tatsächlicher Wert, weil

"nicht unmittelbar neben dem Pfahl undunterhalt) der' Pfahlfußebene sondiertworden ist

—der Boden bei der Pfahlherstellunggestört worden ist

-in den meisten Fällen mit der schweren Rammsonde sondiert ‘worden ist;der Umrechnungsfaktor für qS ist aberauch eine streuende Größe

"mögliche Gestängereibung bei denSondierungen mit der SRS 15 einen zu

"hohen Sondierwiderstand vortäuscht—die Mantelreibung und damit auch die Pfahl-fußkraft als Differenz zwischen Gesamtlastund Mantelreibung ebenfalls eine streuendeGröße ist.

Dennoch kann man damit etwas anfangen. Denn dienormative Festlegung soll ja auf der sicherenSeite liegen. Die in Bild 3 eingezeichnete Geradestellt als untere Grenze die Normwerte dar; alleVersuchswerte sind größer. Das sind dann diecharakteristischen Werte für die Sohlspannungenin der Pfahlfußebene.

Der Grenzwert für die Mantelreibung wird i.a. bewreits bei Setzungen erreicht, die durchaus nocheinem Gebrauchszustand zugeordnet werden können.Das bedeutet, daß hier keine Widerstandsreservenmehr vorhanden sind. Die Sicherheit gegenüber demBruch ist nach der herkömmlichen Definitiongleich eins. Die Sicherheitsreserven liegen damitausschließlich im "Pfahlspitzendruck‚ der beientsprechenden Setzungen sehr hohe Werte erreimchen kann. Bild 4 zeigt die Last—Setzungslinieeines Pfahles aus dem erwähnten Probebemlastungsprogramm, der inzwischen noch rd.

„20....

1.3 m tiefer gedrückt worden ist. Bei einer Set“zung von z.B. 30 cm betrug die Sohlspannung bemreits rd. 6 DIN/m2: ein Bruch ist noch nicht zuerkennen. In diesem Fall ist nach noch geltenderVorschrift die maximal aufgebrachte Belastung dieGrenzlast, das sind rd. 10 MN. Die zulässige Lastergäbe sich dann mit einem globalen Sicherheits"faktor von 2 zu 5 MN. Die zugehörige Setzung bemträgt rd. 8 cm. Diese Setzung wird mit Sicher—heit für einen Überbau zu groß sein, so daß derNachweis für den Grenzzustand 2 maßgebend seinwird, wonach die zulässige Last so festzulegenist, daß eine für den Überbau noch verträglicheSetzung nicht überschritten wird.

Bei diesem Sachverhalt erhebt sich die Frage, obbei Bohrpfählen mit großem Durchmesser überhauptein Nachweis für den Grenzzustand l erforderlichist. In diesem Punkt zeigt sich eine Parallele zuden Flachgründungen auf: Unter schmalen Fundamen—ten ist stets der Grundbruch, unter breiten Fun-damenten die zulässige Setzung maßgebendes Krimterium für die zulässige Bodenpressung (sieheauch Tabellen für zulässige Bodenpressungen untersetzungsempfindlichen und unter setzungsMunempwfindlichen Bauwerken in DIN 1054).

8.2.2 Bindiger Boden

Maßstab für die Festigkeit des Bodens und damitEingangsgröße für die Tabellenwerte ist dieAfangsfestigkeit Cu im nicht dränierten und nichtkonsolidierten Zustand. In Berlin und imnorddeutschen Raum stehen verbreitet Geschiebe—lehm und Geschiebemergel an, das sind leicht pla—stische, oftmals nicht wassergesättigte bindigeBöden mit erheblicher geologischer Vorbelastungdurch das Gletschereis. Im allgemeinen ist es da-her wenig sinnvoll, die Anfangsfestigkeit dieserBöden zu bestimmen. Es fehlt somit der Einstiegin die Tabellen. Die Norm läßt sich also aufdiese Böden nicht anwenden.

8.3 Pfahlqruppen

Allgemeine Vorschriften hierzu enthält DIN 1054.Angaben, ab wann zwei oder mehr beieinander ste—hende Pfähle als Gruppe zu behandeln sind, fehlenin allen Pfahlnormen (und auch in DIN 1054). Derin DIN 4014, Blatt l, angegebene Mindestabstandvon 3*Pfahldurchmesser hat hiermit nichts zu tun;er' bezieht sich lediglich, darauf, nachteilige,herstellungstechnisch bedingte Einflüsse aufNachbarpfähle auszuschließen.

m20“.

1.3 m tiefer gedrückt worden ist. Bei einer Set“zung von z.B. 30 cm betrug die Sohlspannung bemreits rd. 6 DIN/m2: ein Bruch ist noch nicht zuerkennen. In diesem Fall ist nach noch geltenderVorschrift die maximal aufgebrachte Belastung dieGrenzlast, das sind rd. 10 MN. Die zulässige Lastergäbe sich dann mit einem globalen Sicherheits"faktor von 2 zu 5 MN. Die zugehörige Setzung bemträgt rd. 8 cm. Diese Setzung wird mit Sicher—heit für einen Überbau zu groß sein, so daß derNachweis für den Grenzzustand 2 maßgebend seinwird, wonach die zulässige Last so festzulegenist, daß eine für den Überbau noch verträglicheSetzung nicht überschritten wird.

Bei diesem Sachverhalt erhebt sich die Frage, obbei Bohrpfählen mit großem Durchmesser überhauptein Nachweis für den Grenzzustand l erforderlichist. In diesem Punkt zeigt sich eine Parallele zuden Flachgründungen auf: Unter schmalen Fundamen—ten ist stets der Grundbruch, unter breiten Fun-damenten die zulässige Setzung maßgebendes Krimterium für die zulässige Bodenpressung (sieheauch Tabellen für zulässige Bodenpressungen untersetzungsempfindlichen und unter setzungsMunempwfindlichen Bauwerken in DIN 1054).

8.2.2 Bindiger Boden

Maßstab für die Festigkeit des Bodens und damitEingangsgröße für die Tabellenwerte ist dieAfangsfestigkeit cu im nicht dränierten und nichtkonsolidierten Zustand. In Berlin und imnorddeutschen Raum stehen verbreitet Geschiebe—lehm und Geschiebemergel an, das sind leicht pla—stische, oftmals nicht wassergesättigte bindigeBöden mit erheblicher geologischer Vorbelastungdurch das Gletschereis. Im allgemeinen ist es da-her wenig sinnvoll, die Anfangsfestigkeit dieserBöden zu bestimmen. Es fehlt somit der Einstiegin die Tabellen. Die Norm läßt sich also aufdiese Böden nicht anwenden.

8.3 Pfahlqruppen

Allgemeine Vorschriften hierzu enthält DIN 1054.Angaben, ab wann zwei oder mehr beieinander ste—hende Pfähle als Gruppe zu behandeln sind, fehlenin allen Pfahlnormen (und auch in DIN 1054). Derin DIN 4014, Blatt l, angegebene Mindestabstandvon 3*Pfahldurchmesser hat hiermit nichts zu tun;er' bezieht sich lediglich, darauf, nachteilige,herstellungstechnisch bedingte Einflüsse aufNachbarpfähle auszuschließen.

im.“

Der Grund, warum derartige Angaben fehlen, ist,daß diese nicht allgemeingültig formuliert werdenkönnen, weil zu viele Einflüsse von Bedeutungsind, z.B. Verhältnis von Pfahlmantelm zu Pfahl“fußkraft und die Pfahlgeometrie. Die gegenseitigeBeeinflussung sehr langer Reibungspfähle wirktsich z.B. auf wesentlich größere Entfernung ausals die von kurzen Spitzendruckpfählen mit großemDurchmesser.

9 Äußeres Tragverhalten bei horizontalerBeanspruchung

9.1 Einzelpfahl

Hier ist man zunächst auf die Durchführung ent-sprechender Probebelastungen angewiesen, um

—die horizontale Verschiebung in Abhän—gigkeit von der Pfahllast zu erhalten

"unter Verwendung der bekannten und imallgemeinen auch schon programmiertenBerechnungsverfahren für horizontal ge—bettete Pfähle je nach Verteilungstyp desBettungsmoduls nach der Tiefe einenAnhalt über die Größenordnung desBettungsmoduls zu erhalten.

Die Nachweispflicht beschränkt sich beihorizontaler Belastung auf den, Grenzzustand 2,weil man davon ausgehen kann, daß die zulässigenHorizontalverschiebungen stets kleiner sind alsim Bruchzustand. Außerdem ist nachzuweisen, daßdie Kontaktspannungen zwischen Pfahl und Bodenunter Berücksichtigung von Verzeichen und Größedes Wandreibungswinkels an keiner Stelle denGrenzwert des passiven Erddrucks überschreitendürfen.

9.2 Pfahlgruppen

Neu ist die Horizontalbelastung von Pfahlgruppen,genauer gesagt, die Verteilung derHorizontalbelastung auf die einzelnen Pfähle einner Gruppe (FRANKE/KLÜBER 1989). Hier wird nurauf den entsprechenden Abschnitt 7.4.3 verwiesen.Zwei Grenzfälle sind zu unterscheiden:

“Ist der lichte Pfahlabstand a in Richmtung der einwirkenden Größe k einer alsder Pfahldurchmesser, so trägt die erstePfahllreihe die gesamte Last.“Ist der lichte Pfahlabstand aQ bzw.quer zur Richtung der einwirkenden Größekleiner als der Pfahldurchmesser, darfvon einer durchgehenden Wand ausgegangenwerden.

im.“

Der Grund, warum derartige Angaben fehlen, ist,daß diese nicht allgemeingültig formuliert werdenkönnen, weil zu "viele Einflüsse ‘von Bedeutungsind, z.B. Verhältnis von Pfahlmantelm zu Pfahl“fußkraft und die Pfahlgeometrie. Die gegenseitigeBeeinflussung sehr langer Reibungspfähle wirktsich z.B. auf wesentlich größere Entfernung ausals die von kurzen Spitzendruckpfählen mit großemDurchmesser.

9 Äußeres Tragverhalten bei horizontalerBeanspruchunq

9.1 Einzelpfahl

Hier ist man zunächst auf die Durchführung ent-sprechender Probebelastungen angewiesen, um

—die horizontale Verschiebung in Abhän—gigkeit von der Pfahllast zu erhalten

"unter Verwendung der bekannten und imallgemeinen auch schon programmiertenBerechnungsverfahren für horizontal ge—bettete Pfähle je nach Verteilungstyp desBettungsmoduls nach der Tiefe einenAnhalt über die Größenordnung desBettungsmoduls zu erhalten.

Die Nachweispflicht beschränkt sich beihorizontaler Belastung auf den, Grenzzustand 2,weil man davon ausgehen kann, daß die zulässigenHorizontalverschiebungen stets kleiner sind alsim Bruchzustand. Außerdem ist nachzuweisen, daßdie Kontaktspannungen zwischen Pfahl und Bodenunter Berücksichtigung von Verzeichen und Größedes Wandreibungswinkels an keiner Stelle denGrenzwert des passiven Erddrucks überschreitendürfen.

9.2 Pfahlgruppen

Neu ist die Horizontalbelastung von Pfahlgruppen,genauer gesagt, die Verteilung derHorizontalbelastung auf die einzelnen Pfähle einner Gruppe (FRANKE/KLÜBER 1989). Hier wird nurauf den entsprechenden Abschnitt 7.4.3 verwiesen.Zwei Grenzfälle sind zu unterscheiden:

“Ist der lichte Pfahlabstand a in Richmtung der einwirkenden Größe k einer alsder Pfahldurchmesser, so trägt die erstePfahllreihe die gesamte Last.“Ist der lichte Pfahlabstand aQ bzw.quer zur Richtung der einwirkenden Größekleiner als der Pfahldurchmesser, darfvon einer durchgehenden Wand ausgegangenwerden.

10 Schlußbemerkunq

Bohrpfähle sind in den letzten Jahren immer wie—der als unzuverlässige Gründungselemente angese—hen worden. Leider auch von der Jurisdiktion auf-grund entsprechender Schadensfälle. Nun ist esallerdings .Angelegenheit der' Hersteller vonBohrpfählen, chnxfll fachgerechte enormgerechte—Arbeit diesen Makel auszuräumen. Die Norm wurdeso formuliert, daß die Verantwortung desPfahlherstellers für sein Produkt an keinerStelle in Frage gestellt oder in Zweifel gezogenwerden kann. Bei fachgemäßer Ausführung sindBohrpfähle nach wie vor ein sicheres Gründungs-element.

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DIN 4014 Bohrpfähle, Herstellung, Bemes—Ausgabe März 90 sung und Tragverhalten.FRANKE (1981) Neue Erkenntnisse über den

Spitzendruck von Pfählen inSand und einige praktische Er"kenntnisse.Bautechnik 1981.

FRANKE/ (1989) Pfahlgruppen unter Horizontal“KLÜBER belastung.

- Bauingenieur 1989.FRANKE (1989) Entwicklung der Tragfähigkeits“

angaben in den Deutschen Pfahl“normen. Bautechnik 1989.

WEISS (1978) Voträge der Baugrundtagung 1978in Berlin.Deutsche Gesellschaft für Erdmund Grundbau, Essen.

WEISS/ (1983) Der Einfluß der LagerungsdichteHANACK des Bodens und der Herstel—

lungsart von Großbohrpfählenauf deren Tragfähigkeit.Heft 35 der Mitteilungen derDeutschen Forschungsgesell—schaft für Bodenmechanik(Degebo) an der TechnischenUniversität Berlin.

10 Schlußbemerkunq

Bohrpfähle sind in den letzten Jahren immer wie—der als unzuverlässige Gründungselemente angese—hen worden. Leider auch von der Jurisdiktion auf-grund entsprechender Schadensfälle. Nun ist esallerdings .Angelegenheit der' Hersteller vonBohrpfählen, chnxfll fachgerechte enormgerechte—Arbeit diesen Makel auszuräumen. Die Norm wurdeso formuliert, daß die Verantwortung desPfahlherstellers für sein Produkt an keinerStelle in Frage gestellt oder in Zweifel gezogenwerden kann. Bei fachgemäßer Ausführung sindBohrpfähle nach wie vor ein sicheres Gründungs-element.

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DIN 4014 Bohrpfähle, Herstellung, Bemes—Ausgabe März 90 sung und Tragverhalten.FRANKE (1981) Neue Erkenntnisse über den

Spitzendruck von Pfählen inSand und einige praktische Er"kenntnisse.Bautechnik 1981.

FRANKE/ (1989) Pfahlgruppen unter Horizontal“KLÜBER belastung.

- Bauingenieur 1989.FRANKE (1989) Entwicklung der Tragfähigkeits“

angaben in den Deutschen Pfahl“normen. Bautechnik 1989.

WEISS (1978) Voträge der Baugrundtagung 1978in Berlin.Deutsche Gesellschaft für Erdmund Grundbau, Essen.

WEISS/ (1983) Der Einfluß der LagerungsdichteHANACK des Bodens und der Herstel—

lungsart von Großbohrpfählenauf deren Tragfähigkeit.Heft 35 der Mitteilungen derDeutschen Forschungsgesell—schaft für Bodenmechanik(Degebo) an der TechnischenUniversität Berlin.

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Bemerkungen zur Neufassung von um 4084 "Böschungsm undGeländebruchberechnungen"

Leitender Baudirektor Prof. Dr.wIng. Hartmut Schulz

1 Einleitung.

Die Ermittlung der Standsicherheit von Böschungen ist eineder ältesten.Aufgaben der Bodenmechanik und Viele bekannte,ehrwürdige Namen sind mit diesem Problem verbunden:Fellenius, v. Terzaghi, Krey, Bischop, Borowicka und vieleandere. Auch Ohde hat sich mit diesem Thema beschäftigt unduns dazu einige interessante Arbeiten hinterlassen. Leiderhaben sich seine Überlegungen nicht allgemein durchsetzenkönnen, es wäre daher wünschenswert, wenn die Einrichtungdes OhdewKolloquiums dazu beitragen würde, sein Gedankengutin die heutige bodenmechanische Praxis einzubinden.

Für mich als Mitarbeiter der Bundesanstalt für Wasserbauund damit in der Nachfolge Ohde’s stehend, ist es sehrehrenvoll, im Rahmen dieses Kolloquiums einen Vortrag überdie Berechnung der Sicherheit von Böschungen und GeländewSprüngen halten zu dürfen. Allerdings hat sich seit OhdesZeiten in der Betrachtung dieses Nachweises doch einigesgeändert, denn heute ist nicht mehr die Standsicherheit vonBöschungen das Hauptproblem, sondern diejenige von GeländewSprüngen, wobei in der Regel heute Bauwerke mitwirken, diedurch irgendeine Art von Zugglied gehalten werden. DieEinbeziehung dieser Zugelemente in die Berechnung derStandsicherheit führt, wie wir sehen.werden, zu zahlreichenEinzelregelungen der DIN 4084, die ich Ihnen heute vor“stellen möchte und wobei ich Sie auffordern möchte, mirDiskussionspartner zu sein.

2 Die Unterschiede zwischen der Neufassung der DIN 4084 undihrer Vorgängerin.

Der Entwurf der DIN 4084 vom Juni 1990 unterscheidet sichim wesentlichen in den nachfolgenden Punkten von derFassung Juli 1981:

m Einführung des probabilistischen Sicherheitskonzeptes mitPartialsicherheiten, auf welches im Rahmen dieses kurzenBeitrages nicht gesondert eingegangen wird.Der formale Unterschied zur früheren Fassung ist wegen derFelleniusregel gering, wenn die Partialsicherheit aufEigenlasten der Gleitkörper mit 7 = 1 angesetzt wird. Dieim neuen Sicherheitskonzept notwendige Trennung von Einwir=kungen und Widerständen zur Formulierung der GrenzzustandSEgleichung ist bereits von Ohde (1943,1952) benutzt worden

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Bemerkungen zur Neufassung von um 4084 "Böschungsm undGeländehmchberechnungen"

Leitender Baudirektor Prof. Dr.wIng. Hartmut Schulz

1 Einleitung.

Die Ermittlung der Standsicherheit von Böschungen ist eineder ältesten Aufgaben der Bodenmechanik und Viele bekannte,ehrwürdige Namen sind mit diesem Problem verbunden:Fellenius, v. Terzaghi, Krey, Bischop, Borowicka und vieleandere. Auch Ohde hat sich mit diesem Thema beschäftigt unduns dazu einige interessante Arbeiten hinterlassen. Leiderhaben sich seine Überlegungen nicht allgemein durchsetzenkönnen, es wäre daher wünschenswert, wenn die Einrichtungdes OhdeeKolloquiums dazu.beitragen würde, sein Gedankengutin die heutige bodenmechanische Praxis einzubinden.

Für mich als Mitarbeiter der Bundesanstalt für Wasserbauund damit in der Nachfolge Ohde’s stehend, ist es sehrehrenvoll, im Rahmen dieses Kolloquiums einen Vortrag überdie Berechnung der Sicherheit von Böschungen und GeländewSprüngen halten zu dürfen. Allerdings hat sich seit OhdesZeiten in der Betrachtung dieses Nachweises doch einigesgeändert, denn heute ist nicht mehr die Standsicherheit vonBöschungen das Hauptproblem, sondern diejenige von Gelände-sprüngen, wobei in der Regel heute Bauwerke mitwirken, diedurch irgendeine Art von Zugglied gehalten werden. DieEinbeziehung dieser Zugelemente in die Berechnung derStandsicherheit führt, wie wir sehen.werden, zu zahlreichenEinzelregelungen der DIN 4084, die ich Ihnen heute vor“stellen möchte und wobei ich Sie auffordern möchte, mirDiskussionspartner zu sein.

2 Die Unterschiede zwischen der Neufassung der DIN 4084 undihrer Vorgängerin.

Der Entwurf der DIN 4084 vom Juni 1990 unterscheidet sichim wesentlichen in den nachfolgenden Punkten von derFassung Juli 1981:

m Einführung des probabilistischen Sicherheitskonzeptes mitPartialsicherheiten, auf welches im Rahmen dieses kurzenBeitrages nicht gesondert eingegangen wird.Der formale Unterschied zur früheren Fassung ist wegen derFelleniusregel gering, wenn die Partialsicherheit aufEigenlasten der Gleitkörper mit 7 = 1 angesetzt wird. Dieim neuen Sicherheitskonzept notwendige Trennung von Einwir=kungen und Widerständen zur Formulierung der GrenzzustandSEgleichung ist bereits von Ohde (1943,1952) benutzt worden

„2.5....

und kann bei den Nachweisen zur Standsicherheit vonBöschungen und Geländesprüngen formal leicht eingehaltenwerden, auch wenn zur Suche des Standsicherheitsminimumssinnvollerweise das Verhältnis von Widerständen und Einewirkungsn verwendet wird.Beim neuen Sicherheitskonzept werden die Widerstände ausden Scherkräften des Bodens und.von konstruktiven Elementenmit den Bemessungswerten eingeführt. Die Bemessungswertesind mit Teilsicherheiten reduzierte charakteristischeWerte. Die Sicherheit; wird. nachgewiesen, indem. gezeigtwird, daß für den ungünstigsten Bruchmechanismus dieWiderstände gleich oder größer als die Einwirkungen sind,welche ebenfalls mit den Bemessungswerten, das sind mitTeilsicherheitsfaktoren vergrößerte charakteristische Werteder Einwirkungen in die Gleichgewichtsbetrachtung eingemführt werden. Die Teilsicherheitsbeiwerte für die Wider”stände des Bodens und.auch der widerstehenden konstruktivenElemente liegen noch nicht endgültig fest: In der DIN 4084wird mit vorläufigen Werten gearbeitet.

Einführung von neuen Bruchmechanismen. Die Bruchmechanismender Ausgabe 81 der Norm werden um die Verfahren der zusamwmengesetzten StarrkörperwBruchmechanismen (Bild 1) erweimtert, die bei Nachweisen, in denen konstruktive Elementmitwirken, in der Regel zutreffender sind als kreisförmigeMechanismen. Als ein vereinfachtes Verfahren wird dasBlockgleitverfahren (Bild 2), bei dem keine inneren Gleitmflächen variiert werden, sondern Stützlinien zugrundegelegt werden, zugelassen.

a , i23in a 3

Beispiele zusammugesetzterc) mit vler Gieitkörpern (l) bis (4). am] hani mit geraden

(a1), (a2) usw. äußere Gleitllniem (In). (123) usw. innere Glaltlinien. Gleitlinien

egal.

und kann bei den Nachweisen zur Standsicherheit vonBöschungen und Geländesprüngen formal leicht eingehaltenwerden, auch wenn zur Suche des Standsicherheitsminimumssinnvollerweise das Verhältnis von Widerständen und Einewirkungsn verwendet wird.Beim neuen Sicherheitskonzept werden die Widerstände ausden Scherkräften des Bodens und.von konstruktiven Elementenmit den Bemessungswerten eingeführt. Die Bemessungswertesind mit Teilsicherheiten reduzierte charakteristischeWerte. Die Sicherheit; wird. nachgewiesen, indem. gezeigtwird, daß für den ungünstigsten Bruchmechanismus dieWiderstände gleich oder größer als die Einwirkungen sind,welche ebenfalls mit den Bemessungswerten, das sind mitTeilsicherheitsfaktoren vergrößerte charakteristische Werteder Einwirkungen in die Gleichgewichtsbetrachtung eingemführt werden. Die Teilsicherheitsbeiwerte für die Wider”stände des Bodens und.auch der widerstehenden konstruktivenElemente liegen noch nicht endgültig fest: In der DIN 4084wird mit vorläufigen Werten gearbeitet.

Einführung von neuen Bruchmechanismen. Die Bruchmechanismender Ausgabe 81 der Norm werden um die Verfahren der zusamwmengesetzten StarrkörperwBruchmechanismen (Bild 1) erweimtert, die bei Nachweisen, in denen konstruktive Elementmitwirken, in der Regel zutreffender sind als kreisförmigeMechanismen. Als ein vereinfachtes Verfahren wird dasBlockgleitverfahren (Bild 2), bei dem keine inneren Gleitmflächen variiert werden, sondern Stützlinien zugrundegelegt werden, zugelassen.

Beispiele zusammugesetzterc) mit vler Gieitkörpern (l) bis (4). am] hani mit geraden

(31)» (32) "SH- 5'159” Gleitllniem (H2): (123) usw. innere Glaltlinien. Gleitlinien

‚HarzeBeispiel für die Blockgleit—Methode

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legenda:

“elohne/’Anker|

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f6Grundwassarobarflächa

2lüleilkörpar

7 Schicht 1: Y|d.Ybrd,

©;d‚3 Hd"4 lleitllnien5 Stütztlnio

8}Schicht 2: ed. 62d. cgd > 0

9 Krafleck

Berücksichtigung von konstruktiven Elementen, vor allem vonAnkern, mit dem Ziel, den Nachweis der Ankerlänge inAnlehnung an Heibaum (1987) zu erfassen. Zur Berücksichwtigung auch anderer Ankertypen als in den Modellversuchenvon Heibaum werden in der Neufassung der Norm weitereAngaben gemacht, die auch. die Frage des Ansatzes derReibungskraft aus Zuggliedern in der Gleitfuge betreffenund auf die noch näher eingegangen werden soll. Es seiallerdings an dieser Stelle vermerkt, daß möglicherweisekein europaweiter Konsens darüber erreicht werden kann, daßdie Kräfte von Ankern und steifen generell als Widerständedefiniert werden. Für die Scherkräfte von Konstruktions“teilen werden im Entwurf der DIN 4084 Angaben gemacht, dieaber nicht wesentlich über das hinausgehen, was in der der—zeit gültigen Norm enthalten ist. Hierauf wird im Rahmendieses Beitrages nicht detailliert eingegangen.

Berücksichtigung der Probleme natürlicher Hänge. DieSicherheiten natürlicher Hänge sind häufig so niedrig, daßsich diese Hänge bei ungünstigen Grundwasserverhältnissenim Grenzgleichgewicht befinden. Durch Sicherungsmaßnahmenlassen sie sich nicht auf eine solch niedrige Versagens“wahrscheinlichkeit bringen, wie sie mit den in der Nörmgeforderten Teilsicherheitsbeiwerten für Ingenieurbauwerkeerreicht wird. Die Diskussion um konsensfähige Teilsicherwheitsbeiwerte für solche Fälle findet mit sehr konträrenArgumenten statt, sodaß für natürliche Hänge nur allgemeineAngaben gemacht werden können, die den Bauaufsichtsbehördenbei ingenieurmäßigen Eingriffen IMöglichkeiten eröffnen,situationsgereohte Lösungen zu finden. Man wird aber in derRegel einen Sachverständigen einschalten müssen.

‚2.27...Beispiel für die Blockgleit—Methode

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f6Grundwassarobarflächa

2lüleilkörpar

7 Schicht 1: Y|d.Yörd'

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9 Krafleck

Berücksichtigung von konstruktiven Elementen, vor allem vonAnkern, mit dem Ziel, den Nachweis der Ankerlänge inAnlehnung an Heibaum (1987) zu erfassen. Zur Berücksichwtigung auch anderer Ankertypen als in den Modellversuchenvon Heibaum werden in der Neufassung der Norm weitereAngaben gemacht, die auch. die Frage des Ansatzes derReibungskraft aus Zuggliedern in der Gleitfuge betreffenund auf die noch näher eingegangen werden soll. Es seiallerdings an dieser Stelle vermerkt, daß möglicherweisekein europaweiter Konsens darüber erreicht werden kann, daßdie Kräfte von Ankern und steifen generell als Widerständedefiniert werden. Für die Scherkräfte von Konstruktions“teilen werden im Entwurf der DIN 4084 Angaben gemacht, dieaber nicht wesentlich über das hinausgehen, was in der der—zeit gültigen Norm enthalten ist. Hierauf wird im Rahmendieses Beitrages nicht detailliert eingegangen.

Berücksichtigung der Probleme natürlicher Hänge. DieSicherheiten natürlicher Hänge sind häufig so niedrig, daßsich diese Hänge bei ungünstigen Grundwasserverhältnissenim Grenzgleichgewicht befinden. Durch Sicherungsmaßnahmenlassen sie sich nicht auf eine solch niedrige Versagens“wahrscheinlichkeit bringen, wie sie mit den in der Nörmgeforderten Teilsicherheitsbeiwerten für Ingenieurbauwerkeerreicht wird. Die Diskussion um konsensfähige Teilsicherwheitsbeiwerte für solche Fälle findet mit sehr konträrenArgumenten statt, sodaß für natürliche Hänge nur allgemeineAngaben gemacht werden können, die den Bauaufsichtsbehördenbei ingenieurmäßigen Eingriffen IMöglichkeiten eröffnen,situationsgereohte Lösungen zu finden. Man wird aber in derRegel einen Sachverständigen einschalten müssen.

Überlegungen in Verbindung mit Ankern

Der Abschnitt über zusätzliche Widerstände, wobei in ersterLinie Anker gemeint sind, enthält die meisten Neuerungen,Weil beabsichtigt ist, den Nachweis der Ankerlänge für alleArten von Verankerungen, einschl. Geotextilien und Verna"gelungen, zu erfassen. Die ‘Berücksichtigung‘ der unter“schiedlichen bautechnischen Eigenschaften der verschiedenenauf dem Markt befindlichen Ankertypen macht eine differenmzierte Betrachtung erforderlich, die aber doch so allgemeinsein. muß, daß sie zukünftige Entwicklungen nicht aus»schließt oder verhindert, gleichzeitig aber einfach genugist, um eindeutig und normativ ausdrückbar zu sein.Dazu soll eine Systematisierung der Eigenschaften von Zugeelementen und Aussteifungen vorgestellt werden, die bei dernotwendigenfiVereinfachung'eine.ausreichende.Differenzierunggestattet.

Hierfür wird für diese Art von Widerständen ein Systementwickelt, das folgende Begriffe enthält:

w Art des Widerstandes: steife oder Zugelement,

_ Wirkung des Elementes: günstig oder ungünstig,

m Eigenschaften des Elementes: starr, schlaff bzw.biegeweich und schlaffbzw° biegeweich, abervorgespannt.

'Mit diesem System (Bihi 3, s. Anhang) lassen sich alleverbreiteten Typen von Zugelementen erfassen, wie z.B.:

— Zugpfähle nach DIN 4014 oder 4026, Verpreßpfähle mitkleinem Durchmesser nach DIN 4128 und Rammverpreßpfählenach E66, EAU 1990, als starre Zugelemente, die nichtvorgespannt sind.

_ Verpreßanker als schlaffe bzw. biegeweiche Anker, dievorgespannt sein können oder nicht.

m Bodennägel, Stahlbänder und Geokunststoffe als biege—weiche, nicht vorgespannte Zugelemente.

Überlegungen in Verbindung mit Ankern

Der Abschnitt über zusätzliche.Widerstände, wobei in ersterLinie Anker gemeint sind, enthält die meisten Neuerungen,weil beabsichtigt ist, den Nachweis der Ankerlänge für alleArten von Verankerungen, einschl. Geotextilien und Verna"gelungen, zu erfassen. Die ‘Berücksichtigung‘ der unter“schiedlichen bautechnischen Eigenschaften der verschiedenenauf dem Markt befindlichen Ankertypen macht eine differenmzierte Betrachtung erforderlich, die aber doch so allgemeinsein. muß, daß sie zukünftige Entwicklungen nicht aus»schließt oder verhindert, gleichzeitig aber einfach genugist, um eindeutig und normativ ausdrückbar zu sein.Dazu soll eine Systematisierung der Eigenschaften von Zugeelementen und Aussteifungen vorgestellt werden, die bei dernotwendigenfiVereinfachung'eine.ausreichende.Differenzierunggestattet.

Hierfür wird für diese Art von Widerständen ein Systementwickelt, das folgende Begriffe enthält:

w Art des Widerstandes: steife oder Zugelement,

_ Wirkung des Elementes: günstig oder ungünstig,

m Eigenschaften des Elementes: starr, schlaff bzw.biegeweich und schlaffbzw. biegeweich, abervorgespannt.

'Mit diesem System (Bild 3, s. Anhang) lassen sich alleverbreiteten Typen von Zugelementen erfassen, wie z.B.:

— Zugpfähle nach DIN 4014 oder 4026, Verpreßpfähle mitkleinem Durchmesser nach DIN 4128 und Rammverpreßpfählenach E66, EAU 1990, als starre Zugelemente, die nichtvorgespannt sind.

_ Verpreßanker als schlaffe bzw. biegeweiche Anker, dievorgespannt sein können oder nicht.

m Bodennägel, Stahlbänder und Geokunststoffe als biege—weiche, nicht vorgespannte Zugelemente.

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Diese Unterscheidungen sind wichtig, weil sie eine klareBerücksichtigung der durch die Ankerkraft in der Gleitfugemobilisierten Reibung gestatten, wenn außerdem noch berückmsichtigt wird, ob der Anker selbstspannend (ssp) ist, d.h.,ob sich der Anker bei der Bewegung des untersuchten Mechamnismus anspannt oder nicht (nicht selbstspannend, nssp),(Bild 4).

Bedingung für ein selbstspannendes Zugglied ein t 75°“EB1.

Legende:

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Bewe ungarichtung das GleltkörpersZugg iedrlchiunnicht bewegter goden

Für' die iEigenschaft. der Selbstspannung’*wurde folgendesKriterium in die Norm genommen: der Winkel d zwischen derRichtung des Zugelementes und der Gleitlinie darf nichtgrößer als 75° sein. Die Berücksichtigung der Reibung inder Gleitlinie aus der Ankerkraft, ein früher häufig dis—kutiertes Thema, kann anhand der dargestellten Kriterienleicht nachvollzogen werden:

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— bei vorgespannten Ankern kann immer Reibung angesetztwerden,

u bei biegeweichen Ankern, wenn sie selbstspannend sind,kann die Reibung ebenfalls angesetzt werden,

- bei schlaffen, biegeweichen Ankern, die nicht selbst—spannend sind, darf die Reibung in der Gleitfuge nichtangesetzt werden.

m bei starren Ankern, die selbstspannend sind, darf sieangesetzt werden, bei nicht selbstspannenden dagegennicht. .

Bei schlaffen Zuggliedern muß geprüft werden, ob die fürGrenzgleichgewicht erforderliche Herausziehkraft auchmobilisiert werden kann, was vor allem Zugglieder aus Seenkunststoffen betrifft. Bei diesen sind außerdem zusätzlicheSicherheiten zu berücksichtigen, die die Dauerstandsfestigmkeit, die Verletzungsgefahr und die Alterungsgefahr dieserStoffe berücksichtigen und zur Zeit von einer Arbeitsgruppeder DGEG erarbeitert werden.Ein besonderes Problem steckt noch in den TeilsicherheitsMbeiwerten, die nach jetzigem Stand auf die charakterisWtischen Zugkräfte der Zugglieder angesetzt werden müssen.

Beim neuen Sicherheitskonzept sind die Unsicherheiten beiallen Größen zu berücksichtigen, so daß die Versagens-w-wahrscheinlichkeit des gesamten Bauwerks ein bestimmtesNiveau nicht überschreitet (DIN, 1981). Für die üblichen

Diese Unterscheidungen sind wichtig, weil sie eine klareBerücksichtigung der durch die Ankerkraft in der Gleitfugemobilisierten Reibung gestatten, wenn außerdem noch berückmsichtigt wird, ob der Anker selbstspannend (ssp) ist, d.h.,ob sich der Anker bei der Bewegung des untersuchten Mechamnismus anspannt oder nicht (nicht selbstspannend, nssp),(Bild 4).

Bedingung für ein selbstspannendes Zugglied c ä 75°“Ei1.

Legende:

i Gleitlinie234

Für' die iEigenschaft. der Selbstspannung *wurde folgendesKriterium in die Norm genommen: der Winkel d zwischen derRichtung des Zugelementes und der Gleitlinie darf nichtgrößer als 75° sein. Die Berücksichtigung der Reibung inder Gleitlinie aus der Ankerkraft, ein früher häufig dis—kutiertes Thema, kann anhand der dargestellten Kriterienleicht nachvollzogen werden:

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— bei vorgespannten Ankern kann immer Reibung angesetztwerden,

u bei biegeweichen Ankern, wenn sie selbstspannend sind,kann die Reibung ebenfalls angesetzt werden,

- bei schlaffen, biegeweichen Ankern, die nicht selbst—spannend sind, darf die Reibung in der Gleitfuge nichtangesetzt werden.

m bei starren Ankern, die selbstspannend sind, darf sieangesetzt werden, bei nicht selbstspannenden dagegennicht. .

Bei schlaffen Zuggliedern muß geprüft werden, ob die fürGrenzgleichgewicht erforderliche Herausziehkraft auchmobilisiert werden kann, was vor allem Zugglieder aus Seenkunststoffen betrifft. Bei diesen sind außerdem zusätzlicheSicherheiten zu berücksichtigen, die die Dauerstandsfestigmkeit, die Verletzungsgefahr und die Alterungsgefahr dieserStoffe berücksichtigen und zur Zeit von einer Arbeitsgruppeder DGEG erarbeitert werden.Ein besonderes Problem steckt noch in den TeilsicherheitsMbeiwerten, die nach jetzigem Stand auf die charakteri5wtischen Zugkräfte der Zugglieder angesetzt werden müssen.

Beim neuen Sicherheitskonzept sind die Unsicherheiten beiallen Größen zu berücksichtigen, so daß die Versagens-w-wahrscheinlichkeit des gesamten Bauwerks ein bestimmtesNiveau nicht überschreitet (DIN, 1981). Für die üblichen

Bewegungsrichtungdas Gleltkörpers

Zugelemente, wie sie in DIN 4084 genannt werden, sind zu“treffende Teilsicherheitsbeiwerte noch nicht bekannt.Hierfür sind umfangreiche Berechnungen erforderlich, diederzeit noch nicht vorliegen. Um die Norm dennoch anwendbarzu machen, wurden die in den derzeitigen Bauteilnormen an“gegebenen Sicherheiten auf die charakteristischen Heraus"ziehkräftelbzw.'Verpreßkörperkräfte_als'reilsicherheitsbeiwwerte für Berechnungen nach DIN 4084 übernommen. DieseTeilsicherheitsbeiwerte sind daher noch nicht endgültig.

Im Sinne eines umfassenden Nachweises der erforderlichenLänge von Zugelementen ist es wichtig, die Verteilung derMantelreibungskraft:hnBereichcünrKraftübertragungsstreckefestzulegen. Auch hier macht die DIN 4084 eindeutige Angamben, die besagen, daß die Mantelreibung entlang der Kraft“einleitungsstrecke gemäß Bild ES bei Zugpfählen nach DIN4014 und DIN 4026, Verpreßpfählen mit kleinem Durchmessernach DIN 4128, Rammverpreßpfählen nach E66 der EAU 1990 undbei Verpreßankern nach DIN 4125 sowie bei Bodennägelngleichmäßig verteilt angenommen werden darf, während siebei den anderen in der DIN 4084 genannten Zuggliederndreieckförmig zum Ende der Krafteinleitungsstrecke aus-—laufend anzunehmen ist.

Legende:

(i) Gleitlinie(2) dreieckförmige verteilung der

Hantelreibmg, 1.9. bei dehwbaren Zugelmenten wie Geo-textflien oder in Grenzzustanddes Böschungs- bzw. Gelände-bruchs nicht ausreichenden ver-formgen zur Mobilisiermg derGrenxmntelrei

(3) gleichmäßige Verteilung der Han—telreibmg, 2.8. bei Zugpfählen(nach DIN 4014 und Dm 4026),verpreßpfählen (nach am 412B),- Rammerpreßpfählen (nach 566,Verteilen der Hantelreibun ei Z de EM”: verpreßankern “m" Dm‘ g g b

ugglie m4125) 1nd Bodennägetn

Diese Angabe ist wichtig, weil die Ankerkraft nur soweitangesetzt werden darf, wie sie entlang des im unbewegtenBoden verbleibenden Endes des entsprechenden Zuggliedesmobilisiert werden kann. Diese Vorgabe in Verbindung mitder ‘Vorschrift, alle nur denkbaren .Bruchmechanismen zuuntersuchen, wobei solche, die die Zugelemente schneidenund solche, die sie völlig einschließen, erfaßt werdenmüssen, ist unter Einhaltung der allgemeinen Gleichung fürden Grenzzustand der Tragfähigkeit:

IV C3ZIRd “ 235d

_ERMd "' 23soder

IV D

erforderlich, um die erforderliche Länge von Zugelementenzu bestimmen.

Zugelemente, wie sie in DIN 4084 genannt werden, sind zu“treffende Teilsicherheitsbeiwerte noch nicht bekannt.Hierfür sind umfangreiche Berechnungen erforderlich, diederzeit noch nicht vorliegen. Um die Norm dennoch anwendbarzu machen, wurden die in den derzeitigen Bauteilnormen an“gegebenen Sicherheiten auf die charakteristischen Heraus"ziehkräftelbzw.'Verpreßkörperkräfte_als'reilsicherheitsbeiwwerte für Berechnungen nach DIN 4084 übernommen. DieseTeilsicherheitsbeiwerte sind daher noch nicht endgültig.

Im Sinne eines umfassenden Nachweises der erforderlichenLänge von Zugelementen ist es wichtig, die Verteilung derMantelreibungskraft:hnBereich(nurKraftübertragungsstreckefestzulegen. Auch hier macht die DIN 4084 eindeutige Angamben, die besagen, daß die Mantelreibung entlang der Kraft“einleitungsstrecke gemäß BiLd 5 bei Zugpfählen nach DIN4014 und DIN 4026, Verpreßpfählen mit kleinem Durchmessernach DIN 4128, Rammverpreßpfählen nach E66 der EAU 1990 undbei Verpreßankern nach DIN 4125 sowie bei Bodennägelngleichmäßig verteilt angenommen werden darf, während siebei den anderen in der DIN 4084 genannten Zuggliederndreieckförmig zum Ende der Krafteinleitungsstrecke aus-—laufend anzunehmen ist.

Legende:

(i) Gleitlinie(2) dreieckförmige verteilung der

Hantelreibmg, 1.9. bei dehwbaren Zugelenenten wie Geo-textilien oder im Grenzzustamldes Böschmgs- bzw. Gelände-bruchs nicht ausreichenden ver-formgen zur Mobilisiermg derGrenxmntelreibmg

(3) gleichmäaige Vertei lang der Han—telreibmg, 2.8. bei Zugpfählen(nach DIN 4014 und Dm l5026),verpreßpfählen (nach am 412B),- Rammerpreßpfählen (nach 566,Verteilen der Hantelreibun ei Z e EM”: verpreßankern “m" Dm‘ g g b

ugglied m4125) 1nd Bodennägetn

Diese Angabe ist wichtig, weil die Ankerkraft nur soweitangesetzt werden darf, wie sie entlang des im unbewegtenBoden verbleibenden Endes des entsprechenden Zuggliedesmobilisiert werden kann. Diese Vorgabe in Verbindung mitder ‘Vorschrift, alle nur denkbaren .Bruchmechanismen zuuntersuchen, wobei solche, die die Zugelemente schneidenund solche, die sie völlig einschließen, erfaßt werdenmüssen, ist unter Einhaltung der allgemeinen Gleichung fürden Grenzzustand der Tragfähigkeit:

IV C3ZIRd “ 235d

_ERMd "' 23soder

IV D

erforderlich, um die erforderliche Länge von Zugelementenzu bestimmen.

Die Bilder 6 und 7 zeigen beispielhaft und ohne Anspruchauf ‘Vollständigkeit.„Anwendungen ‘von Zugelementen‚ derenrechnerische Berücksichtigung in der Norm geregelt ist.

Beispiele für die Mhmdmg von Zuggliedem bei Starrkörper-Brmhnechanisnei

vErdnägel Geotexsnenssp (uA > 75°) Bewahrung

ssp

717/]‚7/ “101/ i/[Äl“Ä

M1'

‘UiSSP 55? ssp ssp

Beispiel für die Anwendmg von Zugglledem bei einem Gleil-Jcreis als Bruchrechanisrms

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_ ggiääfiäf Felse+ ä „ _ _3 „ .ä

\ungünstig

ä ungünn5 äääiii Beta“ |3

\ günstig

Die DIN 4084 wird in der derzeit im Entwurf vorliegendenFassung zwar lediglich als Blaudruck‚ d.h. als europäischeVornorm auf den Merkt kommen, sie wird aber bei Vielenpraktischen Problemen von Standeicherheitsbetrachtungen zueindeutigen Lösungen beitragen Inui gleichzeitig ImU: derBezugnahme auf das probabilistische Sicherheitskonzept denSchritt auf eine europäische einheitliche Betrachtungermöglichen;

Schlußbemerkung

Die Bilder 6 und 7 zeigen beispielhaft und ohne Anspruchauf ‘Vollständigkeit.„Anwendungen ‘von Zugelementen‚ derenrechnerische Berücksichtigung in der Norm geregelt ist.

Beispiele für die Anwmcimg von Zugglledem bei Starrkörper-Brmhnechanisnei

Erdnägel Geoiexiilenssp (uA > 75°) Bewahrung

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Beispiel für die Anwendmg von Zuggliedem bei einem Gleitkrels als Bruchrechanisrms

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Schlußbemerkung

Die DIN 4084 wird in der derzeit im Entwurf vorliegendenFassung zwar lediglich als Blaudruck‚ d.h. als europäischeVornorm auf den Merkt kommen, sie wird aber bei Vielenpraktischen Problemen von Standsicherheitsbetrachtungen zueindeutigen Lösungen beitragen Inui gleichzeitig ImU: derBezugnahme auf das probabilistische Sicherheitskonzept denSchritt auf eine europäische einheitliche Betrachtungermöglichen;

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-ANHANG

s 33 mZUM DIAGRAMM:

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert aus der Grenzkraft des Verpreßkörpersoder des Stahlzuggliedes. Der kleinere Wert ist maß“gebend.TTA nach Bauteilnorm

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert der Festlegekraft

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert aus der Grenzkraft des Verpreßkörpersoder" des Stahlzuggliedes Ibzwu der' Herausziehkraft,soweit Verschiebung zur Mobilisierung der Mantel"reibung ausreichtq nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4125) bzw.WTA = 2 für Erdnägel, Stahlbänder und Geokunststoffe

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert des Verpreßkörpers bzw. der Heraus—ziehkraft, soweit Verschiebung zur Mobilisierung derMantelreibung ausreichtTTA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4125) bzw.TFA = 2 für Erdnägel, Stahlbänder und Geokunststoffe

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert der Herausziehkraft'YFA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4014, DIN4026, DIN 4128, Rammverpreßpfähle nach E66, EAU 1990)bzw. TFA = 2 für andere starre ZuggliederScherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügebaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswerten der Scherparameter aufgenommen werdenkönnen (Fließdruck). Der kleinere Wert ist maßgebend.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert der Herausziehkraft'YFA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4014, DIN4026, DIN 4128, Rammverpreßpfähle nach E66, EAU 1990)bzw. 7FA = 2 für andere starre ZuggliederScherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügmbaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswerten der Scherparameter aufgenommen werdenkönnen. Der kleinere Wert ist maßgebend.

-ANHANG

s 33 mZUM DIAGRAMM:

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert aus der Grenzkraft des Verpreßkörpersoder des Stahlzuggliedes. Der kleinere Wert ist maß“gebend.TTA nach Bauteilnorm

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert der Festlegekraft

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert aus der Grenzkraft des Verpreßkörpersoder" des Stahlzuggliedes Ibzwu der' Herausziehkraft,soweit Verschiebung zur Mobilisierung der Mantel"reibung ausreichtq nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4125) bzw.WTA = 2 für Erdnägel, Stahlbänder und Geokunststoffe

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert des Verpreßkörpers bzw. der Heraus—ziehkraft, soweit Verschiebung zur Mobilisierung derMantelreibung ausreichtTTA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4125) bzw.TFA = 2 für Erdnägel, Stahlbänder und Geokunststoffe

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie ansetzenBemessungswert der Herausziehkraft'YFA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4014, DIN4026, DIN 4128, Rammverpreßpfähle nach E66, EAU 1990)bzw. TFA = 2 für andere starre ZuggliederScherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügebaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswerten der Scherparameter aufgenommen werdenkönnen (Fließdruck). Der kleinere Wert ist maßgebend.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert der Herausziehkraft'YFA nach Bauteilnorm für Zugglieder (DIN 4014, DIN4026, DIN 4128, Rammverpreßpfähle nach E66, EAU 1990)bzw. 7FA = 2 für andere starre ZuggliederScherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügmbaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswerten der Scherparameter aufgenommen werdenkönnen. Der kleinere Wert ist maßgebend.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert der Festlegekraft oder rechnerischenAnkerkraft zur 4Aufnahme 'von Erde und ‘Wasserdruckmkräften mit den charakteristischen Werten der Schereparameter des Bodens. Der größere Wert ist maßgebend.(Es wird angenommen, daß sich der Anker durch dieGleitbewegung nicht entspannt.)

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenKraft des Zuggliedes aus dem Nachweis der Aufnahme vonErde und. Wasserdruckkräften.'mitl charakteristischenWerten für die Scherparameter des Bodens unter Ansatzaktiven Erddrucks.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenKraft des Zuggliedes aus dem Nachweis der Aufnahme vonErde und Wasserdruckkräften. mit charakteristischenWerten für die Scherparameter

des Bodens unter Ansatzaktiven Erddrucks.Scherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügebaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswertencknrScherparameter aufgenommennwerdenkönnen. Der kleinere Wert ist maßgebend.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenBemessungswert der Festlegekraft oder rechnerischenAnkerkraft zur 4Aufnahme 'von Erde und ‘Wasserdruckmkräften mit den charakteristischen Werten der Schereparameter des Bodens. Der größere Wert ist maßgebend.(Es wird angenommen, daß sich der Anker durch dieGleitbewegung nicht entspannt.)

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenKraft des Zuggliedes aus dem Nachweis der Aufnahme vonErde und. Wasserdruckkräften.‘mitl charakteristischenWerten für die Scherparameter des Bodens unter Ansatzaktiven Erddrucks.

Ansatz am Schnittpunkt mit der GleitlinieReibung in der Gleitlinie nicht ansetzenKraft des Zuggliedes aus dem Nachweis der Aufnahme vonErde und Wasserdruckkräften. mit charakteristischenWerten für die Scherparameter

des Bodens unter Ansatzaktiven Erddrucks.Scherkräfte des Zuggliedes im Rahmen der noch verfügebaren Spannungen unterhalb des Grenzzustandes bzw. indem Maß ansetzen, wie sie vom umgebenden Boden mit denBemessungswertencknrScherparameter aufgenommennwerdenkönnen. Der kleinere Wert ist maßgebend.

Bildverzeichnis

Bild 1 Beispiele zusammengesetzter Bruchmechanismen mitgeraden Gleitlinien

Bild 2 Beispiel für die Blockgleit—Methode

Bild 3 ' Iwiderstehende Größen in DIN 4084, Abschnitt G+ Anhang

Bild 4 Bedingung für ein selbstspannendes Zugglied:(1A S 750

Bild 5 Verteilung der Mantelreibung bei Zuggliedern

Bild 6 Beispiele für die Anwendung von Zuggliedern beiStarrkörpern und Bruchmechanismen

Bild 7 Beispiel für die Anwendung von Zuggliedern beieinem Gleitkreis als Bruchmechanismus

Bildverzeichnis

Bild 1 Beispiele zusammengesetzter Bruchmechanismen mitgeraden Gleitlinien

Bild 2 Beispiel für die Blockgleit—Methode

Bild 3' J

Widerstehende Größen in DIN 4084, Abschnitt G+ Anhang

Bild 4 Bedingung für ein selbstspannendes Zugglied:(1A S 750

Bild 5 Verteilung der Mantelreibung bei Zuggliedern

Bild 6 Beispiele für die Anwendung von Zuggliedern beiStarrkörpern und Bruchmechanismen

Bild 7 Beispiel für die Anwendung von Zuggliedern beieinem Gleitkreis als Bruchmechanismus

Literaturverzeichnis

m Johann Ohde, 1943:

" Einfache erdstatistische Berechnungen der Standsicherheitvon Böschungen ", Archiv für Wasserwirtschaft, Nummer 67,Berlin 1943 -

n Johann Ohde, 1952:

" Die Berechnung der Standsicherheit von Böschungen undStaudämmen ", Bautechnikw-Archiv, Heft 8, Verlag WilhelmErnst & Sohn, Berlin 1952

m Michael H. Heibaum, 1987:

" Zur Frage der Standsicherheit verankerter Stützwände aufder tiefen Gleitfuge ", Heft 27, Mitteilung Versuchsanstaltfür Bodenmechanik und Grundbau der TH Darmstadt

_ DIN, 1981: _" Grundlagen zur Festlegung von Sicherheitsanforderungenfür bauliche Anlagen ", Beuth Verlag Berlin, Köln

w DIN 4014:“Bohrpfähle m Herstellung,Bemessung und Tragverhalten"Beuth Verlag, Berlin, März 1990

_ DIN 4026:"Rammpfählez— Herstellung,Bemessung u. zulässige Belastung"Beuth Verlag, Berlin, August 1975

— DIN 4125:"Kurzzeitanker Inni Daueranker „„ Bemessung,Ausführung undPrüfung", Beuth Verlag, Berlin, November 1990

„ DIN 4126:"Verpreßpfähle (Ortbetonw und Verbundpfähle) mit kleinemDurchmesser'— Herstellung,Bemessung u.

zulässigeBelastung,

Beuth Verlag, Berlin, April 1983

„ EAU, 1990: _"Empfehlungen des Arbeitsausschusses "Ufereinfassungen"Häfen und Wasserstraßen“, 8. Auflage, Verlag Wilhelm Ernst8 Sohn, Berlin, 1990

Literaturverzeichnis

m Johann Ohde, 1943:

" Einfache erdstatistische Berechnungen der Standsicherheitvon Böschungen ", Archiv für Wasserwirtschaft, Nummer 67,Berlin 1943 -

n Johann Ohde, 1952:

" Die Berechnung der Standsicherheit von Böschungen undStaudämmen ", Bautechnikw-Archiv, Heft 8, Verlag WilhelmErnst & Sohn, Berlin 1952

m Michael H. Heibaum, 1987:

" Zur Frage der Standsicherheit verankerter Stützwände aufder tiefen Gleitfuge ", Heft 27, Mitteilung Versuchsanstaltfür Bodenmechanik und Grundbau der TH Darmstadt

_ DIN, 1981: _" Grundlagen zur Festlegung von Sicherheitsanforderungenfür bauliche Anlagen ", Beuth Verlag Berlin, Köln

- DIN 4014:“Bohrpfähle m Herstellung,Bemessung und Tragverhalten"Beuth Verlag, Berlin, März 1990

_ DIN 4026:"Rammpfählez— Herstellung‚Bemessung u. zulässige Belastung"Beuth Verlag, Berlin, August 1975

— DIN 4125:"Kurzzeitanker Inni Daueranker „„ Bemessung,Ausführung undPrüfung", Beuth Verlag, Berlin, November 1990

„ DIN 4126:"Verpreßpfähle (Ortbetonw und Verbundpfähle) mit kleinemDurchmesser'— Herstellung,Bemessung u.

zulässigeBelastung,

Beuth Verlag, Berlin, April 1983

„ EAU, 1990: _"Empfehlungen des Arbeitsausschusses "Ufereinfassungen"Häfen und Wasserstraßen“, 8. Auflage, Verlag Wilhelm Ernst8 Sohn, Berlin, 1990

m 37 mErof. Dr.mlng. hahil. Dietrich Eranhe

Technische Universität Dresden

DIN 4085 - TGL 11464/03,04 und neuere Erkenntnisse

der Erddruckforschung

Obwohl schon seit langer Zeit Erddruckkräfte als Belastung oder

Stützkräfte bei der Berechnung von Bauwerken angesetzt werden,

wurden erst vor etwa 10 Jahren in den beiden deutschen Staaten

Regeln zum Erddruckansatz eingeführt. Über ihre Notwendigkeit

gab es unterschiedliche Ansichten. Inzwischen werden sie aber

doch mehrheitlich als nützliches Hilfsmittel des planenden Inge-

nieurs verstanden.

1979/1980 erschienen die Blätter 03 und 04 der TGL 11464 in der

DDR und 1982 die DIN 4085 in der Bundesrepublik Deutschland.

Schon beim Erscheinen der Vorschriften.waren den Bearbeitern be-

stimmte Unzulänglichkeiten für den Anwender deutlich, die zum

großen Teil auf Lücken beim vorliegenden Kenntnisstand hinwie-

sen. Diese Tatsache führte zu gezielten wissenschaftlichen Un—

tersuchungen an der TU Dresden, deren Ergebnisse Grundlagen zur

notwendigen Verbesserung des Vorschriftenwerkes lieferten.

Kurz vor der Vereinigung der deutscher Staaten war die Überar-

beitung der beiden TGLeBlätter abgeschlossen worden.

Die Bemühungen, eine verbesserte Fassung der DIN 4085 vorzule-

gen, scheitern nun an der Festlegung, europäischen Vorschriften

den Vorrang einzuräumen und nationalen Regeln nur noch den Rang

von Empfehlungen zuzubilligen.

Der für alle deutschen Ingenieure etwas schmerzliche Abschied

von den bewährten und vor allen Dingen auch gewohnten DIN—Vor"

schriften führt zwangsläufig zu einem Neuanfang, der die erfreu-

liche Chance in sich birgt, durch die Schaffung nunmehr gemein"

samer Empfehlungen, die Folgen der Teilung Deutschlands auf die-

sem Gebiet zu überwinden.

Der Arbeitskreis 1 (Berechnungsverfahren) der DGEG—hat beschlos-

sen, eine Empfehlung zum Ansatz des Erddrucks zu bearbeiten.

Die bereits genannten neueren Ihfiersuchungsergebnisse werden

dabei sinnvolle Berücksichtigung finden.

m 37 mErof. Dr.mlng. hahil. Dietrich Eranhe

Technische Universität Dresden

DIN 4085 - TGL 11464/03,04 und neuere Erkenntnisse

der Erddruckforschung

Obwohl schon seit langer Zeit Erddruckkräfte als Belastung oder

Stützkräfte bei der Berechnung von Bauwerken angesetzt werden,

wurden erst vor etwa 10 Jahren in den beiden deutschen Staaten

Regeln zum Erddruckansatz eingeführt. Über ihre Notwendigkeit

gab es unterschiedliche Ansichten. Inzwischen werden sie aber

doch mehrheitlich als nützliches Hilfsmittel des planenden Inge-

nieurs verstanden.

1979/1980 erschienen die Blätter 03 und 04 der TGL 11464 in der

DDR und 1982 die DIN 4085 in der Bundesrepublik Deutschland.

Schon beim Erscheinen der Vorschriften.waren den Bearbeitern be-

stimmte Unzulänglichkeiten für den Anwender deutlich, die zum

großen Teil auf Lücken beim vorliegenden Kenntnisstand hinwie-

sen. Diese Tatsache führte zu gezielten wissenschaftlichen Un—

tersuchungen an der TU Dresden, deren Ergebnisse Grundlagen zur

notwendigen Verbesserung des Vorschriftenwerkes lieferten.

Kurz vor der Vereinigung der deutscher Staaten war die Überar-

beitung der beiden TGLeBlätter abgeschlossen worden.

Die Bemühungen, eine verbesserte Fassung der DIN 4085 vorzule-

gen, scheitern nun an der Festlegung, europäischen Vorschriften

den Vorrang einzuräumen und nationalen Regeln nur noch den Rang

von Empfehlungen zuzubilligen.

Der für alle deutschen Ingenieure etwas schmerzliche Abschied

von den bewährten und vor allen Dingen auch gewohnten DIN—Vor"

schriften führt zwangsläufig zu einem Neuanfang, der die erfreu-

liche Chance in sich birgt, durch die Schaffung nunmehr gemein"

samer Empfehlungen, die Folgen der Teilung Deutschlands auf die-

sem Gebiet zu überwinden.

Der Arbeitskreis 1 (Berechnungsverfahren) der DGEG—hat beschlos-

sen, eine Empfehlung zum Ansatz des Erddrucks zu bearbeiten.

Die bereits genannten neueren Indersuchungsergebnisse werden

dabei sinnvolle Berücksichtigung finden.

„353m

Berechnung des passiven Erddrucks

Kprh

Coquo’t. l Keri sel.Kreisglei’tflöohe _CoulombOhde"

-40 —3o —2o —1b o 1o 20 3o 40

Bild 1.KWh-Werte

nach verschiedenen Autoren

In Bild 1 sind die Kurven der FunktionenKflh

für verschiedeneVerfahren dargestellt. Dabei wird die Vorzeichendefinition vonOhde für anverwendet‚ indem der üblicherweise auftretenden Richfitung von Ep das positive Vorzeichen zugeordnet wird.Das Bild zeigt, daß der passive Erddruck in der Regel nicht mitebenen Gleitflächen berechnet werden kann, da bei öp > ®/3 deut-

„353m

Berechnung des passiven Erddrucks

ph

Coquo’t. l Keri sel.Kreisglei’tflöohe _CoulombOhde"

-40 —3o —2o —1b o 1o 20 3o 40

Bild 1. K -Werte nach verschiedenen Autorent

In Bild 1 sind die Kurven der FunktionenKflh

für verschiedeneVerfahren dargestellt. Dabei wird die Vorzeichendefinition vonOhde für anverwendet‚ indem der üblicherweise auftretenden Richetung von

Epdas positive Vorzeichen zugeordnet wird.

Das Bild zeigt, daß der passive Erddruck in der Regel nicht mitebenen Gleitflächen berechnet werden kann, da bei öp > ®/3 deut-

m39m

lich größere Erddruckbeiwerte erhalten werden als mit Verfahren,

die gekrümmte Gleitflächen verwenden und demzufolge genauere

Lösungen des Variationsproblems ermöglichen.

Es zeigt auch, daß die Verfahren von Caquot/Kerisel, Ohde und

ein Verfahren mit kreiszylindrischer Gleitfläche nahe beiein-

anderliegende Ergebnisse liefern und demzufolge für praktische

Zwecke als gleichwertig anzusehen sind.

Die gute Übereinstimmung dieser drei Verfahren zumindest für

öp < 0.9m - trotz verschiedener Vorgehensweisen — kann im be-stimmten Umfang auch als Hinweis auf die Verläßlichkeit dieser

Verfahren gedeutet werden.

Größere .Abweichungen. der K Werte inach diesen 'Verfahren

entstehen erst bei der Annä;:;ung 6P e m, siehe z. B. Caquot/—

Kerisel. Es wird deshalb empfohlen, die Anwendung derKflm

-

Werte grundsätzlich auf den Bereich öp < 0'9@ zu begrenzen.

Die dadurch entstehende Einschränkung für die praktische Anwen"

dung ist unbedeutend.

Die Anwendung des Verfahrens von Ohde ist recht umständlich. Es

ist deshalb für eine verbreitete Anwendung wenig geeignet.

Das Verfahren von Caquot/Kerisel besitzt diesen Nachteil nicht,

ist aber nur dann anwendbar, wenn der Erddruck mit Hilfe von

Beiwerten berechnet werden kann. Die Berücksichtigung des Kohä-

sionseinflusses ist nur unbefriedigend möglich. .Das Verfahren mit kreiszylindrischen Gleitflächen ist dagegen

zur Untersuchung konkreter Bruchkörpermodelle und auch zur Be—

rechnung von Erddruckbeiwerten geeignet. Dabei können die Ein"

flüsse aus Eigenlast und Kohäsion des Bodens gleichzeitig erfaßt

werden.

Das hier zum Vergleich herangezogenen Verfahren mit kreiszylin-

drischer Gleitfläche wurde an der TU Dresden entwickelt und wird

anschließend näher vorgestellt.

Berechnung des passiven Erddrucks mit kreiszylindrischen

Gleitflächen

In allen Fällen, in denen die Coulombsche Theorie bei der Be—

rechnung der Grenzwerte des Erddrucks versagt, muß der Ingenieur

auf ein anderes Verfahren zurückgreifen können, das auch bei

derartigen .Aufgabenstellungen ein hinreichend zuverlässiges

Ergebnis ermöglicht.

m39m

lich größere Erddruckbeiwerte erhalten werden als mit Verfahren,

die gekrümmte Gleitflächen verwenden und demzufolge genauere

Lösungen des Variationsproblems ermöglichen.'

Es zeigt auch, daß die Verfahren von Caquot/Kerisel, Ohde und

ein Verfahren mit kreiszylindrischer Gleitfläche nahe beiein-

anderliegende Ergebnisse liefern und demzufolge für praktische

Zwecke als gleichwertig anzusehen sind.

Die gute Übereinstimmung dieser drei Verfahren zumindest für

öp < 0.9m - trotz verschiedener Vorgehensweisen — kann im be-stimmten Umfang auch als Hinweis auf die Verläßlichkeit dieser

Verfahren gedeutet werden.

Größere .Abweichungen. der K Werte inach diesen 'Verfahren

entstehen erst bei der Annä;:;ung 6P e m, siehe z. B. Caquot/—

Kerisel. Es wird deshalb empfohlen, die Anwendung derKflm

-

Werte grundsätzlich auf den Bereich öp < 0'9@ zu begrenzen.

Die dadurch entstehende Einschränkung für die praktische Anwen"

dung ist unbedeutend.

Die Anwendung des Verfahrens von Ohde ist recht umständlich. Es

ist deshalb für eine verbreitete Anwendung wenig geeignet.

Das Verfahren von Caquot/Kerisel besitzt diesen Nachteil nicht,

ist aber nur dann anwendbar, wenn der Erddruck mit Hilfe von

Beiwerten berechnet werden kann. Die Berücksichtigung des Kohä-

sionseinflusses ist nur unbefriedigend möglich. .Das Verfahren mit kreiszylindrischen Gleitflächen ist dagegen

zur Untersuchung konkreter Bruchkörpermodelle und auch zur Be—

rechnung von Erddruckbeiwerten geeignet. Dabei können die Ein"

flüsse aus Eigenlast und Kohäsion des Bodens gleichzeitig erfaßt

werden.

Das hier zum Vergleich herangezogenen Verfahren mit kreiszylin-

drischer Gleitfläche wurde an der TU Dresden entwickelt und wird

anschließend näher vorgestellt.

Berechnung des passiven Erddrucks mit kreiszylindrischen

Gleitflächen

In allen Fällen, in denen die Coulombsche Theorie bei der Be—

rechnung der Grenzwerte des Erddrucks versagt, muß der Ingenieur

auf ein anderes Verfahren zurückgreifen können, das auch bei

derartigen .Aufgabenstellungen ein hinreichend zuverlässiges

Ergebnis ermöglicht.

m40“

e.)

\/ + sinw(sinw1 T: w “Zoos wi

Bild 2. Ermittlung der passiven Erddruckkräfte mitkreiszylindrischen Gleitflächen [1,5]

m40“

e.)

\/ + sinw(sinw1 T: w “Zoos wi

Bild 2. Ermittlung der passiven Erddruckkräfte mitkreiszylindrischen Gleitflächen [1,5]

„41.....Dieses Verfahren sollte in allen praktisch vorkommenden Fällen,

wie z.B. beim Auftreten von geschichtetem Boden, nichtebener

Wand, nichtebener Geländeoberfläche, Kohäsion, Oberflächenlasten

usw. anwendbar und trotzdem ähnlich anschaulich wie das Verfahu

ren von Coulomb sein.

Bezüglich der geometrischen Eigenschaften liegt die Wahl der

kreisszylindrischen Gleitfläche nahe. Entsprechende Vergleichs—

untersuchungen [1] zeigten, daß eine gute Übereinstimmung mit

den als zuverlässig anzusehenden Verfahren erreicht wird (s.[9]

und Bild 1), wenn die Spannungsverteilung in der Gleitfläche

berücksichtigt wird.

Das Verfahren reagiert unempfindlich auf Veränderungen der Art

der Spannungsverteilung. Es genügt deshalb, eine plausible Ver—

teilung anzunehmen. Die Annahme, daß die Spannungen in einem

Punkt konzentriert sind, liefert aber unbefriedigende Ergebnis—

se, wie z.B. überhängende Gleitflächen.

Bild 2 zeigt die Anwendung des Verfahrens bei der Ermittlung der

Erddruckkraft im passiven Zustand. Es läßt sich sinngemäß auch

für den aktiven Zustand einsetzen [5].

Berücksichtigung der Kohäsion bei der Berechnung der Grenzwerte

der Erddruckkraft.

Der Einfluß der Kohäsion auf den Erddruck und damit auch auf

Sicherheit und Wirtschaftlichkeit ist erheblich. Er sollte des—

halb in angemessener Weise berücksichtigt werden.

Bei den gegenwärtig üblichen Berechnungsverfahren werden die

Anteile der Erddruckkraft infolge Eigenlast und Kohäsion des

Bodens getrennt und unabhängig voneinander ermittelt. Der Eigen—

lastanteil wird wie bei einem kohäsionslosen Boden, der Kohä-

sicnsanteil hingegen wie bei einem gewichtslosen Boden berechw

net. Die Überlagerung beider Anteile ist IHN? im Rankineschen

Sonderfall (a = fi3:= ö = 0) korrekt. In allen anderen Fällen

entstehen.durch die Überlagerung Fehler, die sich nur vermeiden

lassen, wenn beide Einflüsse bei der Gleichgewichtsbetrachtung'

in ein und demselben Lastfall zum Ansatz kommen [4,5].

Auf diese Weise ergeben sich für den aktiven Erddruck nach

Bild 3 die nachfolgend angegebenen Beziehungen.

„41.....Dieses Verfahren sollte in allen praktisch vorkommenden Fällen,

wie z.B. beim Auftreten von geschichtetem Boden, nichtebener

Wand, nichtebener Geländeoberfläche, Kohäsion, Oberflächenlasten

usw. anwendbar und trotzdem ähnlich anschaulich wie das Verfahu

ren von Coulomb sein.

Bezüglich der geometrischen Eigenschaften liegt die Wahl der

kreisszylindrischen Gleitfläche nahe. Entsprechende Vergleichs—

untersuchungen [1] zeigten, daß eine gute Übereinstimmung mit

den als zuverlässig anzusehenden Verfahren erreicht wird (s.[9]

und Bild 1), wenn die Spannungsverteilung in der Gleitfläche

berücksichtigt wird.

Das Verfahren reagiert unempfindlich auf Veränderungen der Art

der Spannungsverteilung. Es genügt deshalb, eine plausible Ver—

teilung anzunehmen. Die Annahme, daß die Spannungen in einem

Punkt konzentriert sind, liefert aber unbefriedigende Ergebnis—

se, wie z.B. überhängende Gleitflächen.

Bild 2 zeigt die Anwendung des Verfahrens bei der Ermittlung der

Erddruckkraft im passiven Zustand. Es läßt sich sinngemäß auch

für den aktiven Zustand einsetzen [5].

Berücksichtigung der Kohäsion bei der Berechnung der Grenzwerte

der Erddruckkraft.

Der Einfluß der Kohäsion auf den Erddruck und damit auch auf

Sicherheit und Wirtschaftlichkeit ist erheblich. Er sollte des—

halb in angemessener Weise berücksichtigt werden.

Bei den gegenwärtig üblichen Berechnungsverfahren werden die

Anteile der Erddruckkraft infolge Eigenlast und Kohäsion des

Bodens getrennt und unabhängig voneinander ermittelt. Der Eigen—

lastanteil wird wie bei einem kohäsionslosen Boden, der Kohä-

sicnsanteil hingegen wie bei einem gewichtslosen Boden berechw

net. Die Überlagerung beider Anteile ist IHN? im Rankineschen

Sonderfall (a = fi3:= ö = 0) korrekt. In allen anderen Fällen

entstehen.durch die Überlagerung Fehler, die sich nur vermeiden

lassen, wenn beide Einflüsse bei der Gleichgewichtsbetrachtung'

in ein und demselben Lastfall zum Ansatz kommen [4,5].

Auf diese Weise ergeben sich für den aktiven Erddruck nach

Bild 3 die nachfolgend angegebenen Beziehungen.

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Bild 3.

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G‚C entsprechend Kref’reck

Berechnung der aktiven Erddruckkraft bei glelchzeltlgerBeruck81cht1gung der Einflüsse aus Eigenlast und Kohaeelon am Beispiel der ebenen Gleitflache

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Bild 3. Berechnung der aktiven Erddruckkraft bei glelchzeitiger .Berücksichtlgung der Einflüsse aus Eigenlast und Kohawelon am Beispiel der ebenen Gleitfläche

Hilfswerte:

A=sin(ß+53) . (1)B=sin(e+tx) sin(®+öa+a—ß) +Fcos (®+öa+a+ß) (2)

D=cos (e412) sin(e+öa+m—ß) +Fcos(®+öa+a+ß) (3)

H | _ 2Fusaw ca) + 7h cosß (4)2ccosucos®

+(1 -sin®) cos (ßum)

H= 4‘354’003 (“+59 [ cos (ßwa) _ 2ccosßcosQ]t h cosm "mm-eine) (5)

—————fi—C_

I=23in(Üa-ß)cos(®+öa+awfia) (6)

Den Gleitflächenwinkel erhält man aus der Gleichung

2_ 2 -

tanÜa=iI1+ 1+D A ] (7)A+D 32

und die Erddruckbeiwerte zu

= (9-0:) 2_ Zacosßcosg 2 cot(Üa-ß)-—tan(ß—cz)KW” [[COS cosa ] [vml-sine) ] ] cot(Üa—®)+tan(oz+öa) (8)

Kach=JCÄKayh[J-"\I (1*?!)1. (9)

In Bild 4 wird der durch die übliche Superposition der Erddruck-

anteile entstehende Fehler in Abhängigkeit von der Geländenei-

gung für zwei willkürlich gewählte Beispiele veranschaulicht.

Durch die gleichzeitige Berücksichtigung der Einflüsse aus Ei"

genlast und Kohäsion des Bodens ist der aktive Erddruck auch bei

Geländeneigungen ß > (b bis zu einem Größtwert von ß (max ß)

berechenbar.I

Bild 5 zeigt den Grenzgleichgewichtszustand bei E3 = maxß am

Mohrschen Kreis. Die größtmögliche Geländeneigung ist jeweils an

eine bestimmte Wandhöhe gebunden.

Hilfswerte:

A=sin(ß+53) . (1)B=sin(e+a) sin(®+öa+a—ß) +Fcos (e+öa+a+ß) (2)

D=cos (e412) sin(e+öa+e—ß) +Fcos(®+öa+a+ß) (3)

„ ' _ 2Fusaw ca) + 7h cosß (4)2ccosucos®

+(1 -sine) cos (ßum)

H= 4‘354’003 (“+59 [ (wem-1x) _ 2ccosßcosQ]t h cosm "mm-weine) (5)

—————fi—C_

I=23in(Üa-ß)cos(tb+öa+ewfia) (6)

Den Gleitflächenwinkel erhält man aus der Gleichung

_ B Dg-Äz 7'

tanfia mIlnIl-Iv 83 ] ( )

und die Erddruekbeiwerte zu

= (ß—a) 2_ Zacesßcose 2 cot(Üa-ß)-tan(ß—cz)Kalb [[COS cosa ] [vml-sine) ] ] cot(Üa—®)+tan(e+öa) (8)

Kach=JCÄKayh[J-"\I (1*?!)1. (9)

In Bild 4 wird der durch die übliche Superposition der Erddruck-

anteile entstehende Fehler in Abhängigkeit von der Geländenei-

gung für zwei willkürlich gewählte Beispiele veranschaulicht.

Durch die gleichzeitige Berücksichtigung der Einflüsse aus Ei"

genlast und Kohäsien des Bodens ist der aktive Erddruck auch bei

Geländeneigungen ß > (b bis zu einem Größtwert von ß (max ß)

berechenbar.I

Bild 5 zeigt den Grenzgleichgewichtszustand bei E3 = maxß am

Mohrschen Kreis. Die größtmögliche Geländeneigung ist jeweils an

eine bestimmte Wandhöhe gebunden.

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Mit zunehmender Wandhöhe wird maxß kleiner. Bei h gegen Unendw

lieh geht maxß gegen ®0 Umgekehrt läßt sich bei gegebener Gelän-

deneigung ® < 13 < maxß eine größtmögliche Wandhöhe l1 =Imaxz

angeben. Bei ß < m ist h nicht begrenzt.

Berechnung des aktiven Erddrucks bei quergeneigtem Gelände

Schon vor Jahren wurde von Rendulic [13] nachgewiesen, daß der

aktive Erddruok bei quergeneigtem Gelände, wie z.B. bei Quer"

flügelmauern, unter Beachtung des dreiachsigen Spannungszustands

berechnet werden muß. In Anlehnung an das grafische Verfahren

von Rendulic wird in [2] ein analytisches Verfahren angegeben.

Danach.wird der aktive Erddruck wie im ebenen Fall berechnet und

mit einem Faktor erhöht, der von der Böschungsneigung und den

physikalischen Eigenschaften des Bodens abhängt.

Der Vergrößerungsfaktor ist der Quotient aus der kleinen Haupt“

Spannung irl aktiven Grenzgleichgewichtszustand 'bei geneigtem

Gelände (ß > 0) und der k1einen.Hauptspannung im aktiven Grenz—

gleichgewichtszustand bei horizontalem Gelände (ß = 0).

Der Sachverhalt ist in Bild 6 am Mohrechen Kreis dargestellt.

Im Sonderfall c = 0 läßt sich zur Berechnung des VergrößerungsH

faktors eine geschlossene Beziehung angeben.

2v=C—OS.-E— [1-dlecos2®(1+tan2ß)] (10)

1-51nc

Bei c > 0 ist ein iteratives Vorgehen bei der Berechnung dieser

Faktoren notwendig.

Erdruhedruck

Bei der Berechnung des Erdruhedrucks in geneigtem Gelände muß

unterschieden werden, ob es sich um eine vertikale Schnittfläche

durch den Halbraum oder um eine unnachgiebige Bauwerkswand han—

delt.

Unter Halbraumbedingungen können Schubverformungen ungehindert

eintreten, während in der Umgebung unnachgiebiger Wände Schub—

Verformungen behindert werden können.

imm

Mit zunehmender Wandhöhe wird maxß kleiner. Bei h gegen Unendw

lich geht maxß gegen ®0 Umgekehrt läßt sich bei gegebener Gelän-

deneigung ® < 13 < maxß eine größtmögliche Wandhöhe l1 =Imaxz

angeben. Bei ß < d ist h nicht begrenzt.

Berechnung des aktiven Erddrucks bei quergeneigtem Gelände

Schon vor Jahren wurde von Rendulic [13] nachgewiesen, daß der

aktive Erddruok bei quergeneigtem Gelände, wie z.B. bei Quer"

flügelmauern, unter Beachtung des dreiachsigen Spannungszustands

berechnet werden muß. In Anlehnung an das grafische Verfahren

von Rendulic wird in [2] ein analytisches Verfahren angegeben.

Danach.wird der aktive Erddruck wie im ebenen Fall berechnet und

mit einem Faktor erhöht, der von der Böschungsneigung und den

physikalischen Eigenschaften des Bodens abhängt.

Der Vergrößerungsfaktor ist der Quotient aus der kleinen Haupt“

Spannung itl aktiven Grenzgleichgewichtszustand 'bei geneigtem

Gelände (ß > 0) und der k1einen.Hauptspannung im aktiven Grenz—

gleichgewichtszustand bei horizontalem Gelände (ß = 0).

Der Sachverhalt ist in Bild 6 am Mehrschen Kreis dargestellt.

Im Sonderfall c = 0 läßt sich zur Berechnung des Vergrößerungs"

faktors eine geschlossene Beziehung angeben.

2'v=_993—E—[1-dlecos%b(1+tan?ß)] (10)

1-Sinc

Bei c > 0 ist ein iteratives Vorgehen bei der Berechnung dieser

Faktoren notwendig.

Erdruhedruck

Bei der Berechnung des Erdruhedruoks in geneigtem Gelände muß

unterschieden werden, ob es sich um eine vertikale Schnittfläche

durch den Halbraum oder um eine unnachgiebige Bauwerkswand han—

delt.

Unter Halbraumbedingungen können Schubverformungen ungehindert

eintreten, während in der Umgebung unnachgiebiger Wände Schub—

Verformungen behindert werden können.

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m „M Veriikelschnitt im_02 Holbmum

U n n q C h g i eb i ge WGn d

h”...I _ U l l I 1540' 530 —2o -10 0 1o 20 3'0 40 [3T

Bild 7. BeiwerteKWh

zur Berechnung des Erdruhedrucksin Abhängigkeit vom Geländeneigungswinkel ß

Für eine vertikale Schnittfläche im Halbraum mit der Oberflä-chenneigung ß ergibt sich entsprechend der Annahme der konstan-ten kleinen Hauptspannung [3,6‚8,11‚12] der Erdruhedruckbeiwert

1m: K&poszß(fißfl’

1 sin?@ (11)eine

mit

Kw=1msin®. (12)

Dagegen ergibfi sich nach [8] für eine unnachgiebige senkrechteWand der Erdruhedruckbeiwert fürtä = 0.näherungsweise nach Glei-chung (13).

I ' um“ '

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Bild 7. BeiwerteKWh

zur Berechnung des Erdruhedrucksin Abhängigkeit vom Geländeneigungswinkel ß

Für eine vertikale Schnittfläche im Halbraum mit der Oberflä-chenneigung ß ergibt sich entsprechend der Annahme der konstan-ten kleinen Hauptspannung [3,6‚8‚11‚12] der Erdruhedruckbeiwert

K‘H’r» coszßam

1_ sinzß (11)eine

mit

Koo=1msindn (12)

Dagegen ergibfi sich nach [8] für eine unnachgiebige senkrechteWand‚der Erdruhedruckbeiwert für€% = 0 näherungsweise nach Glei-chung (13).

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+sinßJ

Der Verlauf der KurvenK07h

ist in Bild 7 dargestellt.

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Verdichtungserddruck

Erdruhedruck

Z 2

1-2 Erdruhedruck1-3 passiverErddruck dp<04-5 Horizontalspdnnung infolge

einer stadischen Erscfizlcsizusätzlich zum Erdruhedruck

o) reine Obefflöchenverdichtung b) xa'genweise Verdichtung

Bild 8. Erdruhedruck und Verdichtungserddruck

m. ‚[59 m,

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KooKam =K07h [1+elnß ] . (13)1+sin2ß(R;;u—%L—J31n@

Der Verlauf der KurvenK07h

ist in Bild 7 dargestellt.

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Verdichtungserddruck

Erdruhedruck

Z 2

1-2 Erdruhedruck1-3 passiverErddruck dp<04-5 Horizontalspdnnung infolge

einer stadischen Erscfizlcsizusätzlich zum Erdruhedruck

o) reine Oberflächenverdichtung b) lagenweise Verdichtung

Bild 8. Erdruhedruck und Verdichtungserddruck

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Verdichtungserddruck

Wird das Erdreich hinter einer Stützwand verdichtet, tritt eineErhöhung des Erddrucks ein. Dieser Erddruckzuwachs kann nach[10,14] wie der Erdruhedruck aus einer statischen Oberflächenbe—lastung berechnet werden‚ wenn man eine statische Ersatzlast fürdie Wirkung des Verdichtungsgerätes einführt.Die für das jeweilige Verdichtungsgerät zutreffende Ersatzlastläßt sich gegenwärtig nur durch Messungen ermitteln .Bild 8 beschreibt den Lastansatz für reine Oberflächenverdich"tung und für schichtweisen Einbau mit Verdichtung.Über welchen Zeitraum diese Erddruckerhöhung wirksam bleibt istnicht bekannt. Frostwirkungen und bestimmte Erschütterungenführen zum Abbau des durch "Verspannung" gespeicherten Zusatz—erddrucks.

Notwendige weiterführende Untersuchungen zum Erddruck

Schwerpunkt bei der Weiterentwicklung der Lastansätze aus Erd—

druckwirkungen ist die Berücksichtigung konkreter_Verformungs-zustande, die im allgemeinen nicht zur Ausbildung von Grenzzu-standen führen. Entsprechende Grundlagen hierfür lassen sich nurdurch systematische experimentelle Untersuchungen gewinnen, diemöglichst bald in Angriff genommen werden sollten.

Literatur

[ 1] Böhme, K.(1986)

Numerische Berechnung der Erddruckgrenzwerte mit kreiszy-lindrischen Gleitflächen. Diss.(A), TU Dresden, 1986

[ 2] Franke, D.(1981)

Erddruck auf Querflügelmauern, Bauplanung - Bautechnik35(1981) S.85w88

[ 3] Franks, D.(1983)

Über die Berechnung des Erdruhedruckes, Geotechnik 6(1983)S.158w163

L11 QM.‚mm

Verdichtungserddruck

Wird das Erdreich hinter einer Stützwand verdichtet, tritt eineErhöhung des Erddrucks ein. Dieser Erddruckzuwachs kann nach[10,14] wie der Erdruhedruck aus einer statischen Oberflächenbe—lastung berechnet werden‚ wenn man eine statische Ersatzlast fürdie Wirkung des Verdichtungsgerätes einführt.Die für das jeweilige Verdichtungsgerät zutreffende Ersatzlastläßt sich gegenwärtig nur durch Messungen ermitteln .Bild 8 beschreibt den Lastansatz für reine Oberflächenverdich"tung und für schichtweisen Einbau mit Verdichtung.Über welchen Zeitraum diese Erddruckerhöhung wirksam bleibt istnicht bekannt. Frostwirkungen und bestimmte Erschütterungenführen zum Abbau des durch "Verspannung" gespeicherten Zusatz—erddrucks.

Notwendige weiterführende Untersuchungen zum Erddruck

Schwerpunkt bei der Weiterentwicklung der Lastansätze aus Erd—druckwirkungen ist die Berücksichtigung konkreter_Verformungs-zustande, die im allgemeinen nicht zur Ausbildung von Grenzzu-standen führen. Entsprechende Grundlagen hierfür lassen sich nurdurch systematische experimentelle Untersuchungen gewinnen, diemöglichst bald in Angriff genommen werden sollten.

Literatur

[ 1] Böhme, K.(1986)

Numerische Berechnung der Erddruckgrenzwerte mit kreiszy-lindrischen Gleitflächen. Diss.(A), TU Dresden, 1986

[ 2] Franke, D.(1981)

Erddruck auf Querflügelmauern, Bauplanung - Bautechnik35(1981) S.85w88

[ 3] Franke, D.(1983)

Über die Berechnung des Erdruhedruckes, Geotechnik 6(1983)S.158w163

[10]

[11]

[12]

[13]

[14]

m51“...

Franke, D.(1983)

Beiträge zur praktischen Erddruckermittlung, Diss.(B)‚ TU

Dresden, 1983

Franke, D.(1984)

Verbesserte Berechnung der Erddruckgrenzwerte bei bindigem

Lockergestein. Bauplanung - Bautechnik, 38(1984) S.27m31

Franks, D.(1988)

Erddruck auf unnachgiebige Wände „ Auswertung von Modell"

versuchen. Geotechnik 11(1988) 8.20-26

Franks, D.(1989)

Berechnung von Stützwänden nach verschiedenen mechanischen

Modellen. Ohde „ Kolloquium 1989, TU Dresden

Günther, H.(1973)

Seitendruckziffer und Ruhedruck. Straße—BrückewTunnel

25(1973) S.95ü97

Meyer — Vorfelder, H. J.(1970)

Ein Beitrag zur Berechnung des Erdwiderstandes unter Ansatz

der logarithmischen Spirale als Gleitflächenfunktion,

Diss.,Uni.Stuttgart, 1979

Meckelburg, L.(1978)

Berechnung des Erddrucks auf Kellerwände der WBS 70,

Diss.(A)‚ TU Dresden, 1978

Nissen, P.(1963)

Earth Pressure at Rest in NonHCohäsive Soil, Effect of

Sloping Ground Surface. Bygningsstatiske Meddelser Vol.34,

No.3, 1963, S.57e78

Nissen, P.(1969)

Zuschrift zu Franke: Ruhedruok in kohäsionslosen Böden im

ebenen Fall (Die Bautechnik 44(1967) S. 42, Die Bautechnik

46(1969) S.323-324

Rendulic, L.(1938)

Der Erddruck im Straßenbau und Brückenbau. Volk und Reich

Verlag, Berlin 1938

Spotka, H.(1977)

Einfluß, der Bodenverdichtung mittels Oberflächen - Rüttel-

geräten auf den Erddruck einer Stützwand bei Sand. Mitt.9

des Instituts für Geotechnik Stuttgart

[10]

[11]

[12]

[13]

[14]

m 51 m

Franke, D.(1983)

Beiträge zur praktischen Erddruckermittlung, Diss.(B)‚ TU

Dresden, 1983

Franke, D.(1984)

Verbesserte Berechnung der Erddruckgrenzwerte bei bindigem

Lockergestein. Bauplanung - Bautechnik, 38(1984) S.27m31

Franks, D.(1988)

Erddruck auf unnachgiebige Wände „ Auswertung von Modell"

versuchen. Geotechnik 11(1988) 8.20-26

Franks, D.(1989)

Berechnung von Stützwänden nach verschiedenen mechanischen

Modellen. Ohde „ Kolloquium 1989, TU Dresden

Günther, H.(1973)

Seitendruckziffer und Ruhedruck. Straße—BrückewTunnel

25(1973) S.95ü97

Meyer — Vorfelder, H. J.(1970)

Ein Beitrag zur Berechnung des Erdwiderstandes unter Ansatz

der logarithmischen Spirale als Gleitflächenfunktion,

Diss.,Uni.Stuttgart, 1979

Meckelburg, L.(1978)

Berechnung des Erddrucks auf Kellerwände der WBS 70,

Diss.(A)‚ TU Dresden, 1978Nissen, P.(1963)

Earth Pressure at Rest in Non"Cohäsive Soil, Effect of

Sloping Ground Surface. Bygningsstatiske Meddelser Vol.34,

No.3, 1963, S.57e78

Nissen, P.(1969)

Zuschrift zu Franke: Ruhedruok in kohäsionslosen Böden im

ebenen Fall (Die Bautechnik 44(1967) S. 42, Die Bautechnik

46(1969) S.323-324

Rendulic, L.(1938)

Der Erddruck im Straßenbau und Brückenbau. Volk und Reich

Verlag, Berlin 1938

Spotka, H.(1977)

Einfluß, der Bodenverdichtung mittels Oberflächen - Rüttel-

geräten auf den Erddruck einer Stützwand bei Sand. Mitt.9

des Instituts für Geotechnik Stuttgart

r}Lt:ä K3

Beuwerksmeseungen zur ßeutteiTung de?

Steneeiehewhe‘it des” Mten Sehieuser”: 4m Wie?“

Heitenau

Dr.mlng. B. Schuppener, Bundesansta1t für Wasserbau, Außenste11eBer1in

1 EieTeätufig

Die A1ten Sch1eusen in KieW-HoTtenau 1iegen am Ausgang des Nord—Ostsee+Kana1s zur Ostsee (siehe Bi1d 1), Die Konstruktion unddie abmessungen der im Jahre 1894 eröffnete Doppe1sch1euse istim Bi1d 2 dargeste11t.

Ostsee

Bi1d 1: Lagep1an der Sch1eusen in Kie1—Ho1tenau

Bauwerksmsssungsn zu? ßsuwtsiTung des

Stsnäsishswhs%t des ßrwxw1 Schisussfi "H3 sie?“

Hsitsnsu

Dr.mlng. B. Schuppener, Bundesansta1t für Wasserbau, Außenste11eBer1in

1 EinTsätufig

Die A1ten Sch1eusen in KieW-HoTtenau 1iegen am Ausgang des Nord—Ostsse+Kana1s zur Ostsee (siehe Bi1d 1), Die Konstruktion unddie abmsssungsn der im Jahre 1894 eröffnete Doppe1sch1euse istim Bi1d 2 dargeste11t.

Nord-Ostsee—Kanal

Bi1d 1: Lagsp1an der Sch1eusen in Kie1—Ho1tenau

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Biid 2: Querschnitt der Aiten Sch1euse im Bereich der Tor—

nischen

Eine statische Neubewertung der Aiten Schieusen zeigte, daß die

Standsicherheit der Schieusenkammerwände unzureichend ist, wenn

die Schieusenkammer geieert und ais Trockendock benutzt wird. In

diesem Faii wird die Kammerwand einseitig durch Erd— und

wasserdrücke beiastet (siehe Biid 3).

1-— : v— r/Ahh-JI ’w‘IX‘W‘I

;g_ Biid 3:H

Be1astung der Kammer"

4 wand und Spannungen in

4 der Wand

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druck druck

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Biid 2: Querschnitt der Aiten Schieuse im Bereich der Tor—

nischen

Eine statische Neubewertung der Aiten Schieusen zeigte, daß die

Standsicherheit der Sch1eusenkammerwände unzureichend ist, wenn

die Schieusenkammer geieert und ais Trockendock benutzt wird. In

diesem Faii wird die Kammerwand einseitig durch Erd— und

Wasserdrucke beiastet (siehe Biid 3).

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Be1astung der Kammer"

4 wand und Spannungen in

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Nach DIN 19702, Entwurf 1988 (Sicherheit von Massivbauwerken imWasserbau) ist beim Standsicherheitsnachweis neben diesenäußeren Belastungen noch ein Poren— oder Spaltwasserdruck in derWand anzusetzen. Die Größe dieses Wasserdrucks entspricht demhydrostatischen Wasserdruck des Grundwassers in dieser Tiefe. Erwird als konstant angesetzt in dem Bereich des Querschnitte, indem sich rechnerisch keine Druckspannungen o ergeben. ZurmLuftseite der Wand nimmt der Wasserdruck dann linear auf Nullab. Besonders bei hohen Stützwänden mit hochliegendemGrundwasserspiegel ergeben die Porenwasserdrücke in der Wand eingroßes zusätzliches Moment. Bei der Naohreohnung derSchleusenkammerwände zeigte sich, da8 das Gesamtmoment aus demErd— und Wasserdruck und dem Porenwasserdruck in der Wand sogroß ist, daß die rechnerische resultierende Kraft außerhalb desQuerschnitte liegt. Die Schleusenkammerwände waren somitrechnerisch nicht standsicher.

Auf der anderen Seite waren die beiden Schleusen jedoch fürmehrere Jahrzehnte als Trockendooks benutzt worden. Dabeihatten sich weder größere Schäden noch Verformungen gezeigt, dieauf eine Überbelastung der Wand zurückzuführen waren. Es wardaher zu erwarten, daß die tatsächlichen Lasten erheblichgeringer sind, als man zunächst in der Statik annehmen mußte.Zur Ermittlung cmer Bauwerksbelastungen wurde cehi Meßprogrammausgearbeitet, mit dem die rechnerischen Annahmen überprüft unddie Belastungen genauer ermittelt werden konnten.

2 Meßpregramm und Meßverfahren

Das Meßprogramm bestand aus einer sohrittWeisen Probeabsenkungdes Wasserstandes in der Schleusenkammer. Parallel dazu wurden

— die Höhe des Grundwasserspiegels in der Hinterfüllung,

Nach DIN 19702, Entwurf 1988 (Sicherheit von Massivbauwerken imWasserbau) ist beim Standsicherheitsnachweis neben diesenäußeren Belastungen noch ein Poren— oder Spaltwasserdruck in derWand anzusetzen. Die Größe dieses Wasserdrucks entspricht demhydrostatischen Wasserdruck des Grundwassers in dieser Tiefe. Erwird als konstant angesetzt in dem Bereich des Querschnitts, indem sich rechnerisch keine Druckspannungen o ergeben. ZurmLuftseite der Wand nimmt der Wasserdruck dann linear auf Nullab. Besonders bei hohen Stützwänden mit hcchliegendemGrundwasserspiegel ergeben die Porenwasserdrücke in der Wand eingroßes zusätzliches Moment. Bei der Nachrechnung derSchleusenkammerwände zeigte sich, da8 das Gesamtmoment aus demErd— und Wasserdruck und dem Porenwasserdruck in der Wand sogroß ist, daß die rechnerische resultierende Kraft außerhalb desQuerschnitte liegt. Die Schleusenkammerwände waren somitrechnerisch nicht standsicher.

Auf der anderen Seite waren die beiden Schleusen jedoch fürmehrere Jahrzehnte als Trockendocks benutzt worden. Dabeihatten sich weder größere Schäden noch Verformungen gezeigt, dieauf eine Überbelastung der Wand zurückzuführen waren. Es wardaher zu erwarten, daß die tatsächlichen Lasten erheblichgeringer sind, als man zunächst in der Statik annehmen mußte.Zur Ermittlung cmer Bauwerksbelastungen wurde cehi Meßprogrammausgearbeitet, mit dem die rechnerischen Annahmen überprüft unddie Belastungen genauer ermittelt werden konnten.

2 Meßpregramm und Meßverfahren

Das Meßprogramm bestand aus einer sohrittWeisen Probeabsenkungdes Wasserstandes in der Schleusenkammer. Parallel dazu wurden

— die Höhe des Grundwasserspiegels in der Hinterfüllung,

- der Porenwasserdruck in der Schieusenkammerwand und

— die Verformungen der Schieuse

kontinuieriich gemessen und aufgezeichnet.

Zur Beobachtung ckns Grundwasserspiege1s ir1 der Hinterfüiiung

wurden die Bohriöcher verwendet, die zunächst zur Erkundung des

Baugrunds abgeteuft worden waren (siehe Biid 4). Sie wurden zu

Grundwasserbeobachtungsmeßste1ien ausgebaut.

..........

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Xi : Druckaufnehmer

WS : Wasserseite

ES : Erdseite

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Anordnung der Meßw

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1-

aufnehmer

Zur Feststeiiung des Zustandes und der Materiaikennwerte des

Mauerwerks und des Sohibetons wurden Kernbohrungen mit einem

Doppeikernrohr in den Kammerwänden abgeteuft. Sie zeigten, daß

das Mauerwerk voiikommen intakt ist, wogegen der Beton

steiienweise sehr porös und durchiässig ist. Dies Biid wurde

bestätigt bei einer Untersuchung der Bohr1öcher mit einer

Videokamera und durch WD—Tests (SCHUPPENER + SIEBENBORN, 1991).

Für die Probeabsenkung wurden die Bohriöcher mit Druckaufnehmern

ausgerüstet, die den Porenwasserdruck in der Schieusenkammerwand

- der Porenwasserdruck in der Schieusenkammerwand und

— die Verformungen der Schieuse

kontinuieriich gemessen und aufgezeichnet.

Zur Beobachtung ckns Grundwasserspiegeis ir1 der Hinterfüiiung

wurden die Bohriöcher verwendet, die zunächst zur Erkundung des

Baugrunds abgeteuft worden waren (siehe Biid 4). Sie wurden zu

Grundwasserbeobachtungsmeßste1ien ausgebaut.

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Zur Feststeiiung des Zustandes und der Materiaikennwerte des

Mauerwerks und des Sohibetons wurden Kernbohrungen mit einem

Doppeikernrohr in den Kammerwänden abgeteuft. Sie zeigten, daß

das Mauerwerk voiikommen intakt ist, wogegen der Beton

steiienweise sehr porös und durchlässig ist. Dies Biid wurde

bestätigt bei einer Untersuchung der Bohriöcher mit einer

Videokamera und durch WD—Tests (SCHUPPENER + SIEBENBORN, 1991).

Für die Probeabsenkung wurden die Bohriöcher mit Druckaufnehmern

ausgerüstet, die den Porenwasserdruck in der Schieusenkammerwand

„56m

messen. Der Anordnung der Meßquerschnitte und der Meßaufnehmer

1agen foigende Gesichtspunkte zugrunde:

„ Das Meßprogramm mußte der Tatsache Rechnung tragen, daß

die Schieusenkammerwände Bereiche mit unterschiediichemQuerschnitt haben. Daher wurden in der südiichen und inder nördiichen Kammerwand jeweiis vier Querschnitte mit

Wasserdruckaufnehmern ausgerüstet.

— Neben der Höhe des Wasserdrucks in Abhängigkeit vom

Absenkzustand soiiten die Messungen auch Informationen

über die Wasserdruckverteiiung im Querschnitt der

Kammerwand geben.I

- Bei den WD—Tests und den Videoaufnahmen hatte sich dasMauerwerk ais verhäitnismäßig undurchiässig und der

Beton dagegen ais verhältnismäßig durchiäSsig

herausgesteiit. lhn beide Extreme 2m: erfassen, wurde

versucht, in jedem Bohrioch sowohi im Mauerwerk ais auch

im Beton Wasserdruckmessungen durchzuführen.

„ Die Beanspruchungen der Kammerwände sind im Anschnitt an

die Sohie, d. h. bei etwa NN -10 m, am größten. Da hierauch die Grenze zwischen dem Mauerwerk und dem Beton

liiegt‚ konnten sowohi die Meßaufnehmer im Mauerwerk ais

auch im Beton im am stärksten beanspruchten Bereich derKammerwand instaiiiert werden.

Zur Durchführung der Messungen wurden in die Bohriöcher

giasfaserverstärkte Kunststoffrohre (GFKeRohre) einzementiert(siehe Biid 5). Die GFK—Rohre sind an ihrem unteren Ende mit

einer Bodenkappe verschiossen. Einige Zentimeter 'darüber

wurden 8 Fiitersteine in Bohrungen eingekiebt. Sie steiien die

Verbindung zwischen dem Druckaufnehmer und der Kiespackung dar,

die nach oben mit Zementmörtei abgedichtet ist.

„56m

messen. Der Anordnung der Meßquerschnitte und der Meßaufnehmer

1agen foigende Gesichtspunkte zugrunde:

„ Das Meßprogramm mußte der Tatsache Rechnung tragen, daß

die Schieusenkammerwände Bereiche mit unterschiediichemQuerschnitt haben. Daher wurden in der südiichen und inder nördiichen Kammerwand jeweiis vier Querschnitte mit

Wasserdruckaufnehmern ausgerüstet.

— Neben der Höhe des Wasserdrucks in Abhängigkeit vom

Absenkzustand soiiten die Messungen auch Informationen

über die Wasserdruckverteiiung im Querschnitt der

Kammerwand geben.I

- Bei den WD—Tests und den Videoaufnahmen hatte sich dasMauerwerk ais verhäitnismäßig undurchiässig und der

Beton dagegen ais verhältnismäßig durchiäSsig

herausgesteiit. lhn beide Extreme Ja: erfassen, wurde

versucht, in jedem Bohrioch sowohi im Mauerwerk ais auch

im Beton Wasserdruckmessungen durchzuführen.

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die Sohie, d. h. bei etwa NN -10 m, am größten. Da hierauch die Grenze zwischen dem Mauerwerk und dem Beton

liiegt‚ konnten sowohi die Meßaufnehmer im Mauerwerk ais

auch im Beton im am stärksten beanspruchten Bereich derKammerwand instaiiiert werden.

Zur Durchführung der Messungen wurden in die Bohriöcher

giasfaserverstärkte Kunststoffrohre (GFKaRohre) einzementiert

(siehe Biid 5). Die GFK—Rohre sind an ihrem unteren Ende mit

einer Bodenkappe verschiossen. Einige Zentimeter 'darüber

wurden 8 Fiitersteine in Bohrungen eingekiebt. Sie steiien die

Verbindung zwischen dem Druckaufnehmer und der Kiespackung dar,

die nach oben mit Zementmörtei abgedichtet ist.

„ 57 m

Zement—mörtel

Packer

Biid 5:Druck_aunmhmer Druckaufnehmer mit

Packer in demFilterSChicht Standr'Ohf‘

Filtersteine

"Standrohr

Zement-niörtel

Zur Messung der Wasserdrucke wurden Aufnehmer der Fa.

TRANSAMERICA verwendet. Über dem Wasserdruckaufnehmer befindet

sich ein Packer, der das Standrohr nach oben druckdicht ab—

sohiießt. Damit wird siehergeste11t‚ daß die zu Druckmessungen

erfordsriiohe Voiumenänderung des Wassers so kiein b1eibt, daß

durch die Messung die Größe des Wasserdruoks nicht beeinf1ußt

wird (KÖHLER + FEDDERSEN, 1991).

Sämtiiche Meßkabe] wurden in einem auf der Mitteimauer aufge-

steiiten Meßoontainer zusammengeführt. In diesem Container

befanden sich a11e Verstärker, Plotter und Rechner, die sowoh]

eine kontinuieriiohe Beobachtung jeder einzelnen Meßgröße in

ihrer echten physikaiischen Dimension ais auch eine fortiaufende

Speicherung der Meßergebnisse auf einem eiektronischen

Datenspeicher eriaubten.

3 Meßergehni eee

Die nörd1iche Sehieuse wurde in zwei Schritten so weit

1eergepumpt, daß nur noch 0,5 m Wasser in der Sohieuse stand.

c 57 m

Zement—mörtel

Packer

Biid 5:Druck_aunmhmer Druckaufnehmer mit

Packer in demFilterSChicht Standr'Ohf‘

Filtersteine

"Standrohr

Zement-niörtel

Zur Messung der Wasserdrucke wurden Aufnehmer der Fa.

TRANSAMERICA verwendet. Über dem Wasserdruckaufnehmer befindet

sich ein Packer, der das Standrohr nach oben druckdicht ab—

schiießt. Damit wird sichergestei1t, daß die zu Druckmessungen

erforderiiohe Vo1umenänderung des Wassers so kiein b1eibt, daß

durch die Messung die Größe des Wasserdrucks nicht beeinfiußt

wird (KÖHLER + FEDDERSEN, 1991).

Sämtiiche Meßkabe] wurden in einem auf der Mitteimauer aufge-

steiiten Meßcontainer zusammengeführt. In diesem Container

befanden sich a11e Verstärker, Plotter und Rechner, die sowoh]

eine kontinuieriiche Beobachtung jeder einzelnen Meßgröße in

ihrer echten physikaiischen Dimension ais auch eine fortiaufende

Speicherung der Meßergebnisse auf einem eiektronischen

Datenspeicher eriaubten.

3 Meßergehni ese

Die nörd1iche Schieuse wurde in zwei Schritten so weit

1eergepumpt, daß nur noch 0,5 m Wasser in der Sohieuse stand.

(1

Die Ergebnisse der Wasserdruckmessungen des Meßquerschnittes 2sind ais Druckhöhen im Biid 6 dargesteiit. Sie zeigen diefo1genden charakteristischen Ergebnisse:

Biid 6:

Die Porenwasserdrücke im Mauerwerk der Sch1eusen—kammerwand werden nicht von der Absenkung des Schieu—senwasserstandes beeinfiußt. Das ist darauf zurückzu—führen, daß das Mauerwerk praktisch undurchiässig ist.

Im Gegensatz zum Mauerwerk wurde im Beton der Sohie einAbfaii des Porenwasserdrucks festgesteiit, der etwa70 % der Verminderung der Druckhöhe in der Schieuseentspricht. Dies ist zurückzuführen auf die Perösitätund Durchiässigkeit des Betons sowie der Risse undSpaiten in der Kiinkerschaie, die den Boden derKammerwand abdeckt. Diese Risse machten sich bemerkbar,ais nur noch 0,5 n1 Wasser h1 der Kammer stand undzahireiche stark wasserführenden Queiien auf der Sohiezu sehen waren.

200

Mauerwerk (ES)1'. —-* ‘H--‚-...._.._ . „_„._‚_‚_...‚.- '--.._.‚ _|_..—--‘-—v -—--.—...—

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Ergebnisse von Meßquerschnitt 2

(1

Die Ergebnisse der Wasserdruckmessungen des Meßquerschnittes 2sind ais Druckhöhen im Biid 6 dargesteiit. Sie zeigen diefo1genden charakteristischen Ergebnisse:

Biid 6:

Die Porenwasserdrücke im Mauerwerk der Sch1eusen—kammerwand werden nicht von der Absenkung des Schieu—senwasserstandes beeinfiußt. Das ist darauf zurückzu—führen, daß das Mauerwerk praktisch undurchiässig ist.

Im Gegensatz zum Mauerwerk wurde im Beton der Sohie einAbfaii des Porenwasserdrucks festgesteiit, der etwa70 % der Verminderung der Druckhöhe in der Schieuseentspricht. Dies ist zurückzuführen auf die Perösitätund Durchiässigkeit des Betons sowie der Risse undSpaiten in der K1inkerschaie, die den Boden derKammerwand abdeckt. Diese Risse machten sich bemerkbar,ais nur noch 0,5 n1 Wasser h1 der Kammer stand undzahireiche stark wasserführenden Queiien auf der Sohiezu sehen waren.

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Ergebnisse von Meßquerschnitt 2

„59m

— Das bemerkenswerteste Ergebnis ist der große Einf1uß der

Probeabsenkung auf den Grundwasserstand in der Hinter"

füiiung: Aufgrund der Duroh1ässigkeit des Betons und der

Hinterfüiiungivirkt die ge1eerte Schieuse wie ein großer

Brunnen, durch den der Grundwasserspiegei im angrenzen-

den Geiände abgesenkt wird.

Das Biid 7 zeigt die Ergebnisse der Grundwassermessungen über

der Zeit der Absenkung in der Nordkammer. Dargesteiit sind nicht

nur die Ergebnisse der Grundwassermeßsteiien auf der Nordseite

sonderri ebenfaiis die Ergebnisse auf’ der Südseite, auf der

ebenfa11s der Grundwasserstand stark absinkt. Dies ist insofern

erstauniioh, a1s bei der Absenkung der nördiiohen Kammer die

200

0„

„200-

Grund- ’400 "

waSSer—stand(cm NN)

e600„

„800 ._

—10007.3.' a.3.' 9.3.i

Datum

Biid 7: Grundwasserstände auf der Nordseite (N 1 bis N 6) und

Südseite (S 1 bis S 5) während der Probeabsenkung der

Nordkammer

„59m

— Das bemerkenswerteste Ergebnis ist der große Einf1uß der

Probeabsenkung auf den Grundwasserstand in der Hinter"

füiiung: Aufgrund der Durch1ässigkeit des Betons und der

Hinterfüiiungivirkt die ge1eerte Schieuse wie ein großer

Brunnen, durch den der Grundwasserspiegei im angrenzen-

den Geiände abgesenkt wird.

Das Biid 7 zeigt die Ergebnisse der Grundwassermessungen über

der Zeit der Absenkung in der Nordkammer. Dargesteiit sind nicht

nur die Ergebnisse der Grundwassermeßsteiien auf der Nordseite

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Datunx

Biid 7: Grundwasserstände auf der Nordseite (N 1 bis N 6) und

Südseite (S 1 bis S 5)

Nordkammer

während der Probeabsenkung der

„60m

südiiche Kammer gefüiit war. Die Grundwasserabsenkung reichte

aiso daher unter der gefüiiten Südkammer hinweg, die sich bei

der Probeabsenkung ais durchiässig erwiesen hatte. Dieses auf

den ersten Biick widersprüchiiche Verhaiten wird durch zwei

konstruktive Besonderheiten der Schieuse hervorgerufen:

— Eine unter der Bauwerkssohie in Länge“ und Querrichtung

veriegte Drainageieitung (siehe Biid 2) ermögiicht eine

nahezu druckveriustiose Verbindung des Grundwassers der

Südseite zur Nordseite oder umgekehrt.

— Die Kiinkerschaie auf der Betonsohie wird bei geriuteterSchieuse'wie eine dichtende Membran auf die Betonsohiegedrückt, so da8 ein Zutritt von Wasser aus der

gefiuteten Sohieusenkammer verhindert wird. Hinzu kommt,daß die Schieusensohie immer mit Schlick bedeckt ist,

der ebenfaiis die Wirkung einer Dichtungsmembran hat.

Wenn sich die Druckverhäitnisse beim Lenzen derSehieusenkammern ändern, öffnet der Sohiwasserdruck die

Risse in der Kiinkerschaie und die Schiickabiagerungen

werden herausgespüit. In diesem Zustand wirkt die

Schieusensohisa wie ein Aufiastfiiter, durch den der

Grundwasserspiegei im angrenzenden Geiände abgesenkt

wird.

s Zusammenrassung und Sshiußtsigerungen

Schon cfiea Materiaiuntersuchungen zeigten, daß cfiea Betonsohie

porös und durchiässig ist. Durch die Messungen während einer

Probeabsenkung des Schieusenwasserstandes konnte gezeigt werden,

daß dadurch der Grundwasserstand und der Porenwasserdruck in den

Kammerwänden so weit abgesenkt wird, daß die tatsächiichen

Beiastungen der Wand erhebiich geringer sind, ais ursprünglich

„60m

südiiche Kammer gefüiit war. Die Grundwasserabsenkung reichte

aiso daher unter der gefüiiten Südkammer hinweg, die sich bei

der Probeabsenkung ais durchiässig erwiesen hatte. Dieses auf

den ersten Biick widersprüchiiche Verhaiten wird durch zwei

konstruktive Besonderheiten der Schieuse hervorgerufen:

— Eine unter der Bauwerkssohie in Länge“ und Querrichtung

veriegte Drainageieitung (siehe Biid 2) ermögiicht eine

nahezu druckveriustiose Verbindung des Grundwassers der

Südseite zur Nordseite oder umgekehrt.

— Die Kiinkerschaie auf der Betonsohie wird bei geriuteterSchieuse'wie eine dichtende Membran auf die Betonsohiegedrückt, so da8 ein Zutritt von Wasser aus der

gefiuteten Schieusenkammer verhindert‚wird. Hinzu kommt,daß die Schieusensohie immer mit Schiick bedeckt ist,

der ebenfaiis die Wirkung einer Dichtungsmembran hat.

Wenn sich die Druckverhäitnisse beim Lenzen derSchieusenkammern ändern, öffnet der Sohiwasserdruck die

Risse in der Kiinkerschaie und die Schiickabiagerungen

werden herausgespüit. In diesem Zustand wirkt die

Schieusensohisa wie ein Aufiastfiiter, durch den der

Grundwasserspiegei im angrenzenden Geiände abgesenkt

wird.

e Zusammenrassung und Sshiußtsigerungen

Schon cfiea Materiaiuntersuchungen zeigten, daß cfiea Betonsohie

porös und durchiässig ist. Durch die Messungen während einer

Probeabsenkung des Schieusenwasserstandes konnte gezeigt werden,

daß dadurch der Grundwasserstand und der Porenwasserdruck in den

Kammerwänden so weit abgesenkt wird, daß die tatsächiichen

Beiastungen der Wand erhebiich geringer sind, ais ursprünglich

„51m

angenommen. Die auf Grund1age der Meßergebnisse durchgeführten

Standsicherheitsberechnungen ergaben dann auch eine ausreichende

rechnerische Standsicherheit.

5 Literatur

Köh1er, H.*J‚ & Feddersen, I.

In situ measurements cf pore water pressure in soi1s and

concrete constructions, Proc. 3. Int. Symp. on Fie1d

Measurements in Geomechanics, 0s1o‚ 1991

Schuppener, B. & Siebenborn, G.

Measurements to assess the stabi1ity cf the 01d Locke in Kie1,

Proc. 3. Int. Symp. on Field Measurements in Geomechanics, 0810,

1991

„51m

angenommen. Die auf Grund1age der Meßergebnisse durchgeführten

Standsicherheitsberechnungen ergaben dann auch eine ausreichende

rechnerische Standsicherheit.

5 Literatur

Köh1er, H.*J‚ & Feddersen, I.

In situ measurements cf pore water pressure in soi1s and

concrete constructions, Proc. 3. Int. Symp. on Fie1d

Measurements in Geomechanics, 0s1o‚ 1991

Schuppener, B. & Siebenborn, G.

Measurements to assess the stabi1ity cf the 01d Locke in Kie1,

Proc. 3. Int. Symp. on Field Measurements in Geomechanics, 0810,

1991

m62“

o.Prof.Dr.sc.techn. P. Bilz

TU Dresden

Institut für Geotechnik.

Zum Einfluß konzentrierter Oberflächeniasten auf dieStandsicherheit von Böschungen geringer Höhe

EinleitungSeit mehr ais 10 Jahren wird erfoigreich ein Näherungsverfahrenzum Nachweis der Standsicherheit von Böschungen angewandt,weiches einen räumiichen Bruchzustend simuliert, der insbewsondere bei Einwirkung konzentrierter, fiächenmaßig begrenzterOberfiächeniasten maßgebend wird (BILZ/BRÖDEL 1980;DILZ/BRÖDELm/REINHARDT‚ 1981; 1983; BILZ/HEIDE, 1986; BILZ, 1986;HEIDE,1989). Die Vorbereitung von Projektierungehi1femitte1n. für dieumfangreiche Variationerechnungen durchgeführt werden waren unddie ais Neufassung der Vorschrift 84 der ehem. Steatiichen'Beu-aufsicht der DDR veröffentlicht werden soiiten, zeigten in denErgebnissen für Böschungshöhen <1 m bestimmte Ungereimtheitenbzw. faische Tendenzen in der Größe des Sicherheitsfaktore beider Abhängigkeit von der Böechungeneigung. Das war Aniaß, dasmathematische Mode11‚ weiches dem Programm SLOPE 3 D (bzw. derVersicw: SLOPE 88) zugrundeiiegt‚ eingehender zu aneiyeieren(BERGHOFF‚ 1991).

AnaiyseGemäß Biid 1 handeit es sich bei diesem Berechnungsmodeii um einGanzkörperverfahren mit kreiszyiindrischen Gieitfiächen, bei demdie in der Natur auftretende "Bruchschüsse1" durch einen Zylinnderausschnitt mit beidseitig angesetzten Kegeieegmenten an“genähert wird. A18 Sicherheitsdefinition werden die rutschungewbegünstigenden Momente ckni widerstehenden 'hi der' Gieitfugegegenübergesteiit. Diese Momente erhäit man aus einer Be"trachtung des ebenen Faiies mit anschiießender Integration in

m62.“

o.Prof.Dr.sc.techn. P. Bilz

TU Dresden

Institut für Geotechnik.

Zum Einfluß konzentrierter Oberflächeniasten auf dieStandsicherheit von Böschungen geringer Höhe

EinleitungSeit mehr als 10 Jahren wird erfolgreich ein Näherungsverfehrenzum Nachweis der Standsicherheit von Böschungen angewandt,welches einen räumlichen Bruchzustend simuliert, der insbewsondere bei Einwirkung konzentrierter, flächenmäßig begrenzterOberflächenlasten maßgebend wird (BILZ/BRÖDEL 1980;DILZ/BRÖDELm/REINHARDT‚ 1981; 1983; BILZ/HEIDE, 1986; BILZ, 1986;HEIDE,1989). Die Vorbereitung von Projektierungshilfemitteln. für dieumfangreiche Variationerechnungen durchgeführt werden waren unddie als Neufassung der Vorschrift 84 der ehem. Staatlichen Beu-aufsicht der DDR veröffentlicht werden sollten, zeigten in denErgebnissen für Böschungshöhen <1 m bestimmte Ungereimtheitenbzw. falsche Tendenzen in der Größe des Sicherheitsfaktors beider Abhängigkeit von der Böschungsneigung. Das war Anlaß, dasmathematische Modell, welches dem Programm SLOPE 3 D (bzw. derVersicw: SLOPE 88) zugrundeliegt, eingehender zu analysieren(BERGHOFF‚ 1991).

AnalyseGemäß Bild 1 handelt es sich bei diesem Berechnungsmodell um einGanzkörperverfahren mit kreiszylindrischen Gleitflächen, bei demdie in der Natur auftretende "Bruchschüssel" durch einen Zylinnderausschnitt mit beidseitig angesetzten Kegeleegmenten an“genähert wird. Als Sicherheitsdefinition werden die rutschungs"begünstigenden Momente ckni widerstehenden 'hi der' Gleitfugegegenübergestellt. Diese Momente erhält man aus einer Be"trachtung des ebenen Falles mit anschließender Integration in

m. .53 m

Richtung der “Drehachse" des Bruchkörpere, wobei in den Endwkegeibereichen die Radien kontinuieriich stufenartig abnehmen.Der minimaie Standsicherheitsfaktor ergibt sich übiicherweiseaus der Variation der Radien sowie der Austrittspunkte derGieitkreise im Böschungsbereich. Deren oberer Austritt ist mitder hinteren Lastbegrenzung fixiert.Bei der programmtechnischen Umsetzung dieses Berechnungsmodeiiswar man von der aiigemein anerkannten Feststeiiung TAYLORs (vgi.u.a„ Grundbautaschenbuch, Tei] 2,1982) ausgegangen, daß beiBöschungsmateriaiien mit einem Reibungswinkei ü > 5' der kriti—sche Gieitkreis am Böschungsfußpunkt austritt. Andererseitswurden Beobachtungen aus der Böschungsbruchpraxis mit Beiastun-gen in der Nähe der Böschungsoberkante dahingehend berücksiohutigt, daß eine Variationsprozedur für den unteren Austrittspunktder Gieitkreise zwischen dem Böschungsfußpunkt Pu (Biid 1) undder Böschungsoberkante P2 in vorgegebener Höhenschrittweite 45hinstaiiiert ist. Die minimaie (summarische) Sicherheit wirdaußer für den räumiichen Faii um ) auch vergieichsweise für'denebenen (T1E ) ausgedruckt. Auf weitere Festiegungen und Ansätzesoii an dieser Steiie nicht nochmais eingegangen werden; es wirdauf die eingangs genannten Veröffentiichungen sowie die PTO"grammdokumentation (des Institutes für Ingenieur— und Tiefbau

- Leipzig) verwiesen.

Die durchgeführten, umfangreichen Variationsberechnungen mit 11Kennwertgruppen ( ü = 15°...37’ ‚ c = 25...1kN/m2 )sowie 21Lastgruppen (Variation der Lastgröße und der Abmessungen derLasteintragungsfiäche) bei Böschungswinkein ß zwischen 30° und80K Böschungshöhen h zwischenit)niund 0,5 m sowie Lastabständen1&2 0,6 m zeigten im Bereich kieiner Böschungshöhen ( h 3 1m )eine in unterschiediichem Maße faische Tendenz der Größe desberechneten Sicherheitsfaktors:Mit steigenden: Böschungswinkei erhöhte sahfli der' Sicherheitewfaktor (oder biieb annähernd konstant). Aus der von BERBHOFF(1991) zusammengesteilten‘Tabeiie 1 geht hervor, daß Fehier— bei konstanten Kennwerten mit Erhöhung der Last anwachsen;- bei Lockergesteinsarten mit großem Reibungswinkei und kieiner

Kohäsion schon bei kieineren Lasten auftreten ais bei seichen

m. .53 m

Richtung der “Drehachse" des Bruchkörpere, wobei in den Endwkegeibereichen die Radien kontinuieriich stufenartig abnehmen.Der minimaie Standsicherheitsfaktor ergibt sich übiicherweiseaus der' Variation der' Radien sowie der Austrittspunkte derGieitkreise im Böschungsbereich. Deren oberer Austritt ist mitder hinteren Lastbegrenzung fixiert.Bei der programmtechnischen Umsetzung dieses Berechnungamodeiiswar man von der aiigemein anerkannten Feststeiiung TAYLORs (vgi.u.a„ Grundbautaschenbuch, Tei] 2,1982) ausgegangen, daß beiBöschungsmateriaiien mit einem Reibungswinkei ü > 5' der kriti—sche Gieitkreis am Böschungsfußpunkt austritt. Andererseitswurden Beobachtungen aus der Böschungsbruchpraxis mit Beiastun-gen in der Nähe der Böschungsoberkante dahingehend berücksiohutigt, daß eine Variationsprozedur für den unteren Austrittspunktder Gieitkreise zwischen dem Böschungsfußpunkt Pu (Biid 1) undder Böschungsoberkante P2 in vorgegebener Höhenschrittweite .Ahinstaiiiert ist. Die minimaie (summarische) Sicherheit wirdaußer für den räumiichen Faii am ) auch vergieichsweise für denebenen (T1E ) ausgedruckt. Auf weitere Festiegungen und Ansätzeeoii an dieser Steiie nicht nochmais eingegangen werden; es wirdauf die eingangs genannten Veröffentiichungen sowie die Pro—grammdokumentation (des Institutes für Ingenieur— und Tiefbau

- Leipzig) verwiesen.

Die durchgeführten, umfangreichen Variationsberechnungen mit 11Kennwertgruppen ( ü = 15°...37’ ‚ c = 25...1kN/m2 )sowie 21Lastgruppen (Variation der Lastgröße und der Abmessungen derLasteintragungsfiäche) bei Böschungswinkein ß zwischen 30° und80K Böschungshöhen h zwischen1t)n1und 0,5 m sowie Lastabständen1a) 0,6 m zeigten im Bereich kieiner Böschungshöhen ( h 3 1m )eine in unterschiediichem Maße faische Tendenz der Größe desberechneten Sicherheitsfaktors:Mit steigenden: Böschungswinkei erhöhte sahfli der' Sicherheitewfaktor (oder biieb annähernd konstant). Aus der von BERBHOFF(1991) zusammengesteilten‘Tabeiie 1 geht hervor, daß Fehier— bei konstanten Kennwerten mit Erhöhung der Last anwachsen;- bei Lockergesteinsarten mit großem Reibungswinke) und kieiner

Kohäsion schon bei kieineren Lasten auftreten ais bei seichen

m 54 m

mit k1einerem Reibungewinke1, aber hoher Koheeion;— für den räum1ichen F311 eret bei höheren Leeten auftreten e13

Für den ebenen.'

Tabel1e 1: Differenzen der Sicherheitefekteren zwieehenB: 30° und 80‘

301005009 K1(0=15:c=25) 53(0=20:0410) Ke(@:32;c:1)[10+] [42150 1+1 +0,23 +1,25 +0.07 +0.51 +0,13 +0,04

+0,30 +2,21 +0,42 +1,07 +0,20 +0,40100 1+1 +0,11 +0,71 +0.05 +0,24 +0,13 +0,07

+0,47 +1,40 +0,13 +0,03 +0,04 +0,27100 1+1 +0,03 +0,43 +0,03 +0,13 +0,22 +0,15

+0,23 +1,04 +0,03 +0,47 +0,03 +0,10240 1+1 +0,02 +0,23 +0,10 +0,04 +0,24 _ +0,17

+0,13 +0,74 +0,04 +0,33 +0,07 +0,00100 1+2 +0,23 +0,33 +0,00 +0,31 +0,13 +0,01

+0,30 +1,07 +0,42 +0,01 +0,20 +0,34240 1+2 +0,07 +0,34 +0,00 +0,03 +0,13 +0,10

+0,33 +0,30 +0,15 +0,41 +0,01 +0,15440 1+2 +0,01 +0,13 +0,10 +0,02 +0,22 +0,20

+0,13 +0,54 +0,05 +0,23 +0,00 +0,03040 1+2 +0,04 +0,11 +0,11 +0,00 +0,25 +0,21

+0,12 +0,37 +0,01 +0,13 +0,00 +0,03105 1+3 +0,43 +0,30 +0,14 +0,34 +0,07 +0,02

+1,11 +1,70 +0,50 +0,07 +0,30 +0,42240 1+3 +0,10 +0,44 +0,01 +0,13 +0,17 +0,13

+0,50 +1,04 +0,20 +0,43 +0,10 +0,20450 1+3 +0,04 +0,22 +0,03 0,00 +0,20 +0,10

+0,31 +0,01 +0,03 +0,27 +0,01 +0,00660 153 +0,01 +0,12 +0,10 +0,05 +0,22 +0,20

+0,13 +0,43 +0,05 +0,10 +0,00 +0,01105 2+1 +0,23 +0,57 +0,23 +0,11 +0,47 +0,20

+0,33 +1,01 +0,10 +0,77 +0,00 +0,31240 2+1 +0,20 +0,24 +0,32 +0,07 +0,51 +0,37

+0,03 +0,30 +0,00 +0,37 +0,22 +0,05450 2+1 +0,20 +0,05 +0,31 +0,15 +0,50 +0,40

+0,02 +0,51 +0,14 +0,10 +0,30 +0,10050 2+1 +0,24 +0,03 +0,31 +0,20 +0,53 +0,43

+0,07 +0,33 +0,10 +0,00 +0,31 +0,10

Obere Werte ge1ten Für h=0,5m,untere für h=1,0m.

m 54 m

mit k1einerem Reibungewinke1, aber hoher Koheeion;— für den räum1ichen F011 eret bei höheren Leeten auftreten e10

Für den ebenen.-

Tabel10 1: Differenzen der Sicherheitefekteren zwieehen2 30° und 80’

001000009 K1(0=15:c=25) K3(0=20:c+10) K0(@:32;c:1)[10+] [42150 1+1 +0,20 +1,25 +0.07 +0.51 +0,13 +0,04

+0,00 +2,21 +0,42 +1,07 +0,20 +0,40100 1+1 +0,11 +0,71 +0.05 +0,24 +0,10 +0,07

+0,47 +1,40 +0,10 +0,00 +0,04 +0,27100 1+1 +0,03 +0,43 +0,00 +0,13 +0,22 +0,15

+0,20 +1,04 +0,00 +0,47 +0,03 +0,10240 1+1 +0,02 +0,20 +0,10 +0,04 +0,24 _ +0,17

+0,10 +0,74 +0,04 +0,33 +0,07 +0,00100 1+2 +0,20 +0,03 +0,00 +0,31 +0,13 +0,01

+0,00 +1,07 +0,42 +0,01 +0,20 +0,34240 1+2 +0,07 +0,34 +0,00 +0,00 +0,10 +0,10

+0,30 +0,00 +0,15 +0,41 +0,01 +0,15440 1+2 +0,01 +0,10 +0,10 +0,02 +0,22 +0,20

+0,10 +0,54 +0,05 +0,23 +0,00 +0,03040 1+2 +0,04 +0,11 +0,11 +0,00 +0,25 +0,21

+0,12 +0,37 +0,01 +0,13 +0,00 +0,03105 1+3 +0,43 +0,00 +0,14 +0,34 +0,07 +0,02

+1,11 +1,70 +0,50 +0,07 +0,30 +0,42240 1+3 +0,10 +0,44 +0,01 +0,13 +0,17 +0,13

+0,50 +1,04 +0,20 +0,40 +0,10 +0,20450 1+3 +0,04 +0,22 +0,00 0,00 +0,20 +0,10

+0,31 +0,01 +0,00 +0,27 +0,01 +0,00660 153 +0,01 +0,12 +0,10 +0,05 +0,22 +0,20

+0,10 +0,43 +0,05 +0,10 +0,00 +0,01105 2+1 +0,20 +0,57 +0,20 +0,11 +0,47 +0,20

+0,33 +1,01 +0,10 +0,77 +0,00 +0,31240 2+1 +0,20 +0,24 +0,32 +0,07 +0,51 +0,37

+0,00 +0,00 +0,00 +0,37 +0,22 +0,05450 2+1 +0,20 +0,05 +0,31 +0,15 +0,50 +0,40

+0,02 +0,51 +0,14 +0,10 +0,30 +0,10550 2+1 +0,24 +0,03 +0,31 +0,20 +0,53 +0,40

+0,07 +0,33 +0,10 +0,05 +0,31 +0,10

Obere Werte ge1ten Für h=0,5m,untere für h=1,0m.

m 65 m.

Letzteres ist logische Folge des räumlichen Berechnungsmodelles,

bei welchem der unmittelbare Lasteinfluß sich nur im Zylindern

ausschnitt und nicht in den Endkegelbereichen auswirkt. (vgl.

Bild 1), _Parameterstudien von BERGHOFF (i991), bei denen auch Feststel-

lungen von GROSS (1984) einbezogen worden sind, führten zu dem

Ergebnis, daß die Festlegung des unteren Austrittspunktes eines

Gleitkreises im Böschungsfußpunkt Pf oder einem auf der

Böschungslinie selbst liegenden Punkt die freie Variation zur

Suche des kritischen Gleitkreises unzulässig einschränkt. EinAustritt des Gleitkreises vor dem Böschungsfuß muß möglich sein.

Stellt man diesen Sachverhalt maßstabsgerecht dar, wie das inBild 2 erfolgt ist, dann wird klar, daß hier der Übergang vom

reinen Böschungsbruch zum Grundbruch vorliegt. Die hohe Auflast

prägt eine Gleitfläche aus, die der Grundbruchfigur sehr nahes

kommt. In den untersuchten Fällen betrug das Verhältnis Eigen—messe des Bruchkörpers zu Auflast für den ebenen Fall 1:5 bis

15, für den räumlichen Fall liegt der Anteil des Bruchkörpers

etwas höher. Weiterhin muß trotz aller Vereinfachungen unterdiesen Bedingungen die Frage nach der Spannungsverteilung über

die Gleitfläche naher betrachtet werden.Infolge tun" relativgeringen Unterschiede der Sicherheitsfaktoren (im ebenen Fall),

die z. E3. beim Ganzkörperverfahren von FRÖHLICH (1950) unterBerücksichtigung unterschiedlicher Spannungsvertei lungsn berech-

net. werden, ‘war' auch 'hn vorliegenden Näherungsverfahren 'von

einer Spannungskonzentration in der Mitte des Kreisbogene

abschnittes (m=1,o) ausgegangen worden. In Verbindung mit derAuswertung der von BERGHOFF (199i) vorgenommenen Parameterstudie

wurden nunmehr Detailuntersuchungen mit der Geometrie gemäß Bild

2 für drei verschiedene Spannungsverteilungen nach FRÖHLICH

(1950) durchgeführt und zwar für- Spannungskonzentration in der Mitte: mle 1— sichelförmige Spannungsverteilung: m22 äfifl[1w(%hzl— an den Enden stark gespreizte Spannungsverteilung:

_ icnoc'% ‘ m muss?)

„05,55

Letzteres ist iogische Foige des raumiichen Berechnungsmedeiies,

bei weichem der unmitteibare Lasteinfiuß sich nur im Zyiinderm

ausschnitt und nicht in den Endkegeibereiohen auswirkt. (vgi.

Biid 1), _Parameterstudien von BERGHOFF (1991), bei denen auch Feststei-

1ungen von GROSS (1984) einbezogen worden sind, führten zu dem

Ergebnis, daß die Festiegung des unteren Austrittspunktes eines

Gieitkreises im Böschungsfußpunkt Pf oder einem auf der

Böschungsiinie seibst iiegenden Punkt die freie Variation zur

Suche des kritischen Gieitkreises unzuiässig einschränkt. EinAustritt des Gieitkreises vor dem Böschungsfuß muß mögiich sein.

Steiit man diesen Sachverhalt maßstabsgerecht dar, wie das inBiid 2 erfoigt ist, dann wird k1ar, daß hier der Übergang vom

reinen Böschungsbruch zum Grundbruch voriiegt. Die hohe Aufiast

prägt eine Gieitfiäche aus, die der Grundbruchfigur sehr nahes

kommt. In den untersuchten Fäiien betrug das Verhäitnis Eigen—messe des Bruchkörpers zu Auflast für den ebenen Fa11 1:5 bis

15, für den räumiichen Faii 1iegt der Anteii des Bruchkörpers

etwas höher. Weiterhin muß trotz a11er Vereinfachungen unterdiesen Bedingungen die Frage nach der Spannungsverteiiung über

die Gieitfiäche naher betrachtet werden.Info1ge (kH’ reiativgeringen Unterschiede der Sicherheitsfaktoren (im ebenen Fa11),

die z. E3. beim Ganzkörperverfahren von FRÖHLICH (1950) unterBerücksichtigung unterschiedi icher Spannungsvertei 1ungen berech-

net. werden, ‘war' auch 'hn vorliegenden Näherungsverfahren 'von

einer Spannungskonzentration in der Mitte des Kreisbogene

abschnittes (m=1,o) ausgegangen worden. In Verbindung mit derAuswertung der von BERGHOFF (199i) vorgenommenen Parameterstudie

wurden nunmehr Detaiiuntersuchungen mit der Geometrie gemäß Biid

2 für drei verschiedene Spannungsverteiiungen nach FRÖHLICH

(1950) durchgeführt und zwar für- Spannungskonzentration in der Mitte: m|= 1— sicheiförmige Spannungsverteiiung: m22 äfifl[1w(%hz]— an den Enden stark gespreizte Spannungsverteiiung:

_ icnoc'% ‘ m anfing

Wenn auch im konkreten Fai] sicher eine nach der Beiastungsseitehin "schiefe" Spannungsverteiiung reaier sein wird, soiite dieseUntersuchung zunächst den qualitativen Eintiuß ausweisen.

ErgebnisseDie von BERGHOFF (1991) vorgenommene Erweiterung des Besrechnungsaigorithmus (einschiießiich Erarbeitung des Rechen—programms BRUCH) bezieht Gieitkreisaustrittspunkte vor demBöschungsfuß ein, was auch Auswirkungen auf" die angesetztenKegeisegmente hat und gegenüber der ursprüngiichen Version Verwänderungen bezügiich der Intervaiigrenzen der Kegeisegmenteerforderiich machte.Mit den nachfoigenden Biidern werden wesentiiche Ergebnisse anausgewähiten Fäiien demonstriert. Ais Beweis der Treffsicherheitder modifizierten Version bzw. des Programmes BRUCH wird dieTatsache angesehen, daß die ausgewiesenen-Sicherheiten (sowohifür den ebenen ais auch den räumiichen Faii) immer dann prak—tisch identisch sind, wenn der kritische Gieitkreis imBöschungsfußpunkt oder darüber austritt. In Efiiciiä sind diekritischen Gieitkreise Für zwei extrem voneinander abweichendeKennwertgruppen ( 6.: 15°, c = 25kN/m2‚ r s 20kN/m2 und ü = 32°,c z 1kN/m2‚ g 2 18,5kN/m3), einem Lastabstand 1a s 0.6'rn undLastverdoppeiung (p == 50 bzw. 100 kN/mz) in Abhängigkeit vomBöschungswinkei (ß = 30° bis 80°) dargesteiit. Hier wie auch inden weiteren Biidern ist deutiich erkennbar, daß der Abstand desunteren Austrittspunktes des kritischen Gieitkreises vom Bö—schungsfußpunkt (mit_xu „ x4 bezeichnet) bei sinkender Kohasionanwäohst. Im raumiichen Faii ergeben sich kfleinere Abstände(Biid 4). Mit steigendem Böschungswinkei wachsen die Abständeebenfaiis (Biider 4 und 5). Je näher eine Last zur Böschungsskante angreift, desto größer wird der Abstand des unteren Gieitekreisaustrittspunktes (Biid 4). Eine Vergrößerung der Lastbreitezieht eine Vergrößerung des Abstandes (xu „ x4) nach sich (Biid5). Eine Lasterhöhung seibst wirkt sich praktisch nicht (beistark bindigen Lockergesteinen) bzw. in geringerem Maße (beiniedriger Kohäsion) ais die vorgenannten Parameter aus (Biid 5).

Wenn auch im konkreten Fai] sicher eine nach der Beiastungsseitehin "schiefe" Spannungsverteiiung reaier sein wird, soiite dieseUntersuchung zunächst den qualitativen Eintiuß ausweisen.

ErgebnisseDie von BERGHOFF (1991) vorgenommene Erweiterung des Besrechnungsaigorithmus (einschiießiich Erarbeitung des Rechen—programms BRUCH) bezieht Gieitkreisaustrittspunkte vor demBöschungsfuß ein, was auch Auswirkungen auf" die angesetztenKegeisegmente hat und gegenüber der ursprüngiichen Version Verwänderungen bezügiich der Intervaiigrenzen der Kegeisegmenteerforderiich machte.Mit den nachfoigenden Biidern werden wesentiiche Ergebnisse anausgewähiten Fäiien demonstriert. Ais Beweis der Treffsicherheitder modifizierten Version bzw. des Programmes BRUCH wird dieTatsache angesehen, daß die ausgewiesenen-Sicherheiten (sowohifür den ebenen ais auch den räumiichen Fa11) immer dann prak—tisch identisch sind, wenn der kritische Gieitkreis imBöschungsfußpunkt oder darüber austritt. In Efiiciiä sind diekritischen Gieitkreise Für zwei extrem voneinander abweichendeKennwertgruppen ( 6.: 15°, c = 25kN/m2‚ X = 20kN/m2 und ü = 32°,c z 1kN/m2‚ g 2 18,5kN/m3), einem Lastabstand 1a s 0.6'rn undLastverdoppeiung (p == 50 bzw. 100 kN/mz) in Abhängigkeit vomBöschungswinkei (ß = 30° bis 80°) dargesteiit. Hier wie auch inden weiteren Biidern ist deutiich erkennbar, daß der Abstand desunteren Austrittspunktes des kritischen Gieitkreises vom Bö—schungsfußpunkt (mit_xu „ x4 bezeichnet) bei sinkender Kohasionanwäohst. Im raumiichen Faii ergeben sich kfleinere Abstände(Biid 4). Mit steigendem Böschungswinkei wachsen die Abständeebenfaiis (Biider 4 und 5). Je näher eine Last zur Böschungsskante angreift, desto größer wird der Abstand des unteren Gieitekreisaustrittspunktes (Biid 4). Eine Vergrößerung der Lastbreitezieht eine Vergrößerung des Abstandes (xu „ x4) nach sich (Biid5). Eine Lasterhöhung seibst wirkt sich praktisch nicht (beistark bindigen Lockergesteinen) bzw. in geringerem Maße (beiniedriger Kohäsion) ais die vorgenannten Parameter aus (Biid 5).

Wie vermutet, beeinfiußt die Spannungsverteiiung iängs desGieitkreises die Parameter des sich ais kritisch ergebenden.Aus Biid 6 geht hervor, daß eine Spannungserhöhung am Rande derBruchfigur einen k1eineren Bruchkreisradius zur Foige hat, waspraktisch eine Annäherung an die (tiefer reichende) Grundbruch—figur bedeutet. Bei geringer Kohäsion wirkt sich diese Erschei-nung stärker aus als bei höherer. (Aus Gründen der Übersicht—1ichkeit sind in Biid 6 nur die Ergebnisse für m1 und m3 darge—ste11t‚ die Werte für meiiegen zwischen diesen beiden Kurven).

Mit den Biidern 7 und 8 3011 gezeigt werden, daß sich die fürHöhen g'1niberechneten (summarischen) Sicherheiten zweifeisfreiin die Kurvenzüge unterhaib 10 m Böschungshöhe einfügen. Gieich—zeitig wird sichtbar, daß bei niedriger Kohäsion und ß > ü dieSicherheit eindeutig mit wachsender Böschungshöhe abnimmt. Beihöherer Kohäsion dagegen sind kieinere Böschungshöhen kritiwscher. Diese Aussagen beziehen sich untersuchungsgemäß aufBöschungen, die hinter der Böschungskante durch eine (fiächenwmäßig) begrenzte Oberfiächeniast beansprucht werden.

Einführung von TeiisicherheitenDas voriiegende Berechnungsmodeii verwendet noch summarischeSicherheiten. Zur Beurteiiung der Auswirkungen des neuen Sicher—heitskonzepts mit der Einführung von Teiisicherheitsbeiwertenfür Einwirkungen und Widerstände (Vgi. Diskussionsvoriage zurDIN 1054 sowie DIN 4084) wurden Vergieichsrechnungen mit Hiifeder Programmversion_ BRUCH durchgeführt, wobei die vorge—schiagenen Teiisicherheiten 1,2 für tan® und 1,7 für c singe"führt worden sind. Die Bestimmungsgieichung ais Quotient derWiderstände und Einwirkungen ist die gieiche wie bei der Verbfahrensweise mit summarischen Sicherheiten.

Wie vermutet, beeinfiußt die Spannungsverteiiung iängs desGieitkreises die Parameter des sich ais kritisch ergebenden.Aus Biid 6 geht hervor, daß eine Spannungserhöhung am Rande derBruchfigur einen kieineren Bruchkreisradius zur Foige hat, waspraktisch eine Annäherung an die (tiefer reichende) Grundbruch—figur bedeutet. Bei geringer Kohäsion wirkt sich diese Erschei-nung stärker aus als bei höherer. (Aus Gründen der Übersicht—1ichkeit sind in Biid 6 nur die Ergebnisse für m1 und m3 darge—ste11t‚ die Werte für meiiegen zwischen diesen beiden Kurven).

Mit den Biidern 7 und 8 3011 gezeigt werden, daß sich die fürHöhen g'1niberechneten (summarischen) Sicherheiten zweifeisfreiin die Kurvenzüge unterhaib 10 m Böschungshöhe einfügen. Gieich—zeitig wird sichtbar, daß bei niedriger Kohäsion und ß > ü dieSicherheit eindeutig mit wachsender Böschungshöhe abnimmt. Beihöherer Kohäsion dagegen sind kieinere Böschungshöhen kritiwscher. Diese Aussagen beziehen sich untersuchungsgemäß aufBöschungen, die hinter der Böschungskante durch eine (fiächenwmäßig) begrenzte Oberfiächeniast beansprucht werden.

Einführung von TeiisicherheiienDas voriiegende Berechnungsmodeii verwendet noch summarischeSicherheiten. Zur Beurteiiung der Auswirkungen des neuen Sicher—heitskonzepts mit der Einführung von Teiisicherheitsbeiwertenfür Einwirkungen und Widerstände (V91. Diskussionsvoriage zurDIN 1054 sowie DIN 4084) wurden Vergieichsrechnungen mit Hiifeder Programmversion_ BRUCH durchgeführt, wobei die vorge—schiagenen Teiisicherheiten 1,2 für tan® und 1,7 für c singe"führt worden sind. Die Bestimmungsgieichung ais Quotient derWiderstände und Einwirkungen ist die gieiche wie bei der Verbfahrensweise mit summarischen Sicherheiten.

Tebe11e 2: Verhä1tniswerte 11wmy' at

Last- eben räumlich eben näumllch

NP- lq= 0,6 13: 0,6 m 1a: 1,0 m 1e: 1,0 m

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Tabe11e 2 enthä1t ausgewäh1te Ergebnisse, aus denen deut1iohwird, daß die Abweichungen (ausgedrückt im Verhä1tn1511wm/11mnder berechneten Standeicherheitewerte ohne und mit TeiIeicher-heiten für die Scherfeetigkeiteparemeter) mit wachsenderKohäeion ansteigen, wohingegen Leetabetend, “grüße und “f1ächevon untergeordneter Bedeutung sind. Die Parameter dee kritischenG1eitkreieee für den jewei1igen Fa11 weichen nur geringfügig vondenjenigen bei Ansatz eummariecher Sicherheiten ab. VoretehendeAussagen ge1ten für die betrachteten k1einen Böechungehöhen,d.h. h S 1 m.

LiteraturBerghoff, J. (1991): Der Einfiuß der Größe konzentrierter Ober—fiächeniasten auf die Treffsicherheit des Berechnungsverfahrensbeim Nachweis der Böschungsstendsicherheit.‘ Dipiomarbeit TUDresden, Bauingenieurwesen (unveröffentiicht).

Biiz, P.; Brödei, Chr. (1980): Verfahren zur Berechnung derStandsicherheit von Böschungen im räumiichen Zustand. Bau—

pianungwßautechnik 34, 7, S. 304 — 306.

Biiz, P.; Bröde), Chr.; Reinhardt, K. (1981): Spatia] Caicuiantion of Siope Stabiiity under Definite Surcharges. Prcceed. X.Int. Conf. Sei] Mech. Found. Engng., Stockheim V01. 3, pp. 367 —

371.

Biiz, P.; Bröde], Chr.; Reinhardt, K. (1993): Nachweis der raummiichen Standsicherheit oberfiächenbeiasteter Baugruben- undGrabenböschungen. Geotechnik 6, 1, S. 27 — 31.

Biiz, P. (1986): Zur Berechnung der Standsicherheit von Böschun"gen im räumiichen Zustand. Bauplanung-Bautechnik 40, 8, S. 358w

360.

Biiz, P.; Heide, LL (1986): Erweiterung des RechenprcgrammsSLOPE 3 D zur Berechnung der Standsicherheit von Böschungen.Bauinformaticn Wissenschaft und Technik 1, S. 8—10.

Fröhiich, 0.K. (1950): Sicherheit gegen Rutschung einer Erdmasseauf kreiszyiindrischer Gieitfiäche mit Berücksichtigung der

Spannungtsvertei1ung'hidieser Fläche. Federhofer—Girkmann-Fest-schrift, Wien (1950), S. 181 _ 197.

Groß, J.U. (1984): Vergieichende Anaiyse von Verfahren zur räume

1ichen Berechnung {kM" Standsicherheit beiasteter Böschungen.Dipiomarbeit TU Dresden, Bauingenieurwesen (unveröffentiicht).

LiteraturBerghoff, J. (1991): Der Einfiuß der Größe konzentrierter Ober—fiächeniasten auf die Treffsicherheit des Berechnungsverfahrensbeim Nachweis der Böschungsstendsicherheit.‘ Dip1omarbeit TUDresden, Bauingenieurwesen (unveröffentiicht).

Biiz, P.; Brödei, Chr. (1980): Verfahren zur Berechnung derStandsicherheit von Böschungen im räumiichen Zustand. Beu—

pianungwßautechnik 34, 7, S. 304 - 306.

Biiz, P.; Bröde), Chr.; Reinhardt, K. (1981): Spatia] Ceicuiantion of Siope Stabiiity under Definite Surcharges. Prcceed. X.Int. Conf. Sei] Mech. Found. Engng., Stockheim V01. 3, pp. 367 —

371.

Biiz, P.; Bröde], Chr.; Reinhardt, K. (1993): Nachweis der raumm1ichen Standsicherheit oberfiächenbeiasteter Baugruben- undGrabenböschungen. Geotechnik 6, 1, S. 27 — 31.

Biiz, P. (1986): Zur Berechnung der Standsicherheit von Böschun-gen im räumiichen Zustand. Bauplanung-Bautechnik 40, 8, S. 358w

360.

Biiz, P.; Heide, LL (1986): Erweiterung des RechenprcgrammsSLOPE 3 D zur Berechnung der Standsicherheit von Böschungen.Bauinformaticn Wissenschaft und Technik 1, S. 8—10.

Fröhiich, 0.K. (1950): Sicherheit gegen Rutschung einer Erdmasseauf kreiszyiindrischer Gieitfiäche mit Berücksichtigung der

Spannungtsvertei1ung'hidieser Fläche. Federhofer—Girkmann-Fest-schrift, Wien (1950), S. 181 _ 197.

Groß, J.U. (1984): Vergieichende Anaiyse von Verfahren zur räume

1ichen Berechnung {kM" Standsicherheit beiasteter Böschungen.Dipiomarbeit TU Dresden, Bauingenieurwesen (unveröffentiicht).

m 7o mHeide, U. (1989): Computerprogramm SLOPE {NL Berechnung derStandsicherheit von Böschungen. Bauinformation Wissenschaft undTechnik 32, 4, 8. 23 — 25.

GrundbaUMTaechenbuch‚ 3. Auf1.‚ Tei1 2. Ber1in/München (1982),VerIag w. Ernst und Sohn.

Programmdokumentation {SLOPE 88, Institut 'für Ingenieur“ undTiefbau Leipzig (1988).

Normentwurf DIN 1054 (1990). Baugrundtagung 1890. Deutsche Ge—se11echaft für Erde und Grundbau, Essen.

Entwurf DIN 4084 (1990): Böechunge— und Ge1ändebruchberechnunwgen. Gectechnik 13 (1990) 2, S. 108 — 117.

„70.2.11,

Heide, U. (1989): Computerprogramm SLOPE {NL Berechnung derStandsicherheit von Böschungen. Bauinformation Wissenschaft undTechnik 32, 4, 8. 23 - 25.

GrundbaUMTaechenbuch‚ 3. Auf1.‚ Tei1 2. Ber1in/München (1982),VerIag w. Ernst und Sohn.

Programmdokumentation {SLOPE 88, Institut 'für Ingenieur“ undTiefbau Leipzig (1988).

Normentwurf DIN 1054 (1990). Baugrundtagung 1890. Deutsche Ge—se11echaft für Erde und Grundbau, Essen.

Entwurf DIN 4084 (1990): Böechunge— und Ge1ändebruchberechnunwgen. Gectechnik 13 (1990) 2, S. 108 — 117.

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Dr. rer. nat. Hans—Joachim Schaffner

Bundesanstalt für Wasserbau

Außenstelle Berlin

Vertikale und horizontale Probebelastungen für dynamisch

beanspruchte Pfahlgründungen

1 Einleitung

Nach DIN 4014 soll die Widerstandsetsungslinie für asial bela-

stete Druckpfähle sowie der Pfahlwiderstand gegen Horizontalver—

schiebungen aufgrund von vertikalen und horizontalen Probebela—

stungen festgelegt werden.

Bei zyklischen Schwell" und (oder) Wechselbeanspruchungen sind

solche Beanspruchungen in horizontalen Probebelastungen wirk-

lichkeitsgetreu nachzuahmen, falls keine entsprechenden Erfah—

rungswerte vorliegen (Vergl. auch [2]). Als Beispiel für die An-wendung dieser Empfehlungen werden jfll folgenden die ifiü? die

Gründung von Vier Gasturbinen eines Heizkraftwerkes auf Behr"

pfählen durchgeführten Probebelastungen Invj deren. Auswertung

beschrieben.

2 Baugrundsituation

Bis zu einer Tiefe xmnl 8 m unter Geländeoberkante steht ein

Geschiebelehm an, dessen Verhalten bei zyklischer Beanspruchung

auf Grund fehlender Vergleichswerte schwer einzuschätzen ist.

Unter dem Geschiebelehm wurden Schmelzwassersande erbohrt, die

aufgrund ihrer Lagerungsdichte IE 2 0,5 für die Abtragung der

statischen..Axiallasten als besonders geeignet zu betrachten

sind.

3. Versuche

Die axiale Probelastung wurde an einem Hülsenpfahl Länge

l = 10 m, Durchmesser d : 0,32 m vorgenommen. Die Lasteintragung

erfolgte mittels einer hydraulischen Presse über eine Belae

„75aDr. rer. nat. Hans—Joachim Schaffner

Bundesanstalt für Wasserbau

Außenstelle Berlin

Vertikale und horizontale Probebelastungen für dynamisch

beanspruchte Pfahlgründungen

1 Einleitung

Nach DIN 4014 soll die Widerstandsetsungslinie für asial bela-

stete Druckpfähle sowie der Pfahlwiderstand gegen Horizontalver—

schiebungen aufgrund von vertikalen und horizontalen Probebela—

stungen festgelegt werden.

Bei zyklischen Schwell" und (oder) Wechselbeanspruchungen sind

solche Beanspruchungen in horizontalen Probebelastungen wirk-

lichkeitsgetreu nachzuahmen, falls keine entsprechenden Erfah—

rungswerte vorliegen (Vergl. auch [2]). Als Beispiel für die An-

wendung dieser Empfehlungen werden iml folgenden die ifiü? die

Gründung von Vier Gasturbinen eines Heiskraftwerkes auf Bohru

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beschrieben.

2 Baugrundsituation

Bis zu einer Tiefe xmnl 8 m unter Geländeoberkante steht ein

Geschiebelehm an, dessen Verhalten bei zyklischer Beanspruchung

auf Grund fehlender Vergleichswerte schwer einzuschätzen ist.

Unter dem Geschiebelehm wurden Schmelzwassersande erbohrt, die

aufgrund ihrer Lagerungsdichte 1% 2 0,5 für die Abtragung der

statischen..Axiallasten als besonders geeignet zu betrachten

sind.

3. Versuche

Die axiale Probelastung wurde an einem Hülsenpfahl Länge

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erfolgte mittels einer hydraulischen Presse über eine Belae

„76'-stungsbrücke, die XKHI vier Ankerpfählen gehalten. wurde. Die

Horizontalbelastung erfolgte an einem Paar der Ankerpfähle, dasdurch die zwischengeschaltete hydraulische Presse auseinandergedrückt wurde. Bei den Versuchen wurden die Verschiebungen der

Pfahlköpfe durch Meßuhren kontrolliert.

Die Lastaufbringung erfolgte beim axialen Druckversuch stetigmit konstantem Pumpenhub als CRP-Test (Constant Rate of Penetra—

tion) (Bild 1).

Bei dem Horizontalbelastungsversuch wurde folgendermaßen ver—fahren:— Ausgehend von der errechneten statischen Ersatzkraft aus dem

Turbinenbetrieb wurden Schwellastversuche mit HG=:5 kN bis zumabklingen der Verformungszunahme wiederholt.

_ Da die Resonanzstellen eines Blockfundamentes auf Pfählenpraktisch ungedämpft sind, war damit zu rechnen, daß beimAnfahren und Abschalten der Turbine sich das Verzerrungsniveau

sprunghaft vergrößert. Dementsprechend wurde nach der ersten

Serie der Schwellbelastung eine Einzelbelastung mit H1 2 5 Hq

angeschlossen. Anschließend erfolgten wiederum Schwellbela-

stungen wie oben ausgeführt (Bild 2).

Bei beiden Versuchen wurde angestrebt, die Voraussetzungen für

eine analytische Interpretation des nichtlinearen Lastverfor—mungSverhaltens nach [5] für die axiale und nach [7] [8] fürdie horizontale Belastung zu schaffen.

4 Auswertung

4.1 Axialbelastung

Mit Hilfe des in [5] dargestellten rheologischen Analogiemodells

wird zunächst die theoretische Lastruhekurve konstruiert.

Wie aus Bild l ersichtlich ist, entspricht die analytifch rückd

„76'-stungsbrücke, die XKHI vier Ankerpfählen gehalten. wurde. Die

Horizontalbelastung erfolgte an einem Paar der Ankerpfähle, dasdurch die zwischengeschaltete hydraulische Presse auseinandergedrückt wurde. Bei den Versuchen wurden die Verschiebungen der

Pfahlköpfe durch Meßuhren kontrolliert.

Die Lastaufbringung erfolgte beim axialen Druckversuch stetigmit konstantem Pumpenhub als CRP-Test (Constant Rate of Penetra—

tion) (Bild 1).

Bei dem Horizontalbelastungsversuch wurde folgendermaßen ver—fahren:— Ausgehend von der errechneten statischen Ersatzkraft aus dem

Turbinenbetrieb wurden Schwellastversuche mit HG=:5 kN bis zumabklingen der Verformungszunahme wiederholt.

_ Da die Resonanzstellen eines Blockfundamentes auf Pfählenpraktisch ungedämpft sind, war damit zu rechnen, daß beimAnfahren und Abschalten der Turbine sich das Verzerrungsniveau

sprunghaft vergrößert. Dementsprechend wurde nach der erstenSerie der Schwellbelastung eine Einzelbelastung mit H.i = 5 Hq

angeschlossen. Anschließend erfolgten wiederum Schwellbela—stungen wie oben ausgeführt (Bild 2).

Bei beiden Versuchen wurde angestrebt, die Voraussetzungen für

eine analytische Interpretation des nichtlinearen Lastverfor—mungSverhaltens nach [5] für die axiale und nach [7] [8] fürdie horizontale Belastung zu schaffen.

4 Auswertung

4.1 Axialbelastung

Mit Hilfe des in [5] dargestellten rheologischen Analogiemodells

wird zunächst die theoretische Lastruhekurve konstruiert.

Wie aus Bild l ersichtlich ist, entspricht die analytisch rückd

„77.....

gerechnete Momentanbelastungskurve voll den_Meßergebnissen. Eine

derartig gute Übereinstimmung ist kein Ausnahmefall, sondern

kann für fast alle nach diesem Verfahren durchgeführten und

ausgewerteten Probebelastungen an 140 Bohrpfählen als typisch

gelten.

4.2 Horizontalbelastung

Da die hydraulische Presse als parallel zur Baugrunddämpfung

geschalteter Dämpfungskolben bei den.schnellen zyklischen Belae

stungen wirkt, wird auf eine Analyse des Zeit- Verschiebungs—

Verhaltens und eine Deutung der Hystereserßffekte verzichtet.

Wie man ran; der Auftragung (um? Versuchsergebnisse in Bild 2

ersieht, weist (die Umhüllende (kn? Versuchskurven bereits im

Anfangsbereich H S 10 kN eine ausgeprägte Krümmung auf, die

durch eine Parabel

W 1‘ aHnf

bzw. I-I = b * wl’n. -'.‚f

mit b = a‘n

in Anlehnung an [3] beschrieben werden kann.

Wie man aus Bild 3 ersieht, weisen beide Versuchskurven den

gleichen Exponenten n = 3,25 auf, der sich zwischen die beiden

Grenzwerte n : 3 und n z 4 für weiche und feste Lehme und Tone

aus [3] sinnvoll einordnet.

5. Übertragung der Ergebnisse auf die Gründungskonstruktion

5.1 Axialbelastung

Um den Gruppeneffekt für die Pfahlgründung eines Turbinenfurnw

damentes mit 40 Pfählen (Abstand in Längsrichtung DL: 2,3 m — in

Querrichtung DQ2 1 m) zu ermitteln, eignet sich das in [8] be-

schriebene Verfahren. Danach wird die Lastsetzungslinie eines

Gruppenpfahles in Abhängigkeit von der Pfahlanordnung, der

Länge sowie vom Verhältnis des Pfahlmantel zum Pfahlfußwider-I

stand ermittelt, wie es die DIN 4014 fordert.

„77....,

gerechnete Momentanbelastungskurve voll den_Meßergebnissen. Eine

derartig gute Übereinstimmung ist kein Ausnahmefall, sondern

kann für fast alle nach diesem Verfahren durchgeführten und

ausgewerteten Probebelastungen an 140 Bohrpfählen als typisch

gelten.

4.2 Horizontalbelastung

Da die hydraulische Presse als parallel zur Baugrunddämpfung

geschalteter Dämpfungskolben bei den schnellen zyklischen Belae

stungen wirkt, wird auf eine Analyse des Zeit- Verschiebungs—

Verhaltens und eine Deutung der Hystereserßffekte verzichtet.

Wie man EMMS der Auftragung (um? Versuchsergebnisse in Bild 2

ersieht, weist (die Umhüllende (km? Versuchskurven bereits im

Anfangsbereich H S 10 kN eine ausgeprägte Krümmung auf, die

durch eine Parabel

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bzw. I-I = b * wl’n

. - . ‚fmit b = a‘n

in Anlehnung an [3] beschrieben werden kann.

Wie man aus Bild 3 ersieht, weisen beide Versuchskurven den

gleichen Exponenten n = 3,25 auf, der sich zwischen die beiden

Grenzwerte n : 3 und n z 4 für weiche und feste Lehme und Tone

aus [3] sinnvoll einordnet.

5. Übertragung der Ergebnisse auf die Gründungskonstruktion

5.1 Axialbelastung

Um den Gruppeneffekt für die Pfahlgründung eines Turbinenfurnw

damentes mit 40 Pfählen (Abstand in Längsrichtung DL: 2,3 m — in

Querrichtung DQ2 1 m) zu ermitteln, eignet sich das in [8] be-

schriebene Verfahren. Danach wird die Lastsetzungslinie eines

Gruppenpfahles in Abhängigkeit von der Pfahlanordnung, der

Länge sowie vom Verhältnis des Pfahlmantel zum Pfahlfußwider-I

stand ermittelt, wie es die DIN 4014 fordert.

„78.....

5.2 Horizontalbelastung

Im Gegensatz zur Axialbelastung, bei der der Einfluß der dynami—

schen Kräfte zu vernachlässigen ist, können die horizontalen

dynamischen Kräfte im Resonanzfall den sicheren Betrieb der Tur-

bine gefährden.

Die Übertragung der Versuchsergebnisse vom Einzelpfahl mit frei—

em iahlkopf zmun Systen1 Maschine—Fundament-Pfahlgründung hat

daher mit besonderer Sorgfalt zu erfolgen.

Das elastoplastische Rechenmodell für die Nachbildung der nicht-

linearen horizontalen Lastverschiebungslinien nach Bild 4a wird

in [7] beschrieben.

Wie man aus Bild 5 ersieht, liefert die Rechteckverteilung der

Steifezahl 1 in Verbindung mit der verteilung des räumlichenErdwiderstandes eine befriedigende Übereinstimmung mit den Mess—

ergebnissen im Bereich w > 1 mm. Für w < 1 mm wäre eine höhereSteifezahl EÜ entsprechend Tabelle l anzusehen.

Die für den Nachweis der Schwingwegamplituden benötigte äqui—valente statische Kraft ist

Pi. ‘ v ' ds’wobei der dynamische Beiwert

vziz;d exmm

angenommen wird.

(d - Dämpfung, ü _ Kennzahl für Baugrunddämpfung, m, — Kreis"

frequenz der Maschine).

Charakteristisch für Pfahlgründungen.ist‚ daß die Kennzahltääfürdie horizontale Schwingung von Pfählen im Regelfall wesentlich

niedriger als die Kennzahlim für die vertikale Schwingung anzu"sehen ist [4]. Da eine experimentelle Ermittlung mit Hilfe einesauf dem Pfahlkopf zu installierenden Schwingungserregers im

„78.....

5.2 Horizontalbelastung

Im Gegensatz zur Axialbelastung, bei der der Einfluß der dynami—

schen Kräfte zu vernachlässigen ist, können die horizontalendynamischen Kräfte im Resonanzfall den sicheren Betrieb der Tur-

bine gefährden.

Die Übertragung der Versuchsergebnisse vom Einzelpfahl mit frei—

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daher mit besonderer Sorgfalt zu erfolgen.

Das elastoplastische Rechenmodell für die Nachbildung der nicht-

linearen horizontalen Lastverschiebungslinien nach Bild 4a wird

in [7] beschrieben.

Wie man aus Bild 5 ersieht, liefert die Rechteckverteilung der

Steifezahl 1. in Verbindung mit (km? Verteilung des räumlichenErdwiderstandes eine befriedigende Übereinstimmung mit den Mess—

ergebnissen im Bereich w > l mm. Für w < 1 mm wäre eine höhereSteifezahl Eü entsprechend Tabelle 1 anzusehen.

Die für den Nachweis der Schwingwegamplituden benötigte äqui—valente statische Kraft ist

Pi. ‘ v ' ds’wobei der dynamische Beiwert

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angenommen wird.

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Charakteristisch für Pfahlgründungen.ist‚ daß die Kennzahltääfürdie horizontale Schwingung von Pfählen im Regelfall wesentlich

niedriger als die Kennzahlim für die vertikale Schwingung anzu"sehen ist [4]. Da eine experimentelle Ermittlung mit Hilfe einesauf dem Pfahlkopf zu installierenden Schwingungserregers im

„79.„

vorliegenden Fall nicht möglich war, wurde auf vergleichbareExperimente zurückgegriffen unt = 0,000? s;(m = 0,002 s ange-setzt. Eingesetzt für die erste Eigenform bei f1 z 12,5 Hz ergabsich

v = l1” 0,0007 x27r><12‚5 =18,2

Einen Vergleichswert Üi: 14 in der gleichen Größenordnung findetBRANDES [1] aus Versuchen mit einem horizontal angeregten Fun-dament bei klaffender Sohlfuge auf Preßbetonpfählen, die eine3,5 m starke Lehmschicht durchteufen.

Aus den weiteren Berechnungen folgt, daß die vom Herstellerzugelassene Schwinggeschwindigkeit V z 12 mm/s nach mehrmaligemAnfahren der Turbine beim Durchfahren der ersten beiden Reso—nanzstellen mit hoher Wahrscheinlichkeit überschritten wird.

6. Schlußfolgerungen

Zur Vermeidung eventueller Schäden wurden mit dem ausführendenBaubetrieb verschiedene Maßnahmen diskutiert.

Als praktikable Maßnahme wurde die Verfüllung der angrenzendenFelder EH} den 'Längsseiten (uns Turbinenblocks mit. Magerbetonakzeptiert und durchgeführt. Messungen während des Probebetrie-bes ergaben, daß die Einhaltung der vorgegebenen Grenzwerte auchnach mehrmaligen Ein- und Ausschalten gewährleistet blieb. Dasdargestellte Beispiel zeigt, daß Probebelastungen stets in di-rektem Bezug zur Baumaßnahme geplant, ausgeführt, ausgewertetund interpretiert werden sollten, um den spezifischen Besondereheiten der betrachteten Gründungskonstruktion.gerecht zu werden.Die nach DIN 4014 geforderte

wirklichkeitsgetreue Nachahmung derArt und des Niveaus der Beanspruchung stellt ein wichtiges Gliedin dieser Kette dar.

Literatur

[1]

[2]

[3]

[4]

[5]

[6]

[7]

[8]

[10]

[11]

BRANDES, G.: Über das Verhalten von Pfahlgründungen beiSchwingungserregungBautechnik Archiv H. 9, W. Ernst, Berlin 1953, S. 20 - 43

FRANKE, E.: Principles for test— oading of large bored

piles by horizontal loads.Proc. 8. ICSMFE‚Moskau 1973, Bd. 2.1, S. ‚._

f(f‘

PRATER, E. G.: Analysis of laterally loaded piles. Third

Int. Conf. Num. Meth. in GeomechanicsAachen, April 1979 V01 3, S. 1087 — 1096

RAUSCH, E.: MaschinenfundamenteDIuVerlag Düsseldorf 1959 und Ergänzungsband 1988

SCHÄFFNER, H. J.: ein rheologisches Modell zur Auswertungvon PfahlprobebelastungenBautechnik iä (1966/4, S. 135 - 140)

SCHÄFFNER, H. J.: Mantelreibung und Spitzendruck bei Bohrpfählen — ein neues Auswerteverfahren für ProbehelastungenDeutsche Bauinformation, Schriftenreihe Bauforschung, Reihe

1TB, H. 3, 1967

SCHÄFFNER, H. J.: Nichtlinear elastische und elastcplasti—

sche Berechnung horizontal belasteter PfähleBauplanung - Bautechnik 81 (1983) 2, S. 82 „ 84)

SCHÄFFNER, H. J.: Steifefunktion für die Berechnung vonPfahlwerken mit eingespannten PfählenProc. 4th. Conf Soil Nech. Budapest 1971, S. 783 - ?93

SCHÄFFNER, H. J.: Maschinengründungen auf Pfählen

Bauplanung - Bautechnik 33 (1989) 1, 8. 25 „ 29

SINGH, J. P.; DONOVAN, N. C.; JOBSIS, A. C‚: Design ofmachine foundations on pilesProc. ASCE 103 (19T?) GT 8, S. 863 — 8T?

DIN 4014 Bohrpfähle, Herstellung, Bemessung und Tragverhal—

ten, März 1990 -

1K

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30 *0»— „ ®_ “Mag——E

U1

40

Bild 1 Lastsetzungskurven des Probepfahles D1

0000 Messung

Momentanbelastungskurveberechnet nach [5] [6]

il

Lastruhekurve für den i—ten Zyklusberechnet nach [6]

g... O /H

lkNl

LJC)

// /Bild 2

—|_

2 3 ä 5 walmml

Bild 2 Lastverechiebungskurvender Ankerpfähle bei horizontah1er Belastung

lm— weg—-

Belastung monoton steigend undfallend

zyklische Schwellbelastung

5001 1

'

E w=cHn3 n = 3,253

m=Qw

100 ’; 'Wluml

iÄyH kN '50 l 1 ':

1 2 H0 5 10HEkN12'0

Bild 3 Anlytische Darstellung der Lastverschiebungsliniender beiden Pfähle 1 und 2 bei Erstbelastung im Initial»bereich

40“

Bild 4 a) Stabwerkmodell für die elasto-plaetische Analyse desBelastungsversuchee

b) Kragarm mit freiem Ende

c) Kragarm mit gegen Verdrehung gesicherten freiem Ende

d) Modell der Pfahlgündung für eine Gasturbine

Bild 5

„83m

/

425m‘00 200 0am [k Min-|2 1

J

Vergleichende Gegenüberstellung von Lastversehiebungs-linien für die horizontale Probebelastung

0)

1)

2)

Umhüllende der Meßkurven aus Bild 2

berechnet nach dem elaetoplastischen Modell mitEv (t) = Const

berechnet nach dem Bettnngszahlverfahren mitparabolischer Verteilung der Steifezahl EV

berechnet nach dem Bettungszahlverfahren miteiner zu niedrig angesetzten Trapezverteilungder Steifezahl Ev

Der neue Erddruck——Versuchsstand am Institut

für G eotechnik der TU Dresden

DipL—Ing. U. Bart}, Institut für Ge'otectuuk, TU Dresden

Vorbemerkung: Die Darlegungen sind als kurzer technischer Bericht zu verstehen, der über die

Leistungsfähigkeit des geplanten Erddruck-Modellversuchsstandes infonnieren soll.

Einieinmg

Wie bekannt ist, ist die Berechnung von Stützbauwerken zur Sicherung- von Gelät'idesprüngen

und Baugruben, wie z.Bsp.’Stützmauern, Spundwände, Bohre und Schlitzwände eine wichtige

Ingenieuraufgabe. Kornpliziertester Teil der Berechnung solcher Bauwerke ist ein zutreffender

Ansatz der belastenden und stützenden Erddruckkräfte. Größe und Verteilung des Erddmcks

sind sowohl von den Eigenschaften des Bodens, als auch von der Größe und Richtung der

RelativbeWegung zwischen Bauwerk und Baugrund abhängig (Bild 1).

Bild 1: Verschielnmgsabhängigkeit des Erddmcks (qualitativ)

Aber nicht nur die Größe der Bewegung, sondern auch die Bewegungsart beeinflußt die Größe

und Verteilung des Erddrucks (Bild 2).

Für die Berechnung bzw. Dimensionierung von Stützwänden sind verschiedene Berechnungsver—

fahren bekannt. Für die Untersuchung der (3‘ebrauchstauglichkeit müssen jedoch Verfahren zur

Anwendturg kommen, die den jeweiligen Verforniungszustand einer Stützwand erfassen. Vom

Grundsatz her eignen sich dazu I3ettungsmodnlverfahren, Steifemodulverfahren und die FBNL

Zur Anwendung der FEM liegen grundsätzliche Untersuchungen ( Laumans 1977, Ziegler 1987)

vor. Ihre Anwendung ist für Routinen:itersuchungen aber nur in Sonderfällen sinnvoll. Fürpraktische Berechnungen sind verschiedene Versionen des Bettungsniodnlvetl‘ahrens im Einsatz,Unsicherheiten bestehen jedoch beim Ansatz der Bettungsrnoduln (Größe und Verteilung).

widmen bei Kefimbddteg M‘M‘eßclwman Ernte} (sei im) '

(m ‚l’on/Edel

Bild 2: Verteiltmg des Erdwidersrandsspanmmgen in Abhängigkeit vom Verschiebungsweg derii’and (ll’eißenbaclr 1975)

Untersuchungen mit dem Ziel, eine Mobilisienmgsfnnktion für den verschiebungsabhängigenlirddruck (Speziell stützender Erddruck) bis zu den Grenzzuständen aufzustellen wurden inletzter Zeit von Vogt (1984) und Ziegler (1987) durchgeführt. Ältere Berichte über die Messungdes Erddrucks in Abhängigkeit von der Wandverschiebung liegen z.Bsp. von Rowe/Peaker(1965), Narain/Saran/Nandakumaran (1969), Roscoe (i970) und Horn (1970) vor.

Diese Untersucl'uingen hatten in erster Linie das Ziel, die Größe des Erddrucks bei Eintritt desÜrenzzustandes und die Notwendigkeit und Größe einer bestimmten Wandbewegung prinzipielldarzustellen. Als Grundlage für eine verformungsabhängige Erddruckberechnung sind sie nichtausreichend.

Entsprechende Eingangswerte für diese Berechnungsverfahren lassen sich nur durch systemati—vsehe experimentelle Untersuchungen gewinnen. Der in enger Zusammenarbeit mit dem Institutfür Verarbeitnngsrnascliinen— und Verarbeitungstechnik der TU Dresden entworfene Erddntclt—Versuchsstand (Bild 4) soll dafür die Basis bilden.

Zielstellung des Versnclisprograrnms

In der ersten Stufe des Programms ist vorgesehen, Versuche mit verschiedenen Wandbeweügungsarten (Verschiebungen, Verdrehungen, kombinierte Bewegungen) durchzuführen. Dabeisoll vorrangig der stützende Erddruclt vom Erdmhedruck bis zum passiven Grenzznstanduntersucht werden. Die Veränderung des Erddrucks und seiner Verteilung soll während desgesamten Verschiebungsweges gemessen werden. Dabei sollen detaillierte Erkenntnisse über die

m. 86 „s,

Zusammenhänge zwischen Erddruck sowie seiner Verteilung und der Art und Größe der

Wandbewegung sowie der Lagenlngsdichte des Versuchsmaterials gewonnen werden. Beim

Material ist in erster Linie an trockenen Sand gedacht, der in verschiedenen Lageningsdiehtcn

eingebaut werden soll.

Abmessungen der Versuchsanlage

Das Kernstück der Versuchsanlage bildet eine 40 cm hohe und 40 crn breite Meßwand, die zur

Ausschaltung von Randeiniliissen nach beiden Seiten verlängert Winde, so daß der Meßbereich

nur das mittlere Drittel der gesamten Versuchswand einnimmt.

Die Wand bzw. einzelne Wandabschnitte sind normal und tangential gestützt. Die Stützkräfte

werden über selbst entwickelte Meßaufneluner gemessen. Diese Meßaufnehrner arbeiten unter

Einsatz von induktiven Wegaufnehniern nach dern Kraftmeßbiigelprinzip. Mehrjährige positive

Erfaln'ungen mit diesen Aufnehmem bei anderen Modellversuchen liegen vor (Franke 1955).

Durch die Aufteilung der Meßwand in mehrere parallele horizontale Lamellen ist eine Messung

der Verteilung des Erddrucks in wandnonnaler und —tangentialer Richtung möglich. Die

Versuchswand ist so gelagert, daß sie um den Kopf- bzw. Fußpunkt geschwenkt und parallel

verschoben werden kann.

Die Versuchswand stellt gleichzeitig eine Seitenwand des Behälters dar, in dem das Versuchss—

material eingebaut wird. Dieser Behälter hat die Seitenabrnessungen 1800 nun x 1462 nun und

eine Tiefe (Füllhöhe) von 700 mm.

Die Wahl der Versuchsstandsabmessungen erfolgte auch unter Beachtung folgender Punkte:

- Es maß eine große Anzahl an Versuchsreihen mit unterschiedlichen Randbedingungen (Be—

wegungsart, Lagerungsdichte, Wandneigungswinkel usw.) durchgeführt. werden, um aussage—

kräftige Ergebnisse zn erhalten. Uni dies zu erreichen, muß die Zeit für die Versuchsvor—

und .. nachbereitung (Materialeine und —ausbau, Vorbereitung der Meßtechnik) minimiert

werden. Dabei ist die Masse des zu bewegenden Versuchsrnaterials von großer Bedeutung.

-— Die Abmessungen des Behälters und die Anordnung der Wand in ihm sollen (auch unter

Beachtung des vorher Genannten) eine weitestgehend ungestörte Ausbildung der Spminungen

und Verformungen im Boden gestatten.

l Da die Anlage im Modellabor des lnstitutes installiert werden soll, innßten die Gesamte

abniessungen (einschließlich Belastungs— und Antriebseinrichtung) den dort vorhandenen

Platzverhältnissen entsprechen.

Die komplette Versuchsrurlage beansprucht somit eine Grundfläche von 4500 nun x 2200 mm.

„87....

Technische Parameter

Zu einer umfangreichen Untersuchung der Verfonnuugsabhängigkeit des Erddrucks soll einmöglichst breites Spektrum an Bewegungsabläufen ermöglicht werden. Wie schon erwähnt, sollendie drei Grundwandbewegungsarten sowie kombinierte Bewegungen, die sich aus Verschiebun—gen und Verdrehungen zusammensetzen, realisiert werden.Die Größen der jeweils möglichen Ve'rschiebungswege und Verdrehungswinkel wurden unterBeachtung der aus der Literatur (Erddruckrnessungen und Erddruckvorschriften) entnommenGrenzverschiebungen festgelegt, wobei hier die Verschiebungswege bei lockerer Lagerung desBodens maßgebend sind (Tab. 1).

Bewegungsart Aap u [°} Aai a [°]

Fußpunktdrehung 0,30 * h 16,7 0,002 ° h 0,11

Parallelverschiebung 0,10 ‘ h - 0,005 * h ..

Kopfpuuktdrehung 0,15 “ h 8,5 0,01 “ h 0,57

Tabelle 1: Mindesrvenschiebtmgswege für die Grenzvemclflebungen A ap und A alt bei lockererLagenmg des Versuchsmaten’als

Der Bewegungsspielraum der Versuchswand wurde unter Beachtung der Möglichkeiten dertechnischen Umsetzung so groß‘wie möglich ausgelegt (Bild 3).

Die Versuchsanlage ist für maximale Erddmckkräfte von

Epil: 60 kN/m

undE99: 60 kN/m

ausgelegt.Dies würde bei den Eingangsgrößen h = 0,40 m und Y = 18,5 kN/m3 Erddmckbeiwerten von

Km: 40,5

undKW: 40,5

entsprechen.

„38.2.

immune Funkmaus meinem;

Bild 3: Möglicher Bewegungsspielrawn der Wand

Belastungs- und Antriebseim'icbtung (Bild 5 bis 8)

Es wurde eine Stützfle und Fühmngskonstruktion (Versuchswandträgerrainnen) konstruiert, die

sowohl die Versuchswend, als auch den Antrieb für die Verdrehungsbeveegungen aufnimmt.

Dieser Trägerrahmen ist mittels zweier seitlich angeordneter Gleitführungen (Fühmngsstangen

gekapselt mit Faltenbälgen) horizontal verschieblich gelagert und wird bei Erzeugung einer

Parallellverschiebung durch einen zweiten (äußeren) Antrieb bewegt (Bild 8).

Beide Antriebe sind baugleich. Die Bewegungen werden jeweils von einem servohydraulichen

Arbeitszylinder erzeugt. Die Kraftübertragung vom Arbeitszylinder auf den Trägerralnnen bzw.

die Versuchswand erfolgt über eine Torsionswelle. Ein großer Hebel überträgt die Kraft von}

Zylinder auf die Welle und zwei kleinere Hebel übertragen sie über Schubkoppeln auf die

Versuchswmtd (Wandverdrehung, Bild 6 u. 7) bzw. auf den Trägenaiunen (Wandverschiebnng,

Bild 5).

Durch dieses Antn‘ebsprinzip können beide Teilantriebe einzeln gesteuert werden, so daß

kombinierte Bewegungsabläufe möglich sind.

Axw

NNÜNMmNik

Ümäwmmmwüämäßkw

Ivbfiuwämkm.

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„ÜHMQ

mgom

VENUCMWGNÜ Hydraulimllndar für dle

Versuc hswanchragerrahmen Par allewar schrabung180i)

_1

1800

Bild 5: Erddmc-kv-Versuchsstand (Schnitt), Parallelverschfebxmg der Wmd (passiver Zustand)

Wrauchnwand Hydrauhkzyhnder für die

/ Versuchuwmdtrhgarrahmn Wandvardmhung

Bild 6: Erddmck—Veräuchssrmld (Schnitt), Fußplmkrdrehung der Wand (passiver Zusruud)

mgqmVersuchswand Hydrauiikzylinder fur die

Versuchswandtragerrahmen Wandveramhung

Bild 7: Erddmck—Versnchsstand (Schnitt), Kopfinmktdmhung der Wand (passiver Zustand)

Wandträgarrahmsn Hydrnuiikzyunder für die Wandmrschmbung

Varsuchawand Hydraulikzyiindar für die Wanddrahung

/ //’:„_

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Gldi‘tführung für dra Wandwwnchidbung„_J

Drehachwn der Wand Ummbau dm Verauchaatandds

Bild 8: Belasnmgs— und Antfiebseinn’chttmg der Versuchswand

Literatur

Horn, A.

FrankeD.

Laumans, Q.

Narain/Saran/-

Nandakumaran

Roscoe, K. H.

Rowe, P.W. u.

Peaker. K.

Vogt, N.

Weißenbach, A.

Ziegler, M.

(1970) Sohlreibung und räumlicher Erdwiderstand bei massiven Grün-

dungen in nichtbindigem Boden, Mitt. d. Inst. f. Verkehrswasserbau,

Grundbau und Bodenmechanik der TH Aachen, H. 110 der Schrif—' tenreihe "Straßenbau und Verkehrstechnik“

(1985) Neuere Untersuchungen zum Erddruck an der TU Dresden.

Vortrag, Gilde-Kolloquium 1985, TU Dresden

(1977) Verhalten einer ebenen, in Sand eingespannten Wand bei

nichtlinearen Stoffeigenschaften des Bodens, Mitt. d. Baugmndinsti—

tuts Stuttgart, Heft 7

(1969) Mode] Study of Passive Pressure in Sand, Proc. ASCE, DIV.

95, SM 4

(1970) The Influence of Strains in Soil Mechanies, Geotechnique 20,

S. 129 — 170

(1965) Passive Earth Pressure Measurements, Geotechnique 15, Heft

1, S. 57 — 78

(1984) Erdwiderstandseimittlung bei monotonen und wiederholten

Wandbewegungen in Sand, Mitt. d. Baugrundinstituts Stuttgart. ,

Heft 22

(1975) Baugruben, Teil 2, Verlag W. Ernst 11.801111, Berlin u.a.

(1987) Berechnung des Verschiebungsabhängigen Erddrucks in Sand,

Inst. f. Bodenmech. u. Felsmechanik, Karlsruhe, Heft 101

m 93 mDipl.-Ing. Georg LindeDipl.—Ing. KunzBundesanstalt für WasserbauAußenstelle Berlin

Vertikale Fundamentbelastungsversuche im Bereich einer Dammbö—schung

i Veranlassung

Das Problem einer Fundamentanordnung im Nahbereich einer Bö—schung ist 'hi der Baupraxis immer wieder einmal aktuell.EinBeispiel dafür ist etwa die Gründung einer Behelfskonstruktionals temporärer Ersatz einer im größeren Umfang zu sanierendenBrücke, wenn eine Vollsperrung des Verkehrsweges nicht in Fragekommt. Ein anderes öfter vorkommendes Beispiel sind die Grund—platten zur Abstützung eines Mobilkranes beim Einsatz in böwschungsnahen Baustellenbereichen. Die Belastbarkeit solchermeist nur aufgelegter Flächenfundamente ist begrenzt durch einenoch zulässige Standsicherheit der örtlich zusätzlich belastetenBöschung. Im Grenzfall des Böschungsbruches wird die örtlichbegrenzte Auflast einen räumlichen Bruchkörper in der Böschungverursachen.

Bei der Deutschen Reichsbahn (DR), bei der solche Belastungs—fälle insbesonders auf Dämmen eine besondere Bedeutung haben,ist ein von MILDNER [i] vorgeschlagenes Berechnungsverfahreneingeführt, das einen räumlichen Böschungsbruchkörper verwendet.Seine praktische Brauchbarkeit ist für Böschungen in kohäsivem,bindigen Untergrund durch Ergebnisvergleiche mit von KOBLER [2]in situ durchgeführten Modellbelastungsversuchen bestätigt. Einesolche Bestätigung in einem nichtbindigen, sandigen Untergrundstand indessen noch aus. Deshalb erteilte die DR Ende 1988 derehemaligen Forschungsanstalt für Schiffahrt, Wasser— und Grund—bau den Auftrag zur Durchführung von Modellfundamentbelastungenan Böschungen in einem nichtbindigen Untergrund. Im folgendenwerden die 1990 ausgeführten Versuche mit nur vertikaler Last"eintragung in das Fundament beschrieben. Sie stellen im Rahmender Gesamtaufgabe den ersten Teil des Versuchsprogrammes dar,

Versuche mit geneigter Lasteintragung und eine zusammenfassende

Auswertung des gesamten Vesuchskompiexes soiien noch foigen.

2 Versuchsfeid und Beiastungseinrichtung

Für die Versuche 1990 wurde von der DR ein in den 60er Jahren

geschütteter Eisenbahndwmn zur Verfügung gesteTTt, der wegen

dann veränderter Verkehrsiösungen aber ohne Gieise biieb. In

eine Böschung des etwa 8 m hohen und in der Krone ca. 18 m brei—

ten Dammes wurde 1,4 m unterhaib der Krone eine 4 m breite Berme

über 36 m Dammiänge angeiegt. Die Krone wurde in dieser Länge

auf einem 10 m breiten Streifen um 40 cm abgeschoben um Uneben"

heiten und starken Grasbewuchs zu beseitigen. Biid i zeigt den

hergerichteten Querschnitt des Versuchsfeides mit aufgebauter

BeTastungseinrichtung.

Die Beiastungseinrichtung bestand aus einem nur vertikai wirken—-

den Beiastungsstempe] und einer, die erforderiiche Tctiast rea—

1isierenden Stahikonstruktion. Letztere wurde gebiidet aus zwei,

1 m unterschiedTioh hohen Auflagerböcken, auf denen ein das

obere Wideriager des Laststempeis bdender Träger I 30 aufiag

und beidseitig davon je ein Träger IP 60. Diese hohen Träger

waren einerseits seibst Tei] der TotTast, dienten aber ander—

seits spezieii auch zur Aufiage von masseerhöhenden Betonpiat-

ten.

Der BeiastungsstempeT bestand aus einem Hydrauiikzyiinder mit

angeschraubtem Kraftmeßbügei. Im Ruhezustand konnte er, an einem

Wagen hängend, auf dem Träger Tängs verfahren werden. Unter Last

stützte er sich über ein RoTTenTager an der Trägerunterkante ab.

Mit dem RoTTenTager soTTten Querkräfte in Richtung der beim

Böschungsbruch zu erwartenden Fundamentbewegung möglichst kiein

gehaiten werden. Die Kraftübertragung auf die Fundamentpiatte

erfoigte nahezu momentenfrei über eine zwischen zwei HaibschaTen

geTagerte Stahikugei. Ein Sicherungsstift zwischen der unteren

Haibschaie und der Fundamentpiatte garantierte ihre zentrische

Position.

„95„

Der benutzte Hydrauiikschrank erlaubte zeitiich beliebig 1angeLaststufen in stufenlos regeibaren Höhen. Die Stromversorgungdes Hydrauiikschrankes erfoigte über ein Aggregat. Hydraulik—schrank und Aggregat biieben auf einem LKW Lnuj wurden wegennicht vorhandener Bausteiienbewachung tägiich an— und abtrans—portiert„ Schwachpunkt‚ der Beiastungseinriohtung van" der* An?schiuß gegen Abheben des Trägers I SO vom oberen, niedrigen Auf—1agerbook. Eine 4fach Verschraubung (M30) und Verkeiiung gegendie aufiiegenden Betonpiatten mittels Harthoizbiock brachte aberAbhilfe.

3 Untergrund

Nach den vorbereitenden Erdarbeiten stand ein Versuchsfeid zurVerfügung, dessen Oberfiäche von einer nur wenige cm cfickenSchiackeschicht gebiidet wurde. Für die Versuche konnte dieseaber probiemios in den ‚Aufiagebereichen der Fundamentpiatteabgeräumt werden. Am Geiändesprung zwischen der neu angeiegtenBerme und der Versuchsfe1debene steiite sich die für die Seie—stungen vorgesehene obere Sandschicht etwa nur 80 cm mächtigdar, darunter befand sich ein offensichtiich verfestigter Sand.Unter der Annahme eines Tiefenbereiches der im Bruchzustand zuerwartenden Gieitfiäche von maximai der doppeiten Fundamentbrei—te wurde diese Schichtmäohtigkeit für das 40 cm breite Fundamenteben noch als ausreichend angenommen, um eine weitgehend freieGieitfiächenausbildung zu ermögiiohen (unbeeinfiußt von derunteren, festeren Sandschicht).

Bei den ersten Handschachtungen zur Erkundung der Gieitfiäohen—veriäufe im Untergrund, wurden in der oberen Sandschicht einzeineingelagerte iflatur— und Ziegeisteine gefunden, offenbar ausBauschuttverkippungen stammend. Es wurde eingeschätzt, daß soi—che Einzelsteine die freie Gieitfiächenausbiidung und damit auchdas Versuchsergebnis in gewissem Maße zwar beeinträchtigen kön—nen, die Bruchgieitfiäche sich über den Stein hinweg oder unterihn hindurch aber dennoch im Sand ausbiiden wird. Der aiigemeineVeriaufstrend der Gieitfiäche wird weitgehend erhaiten bieiben.

„96m.

In Relation zur Gesamtgleitfläche ist ein solcher Störbereich

als klein anzusehen, weshalb auch ein nicht völlig falsches

Versuchsergebnis erwartet werden kann.

Die Ergebnisse einiger grundlegender Untersuchungen an 7, über

das Versuchsfeld verteilt und sehr sorgfältig entnommener Stut—

zenproben (s. Tabelle i) zeigten in der gesamten oberen Schicht

recht.einheitlich einen gleichförmigen Mittelsand, mit den mitt—

leren Kennwerten

1,72 N/cm3 u z 2,70,041 e = 0,612

1: I

Zur Bestimmung der für Vergleichsbetrachtungen zwischen Ver"

suchs— und Berechnungsergebnissen dominierenden Scherfestigkeit

des Sandes sind 5 Proben — für jede Probe 4 Einzelversuche unter

verschiedennen Normalspannungen - in Kreisringsschergeräten

untersucht worden. Diese Untersuchungen erfolgten am gestört und

trocken eingebautem Material. Die Einbaudichte blieb für die

Einzelversuche jeder Probe konstant, variierte aber von Probe'zu

Probe. Eine auf zwei verschiedene Weisen vorgenommene porenzahl—

abhängige Auswertung t’: f(e) ergab für den Mittelwert e = 0,61:

tanm’ 2 0,64 bzw. 0,63, das heißt Ö’ = 32,5 ° bzw. 32,3 ’ undd

c’ 34,6 bzw. 35,7 kN/m?II

Die Scherwinkel liegen in der aus den Sondierungen abgeschätzten

Größenordnung. Die relativ kleinen Kohäsionen können nicht als

Kapillarkohäsion gewertet werden, weil die Versuchsdurchführung

mit dem trockenen Material erfolgte. Das Phänomen einer gewissen

Kohäsion bei typisch rolligen Erdarten ist nicht neu, in einem

früheren Forschungsbericht der FAS [S] wurde sie als "Verzah—

nungswiderstand" bezeichnet.

Die Ergebnisse der hn Bild 2 dargestellten Rammsondierungen

lassen deutlich die Schichtgrenze zwischen dem oberen und dem

unteren Sand erkennen. Aus den im unteren Teil des Bildes auf

m 97 m

getragenen zwei Längsprofilen des Versuchsfeldes geht hervor,daß die Mächtigkeit der oberen Sandschicht zwischen 60 und 80 cmliegt. Die bei allen Sondierungen für den oberen Sand gefundenenSchlagzahlen nw zwischen B und 10 bestätigen die bereits aus denProbeuntersuchungen festgestellte Gleichmäßigkeit dieser Schichtim gesamten Versuchsfeld. Nach einem Bewertungsmodus der Bundes“anstalt für Wasserbau, Außenstelle Küste repräsentieren dieseSchlagzahlen einen charakteristischen Scherwinkel 30°5 m’ 5 35‘,was ebenfalls nfit; dem ermittelten Versuchswert gut überein—stimmt.

4 Versuchsabläufe

Ziel aller Versuche war, die bei unterschiedlichen geometrischenRandbedingungen zum Tragfähigkeitsversagen des Fundamentes fühurenden Belastungen zu ermitteln. Variierte geometrische Bedin—gungen waren die Böschungsneigungen und die Abstände des Fun—damentes von der Böschungsschulter. Hinzu kam im Laufe der Ver-suchsdurchführungen der Wechsel vom Quadratfundament0,4 x 0,4 mE zum Rechteckfundament 0,2 x 0,4 m2. Die geometri—schen Parameter waren nicht im voraus konkret festgelegt, son—dern wurden während der Versuchsdurchführungen nach allgemeinenKriterien wie steiler, flacher, näher oder weiter ausgewählt.Die vor dem Belastungsversuch vorgenommene "Nullmessung" ergabdann die realen Parameterwerte.

Die Versuche erfolgten in üblicher Weise durch stufenweise Belaustungssteigerung mit stark verminderten Laststeigerungsraten inzeitlich längeren Folgen zum vermuteten Versuchsende hin; All——gemein konnte ein ewweichter Bruchzustand deutlhfli an einemabrupten Abfall der Kraftmeßbügelanzeige und einer spontanenZunahme der Setzungsgeschwindigkeit erkannt;werden. Bei erreichmtem Bruch waren beidseitig vom Fundament ausgehende und sich inRichtung auf die Böschngsschulter voneinander entfernende feineRisse iri der Geländeoberfläche erkennbar. Unmittelbar danachdeutete ,sich dann auch der Bruchflächenaustritt in der Bö—Ischungsfläche an. Alle vorgenannten Risse erweiterten sich ziem—

m 98 m

lich rasch während einer noch kurzzeitig nach dem erreichten

Bruch in das Fundament eingetragenen Nachbelastung. Die mit der

Nachbelastung erzeugten größeren Verschiebungen sollten die

Bruchkörperkonturen in der Oberfläche deutlicher machen. Bis zum

Eintritt des Bruches wurden keine Tendenzen des Fundamentes zu

einer Schiefstellung oder zum horizontalen Abdriften festge—

stellt. Solche Bewegungen stellten sich — dann relativ schnell

verlaufend — erst in der Nachbelastungsphase des Fundamentes

ein.

Während des Versuchs wurden jeweils am Ende einiger Laststufen

die Fundamentsetzungen in drei Punkten und die horizontalen und

vertikalen Oberflächenbewegungen in einigen Böschungspunkten vor

dem FUndament gemessen„ Eine Kraftmeßbügelablesung erfolgte am

Ende jeder Laststufe. Nach dem Abschluß der Belastungsphase sind

die den Bruchkörper in der Oberfläche markierenden, Risse aufge—

nommen worden. Der Versuch wurde beendet mit dem Freischachten

von vorher in den Untergrund eingebrachten Vertikaleäulen

(e 20 mm) aus eingefärbtem Sand. In dem senkrecht zur Böschung

vor dem Fundament gegrabenen Schlitz war an den angeschnittenen

Farbsäulen gut cmw* Durchgang der Bruchfläche erkennbar. Die

Durchgangspunkte der im Profil allgemein vorhandenen drei Farb—

säulen und der Böschungsaustrittspunkt der Gleitfläche wurden

eingemessen. Das Bild 3 zeigt zwei in der Oberfläche markierte

Bruchfiguren, im Bild 4 ist der Verlauf der Bruchgleitfläche im

zentralen Bereich des Bruchkörpers an den Farbsäulen erkennbar.

e.gr?

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Biid 4

Biid 5 zeigt den die mittlere Fundamentsetzung (a) und die Hori—zontaiverschiebungen der in der Böschung ausgeiegten Oberflä—chenmeßmarken (b) h1 Abhängigkeit \KN1 der FUndamentbeiastungsowie die Verformung der Böschung im Beiastungsversuch (c). Diedargesteiiten Endpunkte der Setzungs— und Horizontaiverschie—bungskurven enthaiten die durch die kurzzeitige Nachbeiastungdes Fundamentes verursachten Bewegungen, repräsentieren dahernicht den eigentiichen Bruchzustand. Gieiches giit für die Si—tuationsdarsteiiung des Böschungsprofiis (c).

Aiie Versuchsergebnisse sind in Tabeiie 2 zusammengefaßt. DerTabeiie ist zu entnehmen, da0 5 der insgesamzt 23 Versuche nichtfür die hier behandelte Thematik auswertbar waren.

5 Versuchsergebnisse

Die Biider 6 und 7 zeigen die mit Hiife der Gieitfiächendurch-trittspunkte in den gefärbten Sandsäuien, dem Gieitfiächenaus—trittspunkt in der Böschung und dem Gieitfiächenanfangspunkt ander Hinterkante des Fundamentes konstruierten Gieitfiächenverwlaufe, getrennt für die Versuche mit dem Fundament0,4 x 0,4 m2 und dem Fundament 0,2 x 0,4 „F. Vergieichsweiseerreichten die Bruchgieitfiächen unter dem größeren Fundamenteine größere Tiefe, wie auch zu erwarten war. Die für die Vern

m 100 m

suche 4 und ii erhaltene Maximaltiefe von 62 cm unter der Bela—

stungsebene berechtigen zu der Annahme, daß sich alle Gleitflä—

chen noch in der oberen Sandsohicht frei ausbilden konnten. Bei

einer Mächtigkeit zwischen 60 cm bis 80 cm der oberen, kann die

untere, festere Sandschicht die Gleitflächenbildungen nur wenig

oder gar nicht behindert haben.

Einige der Bruchgleitflächen zeigen eine gewisse Anomalie in

einer gegenüber dem Allgemeinverlauf mehr oder weniger erkenn—

baren Gegenkrümmung im unteren Teil. Ein denkbarer Grund hierfür

könnte eine durch das lagenweise Herstellen des Dammes bedingte

Feinschichtungsstruktur sein, die aus den Rammsondierergebnissen

nicht erkennbar ist. Bei den Schachtungen jeweils nach Versuchs“

ende wurden verschiedentlich sehr dünne Sohichtungsbänder an

etwas unterschiedlichen Farbtönungen erkannt. Stellenweise nur

geringe Unterschiede in Lagerungsdichte und Körnung haben mögli—

cherweise die Bruchlinie örtlich in eine “bevorzugte" Richtung

abgelenkt. Auch die bereits vorn beschriebenen Einzelsteinein—

lagerungen können Ursache örtlicher Ablenkungen der Bruchgleit—

flache gewesen sein. Bei den Schachtungen wurde gelegentlich

auch ein Stein im Bruchlinienbereich gefunden. Allgemein zeigen

alle Gleitflächen einen Übergang von einem steileren stärker ge—

krümmten oberen Teil hi eine flachere, gestrecktene Form im

unteren Teil. Die beste Näherung dieser Gleitflächenformen ist

durCh eine Kombination von Kreisbogen bzw. logarithmischer

Spirale mit anschließendem Geradenabschnitt erreichbar. In einifi

gen Fällen stellen aber auch der reine kreisbogen und, günstiger

noch, die logarithmische Spirale annehmbare Ersatzverläufe dar.

Wie bereits vorher angemerkt ist die Tragfähigkeit des Fundamen—

tes bestimmt durch die Summe aller Scherfestigkeitsspannungen in

der Gleitfläche. Wird in der Gleitfläche eine gleichbleibend

Vorhandene Scherfestigkeit vorausgesetzt und angenommen, daß die

relativen Spannungsverteilungen in den gefundenen Gleitflächen

ebenfalls in etwa übereinstimmen, so können die Gleitflächen—

längen als quantitative Maßstäbe für die erhaltenen Fundament—

tragfähigkeiten angesehen werden. In Bild 8 sind die Belastungs—

m 101 m

ergebnisse über eine fiktive Gleitflächenlänge aufgetragen. Diefiktive Gleitflächenlänge ist jeweils der Horizontalabstandzwischen den beiden Gleitflächenendpunkten. Die Darstellung läßterkennen, daß ein angenommer linearaproportionaler Zusammenhangzwischen-den beiden vorgenannten Größen prinzipiell besteht. DieErgebnisse für das Fundament 0,2 x 0,41% korrelieren recht gut(r* z 0,92 für in z: 9), die iün" das Fundament 0,4 >< 0,4 n3schlechter (r : 0,76 für n = 8). Dies scheint folgerichtig, dennbei den allgemein längeren Gleitflächen des breiteren Fundamenmtes sind Störeinflüsse aus Unregelmäßigkeiten des Untergrundeshäufiger zu erwarten, als bei den kürzeren Gleitflächen desschmaleren Fundamentes. Dem Bild kann aber entnommen werden, da0die Relationen zwischen den Versuchsergebnissen in jeder Serieuntereinander plausibel ,sind, kein Versuchsergebnis sehe grobfalsch angesehen werden müßte.

Offenbar kann das schmalere Rechteckfundament bei gleicherBruchlinienlänge eine größere Belastung pro Einheit der Grund—fläche als das breitere Quadratfundament aufnehmen. In dem Über—schneidungsbereich der Bruchgleitflächenlängen beider Versuchesserien nimmt das Verhältnis der Flächeneinheitslasten von 2,04für'h 2 1500cm auf 1,47 für'h = 1900cm ab, bei gleichbleibendemGrundflächenverhältnis von 0,5. Dies entspricht einer Abnahmedes Totallastverhältnisses von 1,02 auf 0,73. Die Schlußfolge-rung aus diesem Vergleich ist, daß hinsichtlich des Totallasteaufnahmevermögens beide Fundamente im böschungsnahen Bereich(gleiche aber kürzere Gleitflächenlängen) etwa gleichwertigsind, mit zunehmendem Abstand der Fundamenthinterkante von derBöschung sich dann aber die größere Grundfläche des breiterenFundamentes auswirkt.

Bild 9 zeigt einen versuchsmäßig erhaltenen aus den entsprechen—den Feldaufmaßen konstruierten Böschungsbruchkörper. Im Ver—gleich dazu ist der unter gleichen geometrischen Randbedingungenvon MILDNER angenommene BruChkörper hi Bild 10 dargestellt.Beide Körper stimmen in der Oberfläche oberhalb der Böschun95wschulter recht gut überein. Das MILDNER—Modell unterscheidet

m102m

sich dann aber deutlich vom Versuchekörper durch eine von oben

nach unten zunehmende Überbreite in der kreisförmig angenommenen

Basisf1äche (Bruchg1e1tf1äche) und ebenso irx der Oberf1äche

unterha1b der Böschungeschu1ter. Ein Verzicht auf die horizonta—

1e Aufweitung des Bruchkörpers um je 30 ° auf jeder Seite zwi—

schen Böschungeschu1ter, und —fuß und ebenso auf die entsprew

chende vertikaIe Aufweitung zwischen Oberf1äche und Bruchgleit-

f1äche würde den MILDNER—Körper etwa auf die Dimensionen des

Versuchsbruchkörpers reduzieren (s. Eintragung in Bi1d 10).

6. Nachrechnungen der Versuche

6.1 Verwendete Rechenverfahren

6.1.1 Verfahren nach MILDNER

Das Verfahren nach MILDNER /1/ beruht auf den ebenen Methqden

von KREY/BRETH, BISHOP und WOLDT /4/ /5/. Den bei diesem Ver-

fahren angenommenen Bruchkörper zeigt 811d'13.

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851d 13 Bruchkörper nach MILDNER

m103m

Der Gleitkörper wird in Lamellen eingeteilt und als Grundlageder Berechnung das Verfahren nach FELLENIUS angewandt. Die 8i—cherheit ist als Verhältnis der vorhandenen Scherparameter zudenen des Bruchzustandes definiert. Die zwischen den Lamellenwirkenden Seitenkräfte werden vernachlässigt. Der auf die seit—liche Bruchfläche der einZelnen Lamelle wirkende Erddruck wirdnäherungsweise ermittelt. Dafür werden senkrechte seitlicheBruchflächen angenommen.

Bei der Ermittlung der auf die einzelnen Lamellen entfallendenLastanteile wird die Belastung aus dem Fundament von der Fun—damentvorderkante ausgehend unter einem Winkel von 60° im Bruch-körper verteilt.

6.2 Verfahren nach KOBLER

Das Berechnungsverfahren nach KOBLER /2/ geht von einem ebenenBruchkörper aus, wie er in Bild i4 dargestellt ist. Der Bruch-körper besteht aus zwei auf ebenen Flächen abrutschenden starrenTeilkörpern. Die Grenze zwischen beiden Bruchkörpern wurde ander Vorderkante der belasteten Fläche festgelegt. Für die Be—stimmung der Bruchlast sind die Winkel o2 und d2 so lange zuvariieren, bis sich für die Belastung P ein Minimum ergibt.Beider Variation der Winkel wird die hintere Kante des Fundfawmentes als Zwangspunkt betrachtet, da der Bruch durch die Auf"last erzwungen wird.

Beim—B aP

Hiii HHH

Bild 14 Bruchkörpereinteilung nach KOBLER

„104..

Zur Verdeutiichung des Berechnungsansatzes sind in Biid 15 die

Geometrie und das Krafteok nach /2/ für das gewähite Bruchkör-

persystem dargesteiit.

Die Erweiterung das ebenen Verfahrens auf räumiiohe Fäiie wird

nach /2/ dadurch vorgenommen‚.daß die Bruchfigur auf die Last—

1änge L. bezogen wird. Diese Bruchfigur wird beidseitig eben

begrenzt angenommen und in diesen ebenen Endfiäohen die Kohäsion

und ein Reibungsantei1 angesetzt.

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P

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‚FC1

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Biid 15 Geometrie und Krafteok nach KOBLER

Die jeweiiige Kohäsionskraft in den ebenen Seitenfiächen ergibt

sich aus der Muitiplikation der Kohäsion des Bodens mit der

Fiäche (uns jeweiiigen Teiikörpers. Die Wirkungsrichtung der

einzeinen Kohäsionskräfte wird jeweiis paraiiei zur Lameiiensoh—

1e angenommen.

Die Reibungskräfte in den Seitenfiäohen werden aus dem Erddruck

auf diese Fiäohen infoige Eigengewicht und Beiastung P berech—

net. Dabei wird im wesentlichen das Verfahren von GUSSMANN/LUTZ/6/ zur Bestimmung der seitlichen Schubkräfte bei der Schlitz—wandstabilität verwendet.

6.1.3 Verfahren nach KUNZ

Das Verfahren nach KUNZ /7/ geht von einem räumlichen Bruchkör—per aus, der aus einem kreiszylindrischen Mittelteil und rota—tionsellipsoidischen Endkappen besteht (Bild 16). Auf diesenBruchkörper wurde das Ganzkörperverfahren mit kreisförmigerGleitfläche von FRÖHLICH /8/ in integraler Erweiterung auf denräumlichen Körper angewendet.

Bild i6 Bruohkörper nach Kunz

Bei der Berechnung der Reibungskraft an den Endkappen wird nurder Reibungsanteil aus dem Eigengewicht des Bruchkörpers berück—sichtigt. Der bei kleiner werdender Endkappenlänge steigendeReibungsanteil aus Erddruck wird vernachlässigt und für den FallEndkaopenlänge le z 0 (ebene Seitenflächen) nur die Kohäsionangesetzt.

Bei diesem Berechnungsverfahren wird die Böschungshöhe bei jedemBerechnungsschritt als konstant angesehen und oberer Austritte“punkt des Gleitkreises, Gleitkreisradius und Endkappenlänge solange variiert, bis die Geometrie für die minimale Sicherheit

m 106 m

gefunden ist. Für die Bestimmung der kritischen Geometrie bei

Fundamenten in oder auf Böschungen ist anschiießend die' Bö-w

schungshöhe zu variieren, bis das absoiute Sicherheitsminimum

gefunden ist.

6.2 Ergebnisse der Nachrechnungen

Da der im Labor bestimmte Wert für die scheinbare Koäsion c’des

Bodens sehr unsicher erscheint wird ais Eingangswert für die

Berechnungen nicht c’ sondern die im jeweiiigen Versuch ermit—

teite Bruch1ast PH verwendet. Ais Bodenkennwerte wurden der

Reibungswinkei Ö mit 32,5” und die Nichte ynrnit 19,0 kN/nfi ange—

setzt. Die scheinbare Kohäsion des Bodens erscheint ais Berech—

nungsergebnis. Die Berechnungsergebnisse sind in den Tabei1en 3

und 4 dargesteiit.

Tabe11e 3: Ergebnisse der Nachrechnungen

Fundamente B*L = 0,4 m * 0,4 m

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i :ä Vers.- i a a Par Br es [kN/m2] '

1 Nr. 1 .' T . 2 i J[Grad] [B1 [kh] [LN/m 1 DIN g KUNZ i KOBLER i HILDNER F

4017 J i 1 1: i .. .'i. i ' i

5 15 0,6 02 515 i 14,4 E 6,0 g 3,0 E 2,: g

4 29 0,3 68 420 l 14,1 5,5 E 5,5 ' 2,5 ff F ‚ Ji '. 5 i

' | ' H.g 9 2? 0,5 110 g 68? i 22 9,5 ä 5,5 i

4,5 ii P i l iT

Ii l :_ .l

i 2 25 0,55 95 595 ä 19,5 7,5 5 7 1 3,5 EÄ ‘ : i —Ü5 3 30 0,5 141 879 30,5 ' 11 i 11 5 1,5 gI'

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g 7 E i1 0,1 i 20 - 123 — s i 8 i 5.5 EI . ! J. J' f

ä r= DIN giit streng nicht, da ß > o i

„1071.Die Mittelwerte ai die Standardabweichungen (äg der Init deneinzelnen Berechnungverfahren für den Grenzzustand (8:1) ermit—telten notwendigen scheinbaren Kohäsionen cS zeigt Tabelle 5.

Tabelle 4: Ergebnisse der NachrechnungenFundamente B*L : 0,2 m * 0,4 m

1 - E EE Vers.- I 0 i a i 905 E Er i es [kN/m2] rEE Nr. i

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E351

F15,2 E 3,5

E 3,3E

6- I I = .‚ 1 a ‚ gE 20 E 35 E 0,2 E 50 E 626 E 29,5‘ E 14,5 ‘ 15 1 11,5 ;E"— " ' . 1 rI E i '. E 1 . _ E E 'E 22 E 35 E 0,2 E 52 E 344 E 31 E“ 15.5 15,3 E 12 EE 17 E 32 E 0,4 53 E 222 31,3 12,5 12,5 E 5,51 J . E; i ‚ .. ' E “i 15 40 E 0,2 23 E 352 19,3E 9,5 9,5 E 5,5

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‚: i l1 21 g 40 E 0,3 39 E 452 E 25,0‘ ' 11 11 E 8 EE E J Ei J

X2 DIN gilt streng nicht, da ß > o

Es ist sichtbar, da8 die Berechnung nach DIN 4017 sehr weit aufder sicheren Seite liegt. Bei aller Unsicherheit der Bestimmungder scheinbaren Kohäsion ist der bei den Nachrechnungen mitDIN 4017 erhaltene Mittelwert von cS = 23,2 kN/mg für den ver—wendeten Bcden als zu hoch einzuschätzen. Daraus ist zu schluß—Folgern, daß man bei Tragfähigkeitsberechnungen für Fundamentean Böschungen unter Verwendung von DIN 4017 sehr geringe Tragfä—higkeiten erhält, die zu weit auf der sicheren Seite liegen.

„109,9-

Tabe11e 5: Mittelwerte der errechneten scheinbaren Kohäsion csfür die beiden Fundamentgrößen

r— P 2 9 _ 2 a 51,i B 9: I.- = 0,4 *1 0,4 m 1'. B ”1 L z 0,2 i? 0,4 m g alle Versuche L... .1 ‚ „

H Ü 1 ii ! ‚ ä ,g } s n-l i s i n-l 1|; s n—l z,' , . 1 j 9E Berech— I _{L l, E i

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1 i l ä9 * 5 i i1 9992 3,3 1,9 ä 23 i? 11,1 2,9 23 g 9,8 : 2,9 ä 29 ‘

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KOBLER 9,9 2,1 i 29 H 11,4 2,9 g 25 i 9,9 5 3,0 3 31 üi j f i '. 'I‘ i a 1 1i 4 i ‘ ä 4

i ‘ i ; 3 . ä FMILDNER 1 4,9 1,9 ä 39 i? 9,5 , 2,7 ä 32 9,9 ‚ 3,9 1 59 h

f l fI ' I

l E li! I 5‘

Die Verfahren von KUNZ und KOBLER liegen mit einer mittleren

Kohäsion von 9,8 kN/nd etwa im gleichen Bereich. Die Ergebnisse

scheinen aber auch noch etwas auf der sicheren Seite zu liegen,

da die mittlere scheinbare Kohäsion C9 = 8,8 kN/mE für den vor—

liegenden Send etwas hoch erscheint.

Die nach chmn Verfahren XKMl MILDNER für ihn} Boden ermittelte

scheinbare Kohäsion.cq : 6,6 kN/mä erscheint am reellsten {vgl.

auch NAGENBRETH /9/). Allerdings ist bei diesem Verfahren auch

die Streuung der Ergebnisse am größten.

Bei allen verwendeten Berechnungsverfahren sind für das Errei-

chen der in den Versuchen erzielten Tragfähigkeiten der quadra—

tischen Fundamente (B * L r 0,2 * 0,4 Hd} geringere Kohäsions-

werte notwendig als bei der Nachrechnung der rechteckigen Fun-

damente {9 9 L = 0,4 9 0,4 „3). Dieser Abfall beträgt bei Ver—wendung von DIN 4017 17% und bei dem Verfahren nach MILDNER 47%.

Diese Erscheinung tritt bei allen verwendeten Berechnungsver—

„109m.

fahren auf. Es wird angenommen, daß die Ursache in der mit denVerhältnissen in situ nicht übereinstimmenden Berücksichtigungder räumlichen Wirkung in den Berechnungsverfahren liegt.

„MomBildverzeichnis

Bild 1

Bild 2

Bild 3

Bild 4

Bild 5

Bild 6

Bild T

Bild 8

Bild 9

Bild 10

Querschnitt durch Versuchsfeld

Ergebnisse der Rammsondierungen

Foto der Bruchkörperoberfläche (im Text)

Foto einer freigelgten Bruchgleitfläche (im Text)

a) Setzungsverlauf des Fundamentes

b) Horizontalverschiebungen der Meßmarken

c) Böschungsverformung

Gleitflächen für Fundament 0,4 x 0,4 mh

Gleitflächen für Fundament 0,2 X 0,4 m“

Grenztragfähigkeit abhängig von fiktiver Gleit-flächenlänge

Bruchkörper aus Versuch

Bruchkörper nach MILDNER

Literatur

/1/

/2/

/3/

/4/

/6/

/?/

/8/

DIN

MILDNER, K.

KOBLER

wENDT, D.

SCHUBERT, K.

WOLDT, J.

GESSMANN, P.‘LIT'I'Z , W.

KUNZ, N.

FRÖHLICH, O.

4017

J

K.

m 111 m

Xäherungsberechnung der Standsicherheit vonEisenbahndämmen mit einem räumlichenBruchkörper, BauplanungHBautechnik, 38

Untersuchung über Böschungs- und Grundbruchbei begrenzten Lastfällen, MitteilungenBaugrundinstitut Stuttgart, Heft l8.

F/E Abschlußbericht "Modellversuche fürBrückengründungen", Forschungsanstalt fürSchiffahrt, Wasser- und Grundbau, Berlin(19?9), unveröffentlicht.

Böschungen, VEB Deutscher Verlag für Grund—stoffindustrie, Leipzig 1972.

Beitrag zur Standsicherheitsberechnung vonErddämmen, OttOHGraf-Institut, Schriften-reihe Heft 72, 197T.

Schlitzstabilität bei anstehendemGrundwasser, Gentechnik 4, 70 „ 81.

Rechenpregramm für die Ermittlung der Bö-schungsstabilität bei Ansatz einer räumli—chen Bruchfigur, Diplomarbeit BergakademieFreiberg, 1988, unveröffentlicht.

Grundzüge der Statik einer Erdböschung,Der Bauingenieur 38 (1963), S. 371 - 378.

Berechnung des Grundbruchwiderstandes vonFlachgründungen, Entwurf Dezember 1988.

‚m 112 m

Tabelle 1: Erdstoffphysikalische Kennwerte

j Probe p E w pd e U C 1 dw I1

[N/cmg] [N/cm3] 1P 0 - - - - 2,13 1,445 0,373

P 1 1,695 0,037 1,635 0,621 2,65 1,093 0,284 E

P 2 1,720 0,046 -1,644 0,612 3,03 1,235 0,266 E

3 P 3 1,726 0,048 1,647 0,609 „ — , — 1ä P 4 1,707 0,045 1,633 0,623 2,73 1,103 j0,287 i

P 5 1,760 0,040 1,692 0,566 2,86 1,131 i0,283 g

P 6 1,697 0,029 1,649 0,607 „I

- „ ä

Mittel 1,718 10,041 1,650 0,606 2,68 1,201 0,299 L

47'134Tabelle 2: Zusammenstellung der Belastungsversuche

h i 5 ; i i iü Vers.- ä Böschungs- Abstand 1 Fundament g Bruchlast f Bruchsohl- ä Bemer- i; Nr. i winkel ß ; zur E B m Li g spannung i kungen fjl f i

Böschung g I 12 E ä4 [Grad] g [cm] ä [m 1 f [53] E [kN/m 1 7 1’- . i '. l l0 i r J 2 1 h, 1 34,1 i 40 5 0,4 4 0,4 5 79,12 : 494,5 5 jI .

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