159 Geotechnische Parameter und Beiwerte ... - SGBF-SSMSR

159 

MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und Felsmechanik 

PUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des Roches 

Herbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, Lausanne 

Geotechnische Parameter und Beiwerte 

Paramètres et coefficients géotechniques 

Inhalt 

Table des matières 

Peter Brenner Korrelationen für Kenngrössen bindiger 3 

Dr. dipl. Bauing. Lockergesteine 

Michel Dysli Bases de données géotechniques et corrélations 15 

Dr. Ing. civ. 

Françoise Geiser Modélisation numérique et paramètres 23 

Dr. Ing. civ. géomécaniques 

J.-Martin Hohberg Anforderungen des Praktikers an die Aussagekraft 31 

Dr. numerischer Modelle 

Markus Kügler Bodenmechanische Kennwertdatenbank 41 

Dipl. Ing. 

Erich Pimentel, Dr.-Ing. Kritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemen 47 

Georgios Anagnostou, Prof. Dr. sc. techn. und empirischen Methoden der Felsmechanik 

Laurent Pitteloud, Ing. civ. Kennwerte weicher Böden für 69 

Jörg Meier, Dr. Ing. geotechnische Verformungsprognosen 

Simon Salager Recent developments in experimental characterization of 83 

Dr. Scientist highly overconsolidated soils 

Hansruedi Schneider, Prof. Dr. Charakteristische Baugrundwerte: 95 

Philipp Fitze, dipl. Bauing. FH Erfahrung, Versuchswerte und Statistik 

Walter Steiner Ermittlung wichtiger geotechnischer Eigenschaften für 105 

Dr. dipl. Bauing. weichen Baugrund 

Jost Studer, Dr. dipl. Bauing. Bestimmung dynamischer Bodenkennziffern 121 

Thomas M. Weber, Dr. sc. techn. 

1





Korrelationen für Kenngrössen bindiger 

Lockergesteine 

Dr. R. Peter Brenner 

3

Korrelationen für Kenngrössen bindiger Lockergesteine 

1 Einleitung 

Damit ein Bauwerk sicher, d.h. standfest auf einen Baugrund fundiert werden kann, benötigt der projektierende 

Ingenieur zuverlässige numerische Werte für die im geotechnischen Modell zu verwendenden 

Parameter. Da die Geomaterialien durch natürliche Prozesse entstanden sind, besteht eine 

Vielfalt von Faktoren welche die Grösse eines Kennwertes beeinflussen. Jeder Materialkennwert hat 

daher eine gewisse Streubreite welche auch statistisch erfasst werden kann. 

Dieser Artikel beschränkt sich auf Kennwerte von im Wesentlichen normal- (oder erst-) konsolidierten 

Tonen. Solche Materialien findet man in den ehemals glazialen Gebieten im Norden Europas (z.B. 

Skandinavien) und in Nordamerika (z. B. Kanada, Alaska) wo beim Rückzug der Eisdecke die Produkte 

der Gletscherabrasion in Gletscherrandseen, Flusstälern, sowie tiefen Becken und Fjorden in welche 

auch Meerwasser eindringen konnte, abgelagert wurden. Gleichzeitig erfolgte eine Hebung der 

Erdkruste [28], [3]. In den nicht glazialen Gebieten sind die weichen Tone in den Deltas flacher Küstengebiete 

durch Sedimentation in das infolge Meeresspiegelerhöhung vordringende Meer entstanden 

(z.B. Südostasien) [7]. Da diese Materialien für das Bauwesen problematisch sind, haben Hochschulinstitute 

und staatliche Organisationen in diesen Gebieten die Untersuchungen dieser Ablagerungen 

vorangetrieben, vor allem während der 60er, 70er und 80er Jahre. In diesem Zeitraum wurden im geotechnischen 

Versuchswesen, sowohl im Labor wie auch im Feld, grosse Fortschritte erzielt. 

Es ist naheliegend, dass man versucht hat aus der grossen Datenmenge gewisse Wechselbeziehungen 

oder Korrelationen herzuleiten, vor allem zwischen den Kennwerten welche das mechanische 

Verhalten (Festigkeit, Verformbarkeit, Durchlässigkeit, etc) von gewissen Lockergesteinen beschreiben 

und denjenigen welche die fundamentalen Eigenschaften (Dichte, Korngrösse, Plastizität, etc) 

des Materials selbst charakterisieren. Im Falle von feinkörnigen Lockergesteinen (Tone, Schluffe) sind 

die fundamentalen Eigenschaften durch die Plastizität gegeben, welche ihrerseits durch das elekrochemische 

Verhalten der Tonpartikel bestimmt wird. Die Plastizität wird deshalb auch für Klassifizierungszwecke 

verwendet, wie z.B. mit dem allseits bekannten Plastizitätsdiagramm von Casagrande, 

welches eine Korrelation zwischen der Plastizitätszahl, IP, und der Fliessgrenze, wL, ist. Die Plastizitätszahl 

ist die Differenz zwischen dem Wassergehalt bei der Fliessgrenze und demjenigen der Ausrollgrenze, 

wP, d.h. IP = wL - wP. 

Zweck dieses Artikels ist es eine kurze Übersicht einiger oft verwendeten und auch weniger bekannten 

Korrelationen für bindige Lockergesteine zu präsentieren und deren Anwendung zu kommentieren. 

Die Korrelationen wurden der geotechnischen Literatur entnommen und stammen meistens aus 

dem Zeitraum von ca. 1960 bis 1990. Bei einigen Korrelationen wurden auch Daten des Autors 

(Bangkok Ton) miteinbezogen. 

2 Beurteilung und Anforderungen an Korrelationen 

Korrelation sollten immer mit den dazugehörigen Daten präsentiert werden, damit die Unsicherheiten 

(Streuung) die mit der Korrelation verbunden sind ersichtlich werden. Die Korrelation kann dann dazu 

verwendet werden zu zeigen ob die Grössenordung der gemessenen Kennwerte in den erwarteten 

Bereich fällt oder gemäss ingeneurmässiger Beurteilung vernünftig ist. Korrelationen sollten Parameter 

benützen welche eine logische Beziehung haben zum physikalischen Verhalten welches durch die 

Korrelation vorausgesagt wird, d.h. die Parameter sollten so nahe und direkt als möglich zum betrachteten 

Verhalten stehen [17]. Beispiele sind die Beziehungen zwischen dem Kompressionsbeiwert, CC 

und der natürlichen Porenzahl, e0, oder zwischen der Sensitivität, St, und der Liquiditätszahl, IL. 

Korrelationsparameter, sofern sie nicht schon dimensionslos sind, werden oft mit einer Bezugsgrösse 

normalisiert, z.B. cu/σp', wobei cu die undränierte Scherfestigkeit und σp' die Vorkonsolidationsspannung 

bedeuten. Korrelationen sind meistens orts-spezifisch bezüglich der Lage der Messpunkte, d.h. 

dass man Regressionsbeziehungen aus Korrelationen, die man an einem bestimmten Ort ermittelt hat 

nicht direkt auf einen andern Ort übertragen kann, obwohl die geologische Vorgeschichte und die Se- 

5

dimentattionsbedinguungen 

ähnlich 

sein mögeen. 

Die Messpunkte 

müss sen neu ermittelt 

und auf fgetragen 

werden ddamit 

die Koorrelation 

erkennbar 

wird. . 

3 KKorrelatiionen 

für 

mechanische 

Kenngrös K ssen 

3.1 SStandard 

(Index-) Kenngröss 

K sen als Ko orrelations sparameteer 

Standarddkenngrösseen 

wie die At tterberg Konnsistenzgrenz 

zen, wL, wP und u vor allemm 

die Plastiz zitätszahl, 

IP, sind häufig als KKorrelationspa 

arameter verrwendet 

wor rden, obwohl 

diese Wertte 

an völlig gestörten g 

Proben bbestimmt 

weerden. 

Trotzd dem vermag aber die Pla astizitätszahl 

wesentlichee 

Charakteristiken 

zu 

widerspiegeln. 

Nagaraj & Jayadevaa 

[25] zeigten n aufgrund dder 

Guy-Cha apman Theorie, 

dass IP ddirekt 

mit wL L liiert ist. 

Mittels sstatistischer 

AAnalyse 

von 520 (wL, IP) Messdaten von Tonen aus verschieedenen 

Regi ionen der 

Welt erhhielten 

sie diee 

folgende Ko orrelation: 

IP 

= 0.74(wL – 8) 

mit einem 

Regressioonskoeffizien 

nten r = 0.9557 

und einer 

mittleren Standardabw 

S weichung von n 4.0. Als 

Vergleich 

sei hier errwähnt, 

dass s für Tone imm 

Osten Kan nadas für Gleichung 

(1) der folgende e Bereich 

gefunden 

wurde [18] ]: (0.86wL - 13) 1 > IP > (0. .73wL - 15). Gemäss [25] 

wird der Paarameter 

IP im i Mikro- 

bereich vvon 

der spezifischen 

Ob berfläche konntrolliert. 

Er kann daher als Kenngröösse 

für Korr relationen 

mit mecchanischen 

PParametern 

verwendet v wwerden 

da er e wichtige Eigenschafte 

E en der Tonpa artikel zu 

charakteerisieren 

vermmag, 

obwohl die Mikrostrruktur 

zerstört 

wurde. 

3.2 KKorrelatioonen 

mit Scherparam 

S metern 

3.2.1 KKorrelationeen 

mit der undränierten 

u n Scherfestigkeit 

Houstonn 

& Mitchell [12] haben aufgrund a vonn 

Daten aus s Norwegen, UK und Alaaska 

eine Beziehung 

zwischenn 

der Liquidiitätszahl, 

IL, und der Schherfestigkeit 

völlig gestör rter Tonprobeen, 

cur, ange eregt. Die 

Liquiditäätszahl, 

definiert 

als IL = ( wn – wP)/IP, iist 

eine Art normierter n Wassergehalt. 

. Zur Bestimm mung der 

notwenddigen 

Daten eignet sich der schweddische 

Fallke egel, da dies ser sowohl ddie 

Fliessgre enze wie 

auch diee 

Scherfestiggkeit 

zu messen 

vermag. 

Bild 1 zeigt 

Messungen n an kanadisschen 

Tonen n und die 

Beziehung: 

(Bild 1) KKorrelation 

zwwischen 

Liquiditätszahl 

unnd 

völlig 

geestörter 

Schherfestigkeit 

[18] [ 

6 

cur (kPa 

a) = 1/(ILc – 

Beide Parameter, ccu 

und IL, widerspie- w 

geln die d gleiche Bodenchar rakteristik, 

nämlich h die Konsisstenz 

gestör rter Tone. 

ILc bedeutet, 

dass die Fliessgrenze 

mit 

dem Fa allkegel besttimmt 

wurde. 

Wroth & 

Wood [38] betrachhteten 

die Beziehung B 

cur - IL im i Lichte der 

kritischen Zustands- Z 

theorie (critical staate 

theory) unddefi- nierten die Plastizzitätsgrenze 

als den 

Wassergehalt 

bei welchem di ie Festig- 

keit 10 00 mal grössser 

ist als s bei der 

Fliessg grenze. Die BBeziehung 

lautet: 

cur(kPa) 

= 170 exp( 

0.21) 2 

(-4.6 ILc) 

(1) 

(2) 

(3) 

cur kann 

bei Tonenn 

mit geringe er Sensiti- 

vität als s untere Greenze 

für die undränier u 

te Sche erfestigkeit bbetrachtet 

we erden. Die 

Beziehung 

(3) ist inn 

Bild 1 eben nfalls eingezeich 

hnet.

(Bild 2) Unterschiedlicche 

Scherfes stigkeitsprofille 

beei 

verschiedeenen 

Versuchsmethodenn 

[20] 

(SBP = selbstbohrend 

der Pressio- 

meter). 

Da ddie 

cu-Werte e verschiedeen 

sinnd, 

ist es wichtig 

bei Kor rrelationen ddie 

Meethode 

mit wwelcher 

cu be estimmt wurdde 

annzugeben. 

MMesswerte 

vo om Drammeen 

Veersuchsfeld, 

Norwegen [1 16]. 

Messun ngen von cu mit m verschieddenen 

Gerät ten folgen 

verschie edenen Span nnungspfadeen 

und schn neiden die 

Grenzzu ustandskurve e an verschhiedenen 

Ort ten. Deshalb 

sin nd die Werte von cu unterrschiedlich 

[2 20]. Bild 2 

veransc chaulicht dies s mit Scherpprofilen 

aus zwei La- 

borversuchsmethoden 

und zweei 

in-situ Vers suchsme 

thoden. Die höchs sten cu-Wert rte werden mit dem 

selbstbo ohrenden Pressiometer 

erzielt, do och diese 

Werte überschätzen 

ü n cu infolge vvon 

Störeffek kten beim 

Eindring gen des Gerä ätes in den BBaugrund 

[16 6]. 

Die ung gestörte und dränierte Schherfestigkeit, 

cu, wird 

für Korr relationen of ft mit der Voorkonsolidationsspan 

nung, σp’, σ normalisiert 

(bei normmalkonsolidierten 

Be- 

dingung gen auch mi it dem effekktiven 

Überla agerungs 

druck, σv0’). σ Dieses s Verhältnis s kann dann n mit der 

Plastizit tätszahl korr reliert werdeen. 

Schon Skempton S 

[32] präsentierte 

die e Beziehung, , gültig für no ormalkonsolidiert 

te marineTon ne: 

Bjerrum m [4] präsen ntierte nicht-lineare 

Bez ziehungen 

für "jung ge" und "gea alterte" norweegische 

mar rine Tone. 

Bild 3 zeigt z Daten von v kanadiscchen 

und jap panischen 

Tonen [20]. cu wurd de mit der FFlügelsonde 

(FV) ge- 

messen n, eine bei weichen w Tonnen 

oft ange ewendete 

Methode. 

Der Spa annungspfad in einer Flügelson- F 

denmes ssung ist aber 

unbekaannt. 

Garnea au & Le 

Bihan [1 11] ermittelte en cu mit dem 

Fallkegel (FC) und 

fanden die Beziehun ng: 


mit dem Reibungswinkel, 

φ', no ormalkonsol lidierter Tonne 

Die Scheerfestigkeit 

noormalkonsolidierter 

Bödeen, 

φNC’, kan nn durch die Mohr’sche BBruchlinie 

ch harakteri- 

siert werdden 

und entsspricht 

einem m Reibungswwinkel 

φ’ und d einer Kohä äsion von unngefähr 

Null. φ’ kann 

aus CIU Triaxialversuuchen 

im no ormalkonsoliddierten 

Bere eich ermittelt werden undd 

ist allgeme ein durch 

die maximmale 

Deviatoorspannung 

(σ1’ – σ3’)maxx 

gegeben. Die D φ’-Werte e können mitt 

IP korreliert t werden. 

Beispiele zeigen die BBilder 

4a, 4b und 4c. Die Streubreiten n dieser Korr relationen sinnd 

aber relat tiv gross. 

7 

cu(FV)/σv0’ c = 

0.11 + 0.003 

cu(FC)/σp’ c = 0.20 

+ 0.0014 

37 IP 

4 IP 

(4) 

(5) 

(Bild 3) 

Korrelatione en zwi- 

schen norm malisierter 

undränierter r Scher- 

festigkeit und der 

Plastizitätsz zahl. Die 

Regressions sgerade 

gilt für die e kanadi- 

schen Tone e [20]. Die 

japanischen n Tone 

[33] zeigen n höhere 

cu(FV)/σp'-We erte und 

scheinen mit der 

Plastizitätsz zahl, IP, 

keine enge e Bezie- 

hung zu hab ben.

Leroueil et al. [18] und 

Leroueil & Height [200] 

interpretier ren die Sche erfestigkeit voon 

normalkonsolidier 

ten (NC) ) Tonen als dden 

kritischen 

Zustandsreeibungswink 

kel, φcs' (oder r φ'NC). Dieseer 

Reibungsw winkelre- flektiert ddie 

Mineraloogie 

der Tonpartikel 

und wurde oft mit m der Plastizitätszahl 

in Zusammenhang 

ge- 

bracht. EEr 

nimmt mitt 

zunehmend der Plastizitäätszahl 

ab. Ausnahmen 

A machen alleerdings 

gewis sse Tone 

wie z.B. aus Mexico City und Atta apulgit (Bild 4a). Mexico City Ton ent thält vulkanissche 

Glaspartikel 

und 

Schalenttrümmer 

vonn 

Kieselalgen n [9]. Das AAttapulgit 

Pa artikel hat ein ne faserartigge 

Form. Die e Plastizi- 

tätszahl widerspiegeelt 

vor allem die Rauhiggkeit 

von Tonpartikeln 

un nd weniger deren mech hanisches 

Verhalteen 

[20]. 

8 

(Bild 4) 

Korrelationen 

zwischenn 

Reibungsw winkel, φ', 

und Plastiz zitätszahl, IPP: 

(a) für ei in weites 

Spektrum bindiger b Matterialien 

[20]; 

(b) mit 

Daten aus [17], ergännzt 

mit Messpunkten 

aus norma alkonsolidierrtem 

Bangk kok Ton, 

welche eine e ähnliche SStreubreite 

ze eigen; (c) 

Regression nsgerade sinnφ'-IP 

für un ngestörte 

und gestört te Tonprobenn 

[15], ergän nzt mit φ'- 

Werten welche 

an gemmäss 

Proctor rverdichteten Probe en gemessenn 

wurden [29 9].


mit dem Reibungswinkel, 

φr, de er Restscher rfestigkeit 

(Bild 5) KKorrelation 

zzwischen 

Res streibbungswinkel. 

. φr' und der Plasti- 

z 

[21] 

3.2.4 SSensitivität 

Die Senssitivität, 

St, wwird 

definiert t als das Verrhältnis 

von ungestörter zu z völlig gesstörter 

Scher rfestigkeit 

bei natürrlichem 

Wassergehalt, 

i.e e. cu/cur. Sie kann aus de er Beziehung (2) wie folgtt 

berechnet werden: w 

3.2.5 RRuhedruckbbeiwert, 

K0, im normalkoonsolidierte 

en Bereich 

In numerischen 

Modellen 

wird of ft der in-situ SSpannungsz 

zustand im na atürlichen Baaugrund 

verlangt. 

Der 

Ruhedruuckbeiwert 

isst 

definiert als 

das Verhäältnis 

von eff fektiver Horiz zontal- zu eff ffektiver Vert tikalspannung, 

i.ee. 

K0 = σh'/σv''. 

Die vereinf fachte Form der von Jáky y [13] aufges stellten Bezieehung 

lautet: : 

und ist aaufgrund 

zahhlreicher 

Unt tersuchungeen, 

mit gering gfügigen Korrekturen, 

immmer 

noch zutreffend z 

[23], siehhe 

Bild 6. Soogar 

der Wer rt von K0 = 0.31 

für Mexic co City Ton passt p für denn 

Reibungsw winkel von 

43° welccher 

diesem Material ents spricht [9]. 

Da K0 eine 

Funktionn 

von φ' ist un nd φ' mit IP kkorreliert 

wer rden kann, sollte 

auch einne 

Korrelatio on von K0 

mit IP mööglich 

sein, wwie 

Bild 7 zei igt. 

(Bild 6) 

zitätszahl, IP 

St = cu (ILc 

c – 0.21) 2 

K0 ≈ 1 – sin φ’ 

Ruhedruckbbeiwert, 

K0, als a 

Funktion voon 

sin φ' [23], ,[20] 

Die 

Restscher rfestigkeit, ausgedrückt 

ddurch 

den Reibungs- R 

winkel, 

φr’ und d c’ = 0, wi ird nach eineem 

langen Scherweg S 

errreicht. 

Die Mikrostruktur 

M r ist dann voollständig 

zer rstört und 

diee 

Partikel haben 

oft ein ne präferenzzielle 

Richtung 

ange- 

noommen. 

Φr’ hängt h ab vom m prozentualeen 

Anteil der 

Tonfrak- 

tioon 

und dem Anteil A der Pa artikel die diee 

Fähigkeit haben 

sich 

wäährend 

des Schubvorgan 

S nges zu orieentieren. 

Es gibt meh- 

re re Ansätze φr’ mit der Plastizitätszah 

P 

hl oder mit der d Fliess- 

gre renze zu korr relieren. Einige 

davon sinnd 

in Bild 5 wiederge w 

geeben. 

Bei To onen bei welchen 

die Paartikel 

nicht neu n orien- 

tieert 

werden kö önnen ist φr’ nahe bei φccs’, 

d.h. etwa as kleiner. 

Dies 

betrifft vor v allem Tone 

aus ehemmaligen 

Glazialgebie- 

tenn, 

wie z.B. östliches ö Kan nada oder SSkandinavien, 

bei wel- 

chhen 

die Tonf fraktion hauptsächlich 

aaus 

Gesteins smehlbe- steeht 

[20]. 

(cu in kPa a) 

(Bild 7) Korrelatio on zwischen K0 und IP auus 

Laborversuchen 

an norma alkonsolidier rten bindigenn 

Materialien [22] 

9 

(6) 

(7)

Für überrkonsolidiertee 

Materialien n wird oft die Beziehung: 

verwenddet, 

wobei OCCR 

das Überkonsolidatioonsverhältnis 

s und α ein Parameter P deer 

oft mit sinφ φ’ (φ' aus 

triaxialemm 

Kompresssionsversuch 

h) gleichgeseetzt 

wird, i.e. 

α=sinφ', be edeuten. Fürr 

Tone liegt der Wert 

von α meistens 

im BBereich 

von etwa 0.35-0.50. 

K0 NC ist t der K0-Wer rt für normalkkonsolidierte 

e Materia- 

lien. 


mit Kompressi 

K ions- und Kriechbeiwert 

Für den Kompressioonsbeiwert, 

Cc, C definiert aals 

∆e/∆log σc' (σc' = effektiver 

Konssolidationsdruck), 

gibt 

es eine ggrosse 

Anzaahl 

von einfachen 

Korrelaationen 

mit den d Indexparametern 

e0, , wn (natürlicher 

Wassergehalt), 

und wL (ooder 

IP). Sch hon Skemptoon 

[31] präse entierte die Beziehung: B CCc 

= 0.007 (wL – 10) 

für gestöörte 

Tone unnd 

Terzaghi & Peck [35]: : Cc = 0.009 

(wL – 10) für normalkkonsolidierte 

Tone mit 

moderatter 

Sensitivitäät 

(St < 5). Weitere W Beisppiele 

sind: 

Cc 

Cc 

Auch Annsätze 

mit Meehrfachregre 

ession wurdeen 

vorgeschla agen, wie z.B B.: 

Ccc 

= 0.37(e0 + 0.003 wL + 0.0004 0 wn – 00.34) 

für Ton ne aus Griec chenland undd 

USA (mit Daten D aus 

678 Oedoometerversuc 

chen) [2] 

Ccc 

= 0.009 e0 + 0.008 wL +0.20 + für weicchen 

und verwitterten 

Ba angkok Ton [ [1] 

Der erhööhte 

Aufwand 

ist aber ka aum gerechtf tfertigt da zusätzliche 

Parameter 

die Genauigkeit t des Regressionnsmodells 

niccht 

wesentlic ch zu verbesssern 

vermög gen. Weitere Literatur finddet 

man in [3 39]. 

Durch NNormalisierenn 

der e – log g σc’ Beziehhung 

mit eL, der Porenza ahl welche dder 

Fliessgre enze ent- 

spricht, ii.e. 

in der Foorm 

e/eL = 1.122 

– 0.23443 

log σc’ (σc c' in kPa), fan nden Nagaraaj 

& Srinivas su Murthy 

[26] die eeinfache 

Bezziehung: 

Leroueil et al. [18] zeeigten, 

dass bei strukturieerten 

weiche en Tonen Cc besser mit ee0 

und der Se ensitivität 

als mit IP 

korreliert. DDie 

Sensitivi ität reflektierrt 

die Differenz 

zwischen n dem struktuurierten 

und dem de- 

strukturieerten 

Zustannd. 

Der Kom mpressionsbeiwert 

wächst 

mit der Sensitivität 

unnd 

Bild 8 zeigt 

Cc als 

Funktionn 

von e0 und St. Die Bezi iehung (9) giilt 

für nicht-m mikrostrukturierte 

Tone und 

ist als ge estrichelte 

Linie, N-S, 

dargestellt. 

Bild 9 illus striert, dass ssolche 

Bezie ehungen auch 

für Residualböden 

zutr reffen, da 

diese eiine 

durch das 

Mutterge estein gegebbene 

Relikts struktur besit tzen. Destruukturierte 

od der nicht- 

strukturieerte 

normalkkonsolidierte 

Tone korrelieren 

andererseits 

besser 

mit IP oder wL. 

(Bild 8) 

K0 = 

c = 0.54(e0 – 0.35) für alle 

normalkonnsolidierten 

Tone T mit ger ringer Sensittivität, 

d.h. St S < 2 [27] 

c = 0.29(e0 + 0.76) und Cc C = 0.008 wnn 

+0.20 für weichen w Bangkok 

Ton 

Cc = 

= K0 NC · OCR R α 

0.39 e 

Korrelationnen 

zwischen n Kompressioons- 

beiwert undd 

natürlicher (in situ) Porren 

zahl für struukturierte 

we eiche Tone mmit 

unterschieddlichen 

Sens sitivitäten [199] 

10 

(8) 

(9) 

(Bild 9) Korrelationen 

zwischhen 

Cc und e0 e für in- 

situ Verw witterungs- ( (Residual-)bö öden mit 

Struktur [19]

Strukturiierung 

kann durch versch hiedene Ursaachen 

entste ehen, z.B. du urch Ablagerrung 

von Kar rbonaten, 

Rekristallisierung 

voon 

Mineralien n während dder 

Verwitte erung, interpartikuläre 

An Anziehungskr räfte, etc. 


erhöhht 

in jedem Fall F die Festtigkeit. 

Die kleine k Skizze e in Bild 8 ze zeigt den Ein nfluss der 


auf Ccc. 

Bild d 10 zeigt Koorrelationen 

zwischen z 

Cc und e0 für wweichen 

Bang gkok Ton 

welcher 

in eineem 

grossen, 

flachen 

Delta 

abgelaggert 

wurde e. Seine 

Mächtigkeit 

ann 

der Küste e beträgt 

etw wa 15 m unnd 

nimmt mit 

zuneh- 

mender 

Distannz 

vom Me eeresufer 

ab. Die Daten stammen von vier 

Sta and-orten wwelche 

leich ht unter- 

sch hiedlichen Alterungsprozessen 

aus sgesetzt warren. 

Standor rt KL liegt 

ca. 60 km nördllich 

der Meeresküste. 

BP (Standort des neuen Flugha- 

fens) 

sowie PWW 

(im Stadt tzentrum) 

hab ben beide eine 

Distanz zur z Küste 

von n ca. 25 km. Stand dort PP 

(Sc chiffswerft füür 

Thai Marine) 

liegt 

(Bild 10) Korrelatiionen 

zwischen 

Cc undd 

e0 von we eichem dire ekt an derr 

Küste (Flussmün 

Bangkok TTon 

an vier verschieden 

Standorte en. Die dun ng). Der Toon 

ist dort so s weich, 

Resultate zeigen deut tlich, dass aauch 

innerha alb der das ss er kaum einen Mens schen zu 

gleichen Foormation 

die Regressionsgeraden 

va ariieren trag gen vermag. . KL, BP und d PW ha- 

können, d. h. orts-spezifisch 

sind. 

ben n ähnliche SSensitivitäten 

n; für PW 

ist sie zwwar 

etwa as höher 

r,wahrscheinnlich 

infolge Grund- G 

wasseraabsenkung 

duurch 

Pumpen 

welche einne 

Zunahme der effektive en Spannunggen 

bewirkt. Bangkok 

Ton hat eine Sensitivvität 

die im Bereich B von 4 bis 8 liegt. 

Die Regres ssionsgeradeen 

stimmen daher d mit 

Bild 8 übberein. 

Der ssehr 

junge To on am Standdort 

PP hatte e noch nicht genügend g Zeeit 

eine feste e Struktur 

zu entwickeln 

und wwurde 

auch nicht ausgeelaugt. 

Seine e Sensitivität entspricht ddeshalb 

eine em nicht- 

strukturieerten 

Ton miit 

St ~ 2 bis 4. 4 


mit hydraulisc h hen Param metern 

Der Durcchfluss 

von WWasser 

und andern Flüsssigkeiten 

in einem e poröse en Medium eerfolgt 

nach dem d Gesetz 

vonn 

Darcy: Q = k · i · A 

11 

Der Kriec chbeiwert, Cααe, 

definiert als Cαe = 

∆e/∆log t, (t = Zeitt) 

korreliert mit dem 

Kompress sionsbeiwertt, 

Cc, in ein ner angenähert 

lin nearen Bezieehung. 

Bild 11 zeigt 

solche Beziehungenn 

für den n hoch- 

sensitiven n Leda Ton und für Me exico City 

Ton, beid des sehr koompressible 

Materia- 

lien. Letzt terer hat eineen 

Wassergehalt 

von 

über 300 %. Dies beddeutet, 

dass das Ver- 

hältnis Cc c/Cαe konstannt 

ist obwohl l Cαe zeit- 

abhängig ist. Die Cc uund 

Cαe-Wer rte sollten 

aber bei gleicher g effeektiver 

Spann nung kor- 

reliert we erden. Das CCc/Cαe 

Verhä ältnis liegt 

bei natürlichen 

inorgaanischen 

To onen und 

Schluffen bei 0.05±00.02 

und für 

organische 

Materialien 

bei 00.07±0.02 

[24 4]. 

(Bild 11) Korrelation zzwischen 

Kom mpressi- 

onsbeiwerten 

o n Cc, und Kriechbei 

wert w Cαe [17], , [24]

wobei: Q = Durchfluussmenge 

(m m 

k = Koeffizient 

der hydra 

i = hydraulisccher 

Gradien 

3 /s) 

ulischen Leittfähigkeit 

(Du urchlässigkeitskoeffizientt) 

nt 

Für Mateerialien 

welcche 

feiner sin nd als Kies isst 

die Durchf flussströmun ng laminar unnd 

Darcy’s Gesetz G ist 

anwendbbar. 

Andere bekannte Ansätze 

sind die von Pois seuille und Kozeny-Carm 

K man. Diese sind s aber 

für prakttische 

Anwendungen 

zu komplex, voor 

allem für Tone T und man m begnügt sich mit Darcy’s 

Ge- 

setz welcches 

sich auuch 

für Tone eignet. 

Der k-WWert 

variiert enorm 

stark von v einem Maaterial 

zum andern. a Zwis 

Unterschhied 

von etwwa 

neun Grös ssenordnunggen, 

d.h. von n etwa 10 

ten Ton mit einer Poorenzahl 

e hä ängt k vom DDurchmesse 

von der Mikrostruktuur 

beeinflusst 

sind. Der kk-Wert 

hängt 

sigkeit aab 

(Viskosität, 

Temperatu ur) und vom Sättigungsg 

zient ist daher eine dder 

am schw wierigsten zu messenden 

realistiscchen 

k-Wert zu bestimme en entstehenn 

bei geklüfte 

-3 schen Kies u 

bis b 10 

r der Fliessw 

t auch von d 

grad des Bo 

Kenngrösse 

eten Tonen. 

-12 nd Tonen be esteht ein 

m/s. . Für einen bestimm- 

wege ab, wellche 

ihrerseits 

wieder 

den Eigenschhaften 

der Porenflüs- P 

dens. Der DDurchlässigke 

eitskoeffi 

en. Weitere SSchwierigkeit 

ten einen 

Lockergeesteine 

sind oft heteroge en, d.h. sie kö 

enthaltenn. 

Die Durchhlässigkeit 

in n vertikaler 

schiedenn. 

Man sprichht 

dann von Anisotropie i 

weichen Tone liegt kkv 

etwa zwisc chen 3x10 

ner als 11.2; 

rk ist grössser 

in gesch 

als 10 [220]. 

-10 

können gesch hichtet sein oder o linsenföörmige 

Einlag gerungen 

(kv) und hor rizontaler (kh h) Richtung sind dann stark s ver- 

in der Perme eabilität: rk = kh/kv. Für diee 

meisten na atürlichen 

0 -9 

und 5x10 m/s. In homogenen 

mari rinen Tonen ist rk klei- 

hichteten Abblagerungen, 

z.B. Varventone, 

aber imm 

allgemeine en kleiner 

Für Korrrelationen 

istt 

es naheliegend 

den k-WWert 

mit der natürlichen n Porenzahl, P e00, 

zu vergleic chen. Ta- 

venas ett 

al [34] zeigtten, 

dass e – log kv Bezieehungen 

für viele Tone annähernd a linnear 

sind solange 

die 

volumetrrische 

Verforrmung 

den Wert W von 20 % nicht über rsteigt, d.h. solange s man innerhalb de es für die 

Praxis innteressantenn 

Bereichs bleibt b (siehe Bild 12). Die ese Beziehungen 

könnenn 

durch die Steigung, S 

Ck, der KKurven 

im linnearen 

Bereic ch charakterrisiert 

werden n, i.e. Ck = ∆e/∆log ∆ k. DDie 

Grösse Ck C wird als 

Durchlässsigkeitsveräänderungsbe 

eiwert bezeicchnet 

und es s zeigt sich dass d sich Ck direkt mit de er natürli- 

chen Porenzahl 

des Tons korrelie eren lässt. 

Die Beziiehung 

zwiscchen 

Ck und e0 ist aus Billd 

13 ersichtlich 

und kann n durch die eeinfache 

Bez ziehung 

Ck ~ 0.5 

angenähhert 

werden. Die Daten streuen 

um die 

Gerade Ck C = 0.5 e0, lie egen aber ehher 

darunter. 

(Bild 12) ) Veränderunng 

der vertik kalen Durchlääs 

sigkeit mit der Porenzahl 

für verschhie 

dene natürrliche 

Tone [1 18]. Die tiefeer 

liegenden KKurven 

entsp prechen Tonnen 

mit tiefen IPP-Werten. 

e0 

12 

(10) 

(Bild 13) Korrelation 

zwischeen 

dem Durch hlässig- 

keitsver ränderungsbbeiwert 

und der d natürlichen 

(in situ) Poorenzahl 

[34] ]

4 Schlussfolgerungen 

Korrelationen spielen eine wichtige Rolle in der geotechnischen Praxis, d.h. sowohl bei Erkundungen 

wie auch in der Wahl charakteristischer Kennwerte. Sie können auch zur Kontrolle 

von neuen Daten verwendet werden. 

Bei bindigen Lockergesteinen sind vor allem Korrelationen zwischen einer mechanischen 

Kenngrösse (Festigkeit, Zusammendrückbarkeit, Durchlässigkeit, etc) und einer Index- 

Kenngrösse (IP, wn, wL) von Interesse. Eine solche Beziehung kann mittels linearer oder nichtlinearer 

Regression quantifiziert werden. 

Korrelationen sollten immer mit den dazugehörigen Daten präsentiert werden um die bestehenden 

Unsicherheiten sichtbar zu machen. 

Korrelationen und daraus abgeleitete Regressionsbeziehungen sind meistens orts- und material-spezifisch. 

Sie sollten daher bei einem Standortwechsel stets neu kalibriert werden. 

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Autor: 

R. Peter Brenner, 

Dipl. Bauing. ETH, Ph.D. 

Rosenstrasse 8 

8570 Weinfelden 

brenner.gde@sunrise.ch 

10.11.2009 

14





Bases de données géotechniques 

et corrélations 

Dr. Ing. civ. epfl 

Michel Dysli 

15

Bases de données géotechniques et corrélations 

1 Introduction 

Le but de cet article est de tenter de transmettre en quelques lignes la longue expérience de son auteur 

en matière de bases de données géotechniques et aussi géologiques et des corrélations que l’on 

peut en tirer. Cette expérience provient de son activité au Laboratoire de mécanique des sols de 

l’École polytechnique fédérale de Lausanne de 1971 à 2007. 

2 Bases de données géotechniques 

2.1 Besoins de l’ingénieur civil et du géologue 

Pour réaliser un projet de construction, l’ingénieur civil, aidé souvent par un géologue, a notamment 

besoin : 

• d’une base topographique ou cadastrale de surface, 

• de données sur la topologie et les caractéristiques des sols sur lesquels va reposer son projet. 

Aujourd’hui, à l’Office fédéral de topographie (Swisstopo), l’ingénieur civil et le géologue disposent de 

tout ce qu’ils désirent en matière de cartographie de la surface du sol : en particulier, topographie à 

n’importe quelle échelle et modèle numérique du terrain ; en outre, les cadastres cantonaux sont liés à 

la Direction fédérale des mensurations cadastrales (chez Swisstopo). Ils le doivent notamment à Guillaume-Henri 

Dufour qui, dès 1832, a commencé la mensuration et la réalisation de la carte topographique 

de la Suisse au 1:100 000 puis aussi à Hermann Siegfried qui, dès 1866, a dirigé l’élaboration 

des premières cartes au 1:25 000 et au 1:50 000 comportant des courbes de niveau. 

En ce qui concerne les données sur la topologie et les caractéristiques des sols, ce n’est que récemment 

que l’ingénieur et le géologue ont un accès pas trop difficile aux documents décrivant 

l’infrastructure de leurs projets. Leur forme est moins élaborée que celle de la topographie de surface. 

2.2 Petite histoire en Suisse 

La première base de données géotechnique a été créée à Genève, vers 1960, par le géologue cantonal 

Gad Amberger. Elle a fonctionné pendant de nombreuses années, sans loi obligeant les propriétaires 

des données à les rendre publics, ceci grâce à un accord avec les bureaux de géotechniques. 

Les documents (loggings, rapports) étaient consultables mais non-copiables sans accord de leur propriétaire. 

Les sondages étaient, par contre, tous localisés sur des cartes topographiques publiques. 

Aujourd’hui, cette base a été informatisée et fonctionne avec un système d’information géographique 

(SIG) du même type que ceux utilisés par d’autres cantons suisses. Elle comprend quelque 12’000 

sondages. Les rapports géotechniques ne sont pas numérisés, mais sont consultables. 

Par la suite, vers 1990, Bâle-Ville a été, sauf erreur, le premier canton à créer une base de données 

géotechniques informatisée avec toutes ses données numérisées (pas de documents scannés). Cela 

était exceptionnel pour l’époque et presque toutes les bases actuelles n’ont pas encore cette possibilité. 

Il est important de signaler aussi le grand, mais peu productif, travail des Archives géologiques 

suisses créées par le Service hydrogéologique et géologique national (Aujourd’hui, Service géologique 

national domicilié chez Swisstopo). Ces archives récoltaient la plupart des loggings de forages 

réalisés surtout par des organismes officiels, les localisaient et les photographiaient sur microfilms. Le 

contenu de ces archives restait privé et il fallait obtenir l’autorisation du propriétaire pour les consulter. 

À part ces trois exemples, un désordre exemplaire régnait dans presque tous les autres cantons 

suisses. Dans les administrations, chaque département, service et bureau avaient leur propre système 

de classement et il n’existait pas, le plus souvent, de recueil central des coordonnées des forages. 

En outre de nombreux documents géotechniques (loggings de forage, résultats d’essais, etc.) 

n’étaient conservés que dans les bureaux d’études privés qui les gardaient jalousement. 

16

2.3 Type des bases de données géotechniques 

Il existe deux types principaux de bases de données géotechniques, à savoir : 

• Les bases ne contenant que des caractéristiques standards avec quelques éléments supplémentaires 

comme les données d’identification de l’échantillon qui a servi pour l’essai, une classification 

du sol ou de la roche, la position de la nappe phréatique et, bien entendu, la localisation x, y, z de 

l’échantillon. Le projet de base GEOBA, qui sera décrit plus loin, est un exemple d’une telle base. 

• Les bases conservant tout le détail de l’exécution de l’essai qui a déterminé la caractéristique. La 

base d’origine canadienne SoilVision est un exemple d’une base de ce type. Leur usage est souvent 

compliqué et l’introduction des données prend beaucoup de temps. Il peut être automatisé, mais cela 

n’est possible que dans de grands laboratoires. 

2.4 Etat actuel en Suisse 

Aujourd’hui il y a encore de gros problèmes dans la gestion des données géologiques et géotechniques 

car il n’y a encore que peu d’organisation au niveau fédéral, voire au niveau des cantons. Il est 

cependant réjouissant de constater que de nombreux cantons ont fait récemment de gros effort dans 

l’organisation et la mise à disposition de leurs données géologiques et géotechniques. 

Au niveau fédéral et depuis 2008, le service spécialisé en charge de la géologie nationale est l’Office 

fédéral de topographie (Swisstopo). Il a repris la partie géologie de l’ancien Service hydrogéologique 

et géologique national. Il s’appelle désormais : Service géologique national. La partie hydrogéologique 

a été reprise par l’Office fédéral de l’environnement (OFEV-BAFU, ex BUWAL). Cette division est critiquable. 

Les tâches du Service géologique national sont : 

• la cartographie géologique (notamment cartes 1:25 000), 

• la gestion d’un Centre d’informations géologique (anciennes archives géologiques suisses), 

• la coordination et la gestion de l’investigation géologique du territoire (géologie, géotechnique, géophysique). 

Les tâches du Centre d’information géologique sont la collecte et le classement des documents géologiques 

non publiés, des données numérisées et des échantillons (en particulier les carottes de forage) 

utiles pour l’étude géologique de la Suisse ; le matériel en question lui est fourni par les pouvoirs 

publics (Confédération, cantons, communes) ainsi que, dans une moindre mesure, par le secteur privé 

(bureaux d’étude en géologie). Il met à disposition les informations géologiques sous une forme 

appropriée, à savoir et surtout par un SIG basé sur la Carte National avec la position de tous les forages 

de reconnaissance. Les documents relatifs aux forages peuvent être commandés, mais, pour la 

plupart, ils ne peuvent être obtenus qu’avec l’accord de leur propriétaire. 

Au niveau cantonal, nous ne traiterons que d’un exemple qui est significatif. C’est celui du canton de 

Vaud. Dans ce canton, il y a encore quelques années, la recherche de la situation des sondages, de 

leur profil et des caractéristiques géotechniques y était extrêmement difficile du fait de la dissémination 

des documents dans les administrations et dans les bureaux privés. Le 23 février 2005, pendant 

la construction du métro M2, un fontis s’est créé sous une place surmontant son tracé ; il a été la 

cause de gros dégâts, mais, heureusement n’a fait aucune victime. Ce fontis aurait probablement pu 

être évité si un document géologique « caché » dans une bibliothèque de l’université de Lausanne 

avait été connu des ingénieurs chargés du projet. Suite à cette mésaventure, une loi sur le cadastre 

géologique a été votée à fin 2007 avec des directives d’application en 2009. Elle oblige tous les détenteurs 

de documents géologiques et géotechniques à les remettre à l’autorité compétente et à rendre 

publique leur consultation. Elle contient aujourd’hui environ 7500 sondages. 

Il est intéressant de noter que cette loi a été contestée par l’Association des géotechniciens et géologues 

vaudois. C’est un problème général à toute la Suisse car, pour les bureaux de géotechnique et 

de géologie, la possession des résultats d’un sondage est un savoir-faire qui peut être monnayé. 

Cette requête a été rejetée par le tribunal cantonal vaudois. 

Plusieurs cantons suisses ont aujourd’hui des lois ou règlements un peu semblables à la loi vaudoise. 

17

2.5 CConsultattion 

type 

Aujourd’ hui, beaucoup 

de canto ons ont déjàà 

des bases de données s géotechniqques 

et géo ologiques. 

Certainees 

sont accesssibles 

par Internet, 

d’auutres 

pas. Le eur consultat tion peut êtree 

gratuite ou u payante 

comme aau 

Tessin. LLes 

bases ac ccessibles paar 

Internet ut tilisent des systèmes s de consultation n proches 

les uns ddes 

autres. CComme 

exem mple, nous allons 

utiliser celui du canton 

de Genèève 

(figure 1) ). 

(Figure 11) 

Exemplle 

de la cons sultation d’unne 

base de données 

géot technique caantonale 

(Genève) 

Le principe 

est simpple 

et peu co oûteux : il s’aagit 

d’ajouter r une ou plusieurs 

couchhes 

au SIG cantonal, 

couchess 

contenant lla 

localisatio on de données 

géologiqu ues ou géotechniques. 

CCe 

qui est beaucoup b 

plus coûûteux 

c’est le rassemblem ment et la nummérisation 

plus 

ou moins s élaborée dees 

document ts. 

Avec la couche « Gééologie 

» du système geenevois, 

il fau ut : (les num méros corresppondent 

à ce eux de la 

figure 1) : 

1) choissir 

la base quue 

l’on désir consulter ; ddans 

l’exemp ple : base des s sondages ; 

2) cliqueer 

sur le sonndage 

désiré ; 

3) s’afficche 

alors unne 

fenêtre qui 

contient less 

principaux renseigneme ents adminisstratifs 

ou au utres relatifs 

au 

sondage ddont 

un lien ( lien pdf) aveec 

le logging du forage ; 

4) cliqueer 

sur le lienn 

pour afficher 

ce loggingg 

scanné qu ui peut contenir 

quelquess 

résultats d’ ’essais in 

situ oou 

en laborattoire. 

La loi geenevoise 

demmande 

la co ommunicationn 

de tous les s résultats des d essais enn 

place et en 

labora- 

toire, maais 

le logiciell 

ne permet pas leur afficchage. 

Ces données d peu uvent être deemandées 

à l’autorité 

compéteente. 

18

2.6 PProblèmes 

actuelle es et projeet 

GEOBA 

Les principaux 

problèmes 

actue els de la pluppart 

des bas ses géologiques 

et géoteechniques 

suisses 

et 

des docuuments 

correespondant 

co omme ceux mmontrés 

sur la figure 1 so ont : 

• le peu de normalisaation 

de la sé émiologie, dees 

thésauri et e de la mise à dispositionn 

des docum ments ; 

• l’absennce 

d’une vééritable 

numé érisation des documents : les docume ents accessibles 

sur Inte ernet sont 

en fait des photocopies 

dont le e contenu n’est 

pas num mérisé ; par exemple, si l’on veut utiliser 

plu- 

sieurs forages pour 

établir des coupes danns 

le terrain, tout doit être e numérisé à la main : pr rofondeur 

des limmites 

en couuches, 

caractéristiques 

ddes 

couches [1] ; il en es st de même e des caracté éristiques 

des sools 

et des rocches. 

Pour cess 

raisons, vers 

1990 (il y a quelque 200 

ans !), et suite s à un gro os travail stattistique 

sur les 

carac- 

téristiquees 

des sols suisses [2], le Laboratoirre 

de mécan nique des so ols de l’EPFLL 

a proposé à l’Office 

fédérale des routes ( (OFROU - ASTRA) A et, par 

la suite, au a Service hy ydrogéologiqque 

et géolog gique na- 

tional d’établir 

un cahier des charges ett 

un logiciel 

correspondant, 

permeettant 

de normaliser 

l’introducction 

en basee 

de donnée es des logginngs 

de forages, 

des cara actéristiques des sols et roches et 

de la pluupart 

des auutres 

donnée es géologiquees, 

géotechn niques et hyd drogéologiquues. 

Cette base 

avait 

été dénoommée 

GEOOBA 

[3]. Elle est partagéee 

en deux sous-bases 

: 

• une soous-base 

dess 

loggings de e forages et ddes 

résultats s des essais effectués daans 

ces forag ges, 

• une soous-base 

des 

caractéris stiques des sols où sero ont enregistr rés les résulltats 

des ess sais géotechniqques 

surtout réalisés en laboratoires, , 

ces deuxx 

sous-basess 

étant étroitement 

liées (figure 2). 

(Figure 22) 

Principee 

du projet GEOBA G de 19994 

19

Elle devaait 

être mise à disposition n des bureauux 

de géotec chnique, des bureaux d'inngénieurs 

et des ser- 

vices publiques 

pourr 

qu'ils puisse ent y introduire, 

petit à pe etit, les résultats 

de leurss 

propres rec connais 

sances ggéotechniquees. 

Le contenu 

de GEOBBA 

est public c ou privé ; le es données pprivées 

ont une 

pro- 

tection dd'accès 

(mot de passe). La L recherchee 

de la positio on des forages 

ou autress 

moyens de recon 

naissancce 

se fait aveec 

l’aide d’un n SIG basé ssur 

la Carte Nationale. N 

Le projet 

général coontient, 

en ce e qui concernne 

les forage es, des thes sauri multilinggues 

(allema and,fran- çais voirre 

anglais et italien) pour r les procédéés 

de sondag ge, les outils de sondagee, 

le lubrifiant, 

la clas- 

sificationn 

chronostrattigraphique, 

la classificattion 

tectoniqu ue, la classif fication lithosstratigraphiqu 

ue du Ju- 

ra, la claassification 

litthostratigrap 

phique de la Molasse, la classification n pétrographhique, 

la clas ssification 

USCS, les 

symboless 

lithologique es corresponndant 

aux cla assifications pétrographiqques 

pour le es roches 

et USCSS 

pour les sools, 

la classif fication généétique, 

la tec ctonique et la a stabilité, less 

termes hyd drogéolo- 

giques eet 

l’état des ééchantillons. 

Quant aux 

caractérisstiques 

des sols, elles ssont 

normalis sées et introduites 

au mmoyen 

de fen nêtres qui 

imposennt 

le type de valeurs à int troduire. La ffigure 

3 mont tre deux exe emples de cees 

fenêtres. Leur L prin- 

cipe est le même pour 

les forage es pour lesquuels 

les thes sauri sont imp posés. [3] prrésente 

la plu upart des 

fenêtres utilisées. 

Il est claair 

qu’à l’épooque 

du proje et GEOBA, ll’introduction 

n des résulta ats des essais 

et des log ggings de 

forage ddans 

une baase 

de donn nées exigeaitt 

beaucoup de temps qu’il q était diffficile 

de fact turer aux 

clients. AAujourd’hui, 

un grand no ombre d’esssais 

utilisent des dispositifs 

électroniiques 

qui nu umérisent 

leurs réssultats 

ce quii 

facilite cette e introductionn. 

Suite à la 

défection ddu 

Service géologique g naational 

: man nque de pers sonnel, channgement 

de directeur, d 

réorganisation, 

le prrojet 

GEOBA A n’a pas étéé 

poursuivi. Son S projet général 

restee 

cependant un document 

qui 

peut être trèès 

utile pour de futures bbases 

de don nnées géolog giques et géootechniques. 

. 

(Figure 33) 

Deux feenêtres 

d’intr roduction dess 

données du 

projet GEO OBA de 19944 

2.7 PPerspectivves 

Depuis qquelques 

annnées, 

les cantons 

suissees 

font de gro os efforts po our tenter de réunir et de e mettre à 

dispositioon 

toutes lees 

données géologiques 

g 

et géotechn niques se tro ouvant sur leeur 

territoire e. Cepen- 

dant, si aaujourd’hui 

le 

désordre dans d ces donnnées 

régna ant au niveau u des cantonns 

est en par rtierésor- bé, il see 

retrouve maintenant 

au u niveau féddéral 

car cha aque canton utilise ses propres mét thodes et 

standardds 

pour enregistrer 

ces données d danns 

des bases s de données s. Si l’on repprend 

la com mparaison 

avec la topographiee 

de surface du paragraaphe 

2.1, la poursuite d’une 

organissation 

canto onale des 

bases dee 

données ggéologiques 

et e géotechniqques 

équivaudrait 

à avoir 

des cartess 

nationales avec, a par 

exemplee, 

une sémioologie 

(légen nde) et des repères d’altitude 

qui se eraient différrents 

selon le l canton 

couvert ppar 

ces cartees 

! 

En outree, 

pour être eenregistrés 

dans d une de ces bases, les documen nts géologiquues 

et géote echniques 

sont aujourd’hui 

scaannés 

(photo ocopie) et noon 

pas vérit tablement nu umérisés : lees 

valeurs contenues 

dans less 

documents ne peuvent être utilisée directement t par un logic ciel et doivennt 

être réintroduites 

à 

la main sur un clavieer. 

Une norm malisation naationale 

des thésauri et des méthoddes 

d’introduction 

des 

donnéess 

est ainsi néécessaire 

po our permettree 

d’introduire e directemen nt et de mannière 

uniform me les va- 

leurs nummériques 

dans 

les bases s de donnéess. 

Il y a doonc 

un travaail 

considérable 

à effectuuer. 

C’est la a tâche du Service S géoloogique 

natio onal avec 

l’aide dees 

associationns 

de géolog gues et d’ingénieurs. 

20

3 UUsages 

ddes 

corr rélations en méca anique des d sols 

3.1 EEurocode 

7 

L’Eurocoode 

7, partiee 

1 [4], dema ande d’utiliseer, 

pour la va aleur caracté éristique des propriétés du d terrain 

xk , une estimation pprudente 

bas sée sur la vaaleur 

moyenn ne du paramètre 

géotechhnique 

(en particulier, 

valeur déérivée 

des eessais) 

avec un niveau de 

confiance de 95% (q95 5%) : xk = x - q95% , x = moyenne 

des résuultats 

des esssais. 

Une analyse 

de cee 

qu’est, sta atistiquement t parlant, un niveau de confiance c 

montre qqu’il 

faut, poour 

le déterm miner, au mooins 

10 résu ultats d’un même m essai réalisé sur différents 

échantillons 

d’une mmême 

couche e de sol ou dde 

roche (voi ir [4] pour plu us de détailss). 

Ce qui sig gnifie que 

dans preesque 

toutes les études géotechnique 

g es, l’analyse statistique est e pratiquemment 

impossible. 

L’Eurocoode 

7 demannde 

heureus sement ausssi 

d’utiliser des d corrélatio ons pour conntrôler 

ou dé éterminer 

les valeuurs 

caractériistiques. 

Les s corrélationss 

entre les paramètres p géotechnique 

g es sont donc c de pre- 

mière immportance. 

Laa 

figure 4 tirée 

de la deuuxième 

partie e de l’Euroco ode 7 [5] moontre 

où interviennent 

ces corréélations 

danss 

le processu us de détermmination 

des valeurs de calcul. c 

(Figure 44) 

Schémaa 

tiré de l’Eu urocode 19977-2 

avec com mmentaires en e italique 

3.2 TTypes 

de corrélatio ons 

Il existe, schématiquement, 

deux x types de coorrélations 

: 

• Des coorrélations 

établies 

en la aboratoire suur 

un ou plus sieurs types de sols aveec 

des mode es opéra- 

toires pparfaitementt 

déterminés ; ce type de corrélation se s fait souvent 

à l’occasioon 

de thèses s. 

• Des coorrélations 

éttablies 

avec des résultatss 

d’essais pr rovenant de nombreusess 

sources et pour les- 

quels lle 

mode opéératoire 

n’est t pas toujourrs 

bien connu u. Ces corrélations 

sont très souvent 

établies 

avec ddes 

bases dee 

données gé éotechniquess 

importantes s. 

Pour le praticien, less 

deux types s de corrélattions 

sont ut tiles. Cepend dant, pour lees 

appliquer à un sol 

donné, il 

faut tenir ccompte 

de le eur mode d’ ’établisseme ent. Dans le cas des corrrélations 

du u premier 

type, le sol déterminnant 

l’entrée e de la corréélation 

est souvent s asse ez éloigné de 

celui qui a servi à 

l’établir. L’ingénieur ppraticien 

doit t donc surtouut 

utiliser des s corrélations s du deuxièmme 

type. 

21

3.3 Recherche de corrélations 

Pour un praticien, la recherche de la corrélation adéquate pour une caractéristique géotechnique particulière 

n’est pas chose facile. On en trouve de très nombreuses dans la littérature scientifique, mais 

cette littérature est très abondante et les recherches sont ainsi très laborieuses. Il existe cependant un 

rapport [2] ou des livres comme [6] et [7] qui réunissent les principales corrélations. [7] est intéressant 

car il réunit sous une forme un peu simplifiée les corrélations contenues dans [2] et il est trilingue : 

français, anglais et allemand. 

4 Bibliographie 

[1] Zigliani, J., Turberg, P., Giorgis, D., Parriaux A., 2010. Pourquoi il nous faut un cadastre géologique 

vaudois. Tracés, no 3. 

[2] Dysli, M., 2001. Recherche bibliographique et synthèse des corrélations entre les caractéristiques 

des sols. Rapport de recherche No 496 de l’Office fédéral des routes, Berne. 

[3] Boccard, T., Escher P., Dysli, M., 1993. GEOBA, Banque de données des caractéristiques des 

sols et loggings de sondages, Projet général. Rapport de recherche No 281 de l’Office fédéral 

des routes, Berne. 

[4] Eurocode 7– partie 1 : Règles générales ; EN 1997-1 :2004. 

[5] Eurocode 7– partie 2 : Reconnaissance des terrains et essais ; EN 1997-2 :2007. 

[6] Carter, M., Bentley, S.P., 1991. Correlations of soil properties. Pentech Press, London. 

[7] Dysli, M., Steiner, W., 2010. Corrélations en mécanique des sols / Correlations in soil mechanics 

/ Korrelationen in der Bodenmechanik. A paraître aux Presses Polytechniques et Universitaires 

Romandes, Lausanne. 

Auteur: 

Michel Dysli 

Ingénieur civil EPFL/SIA, Dr. ès sc 

Retraité du Laboratoire de mécanique des sols de l’EPFL 

Av. du Parc-de-la-Rouvraie 22 

1018 Lausanne 

20.09.2009 

22





Modélisation numérique et paramètres géomécaniques 

Dr. ing. dipl. Françoise Geiser 

23

Modélisation numérique et paramètres géomécaniques 


Ce document traite de la difficulté du choix des paramètres géomécaniques en vue d’une modélisation 

représentative du comportement des sols sous une sollicitation donnée. Cette réflexion se base sur 

une expérience quotidienne de plus de 10 ans dans la modélisation numérique. Il ne s’agit en ce sens, 

ni d’une présentation exhaustive, ni d’un état de l’art basé sur les publications récentes. 

2 Données géotechniques disponibles 

La qualité des données géotechniques dont dispose « l’ingénieur-modélisateur » pour évaluer le comportement 

des sols est très variable. En Suisse (et même en Suisse Romande), on peut à ce jour distinguer 

4 niveaux de données de qualité « croissante » dans la pratique courante, ce pour autant que 

l’on dispose au minimum de sondages ! 

1. Données de sondages avec descriptif succinct, sans essais in situ ni en laboratoire 

Dans ce cas, on se retrouve confronté à des descriptifs de sondages de type « moraine sablo-limoneuse 

à blocs » souvent sans indication de compacité, ni de consistance. 

Pour autant que le géotechnicien connaisse les sols de la région, il sera à même de proposer 

une fourchette de paramètres a priori « prudents », basé sur son expérience ou celle de ses 

confrères. 

Toutefois, avec des informations si restreintes, seul des prédimensionnements au stade de 

l’avant-projet sont envisageables et les prédictions en termes de déformations (ELS) ne peuvent 

pas être fiables. Le module d’élasticité du sol E, par exemple, n’est dans ce cas pas donné 

(ou indiqués sous forme de ME), ou l’est via une fourchette « large » de paramètres. 

2. Sondages avec descriptif rigoureux, essais in situ, pas d’essais en laboratoire 

Ce cas assez courant est illustré à titre d’exemple ci-dessous (Figure 1). On trouve un descriptif 

détaillé des sols, avec des indications en terme de compacité et de consistance (par 

exemple pour ce cas, un relevé systématique au scissomètre et pénétromètre de poche et des 

essais SPT). 

Avec ces informations, il est possible de déterminer une fourchette de paramètres géomécaniques 

« raisonnables », ce d’autant plus que le géotechnicien possède une connaissance locale 

des sols. Ces paramètres peuvent être utilisés pour des avants-projets, ou plus avant 

pour des projets où l’état de service ELS n’est pas critique. 

3. Sondages avec descriptif rigoureux, essais in situ et laboratoire standards 

Dans ce cas de figure, on dispose en plus d’essais de laboratoire standards (granulométries, 

limites d’Atterberg, cisaillements simples) qui viennent compléter les données des sondages. 

A priori, il s’agit du niveau de connaissance souhaitable pour toute modélisation numérique. 

4. Sondages avec descriptif poussé, essais in situ et laboratoire orientés en fonction du projet 

Si à ces données, s’ajoutent des essais ciblés en fonction du problème (par exemple : pressiomètres 

in situ, essais oedométriques et/ou essais triaxiaux), il s’agit de la configuration 

idéale pour réaliser une modélisation de qualité. Avec ce type de reconnaissance, on peut, 

avec de l’expérience, prédire des efforts et des déformations avec une marge d’erreur restreinte. 

Seul un calcul à rebours sur un projet similaire et/ou un calage (méthode observationnelle) 

permettrait d’encore mieux préciser les paramètres des sols. 

25

(Figure 1) Extraait 

de sondag ge – De Céreenville 

Géote echnique - 20 009 

3 L’influencce 

du choix 

des pparamètr 

res cons stitutifs 

A titre dd’illustration, 

on montre ici i l’impact ddu 

choix des s paramètres s « courantss 

» pour le cas c d’une 

fouille simple 

(sol homogène- 

un rang d’étai – Figure 2). 

(Figure 2) Géométrie 

admis se pour la foouille 

simplem ment étayée et allure dees 

déformatio ons (avec 

indication 

de l’emplacement 

des points de dééplacements 

horizontaux et verticaux x maximaux) 

Pour ce cas, une loi constitutive de type Mohhr-Coulomb 

a été considérée. 

Pour lees 

fourchette es de paramètress, 

les valeurrs 

statistique es indiquéess 

dans la no orme SN 670 0010b pour un limon « ML avec 

sable » oont 

été consiidérées. 

Le tableaau 

1 ci-desssous 

indique l’influence ddes 

différents s paramètres s usuels sur la déplacem ment hori- 

zontal mmaximal 

de laa 

paroi (uh) sur s la tassemment 

maximal 

à l’arrière de d l’écran (uvv) 

et sur les moments 

maximauux 

(M) en fin d’excavation 

dans l’écraan. 

En résummé, 

on constate 

à la lect ture de ce taableau, 

que pour p ce mêm me sol, les dééplacements 

s peuvent 

varier dee 

+/- 70% et les moments s dans le souutènement 

de e l’ordre de +/- + 60%. 

Ces résultats 

montreent 

qu’une fourchette f d’ ’incertitude importante 

sur 

certains pparamètres 

influence 

clairemeent 

les résultaats. 

Ainsi, pa ar exemple, ppour 

la prédi iction de l’ap ptitude au serrvice, 

le choix 

du mo- 

dule d’éllasticité 

est ccritique, 

il en n va de mêmme 

pour la cohésion 

pour l’évaluation des déplace ements et 

efforts daans 

la paroi. 

26

Déplacement 

horizontal maximal 

de la paroi u h max 

(cm) 

% différence Déplacement 

vertical maximal à 

l'arrière de la paroi 

u v max (cm) 

(Tableau 1) Synthèse des résultats de l’étude paramétrique de la fouille 

4 Influence du choix de la loi constitutive 

Non seulement la détermination des paramètres mais encore le choix de la loi constitutive adéquate 

est également essentiel pour toute modélisation. On peut distinguer les lois constitutives de complexité 

croissante comme suit : 

- Élastique (linéaire ou non linéaire). 

- Elastique parfaitement plastique (Mohr-Coulomb, Drucker-Prager, etc.) avec un critère de rupture 

(Figure 3) 

- Elastoplastique avec écrouissage (Cam-Clay, Cap, Hujeux, Hardening Small Strain, etc.) avec 

un critère de rupture et une surface de charge permettant l’écrouissage (Figure 3) 

- Idem avec prise en compte du comportement cyclique, visqueux, non saturé, thermique, etc. 

p= (’ 1 + ’ 2 + ’ 3) /3 

(Figure 3) Représentation des surfaces de charge pour une loi de type Drucker-Prager et Drucker-Prager 

avec Cap pour l’écrouissage 

Des lois élastiques peuvent s’avérer suffisantes pour un problème dominé par un comportement élastique 

(par exemple, évaluation de tassements sous une semelle dans le domaine des petites déformations). 

Des lois élastiques parfaitement plastiques sont souvent adéquates pour représenter des chemins 

de contraintes essentiellement déviatoires (voir chemin triaxial, Figure 4a). 

Par contre, pour des problèmes dominés par des comportements volumiques avec charge et décharge, 

il est clairement recommandé de recourir à des modèles avec écrouissage comme illustrés à 

la Figure 4b, pour un chemin oedométrique. Pour ce dernier type de chemin de contraintes, si les 

données initiales sont insuffisantes, il serait tout de même préférable d’estimer les paramètres manquants 

sur la base de l’expérience acquise pour des sols similaires, que de recourir à un modèle élastique 

parfaitement plastique. 

27 

% différence Moment max (kNm) % différence 

Base 3.8 -2.1 117 

= 16.5 KN/m 3 

3.5 -8 -1.9 -10 108 -8 

= 18.5 KN/m 3 

Influence de 

base = 17.5 kN/m 4.1 8 -2.3 10 126 8 

E= 7.5 MPa 2.8 -26 -2.6 24 127 9 

E= 30 MPa 5.4 42 -1.3 -38 90 -23 

= 0.25 3.7 -3 -1.7 -19 121 3 

= 0.35 3.7 -3 -2.2 5 113 -3 

= 26.5 ° 4.8 26 -2.6 24 143 22 

= 31.5 ° 

3.1 -18 -1.9 -10 99 -15 

c= 0 kPa 6.3 66 -2.8 33 181 55 

c= 10 kPa 2.5 -34 -1.2 -43 82 -30 

c= 20 kPa 1.3 -66 -0.7 -67 48 -59 

Influence de 

= 19 ° 3.9 3 -1.6 -24 128 9 

base = 9.5° = 29 ° 4.2 11 -1 -52 146 25 

3 

Influence de E 

Ebase = 15 MPa 

Influence de 

base = 0.3 

Influence de 

base = 29 ° 

Influence de c 

c base = 5 KPa 

q = ’ 1 –’ 3 

CAP

q = ’ 1 –’ 3 

Déformmation 

axiale, 1 

(Figure 4) Commparaison 

des 

réponses ddes 

modéles s avec et san ns écrouissagge 

dans le pl lan dé- 

viatoire ( (4a : gauche) 

et volumiqu ue (4b : droitte). 

L’exempple 

de la fouillle 

simpleme ent étayée esst 

repris pour r illustrer l’inf fluence du chhoix 

de la loi constitu 

tive sur lla 

réponse du 

modèle. 

La figuree 

5a montre la réponse avec a un moddèle 

élastique e linéaire. Po our obtenir uun 

comportem ment plus 

proche dde 

la réalité, 

le module d’élasticité E est admis 4 fois supé érieur du côtté 

de l’intérie eur de la 

fouille (cce 

qui s’apprroche 

d’un co omportemennt 

de type dé écharge Eunloading) 

qu’à l’aamont 

de la paroi. p On 

observe que même aavec 

cet « ar rtifice », souss 

l’effet de l’e excavation, le l fond de foouille 

« gonfle e » et en- 

traîne l’eensemble 

du modèle, pro ovoquant même 

un soulè èvement en tê ête de paroi, , ce qui n’est t pas réa- 

liste. 

La figuree 

5b reprendd 

le même cas 

avec unee 

loi élastique 

parfaiteme ent plastique e (Mohr-Coulomb). 

Là 

aussi less 

modules d’ élasticité côt té fouille ont été majorés. 

On observe e une allure ddes 

déplacements 

en 

adéquation 

avec les comporteme ents usuellemment 

observé és. 

La figuree 

5c reprendd 

le même problème p aveec 

une loi élastique 

parf faitement plaastique 

avec c écrouis- 

sage (Caap). 

Dans cee 

cas, sans artifices a au niveau des modules d’ ’élasticité, oon 

obtient un ncompor- tement dde 

la fouille cconforme 

aux x attentes, obbservations 

et e pointages par d’autress 

approches. 

E 

E 

Elastique paarfaitement 

plastique – 

Drucker-Pr rager 

Ex4 

Ex4 

Elastoplaastique 

avec 

écrouisssage– 

CAP 

28 

Déformation volumique, v 

Log ’ 1 

5a : 

Élastique 

5b : 

élastique 

parfaiteme ent 

plastique 

linéaire

(Figure 5) Allurre 

des déform mations préddites 

pour diff férentes lois constitutivess 

5 CConclusioons 

Les quellques 

exempples 

ci-dessu us montrent qqu’une 

bonne 

prédiction dépend à la fois de la qu ualité des 

donnéess 

in situ et enn 

laboratoire e concernantt 

les sols inte erceptés par r le projet et d’un choix adapté a et 

réfléchi dde 

loi constittutive 

pour le es sols ainsi qque 

des para amètres y relatifs. 

L’ingénieeur 

« modélissateur 

» dev vrait interveniir 

de concert t avec le géo otechnicien aavant 

la camp pagne de 

reconnaissance 

de ffaçon 

à défin nir les investtigations 

à effectuer 

en fonction f de laa 

complexité é et de la 

localisation 

du projjet. 

Dans to ous les cass, 

une étud de paramétr rique devra être condu uite, afin 

d’appréhhender 

au miieux 

l’impact t des incertituudes 

sur cert tains paramè ètres. 

Il devra également éévaluer 

en fo onction du problème, 

si un modèle simple s est suuffisant 

ou s’ ’il est né- 

cessairee 

de recourir à des lois co onstitutives pplus 

évoluées s. Ceci impliq que une bonnne 

connaissance 

des 

modèless 

de sols et en particulier 

de la siggnification 

de e chacun de es paramètrees 

utilisés. Ainsi, A par 

exemplee, 

il y a plusieeurs 

définitio on de module 

d’élasticité é suivant les lois utiliséess 

(module de e charge, 

module dde 

déchargee, 

module init tial, etc…). 

En fait lee 

type de moodèle, 

les lois 

et les esssais 

seront orientés o et po ourront être ssimplifiés 

en n fonction 

des résuultats 

souhaittés. 

Par cont tre, il faudra se garder d’ ’utiliser ultéri ieurement avveuglément 

ce c même 

modèle ppour 

la visuaalisation 

d’au utres résultatss 

précis non anticipés au u départ. 

La plupaart 

de ces coonclusions 

sont s par ailleeurs 

applicab bles non seu ulement pouur 

l’approche e par élé- 

ments finnis 

mais égaalement 

pour d’autres typpes 

de modél lisation (mod dule de réacttion 

par exem mple). 

Remerciements 

L’auteur remercie lees 

collaborate eurs de GeooMod 

ingénie eurs conseils 

pour les bbases, 

appuis 

et conseils. 

Auteur: 

Dr Franççoise 

Geiser, 

ingénieure EPFL 

GeoModd 

ingénieurs conseils SA 

Av. des JJordils 

5 

1006 Lausanne 

fgeiser@@geomod.ch 

www.geoomod.ch 

20.11.20009 

Eunl 

Eunl 

29 

5c : 

élastoplas stique 

avec écrouissage





Anforderungen des Praktikers 

an die Aussagekraft numerischer Modelle 

Dr. Jörg-Martin Hohberg 

31

Anforderunggen 

des s Praktikkers 

an die Aussagekkraft 

num merischer 

Modellle 

1 FFragesteellung 

Die Schnnittstelle 

dess 

geotechnisc chen Ingenieeurs 

zum Geologen 

(„Bau ugrundgutacchter“) 

ist die Inputsei- 

te der DDimensionieruung 

geotech hnischer Bauuwerke. 

Zwar 

wurde die Herleitung eeines 

repräsentativen 

Baugrunndmodells 

scchon 

bei der Einführung dder 

SIA 197 [1] diskutiert t, hat aber duurch 

die heutige 

Leis- 

tungsfähhigkeit 

compuutergestützte 

er Berechnunngsverfahren 

n und die dar rin enthaltennen 

hoch entw wickelten 

Stoffmoddelle 

an Brissanz 

gewonnen. 

Der Tittel 

dieser Herbsttagung 

H 

„Geotechnische 

Param meter und 

Beiwertee“ 

bezieht sicch 

auf das Anliegen A dess 

Geotechnikers, 

verläss sliche Inputwwerte 

für sein ne Nachweise 

zuu 

erhalten, wwobei 

die zul liefernde Seite 

unterschi iedliche Bete eiligte umfassst 

wie den Geologen G 

des Bauuherrn, 

die beauftragte 

Bohrfirma B undd 

das geotechnische 

Labor. 

Leider hhat 

der Geotechniker 

oft wenigg 

Einfluss auuf 

das Versuc chsprogrammm. 

Ein weiteerer 

Effekt foortgeschritten 

ner Rechenmmodelle 

ist die 

zunehmen nde Spezialissierung 

im In ngenieur- 

büro. Deer 

Projektverrfasser 

kenn nt oft die moodernen 

Berechnungsverfahren 

zu wwenig 

genau u und hat 

nicht diee 

Zeit, um daarin 

à jour zu u bleiben undd 

sie selbst anzuwenden n. Vielmehr zzieht 

er eine en Nume- 

rikspeziaalisten 

bei, aallenfalls 

als Subplaner. Diesem steht 

bei bedeu utenderen PProjekten 

auf fBauher- renseite ein interner oder externer 

Prüfer geegenüber 

(Bild 

1). Ziel de es Projektverrfassers 

ist es, e inner- 

halb nüttzlicher 

Frist „belastbare“ “ Nachweisee 

der Bauele emente bezü üglich Trag- und Gebrauchsfähig 

keit zu eerhalten; 

Disskurse 

zwischen 

Spezialisten 

über das 

richtige Rechenmode 

R ell gehen ihm m auf die 

Nerven. 

Bild 1. DDas 

Umfeld ggeotechnischer 

Berechnuungen 

Zuhandeen 

der Bauleeitung 

werden 

vom Geoteechniker 

Info ormationen für f Kontroll-, Überwachungspläne 

und Alarrmpläne 

(Beoobachtungsm 

methode) geliefert, 

die di iese mit dem m Unternehmmer 

bzw. dessen 

Sun- 

unternehhmer 

für Speezialtiefbau 

umsetzen u mmuss. 

Wenn nun die wäh hrend der Auusführung 

an ngetroffenen 

Verhhältnisse 

erhheblich 

von der d geologiscchen 

Progno ose gemäss Werkvertragg 

abweichen, 

kann es 

passiereen, 

dass der Unternehme er für Nachtraagsforderung 

gen einen eigenen 

Gutacchter 

beizieh ht und die 

geotechnnischen 

Bereechnungen 

des d Projektveerfassers 

in Frage stellt. Unversehenns 

findet sich h der Be- 

rechnunggsingenieur 

in einen Str reitfall um geeotechnische 

e Parameter und deren Interpretation 

für das 

Nachweisverfahren 

vverwickelt. 

2 WWert 

derr 

geotech hnischenn 

Berech hnung 

2.1 EEinflüsse 

auf die Au ussagekraaft 

Für zielssichere 

Bereechnungen 

müsste m das VVerhalten 

de es nachzuwe eisenden geootechnischen 

n Objekts 

in seinenn 

Grundzügeen 

so weit bekannt b sein, , dass sich der d Einfluss von Unschäärfen 

auf das s Berech- 

nungsressultat 

ohne grossen Zus satzaufwandd 

abschätzen n lässt. Beispiele 

sind eine 

Reihe vo onStütz- 33

mauern entlang einees 

Strassenz zugs oder diee 

Bemessun ng von Platte engründungeen 

in Böden ähnlicher 

Beschaff ffenheit und 

Konsoliddation. 

Dies erklärt, war rum in Länddern 

mit gleichförmigere 

en geotechniischen 

Verh hältnissen 

(U.K., Deeutschland) 

die Diskussi ion um wirkliichkeitsnahe 

e Materialmodelle 

weiter fortgeschritten 

ist als 

in der Scchweiz. 

Bild 2. Zusammenhaang 

von Erfah hrung, Messung 

und Mod dellbildung im m „Burland-DDreieck“ 

[2] 

Die Ausssagekraft 

deer 

Berechnun ng hängt ab vvon 

der Bep probung und Versuchstecchnik, 

von de er Reprä- 

sentativität 

dieser Daaten 

in der Beschreibung 

B g des Baugru unds, von de er Generieruung 

des theoretischen 

Modells und von seiner 

numerisc chen Umsetzzung. 

In alle en drei Bereichen 

hat Muurphy 

seine Finger F im 

Spiel: 

– schleecht 

platziertte 

oder durch hgeführte Prrobennahme 

– zu wwenig 

aussaggekräftige 

Ve ersuche (z.B. . auf falschem m Belastungsniveau) 

– falscch 

interpretieerte 

oder übe ersehene Geffährdungen 

– im MModell 

vernacchlässigte 

we esentliche Einflüsse 

und Randbeding gungen 

– ungeeeignetes 

nuumerisches 

Stoffgesetz S 

– fahrllässige 

Kompromisse 

in der d Berechnung 

(Konver rgenzfragen) 

– unklare 

Umsetzuung 

in den Nachweisverfaahren 

(Siche erheitsniveau u). 

Vielerortts 

machen ssich 

Tragwer rksingenieuree 

falsche Vo orstellungen von geotechhnischen 

Be erechnun- 

gen, die bei Boden-Bauwerk-We 

echselwirkunngen 

zu mitu unter mühsam men Disputeen 

mit der Pr rüferseite 

führen. 

2.2 NNutzwert 

ffür 

den En ntwurf 

Vorbehaalte 

entgegenngesetzter 

Art 

finden sichh 

bei Projekt tleitern mit ho ohem praktisschen 

Erfahr rungswis- 

sen. Sie sind stark mmachbarkeitsorientiert 

undd 

misstrauen n komplexen Rechenmoddellen 

mit ihr ren vielen 

„Stellschhrauben“, 

diee 

eine verwirrende 

Banddbreite 

des prognostizier 

p rten Verhalteens 

liefern (s sofern es 

nicht gellingt, 

ein konnzises 

Beoba achtungs- unnd 

Alarmkon nzept zu form mulieren). Imm 

Zweifelsfall l erhalten 

robuste Ingenieurlössungen 

schlu ussendlich dden 

Zuschlag g, für die es kein hoch ggezüchtetes 

Rechenmodell 

ggebraucht 

hätte. 

34

2.2.1 

Beispiel Tuunnelportal 

Wie häuufig 

im Voralpengebiet 

war w für einen Voreinschnitt 

die Frage e der unterscchiedlichen 

Bettungs- B 

steifigkeit 

beim Übeergang 

des Tunnels T im Fels zum Tagbauteil 

im m Lockergesttein 

zu lösen. 

Selbst 

wenn deer 

Tunnel im rechten Win nkel zur Fels-„Wand“ 

aus sträte, hande elt es sich weegen 

des Abtauchens 

des Felsshorizonts, 

dder 

Lastausbreitung 

im Lockergeste ein und der r Längsbieguung 

der Tun nnelröhre 

(„Einspaannung“ 

im FFels) 

fast imm mer um ein ddreidimensio 

onales Proble em. Dadurchh 

werden die üblichen 

2D-Bereechnungen 

– Schnitte in unterschiedli 

u icher Distanz z zum Portal mit Berechnnung 

im ebenen 

Deh- 

nungszuustand 

– sehrr 

angreifbar. 

Ferner isst 

davon auszugehen, 

dass d sich deer 

Hangschu utt nahe sein nem Grenzgleichgewicht 

tszustand 

befindet, , was bei nicchtlineare 

Mo odellierung ddes 

Hangein nschnitts sofo ort zu grosseen 

plastische en Zonen 

führt: Wiie 

sieht der Primärspann nungszustandd 

aus? Und sollte man den d Felshoriizont 

als disk kretes In- 

terface mmodellieren? 

Die grosssräumige 

Pllastizierung 

bringt b sehr laange 

Rechenzeiten 

mit sich s und zeiggt 

einen gros ssenEin- fluss der 

talseitigen liegenden Morphologie 

M 

und Geolog gie (Widersta andsseite) aauf 

die Horiz zontalver 

schiebunngen. 

Bild 3. AAnfängliche 

geotechnische 

Annahme 

(links) unnd 

tatsächliche 

Ausführung 

nach 

weiterenn 

Aufschlüsseen 

(rechts) 

Immerhin 

wiesen diee 

Berechnun ngen auf diee 

dominate Bedeutung B einer e möglichhen 

Einlagerung 

von 

Flugsandd 

in der Geläändemulde 

hin. h Dieses füührte 

zu tiefe er gehenden Sondierunggen 

und einer 

völligen 

Neukonzzeption 

der GGründung 

als 

Pfahlkopfpplatte 

unter dem Sohlge ewölbe und ddem 

zwische enzeitlich 

angehänngten 

Techniikraum. 

Zuvo or war noch eine 3D-Ber rechnung in Auftrag A gegeeben 

worden n, um den 

Hangzusschub 

auf deen 

Voreinsch hnitt aus zweei 

Richtungen n – längs und 

quer zum Tunnel – ge enauer zu 

erfassenn. 

Vermutlich 

hat das verwendete Mohr-Couloomb-Modell 

die rechnerischen 

Bodeenverformungen 

zum 

Teil falscch 

wiedergeegeben 

[3]; ob o sich aberr 

mit einem besseren St toffmodell („HHS-small“) 

die d Pfahl- 

gründung 

erübrigt hätte, 

darf be ezweifelt werrden. 

Zudem m stehen solche 

Berechnnungen 

unte er hohem 

Zeitdruck, 

wenn sichh 

der Voreins schnitt als krittisch 

für das Bauprogram mm herausste tellt. 

2.2.2 BBeispiel 

Kavvernenzentr 

rale 

Als mögliches 

Gefähhrdungsbild 

für f eine grossse 

Kavernen nzentrale wurde 

im Vorprrojekt 

die Ex xistenz ei- 

ner durcchgehenden 

Kluft in ungünstiger 

Lagge 

mit abneh hmender Koh häsion unterrsucht. 

Im Bauprojekt 

wurden hingegen isootrope 

Berec chnungen miit 

unterschied dlichen Steif figkeiten undd 

Festigkeiten n auf Ba- 

sis einer 

GSI-Abschhätzung 

der Klufteinflüssse 

(zu Hoek k-Brown äqu uivalentes MMohr-Coulomb 

b-Modell) 

einschlieesslich 

phi-c-Reduktion 

durchgeführt 

d t. Dies zeigte e die Notwendigkeit 

eineer 

Erhöhung g des Abstands 

zzwischen 

derr 

Maschinen- 

und der Traafokaverne 

auf 

[4]. 

35

Bild 4. VVorprojektstuudie 

mit plas stischen Dehhnungen 

in Einzelkluft (links) 

und BBauprojektber 

rechnung 

der plasttischen 

Zoneen 

(rechts) 

Dabei errgaben 

sich vvielfältige 

Dis skussionen mmit 

dem fach hkundigen Ba auherrn bezüüglich 

Unsicherheit 

in 

den charakteristischeen 

Felskenn nwerten, der Berücksichtigung 

spröde er Entfestiguung, 

der Frag ge aniso- 

troper BBerechnungsmöglichkeite 

en und des Einflusses schräg s einfallender 

Schwwächezonen 

n. Wegen 

des Tradde-offs 

zwiscchen 

Modellgrösse 

und Detaillierung gsgrad wurde 

eine teuree 

3D-Berechnung 

auf 

den Eveentualfall 

tatssächlich 

schl lecht angetrooffener 

Felse eigenschafte en verschobeen. 

Dabei st tellte sich 

auch diee 

Frage der Haftungsabg grenzung zwwischen 

Bauh herr und Projektverfasseer 

beim Festlegen 

der 

Berechnnungsparameeter 

[5]. 

3 BBemessuung 

aufg grund nuumerisch 

her Berec chnungeen 

Traditionnell 

dienen KKontinuumsbe 

erechnungenn 

an einer Baugrundsche 

eibe – 2D imm 

ebenen Spa annungs- 

zustand oder sogenaannt 

2,5D an n einer Scheiibe 

beschrän nkter Dicke – eher dem SStudium 

des geotech 

nischen Problems unnd 

der Suche e nach der bbesten 

baulic chen Lösung als der direkten 

Bemess sung und 

Nachweisführung. 

Es 

handelt sich 

dabei gruundsätzlich 

um u eine Sim mulation des Gebrauchsz zustands, 

wenn auuch 

mit vorsichtig 

gewäh hlten (charakkteristischen) 

) Steifigkeits- 

und Festiggkeitsparame 

etern und 

Untersucchungen 

zur Sensitivität ausgewählteer 

Parameter r. 

Problemmatisch 

ist daabei 

der Wun nsch des entwerfenden 

Ingenieurs, die d Bauwerkksabmessung 

gen noch 

zu optimmieren, 

was uumso 

aufwen ndiger wird, je komplexe er das Model ll bereits anggelegt 

ist. (A Aber auch 

aus Gründen 

der Feehlersuche 

sind 

Modelle stets schrittw weise zu ver rfeinern, dazzu 

später me ehr.) Eine 

Änderunng 

der geologgischen 

Prog gnose, Layoutänderunge 

en wie z.B. zusätzliche z TTechnikräume 

(Bild 3) 

oder Ändderung 

des BBauverfahrens 

führen in Kontinuums smodellen jed des Mal zumm 

Neuaufbau u des Mo- 

dells undd 

Wiederholung 

der oft langen und schwierig konvergierend 

den nichtlineearen 

Berech hnungen. 

Zwar bemühen 

sich die Software ehersteller umm 

Erleichteru ungen – „Bo ohrlocheingabbe“ 

des Bodenprofils, 

eingebetttete 

Pfähle und Anker, Verknüpfungg 

von Teilne etzen u.a. –, , aber der AAufwand 

bleibt 

unvergleichbaar 

höher als ffür 

ein elastis sch gebettetees 

Stabwerkmodell. 

Einfachee 

(Teil-)Modeelle 

behalten n deshalb ihhre 

Daseinsb berechtigung g. Ohnehin eeignen 

sich Kontinuumsmoddelle 

nicht füür 

alle Gefäh hrdungsbilderr 

gleicherma assen. So wird 

im Unterttagebau 

die Stabilität 

einzelneer 

Blöcke weeiterhin 

mit Spezialprogra 

S ammen (z.B. 

UNWEDGE) und die Beeanspruchung 

g des In- 

nenausbbaus 

infolge der Ausbruc chssicherungg 

meist unter 

schlaffen Lasten L ermitt ttelt. Eine ko onsistente 

Modellieerung 

der Klüüfte, 

Bruch der d Gesteinbbrücken, 

Fes stigkeitsentwicklungen 

ettc. 

ist sehr aufwendig a 

und in deer 

Praxis angreifbar. 

Ber rechnung objjektiver 

d.h. netzunabhängiger 

Ausbiildung 

von Scherbän- S 

dern sindd 

zwar für BBöschungen 

und u auch fürr 

flach liegen nde Tunnel (Tagbruch) ( aan 

Hochschu ulenmöglich, jedooch 

allein scchon 

wegen der Netzfeinnheit 

der nic cht-lokalen Formulierung 

F 

für grosse Problem- 

stellungeen 

der Praxiss 

ungeeignet t. 

Die Konttinuität 

musss 

immer noch 

im theoretisch-physika 

alischen Modell 

und nichtt 

im numeris schenge- sucht weerden. 

Der BBruch 

im num merischen Moodell 

ist nich ht zuletzt dur rch den Umsstieg 

vom Ge ebrauchs 

auf das Bemessungsniveau 

bedingt. 

Denn wwegen 

der Kopplung K von n treibenden und widerst tehenden 

Einflüsseen 

im Kontinnuum 

ist eine e transparennte 

Anhebun ng auf das Bemessungsn 

B 

niveau schw wierig und 

Gegensttand 

aktuelleer 

Debatten zum z EC7, z. B. [6]. Überl lagert wird dies 

von eineer 

haftungsre echtlichen 

Diskussiion, 

vermutlicch 

aufgrund der Baugrubbenlehrmeinung 

in Deuts schland (EABB), 

mit der provokan- p 

ten Ausssage 

„Entsprräche 

die An nwendung deer 

FEM den allgemein anerkannten 

a 

Regeln der r Technik, 

hätte der 

Beauftragtee 

für die man ngelfreie Anwwendung 

der r FEM einzus stehen“ [7]. 

36

4 VVorgeheensmode 

ell 

4.1 QQualitätsssicherung 

geotechnnischer 

Be erechnung gen 

Der Arbeeitskreis 

1.6 „Numerik“ der d Deutscheen 

Gesellsch haft für Geotechnik, 

in deem 

neben Hochschu 

len auchh 

die Projektierungs- 

und Bauherrensseite 

vertrete en sind, besc chäftigte sich h – so lange der d Autor 

seit denn 

90er-Jahreen 

schon da abei ist – unnter 

anderem m mit der Frage F der PPrüffähigkeit 

von FE- 

Berechnnungen. 

Dabeei 

lag anfäng glich der Fokkus 

auf der Nachvollziehb 

N barkeit der MModellbildung 

g und der 

Dokumeentation 

der EErgebnisse. 

Mit der Entwicklung 

neuer St toffmodelle wie dem HS-small H un nd der Mögglichkeit 

hyd draulisch- 

mechaniischer 

Kopplung 

verlager rte sich die QQS-Diskussio 

on auf Fragen 

der Parammeteridentifikation 


den Einffluss 

unzulännglicher 

Modellbildung. 

OObwohl 

fast nur n das Programmsystemm 

PLAXIS repr räsentiert 

war (Z_SSOIL 

vollziehht 

die Benchmarks 

autonnom 

nach), zeigte z sich, dass d die Anwwenderfehle 

er etwa in 

der dersselben 

Grösssenordnung 

liegen wie die reinen Einflüsse E der 

unterschieddlichen 

Stof ffmodelle. 

Erwartunngsgemäss 

fführen 

besse ere Stoffmodelle 

allein als so noch nich ht zu verlässllicheren 

Erge ebnissen. 

Entsprecchend 

wurdee 

schon andernorts 

verssucht, 

eine Best B Practise e der Modelliierung 

zu pu ublizieren 

[8]. 

Dabei sooll 

es nicht sso 

sehr um „V Vorhersage-Wettbewerbe“ 

(Class A prediction) ggehen, 

auch nicht pri- 

mär um das wichtigee 

Anliegen de er Prüfbarkeit, 

als vielme ehr um die Be edürfnisse deer 

Praxis nach 

einem 

an den Informationssstand 

und die 

Ergebnisveerwendung 

angepassten 

a 

Kosten-Nuttzen-Verhältn 

nis. Inspi- 

riert vomm 

stufenweissen 

Vorgehe en bei der UUmweltverträ 

äglichkeitsprü üfung und -bbaubegleitun 

ng wurde 

das nachhfolgende, 

der 

Informatik k entlehnte VV-Modell 

entw wickelt. 

Bild 5. VVorgehensmoodell 

für die stufenweise s 

VVerdichtung 

und Prüfung g von Berechhnungen 

Die Beggriffe 

der Verrifizierung 

(d der numeriscchen 

Berech hnung) und der d Validieruung 

(des the eoretisch- 

physikalischen 

Modeells) 

korrespo ondieren dabbei 

mit der IS SO 9001 [9]. Rekursiv istt 

die schrittw weiseVer- feinerungg 

des Recheenmodells 

sowie s die Mööglichkeit 

fla ankierender Studien S von Spezialfragen 

ange- 

deutet (zz.B. 

zum Primmärspannung 

gszustand, zzur 

Netzfeinh heit, zur Abst tufung der Baauzustände 

usw.). 

37

4.2 AAuftragsuunabhängi 

ige Vorausssetzunge 

en 

Solche fflankierendenn 

Studien be enötigen ein gewisses Ve erständnis se eitens der Leeitung 

des In ngenieur- 

büros für 

nicht verreechenbare 

Zusatzaufwenndungen. 

Es muss eine klare Linie ggeben, 

welch heAbklä- rungen aauftragsbedinngt 

sind und welche demm 

Erwerb von n Basiswissen 

dienen. Jeeder 

Projektle eiter (und 

erst rechht 

jeder Auftraggeber) 

po ostuliert den in nichtlinea arer FEM grü ündlich erfahhrenen 

Berechnungs 

ingenieuur, 

nur wird ssolches 

Wiss sen erst in eeingehender 

Beschäftigu ung mit der MMaterie 

wäh hrend des 

Doktoratts 

erworben. Deshalb ste ellt sich geradde 

in kleiner ren Ingenieur rbüros – sofeern 

sie nicht naiv Ge- 

otechnikkprogramm 

wwie 

ihre Stab bstatik als Black-box 

eins setzen – sch hnell einmal die Frage der 

Ausla- 

gerung aan 

eines deer 

wenigen Spezialbüros 

S s (meist ein Spin-off früh herer Mitentw twickler). Ein ne solche 

Auslagerung 

akzentuuiert 

allerdings 

das Schnnittstellenpro 

oblem (Bild 1), 1 zumal beei 

rekursiver Verfeinerung 

derr 

Berechnungg. 

Im Rahmmen 

des AKK 

1.6 der DG GGT entstannd 

folgendes s Prozessbild d, das ähnlicch 

auch für Inhouse- 

Spezialissten 

gilt. Dieese 

sollten sich 

ebenfallss 

bewusst um m die Klärun ng ihres Aufttrags 

und die eAbstim- mung dees 

Aufwands mit dem Verwendungszw 

zweck der Erg gebnisse küm mmern. 

Bild 6. PProzesslandkkarte 

eines Berechnungsbbüros 

mit Sc chnittstelle zu um Auftraggeeber 

Die auftrragsunabhänngigen 

Aufga aben sind z.TT. 

strategisch her Natur (Partnerwahl), 

die Aus- und 

Weiter- 

bildung dder 

Berechnungsingenieure, 

die kritissche 

Überprüfung 

neuer Releases voor 

dem Einsa atz sowie 

das Sammmeln 

von AAnwendungse 

erfahrungen, , idealerweis se mit baubegleitenden 

MMessungen. 

Letzteres 

ist leiderr 

vom Willen des Bauher rrn bzw. dessen 

Sensibil lisierung durch 

den Projeektverfasser 

(„Objekt- 

planer“) abhängig. 

5 AAufgabee 

für die SGBF S 

Das Anliiegen, 

geoteechnische 

Pa arameter undd 

Beiwerte in n der SGBF zu z diskutiereen, 

ist nur ein n Aspekt, 

obgleichh 

dieser mit dden 

neuen St toffmodellen und deren Anforderunge 

A en an Bedeuutung 

gewinn nt. 

Die SGBBF 

hätte abeer 

auch eine wichtige Auufgabe 

im Er rfahrungsaus stausch überr 

Modellierun ngsprakti- 

ken, zu effizientem VVorgehen 

in der Zusammmenarbeit 

de er Baubeteiligten 

und zu Haftungsfra agen (vgl. 

ÖGG [5] ]). Es reicht m.E. nicht, eindrückliche 

e e numerische e Modelle isoliert 

von deen 

Rahmenb bedingun- 

gen des Auftrags, seeinem 

Werde egang und dden 

angestre ebten Aussag gen zu präseentieren. 

Me ehrReflexion ist zzu 

wünschenn. 

38

6 LLiteraturr 

[1] Gaautschi 

M.A. . (1990). Das 

Baugrundmmodell. 

Anw wendungen der d neuen Trragwerksnor 

rmen des 

SIAA 

im Grundbbau, 

SIA-Dok kumentation D 064. S. 25 5-28. 

[2] Baarbour 

S.L., KKrahn 

J (200 04). Numericcal 

modelling – prediction or process? ? Geotechnic cal News, 

Deecember, 

pp. 

44-52. www w.geo-slope. com 

[3] Scchweiger 

H., Vermeer P.A A., Wehnert M. (2009). Zur Z Bemessu ung tiefer Baaugruben 

mit t der Finite--Element-Meethode. 

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Tunnellin ng, vol. 2 no.4 4, pp. 333-3444. 

[4] Maarclay 

R., Hohberg 

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Fellner D. (2010). Thee 

new Linth- -Limmern 

hyydro-power 

pplant 

– design n of caverns under 500 m overburden n. Eurock 20010, 

EPF Lau usanne. 

[5] Össterr. 

Ges. füür 

Geomechanik 

(2008). Richtlinie fü ür die geotec chnische Plaanung 

von Untertage 

baauten 

mit zykklischem 

Vortrieb. 

2. Aufl. 

[6] voon 

Wolffersdoorff 

P.A. (200 07). Wie soll 

die FEM in n geotechnisc che Bemesssungsvorschr 

rifteneinflieessen? Bemessen 

mit Finite-Elemennt-Methoden, 

TU Hambur rg-Harburg, VVeröff. 

Inst. Geotech- 

nikk 

u. Baubetriieb, 

H. 14. 

[7] Grrabe 

J., Hettller 

A., Drews sen G.-F. (20009). 

Zwischenruf 

– Entspricht 

die Annwendung 

de er FEM in 

deer 

Geotechnik 

dem Stand d der Technikk? 

CBTR-Tagung 

Dresde en. www.cbtrr.de 

[8] COOST 

07 (20022). 

Guideline es for the use 

of advance ed numerica al analysis. PPotts 

D. et al l. (Hrsg.). 

Thhomas 

Telforrd 

Publ. 

[9] ISO 

9000-3:19997. 

QM an nd QA Stanndards 

– Pa art 3: Guide eline for thee 

application n of ISO 

90001:1994 

to tthe 

developm ment, supply, , installation and mainten nance of commputer 

softwa are. 

Autor: 

Jörg-Martin 

Hohbergg 

Dipl.-Ingg. 

MSc Dr.sc. .techn. 

IUB Ingeenieur-Unternnehmung 

AG G 

3005 Beern 

Bern, 244.05.11 

39





Bodenmechanische Kennwertdatenbank 

Markus Kügler 

Dipl.-Ing. 

41

Bodenmechanische Kennwertdatenbank 

Kurzfassung 

Mit der Einführung des EuroCodes 7 „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik“ 

(EC7) [1] sollen bei der Festlegung von charakteristischen Bodenkennwerten zusätzlich vergleichbare 

Erfahrungswerte herangezogen werden. Die reine Existenz solcher Erfahrungswerte allein reicht jedoch 

nicht aus. Wesentlich für die Erfüllung dieser Forderung ist die Bereitstellung derartiger Daten in 

einem umfassenden, zugänglichen Datenpool. Die Initiativgruppe „Boden- und Felsmechanische Datenbank“ 

[2] hat sich zur Aufgabe gemacht, für das Gebiet der Bundesrepublik Deutschland einen solchen 

Datenpool konzeptionell vorzubereiten. Mitglieder dieser Initiativgruppe sind derzeit: 

Dr.-Ing. B. Müllner Vorsitzender des DIN-Ausschusses „Baugrund, Laborversuche“, Landesgewerbeanstalt 

Bayern - Bautechnik GmbH - Grundbauinstitut 

Dr.-Ing. F. Ruppert Vorsitzender des DIN-Ausschusses „Baugrund, Untersuchung von Boden und Fels“ 

Prof. Dr.-Ing. Engel Mitglied des DIN-Ausschusses „Baugrund, Laborversuche“ und der Arbeitsgruppe „Laboratory 

Testing“ des TC 341 „Ground investigation and testing“ des CEN, HTW Dresden, 

Fachgebiet Geotechnik 

Prof. Dr.-Ing. A. Hettler Universität Dortmund, Lehrstuhl Baugrund-Grundbau 

Prof. Dr.-Ing. Ch. Lempp Martin-Luther-Universität Halle-Wittenberg, Institut für Geowissenschaften 

Dipl.-Ing. M. Kügler Bayerisches Landesamt für Umwelt, Geologischer Dienst 

Dipl.-Ing. M. Huber Institut für Geotechnik (IGS), Universität Stuttgart 

Dipl.-Ing. J. Köditz Materialforschungs- und -prüfanstalt an der Bauhaus-Universität Weimar 

Dr. -Ing. B. Schuppener, 

Dipl.-Ing. I. Fuchs 

Dipl.-Geophys. E. Kunz 

Bundesanstalt für Wasserbau, Abteilung Geotechnik, Karlsruhe 

Grundsätzlich steht die Initiativgruppe weiteren Personen und Instutitionen offen, denn nur durch die 

Berücksichtigung vieler Aspekte kann eine ausreichende Akzeptanz eines derartigen Datenpools erreicht 

werden. 

Ziel der Initiativgruppe ist es, eine Datenbank aufzubauen, die die nach EC7 geforderte Bereitstellung 

von charakteristischen Kennwerten schnell und einfach ermöglicht. Auf folgende Aufgabenbereiche 

stehen dabei im Vordergrund: 

Grundkonzept, 

Qualitätssicherungsmechanismen, 

Nutzermodell, 

Publikation und Vorbereitung des Betriebs, 

Entwicklung eines Finanzierungsmodells, 

Beauftragung einer ersten Datenbankversion (Studie). 

Die finanzielle Unterstützung erfolgt über Mittel der Bundesanstalt für Wasserbau (BAW). 

Bzgl. der Kennwerte wurde sich zunächst auf folgende vier Versuchsgruppen beschränkt: 

Klassifizierungsversuche, 

Scherversuche, 

Kompressionsversuche und 

Durchlässigkeitsversuche. 

43

Dabei ennthält 

jede VVersuchsgrup 

ppe eine Reihe 

von Vers suchsarten (z z.B. bei Scheerversuchen: 

Triaxial- 

versuchee, 

Kreisringsscherversuch 

he, Rahmensscherversuche). 

Auch die 

Erfassungg 

von Kennw werteau- ßerhalb einer Normuung 

ist prinzipiell 

vorgeseehen. 

Die off fene Struktur r lässt zudemm 

jederzeit die d Erwei- 

terung auf 

weitere Veersuchsgruppen 

zu. 

Die Dateen 

werden in folgender Struktur 

aufbeereitet: 

Abb. 1: 

Prinzipieelle 

Strukt tur einer KKennwertd 

datenbank k [3] 

Es erfolggt 

somit nichht 

nur eine re eine Kennweertspeicherun 

ng, sondern auch die strrukturelle 

Ein nordnung 

der Wertte 

in ihre Hisstorie. 

Somit t gibt es einee 

Information n darüber, ob 

und wie die 

Labordate en grundsätzlich 

nachvollziehhbar 

sind. Ausgedrückt 

wwird 

dies in so ogenannten Zuverlässigk 

Z keitsklassen: 

• ZZV 

1 Es sind 

alle Date en verfügbar r (=Rohdaten n). 

• ZZV 

2 Es sind 

Originalm messwerte veerfügbar. 

• ZZV 

3 Verfüügbar 

sind die 

Ergebniswwerte. 

• ZZV 

4 Wie ZV3, es sind d jedoch nichht 

alle Informationen 

verfü ügbar, 

ddie 

für die Auuswertung 

der 

Ergebnissse 

nach ande eren Verfahren 

nötig wären. 

• ZZV 

5 Für TTeilversuche 

e sind die Versuchskennw 

werte bekann nt. 

• ZZV 

6 Es wwerden 

nur Kennwerte K abbgespeichert. 

• ZZV 

7 Die VVerfahren 

zu ur Ermittlung der abgespe eicherten Kennwerte 

sindd 

nur im Prinziip 

bekannt. 

Die Zuveerlässigkeitsklasse 

gibt folglich f keinee 

Auskunft da arüber, ob ein 

Kennwert t „gut“ oder „schlecht“ „ 

ist. Sie zzeigt 

jedoch an, welche Nachvollziehhbarkeit 

eine es Kennwert tes gegeben ist; so kann n z.B. bei 

der ZV 1 die gesamtte 

Versuchspur 

inkl. Verrsuchsprotok 

kolle, Kalibrie erdaten, etc. komplett na achvollzo- 

gen werdden. 

Die Versuchsspur 

wird w selbst nnicht 

abgespe eichert, kann n jedoch gemmäß 

jeweiliger 

Zuverlässigkeitsklasse 

beim 

Urheber eingesehen e wwerden. 

44

Originalmesswerte 

Original 

Laborformular 

als pdf 

Verarbeitung Ergebnisse Auswertung Teilversuchs- Interpretation 

(aufbereitete 

kennwert 

Messwerte) 

Massenanteil a 

der Körner < d 

der Gesamtmasse, 

Korndurchmesser d 

Zuverlässigkeitsklasse 

Abb. 2: Zuverlässigkeitsklasse, Beispiel Kornverteilung [4] 

Die Zuverlässigkeitszahl steht als Kennziffer für eine Güteeinstufung der Kennwertentstehung und deren 

Dokumentation. Sie ermöglicht eine Qualitätssicherung, ohne bereits im Vorfeld Daten auszuschließen. 

Somit wird ein großer Datengeber- und Nutzerkreis (vom Ingenieurbüro bis zur wissenschaftlichen 

Einrichtungen) trotz z.T divergenter Ziele und Möglichkeiten erreicht. 

Der große Nutzerkreis ist wesentlich für die Akzeptanz einer derartigen überregionalen Kennwertdatenbank. 

Grundsätzlich besteht ein großes Interesse an Fremddaten aufgrund des Wissenszuwachses. 

Die gleichzeitige Zurückhaltung bei der Bereitstellung eigener Daten beruht nicht nur auf dem zusätzlichen 

Aufwand der Datenüberführung, sondern auch auf dem potentiellen Kompetenzverlust, insbesondere 

in wirtschaftlich angespannter Situation. Bei den Mitgliedern der Initiativgruppe handelt es 

sich um „datenstarke“ Partner, die wertvolle Datenressourcen besitzen und bereit sind, diese in einen 

Grundstock einzubringen. 

Die Ingenieurgeologie und Rohstoffgeologie des Bayerischen Landesamtes für Umwelt (LfU) beteiligen 

sich an der Initiativgruppe auch mit dem Anliegen, ein gemeinsames Schnittstellenprotokoll für 

den Austausch von Daten zu definieren. Der Datenaustausch dient sowohl der Bereitstellung von Daten 

gemäß aktuellem Dateninformationsgesetz als auch der Einbindung von externen Daten in die internen 

geologischen Fachsysteme. So können die vorhandenen Kennwerte von insgesamt über 

18.000 Proben aus dem eigenen Laborbetrieb mit Fremddaten ergänzt werden, z.B. zur Erstellung 

von ingenieurgeologischen oder rohstoffgeologischen Karten von Bayern. Alle Daten werden künftig in 

den verfügbaren GeoFachdatenAltlas BIS-BY (früher: Bayerische Boden-Informations-System BIS) [5] 

mit über 130.000 Bohrungen, 16.000 geologische Aufschlüsse und weiteren umfangreichen Geoinformationen 

Integriert und verknüpft. 

In einer ersten Vorbereitungsphase werden derzeit, beauftragt durch die BAW, einzelne Module entwickelt 

und getestet, um die Realisierbarkeit zu erproben. Insbesondere der Datenaustausch zwischen 

verschiedenen Datenbanken über eine definierte Schnittstelle wird in nächster Zeit Schwerpunkt 

der weiteren Arbeit der Initiativgruppe sein. Ferner ist die Verknüpfung der Labor- und Kennwertdatenbank 

der Bundesanstalt für Wasserbau mit der bundesweiten Bohrdatenbank der Bundesanstalt 

für Geowissenschaften und Rohstoffe (BGR) in Vorbereitung, um eine überregionale Plattform 

zum Datenaustausch zu schaffen. Weitere Überlegungen gehen dahin, ob und wie Daten prinzipiell 

und verpflichtend erhoben werden können. Mögliche Ideen sind z.B. die Abgabe der Daten in digitaler 

Form bei öffentlichen Ausschreibungen (Regelung im Vergabehandbuch) oder auch die Datenübergabe 

ähnlich der Bohrauskunftspflicht gemäß Lagerstättengesetz. 

45 

Massenanteile bei: 

a 0.06 , a 0.2 , a 0.63 

a 2 , a 6.3 ,a 20 , a 63 , 

a bei: d 10 , d 30 , d 60 

Kennwert 

(Berechnungskennwerte) 

I II III IV V VI VII 

Bodengruppe 

Klassifizierungsnorm

Literatur 

[1] DIN EN 1997-1, EuroCode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik, Teil 1: Allgemeine 

Regeln, Beuth-Verlag, Oktober 2008 

[2] Schuppener, Hettler, Engel, Kügler, Kunz: Konzept einer Datenbank für Ergebnisse boden- und felsmechanischer 

Laborversuche, Baugrundtagung Dortmund, 2008 

[3] Döring, Engel: TeRRaS-Geo - Geotechnisches Kennwertregister Boden und Fels, Handbuch der Datensystematik, 

2009 (unveröffentlicht) 

[4] Schuppener, Fuchs, Kunz: Datenbank für Kennwerte boden- und felsmechanischer Laborversuche, 

Bundesanstalt für Wasserbau BAW, Tagung Berlin, 2009 (unveröffentlicht) 

[5] GeoFachdatenAltlas / Bayerisches Bodeninformationssystem BIS, www.bis.bayern.de, Bayerisches 

Landesamt für Umwelt, Augsburg 

Kontakt: 

Bayerisches Landesamt für Umwelt (LfU) - Geologischer Dienst , Referat 105 Wirtschaftsgeologie, 

Rohstoffe 

Dipl.-Ing. Markus Kügler 

Hans-Högn-Str. 12 

D-95028 Hof 

Tel.: +49 9281 1800-4755, Fax: -30-4755, 

E-Mail: markus.kuegler@lfu.bayern.de, http://www.lfu.bayern.de/geologie/index.htm 

20. November 2009 

46





Kritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemen 

und empirischen Methoden der 

Felsmechanik 

Dr.-Ing. Erich Pimentel 

Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou 

47

Kritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemen 

und empirischen Methoden der Felsmechanik 

1 Einleitung 

Eine Gemeinsamkeit vieler Klassifikationssysteme und empirischer Methoden der Felsmechanik ist 

die simplizistische Annahme, dass das Gebirge durch eine einzige Zahl erfasst und seine Komplexität 

auf einen Indexwert reduziert werden könne, der mit bautechnisch relevanten Grössen empirisch korreliere. 

Klassifikationssysteme, Indexwerte und empirische Methoden sind also eng miteinander verbunden 

und werden deshalb hier zusammen besprochen. Zwar sind Indexwerte (wie Q, RMR oder 

GSI) in der Schweiz, wie auch in den anderen tunnelbautechnisch entwickelten Regionen des alpinen 

Grossraums, bedeutungslos. Wer jedoch in anderen Gebieten als Ingenieur oder Geologe arbeitet, 

wird fast unvermeidlich solchen Klassifikationssystemen und empirischen Methoden begegnen. Diese 

Tatsache in Kombination mit der in der universitären Lehre manchmal unkritischen Vermittlung dieser 

Systeme bot uns genügend Motivation für das Verfassen des vorliegenden Beitrags. Letzterer soll 

nicht eine vollständige Darstellung der verschiedenen Systeme geben, sondern nur einige davon kritisch 

diskutieren. Für umfassende Beschreibungen der einzelnen Systeme und Methoden wird auf [1], 

[2], [3] und [4] verwiesen. 

Der vorliegende Beitrag handelt vorwiegend von Klassifikationssystemen und empirischen Methoden 

des Untertagbaus. Klassifikationssysteme für Felsböschungen werden nur sehr kurz besprochen (Abschnitt 

2). Die Zahl der Klassifikationssysteme des Untertagbaus ist, entsprechend der Vielfalt der 

Fragestellungen der Projektierung und Ausführung, gross. Dabei gibt es auch Systeme, die den Anspruch 

erheben, verschiedene Zielsetzungen gleichzeitig zu erfüllen. So soll beispielsweise das sogenannte 

Q-System [5] gleichzeitig die Abschätzung der erforderlichen Sicherungsmittel [5, 6], der Gebirgsparameter 

[6, 7], der Gebirgslasten auf den Ausbau [5] und, mit einigen Modifikationen, sogar der 

Leistung einer TBM [8] ermöglichen. 

Eine Gruppe von Klassifikationssystemen im Untertagbau dient der Prognose des Verhaltens und der 

Leistung von Werkzeugen im Fels, wie z.B. der Abschätzung des Werkzeugverschleisses oder der 

Penetration beim Lösen des Gebirges mit einer Tunnelbohrmaschine (Abschnitt 3). 

Eine weitere Kategorie von Systemen dient der Klassifikation und Abschätzung des Gebirgsverhaltens 

beim Tunnelvortrieb oder der Belastung des Ausbaus. Die Klassifikationssysteme dieser Gruppe 

stammen hauptsächlich aus einer Zeit, in der man noch nicht über adäquate Methoden und Hilfsmittel 

(Berechnungsmodelle, Rechner, Versuchstechnik) verfügte. So stellt beispielsweise die Terzaghische 

“Rock Load Theory“ aus dem Jahr 1946 [9] eines der ältesten Klassifikationssysteme überhaupt dar. 

Sie dient der Abschätzung der Belastung des Ausbaus. Hierbei wird das Gebirge je nach Zerklüftungs- 

und Verwitterungsgrad, Druckhaftigkeit oder Quellpotential klassifiziert. Diese Klasseneinteilung 

dient dazu, die Höhe des Gebirgsbereiches zu bestimmen, dessen Gewicht als Auflast auf 

den Ausbau angesetzt wird. 

Weitere, neuere Vorschläge zur Abschätzung der Belastung des Ausbaus oder zur Beurteilung der 

Druckhaftigkeit des Gebirges, basieren auf Indexwerten, wie z.B. dem RMR-Wert [10], dem Q-Wert [5] 

oder der sogenannten “Rock Mass Number (N)“, welche einem Spezialfall des Q-Wertes entspricht 

[1]. Die Hauptidee und Zielsetzung dieser Systeme ist allerdings, den Zwischenschritt der Abschätzung 

der Gebirgslasten (oder, allgemeiner, der Beurteilung des Gebirgsverhaltens) gänzlich zu umgehen, 

um dadurch direkt Aussagen über die Ausbruchsicherung zu machen – ein Versprechen, welches 

mancherorts die Beliebtheit dieser Systeme erklärt. Dabei wird oft übersehen, dass die Klassifikationssysteme 

bzw. die zugrundeliegenden Indexwerte immer nur für bestimmte Aufgabenstellungen, 

unter Berücksichtigung ausgewählter felsmechanischer Aspekte und aufgrund einer beschränkten 

Datenbasis aufgestellt wurden. Stellvertretend für diese Kategorie von Klassifikations- 

49

systemen werden in den Abschnitten 4 und 5 das “Rock Quality Designation System“ (RQD) und das 

Q-System näher erläutert. 

Schliesslich gibt es Vorschläge, die mechanischen Materialkonstanten von Fels (Verformbarkeits- und 

Festigkeitsparameter), die für die Durchführung von felsmechanischen Berechnungen gebraucht werden, 

anhand von empirischen Beziehungen zwischen den Gebirgsparametern und Indexwerten zu 

bestimmen (Abschnitt 6). 

2 Klassifikationssysteme für Felsböschungen 

Die in der Literatur vorgeschlagenen Klassifikationssysteme für Felsböschungen dienen der Stabilitätsbeurteilung 

zu Zonierungszwecken und der Auswahl der allfällig notwendigen Stabilisierungsmassnahmen 

(für eine Übersicht siehe [11] oder [12]). Wir beschränken uns hier auf das bekannteste 

System, das “Slope Mass Rating (SMR)“ System nach Romana [13] [14]. 

Das SMR-System basiert auf dem RMR-System [15] und vier weiteren Faktoren, die den Streich- und 

Fallwinkel der potentiellen Gleitfläche, das Verhältnis zwischen Böschungswinkel und Fallwinkel der 

Gleitfläche und das Abbauverfahren zur Herstellung der Böschung berücksichtigen. Wie die meisten 

Systeme lässt auch das SMR-System den Einfluss der Böschungshöhe ausser Acht (vgl. [11]). Dafür 

hängt der SMR-Wert vom RQD-Index ab, der eine sehr beschränkte Aussagekraft hat (Abschnitt 4), 

sowie von der einachsigen Druckfestigkeit des intakten Gesteins, welche für die allermeisten Stabilitätsprobleme 

von Felsböschungen ebenfalls unwichtig ist. Wie in [12] ausführlich dargelegt, wird umgekehrt 

der Faktor “Wasser”, der als Auslöser von Instabilitäten enorm wichtig ist, bei der Bildung des 

SMR-Wertes zwar berücksichtigt, jedoch mit der gleichen Gewichtung wie die unbedeutende Gesteinsfestigkeit. 

3 Klassifikationssysteme zur Prognose der Werkzeug-Gebirge- 

Interaktion 

Zu dieser Gruppe gehören Klassifikationssysteme zur Abschätzung des Werkzeugverschleisses (beim 

maschinellen Vollvortrieb, bei Teilschnittmaschinen oder generell bei Bohrarbeiten) oder der Penetration 

von Tunnelbohrmaschinen. In [16] werden die Mechanismen und Einflussfaktoren der Wechselwirkung 

zwischen Gestein und Abbauwerkzeug erläutert sowie ein Ansatz zur Entwicklung einer entsprechenden 

Gebirgsklassifikation dargestellt. 

Für eine Übersicht der empirischen Methoden zur Verschleissabschätzung wird auf [17] verwiesen. 

Die dazugehörenden Indexwerte werden entweder aufgrund der mineralogischen Zusammensetzung 

des Gesteins und weiterer Eigenschaften ermittelt oder durch Indexversuche bestimmt, die den Verschleiss 

in gewissem Masse abbilden. Vertreter dieser Klassifikationssysteme sind der “Rock Abrasivity 

Index (RAI)“, der “Cerchar Abrasivity Index (CAI)“ und der “LCPC Abrasiveness Coefficient 

(LAC)“. Der RAI [18] wird durch das Produkt aus der einaxialen Druckfestigkeit und dem sogenannten 

äquivalenten Quarzgehalt ermittelt. Beim CAI wird der Masseverlust einer Metallspitze durch Abrieb 

auf einer Felsoberfläche gemessen [19]. Beim LAC wird ebenfalls der Masseverlust ermittelt, aber der 

eines flachen Metallflügels, der in einem Behälter mit gebrochenem Felsmaterial eingebaut und mittels 

eines Motors zur Rotation gezwungen wird [20]. 

Die am häufigsten verwendeten Klassifikationssysteme zur Abschätzung der Penetration von Tunnelbohrmaschinen 

stammen von der Norwegischen Technischen Hochschule Trondheim (NTH/NTNU, 

[21]) und der Colorado School of Mines (CSM, [22]). Bei der NTH/NTNU Methode wird ein sogenannter 

"Drilling Rate Index" anhand von Sonderversuchen ermittelt (Brittleness und Siever’s Miniature 

Tests). Das CSM-System wurde auf der Basis von Ergebnissen von Schneidversuchen mit einem 

Diskenmeissel (mit der sogenannten "Linear Cutting Machine") entwickelt. Beide Systeme wurden zur 

Abschätzung des Diskenverschleisses erweitert. 

50

Die der IInteraktion 

zwischen 

Werkzeug 

und Fels zugrund deliegenden Prozesse siind 

sehr kom mplex und 

bislang uungenügend 

verstanden worden. Maan 

versucht daher d Prognosen 

weitgehend 

auf em mpirischer 

Art und Weise und bbasierend 

au uf Index-Verrsuchen 

und den oben erwähnten e MMethoden 

zu machen. 

Die Ergeebnisse 

habeen 

oft nur den 

Stellenwerrt 

eines Hinw weises oder einer e Empfehhlung. 

Dies gilt übrigens auuch 

für ande ere verfahrennsspezifische 

e empirische e Methoden, wie zum Be eispiel für 

die Methhoden 

zur Beurteilung 

der 

Injizierbarrkeit 

des Ge ebirges. Letz ztere erfolgt in der Rege el anhand 

der Ergeebnisse 

von Lugeon-Vers suchen, d.h. . aufgrund de er Wasserve erluste aus bbestimmten 

Bohrloch- B 

abschnittten 

[23]. Angesichts 

der r grossen Koomplexität 

de es Ausbreitu ungsvorgangss 

von Verpressmate 

rialien imm 

geklüftetenn 

Fels haben solche Verssuche 

ebenfa alls einen Ind dex-Charakteer. 

Zur Ausle egung der 

definitiveen 

Injektionsmassnahme 

sind Probeinnjektionen 

in n der Regel unerlässlich. 

u 

4 DDas 

RQDD-System 

m 

Das RQDD-System 

wuurde 

von Deere 

im Jahree 

1964 ursprünglich 

zur Prognose P derr 

Tunnelbedingungen 

und zurr 

Auswahl dder 

Ausbruc chsicherung eingeführt [24]. Ein Diagramm, D ddas 

die Sic cherungs- 

anforderrungen 

in Abbhängigkeit 

des d RQD-Weertes 

darstel llt, wurde in [25] vorgescchlagen, 

fand 

aber in 

der mitteeleuropäischen 

Praxis ke eine nennensswerte 

Anwe endung. Dennoch 

lohnt ees 

sich, auf das d RQD- 

System kurz einzugeehen, 

weil de er RQD-Wertt 

ein Eingang gsparameter r anderer Syssteme, 

wie des d RMRund 

des Q-Systems, ist. 

Bild 1 BBeispiel 

der Ermittlung des 

RQD-Wertes 

Der RQDD-Wert 

wird als die Summ me der prozeentualen 

Län ngenanteile der d Bohrkernnstücke 

bestimmt, 

die 

bei einem 

Bohrkernddurchmesser 

r von mindesstens 

54.7 mm m (NX) län nger als 100 mm sind (B Bild 1). Er 

quantifizziert 

ausschlliesslich 

den n Grad der Zerlegung des betrach hteten Bohrrkernabschnittes. 

Die 

Grundannnahme 

diesses 

Systems ist, dass deer 

Grad der Zerlegung Z der 

Bohrkernsstrecke 

direk kt mit der 

Festigkeeit 

des Gebirrges 

zusamm menhängt unnd 

somit als Grundlage für Entwurfssaufgaben 

verwendet 

werden kann. Die Ungültigkeit 

dieser 

Grundaannahme 

ist t leicht zu ze eigen. In der Folge werden 

einige 

der bekaanntesten 

Prrobleme 

des s RQD besprrochen. 

Für detailliertere e Auseinandeersetzungen 

n wird auf 

[11] und [26] verwiessen. 

Es gibt eeine 

Vielzahl 

von externe en Parameteern, 

die bei gleichem g Gebirge 

einen signifikanten n Einfluss 

auf den Grad der Zerlegung 

der Bohrkernstreecke 

und som mit auf den RQD-Wert R haaben. 

So kön nnen z.B. 

maschinnentechnische 

Aspekte, wie w der gewäählte 

Bohrke erndurchmesser, 

die Bescchaffenheit 

der d Bohr- 

krone, der 

eingesetzzte 

Kernrohrtyp 

(einfachees, 

zweifache es oder dreifa aches Kernroohr) 

sowie der 

aufgebrachte 

Vorschubs- oder Spülungsdruck 

wäährend 

des Bohrens, zu u unterschieedlichen 

RQD D-Werten 

führen. Im 

geklüfteteen 

Untergrun nd können deer 

Kluftabsta and und die gewählte g Bohrrichtung 

die 

Ergeb- 

nisse ebbenfalls 

beeinnflussen. 

So führt eine ppraktisch 

unb bedeutende Verkleinerun 

V g des Kluftabstandes 

von 11 aauf 

9 cm zu eeiner 

extreme en Reduktionn 

des RQD-W Wertes von 100% 1 auf 0% % (Bild 2). 

51

Bild 2 EEinfluss 

des Abstands de er Trennflächhen 

Bild 3 Einfluss des Bohrwinnkels 

auf den n RQD- 

auf den RQD-Wert (vvgl. 

[11, 26]) 

Wer rt (vgl. [27, 11, 

26]) 

Anderersseits 

gilt für einen Kluftabstand 

von 111 

cm der gleiche 

RQD-Wert, 

wie füür 

das intakte e Gestein 

(100%). Im Falle einnes 

Kluftabst tandes von 9 cm ergibt sich s je nach Bohrrichtung 

ein RQD-W Wert zwi- 

schen 0% % und 100% % und dies be ei ein und demselben 

Gebirge 

(Bild 3). 

Aus denn 

aufgelisteteen 

Einflussfaktoren 

ist erssichtlich, 

das ss der RQD-Wert 

nicht oobjektiv 

und daher für 

den Entwwurf 

nicht brrauchbar 

ist. Dieses Sysstem 

kann le ediglich für grobe g Beschreibungs- 

un nd Zonie- 

rungszwwecke 

heranggezogen 

werden 

und diees 

nur in Ko ombination mit m anderen Untersuchu ungserge 

bnissen oder Indexwwerten 

(z.B. Klufthäufigke 

K eit, Kerngewinn 

usw.). 

5 DDas 

Q-Syystem 

Das Q-SSystem 

wurde 

1974 von Barton, Lienn 

und Lunde in [5] vorges schlagen. Ess 

wurde auf der d Basis 

von Beoobachtungen 

aus 212 Tunnelbauwerkken 

in Skand dinavien entw wickelt. Der QQ-Faktor 

wir rd folgendermasssen 

definiert: 

Q R RQD 

 

 

 

 

 

 

J n 

wobei deer 

RQD-Werrt 

zwischen 0 und 100 beeträgt, 

Jn die e sogenannte e “joint set nuumber” 

ist (0 0.5 – 20), 

Jr die soogenannte 

“jjoint 

roughness 

numberr” 

bezeichnet 

(4 – 1), Ja a die sogenaannte 

“joint alteration 

number” ” ist (0.75 – 20), Jw der sogenannte 

s 

“joint water reduction fa actor” ist (1 – 0.05) und SRF den 

sogenannnten 

„stresss 

reduction fa actor“ darsteellt 

(2.5 – 400 0). Nach [5] stelle der ers rste Term (RQD/Jn) 

in 

Gl. 1 einn 

Mass für diee 

Blockgröss se dar. Mit deem 

zweiten Term T (Jr/Ja) soll s die Scheerfestigkeit 

der 

Trenn- 

flächen erfasst werdden. 

Der drit tte Term (Jw/ w/SRF) stehe e für die sogenannten 

„aaktiven 

Span nnungen“. 

Die sechhs 


der Gl. 1 werden w mehrhheitlich 

optisc ch abgeschä ätzt. 

Die masssgebende 

AAnwendung 

und u die Motivvation 

für die eses Klassifik kationssystem 

war die Auslegung A 

der Ausbbruchsicheruung 

aufgrund d eines Indexxwertes 

(eben 

des Q-Wertes) 

für die GGebirgsqualität. 

Hier- 

für wurde 

in einem ddoppellogarithmischen 

Diiagramm 

die sogenannte e äquivalentee 

Spannweite e De über 

den Q-WWert 

für verscchiedene 

Sic cherungssystteme 

darges stellt (Bild 4). Die äquivaleente 

Spannw weite ent- 

spricht dder 

effektiv voorliegenden 

grössten Hoohlraumabme 

essung (Spannweite 

oderr 

Höhe), abg gemindert 

durch einne 

Art Sicherheitsfaktor 

(genannt ( „exxcavation 

sup pport ratio“, ESR). Bild 4 entspricht dem d 1993 

aktualisieerten 

Diagraamm, 

das gemäss g [6] EErfahrungen 

und Beoba achtungen aaus 

1050 Tu unnelbauwerken 

bberücksichtigge. 

52 

Jr Ja Jw 

 

 

 

SRF 

, 

[Gl. 1]

Bild 4 PPermanente 

Sicherung in n Abhängigkkeit 

des Q-Wertes 

(nach [6]) [ 

Die Verwwendung 

dieeses 

Dimens sionierungsdiiagramms 

wird 

mit folgendem 

Beispiiel 

erläutert: Nehmen 

wir an, ddass 

der Q-WWert 

(Abszis sse) und die äquivalente Spannweite e De (linke OOrdinate) 

2 bz zw. 10 m 

betragenn. 

Der diesem 

Wertepaa ar entsprecheende 

Punkt (A im Bild 4) 4 liegt innerrhalb 

des Diagramm 

bereichss 

Nr. 5. Dies bedeutet, da ass der Ausbbautyp 

Nr. 5 zur Anwend dung kommeen 

sollte, welcher 

(ge- 

mäss Leegende 

unterrhalb 

des Dia agramms) aus 

Ankern und 

5 – 9 cm m faserbewehhrtem 

Spritzb betonbe- steht. DDer 

Ankerabsstand 

ist au us der oberren 

gepunkte eten Linie ( bezeichnet als “Bolt sp pacing in 

shotcreteed 

area“) in Abhängigkeit 

des Q-Werrtes 

abzulesen. 

Im konkr reten Beispieel 

beträgt er 1.7 – 2.1 

m. Die AAnkerlänge 

hhängt 

nur vo om De-Wert aab 

und ergib bt sich aus der d rechten OOrdinate 

(3 m im be- 

trachteteen 

Beispiel). 

Angesichhts 

der sehr einfachen Handhabung 

H 

des Dimens sionierungsd diagramms uund 

der eben nfallsein- fachen vvorangeganggenen 

Bestim mmung des QQ-Wertes 

ist t die Bestimm mung der Auusbruchsiche 

erung auf 

diese Arrt 

und Weise verlockend. Die durch ddas 

Dimensio onierungsdiagramm 

darggestellten 

Zus sammen- 

hänge erscheinen 

quualitativ 

plausibel. 

So solll 

beispielswe eise bei steig gender Quallität 

des Geb birges (Q- 

Wert) unnd 

gegebeneer 

Hohlraumg grösse (De-WWert) 

die Ausbruchsicherung 

leichterr 

ausfallen. Weiterhin W 

ist festzuustellen, 

dasss 

mit zuneh hmender Sppannweite 

lä ängere Anker 

erforderlichh 

sind. Einen 

Nutzen 

über diesse 

qualitativ korrekten, je edoch eigenttlich 

trivialen Aussagen hinaus h hat daas 

Dimension nierungs- 

diagramm 

allerdingss 

nicht, weil der empiriscche 

Gehalt der d dargeste ellten Zahlenn 

äusserst mager m ist. 

Dies wurrde 

in [28] annhand 

der Daten 

gezeigtt, 

die den quantitativen 

Angaben A betrreffend 

Anke erabstand 

im Fall oohne 

Spritzbbeton 

zugrun ndeliegen (ss. 

Angaben auf a der gest trichelten Linnie 

des Dimensionie 

rungsdiaagramms 

im Bild 4). Die e Punkte in Bild 5 stellen 

Wertepaare 

(Q, Ankkerabstand) 

ausaus- geführten 

Vortriebenn 

mit Systemankerung 

(ohne 

Spritzbe eton) gemäss s [6] dar. Diee 

Kurve in Bi ild 5 stellt 

die auf dder 

gestricheelten 

Linie de es Dimensionnierungsdiag 

gramms (Bild d 4) gemachtten 

Angaben n grafisch 

dar. Bessonders 

auffäällig 

ist die grosse 

Streuuung 

der Erge ebnisse. Für einen Q-Weert 

von beispielsweise 

20, was gemäss Q-SSystem 

einem 

"guten" GGebirge 

entsp pricht, variier rt der Ankeraabstand 

zwis schen 0.8 

und 6.5 m. Diese Baandbreite 

dec ckt praktischh 

den gesamten 

Tunnelbau 

ab – von sporadisch angeordneten 

Annkern 

bis zuur 

schweren Systemankeerung. 

Ferne er erkennt man m aus den Daten des Bildes 5, 

dass einne 

enge Systtemankerung 

g (1.0 m Ankkerabstand) 

bei b Q-Werten n zwischen 00.1 

und 50 eingesetzt 

e 

53

wurde, was gemäss Felsklassendefinitionen des Q-Systems (s. Legende oberhalb des Dimensionierungsdiagramms 

im Bild 4) eine enorme Bandbreite von Gebirgsqualitäten bedeutet ("extremely/very 

poor" - "very good"). 

Ähnliche Schlussfolgerungen kann man aufgrund der Auswertung der Fälle ziehen, in welchen Anker 

in Kombination mit Spritzbeton eingesetzt wurden (Bild 6). Die Streuung ist zwar etwas geringer als in 

den Fällen ohne Spritzbeton, aber weiterhin beachtlich. Für Q-Werte von beispielweise 1 – 10 ("fair – 

poor rock" nach Bild 4) beträgt der Ankerabstand 1 – 5 m. 

Ankerabstand [m] 

8 

7 

6 

5 

4 

3 

2 

1 

0 

0.001 0.01 0.1 1 

Rock mass quality Q [-] 

10 100 1000 

Bild 5 Ankerabstand in Abhängigkeit des Q-Wertes in Tunnelbereichen ohne Spritzbetonsicherung 

(Punkte aus [6], Kurve ergänzt durch [28] aufgrund der Angaben des Bildes 4 betreffend Ankerabstand 

für den Fall ohne Spritzbeton). 

Ankerabstand [m] 

5 

4 

3 

2 

1 

0 

0.001 0.01 0.1 1 10 100 1000 

Rock mass quality Q [-] 

Bild 6 Ankerabstand in Abhängigkeit des Q-Wertes in Tunnelbereichen mit Spritzbetonsicherung 

(Punkte aus [6], Kurve aufgrund der Angaben des Bildes 4 betreffend Ankerabstand für den Fall mit 

Spritzbeton). 

54

Die sehr grosse Streuung der Daten in Bild 5 und 6 zeigt, dass es den postulierten quantitativen Zusammenhang 

zwischen dem Q-Wert und der Auslegung der Ankerung nicht gibt. Die Autoren des Diagrammes 

hatten diese Streuung sehr wohl bemerkt. Anstatt jedoch die grundsätzliche Aussagekraft 

des Q-Wertes kritisch zu hinterfragen, haben sie die Ankerabstände, die von der postulierten Beziehung 

abwichen, als konservativ oder unsicher verworfen („There is a large spread in the data. Some 

of the points (upper left) represent cave-in’s or down fall of rock blocks. Some of the cases (lower 

right) obviously represent cases of over-support.“ [6]). 

Das sogenannte “Rock Mass Quality System für TBM“ [8] stellt eine Erweiterung des Q-Systems dar 

und nimmt insofern eine besondere Stellung innerhalb der Klassifikationssysteme ein, als dass es den 

Anspruch erhebt, mit dem sogenannten QTBM-Wert nicht nur die Penetration, sondern auch die Vortriebsleistung 

prognostizieren zu können. Die Komplexität des maschinellen Vortriebs (Lösen des Gebirges, 

verschleissbedingte Wartungsarbeiten, Sicherung, Blockierung der TBM, logistische Probleme) 

soll somit durch eine einzige Zahl erfassbar sein. Das QTBM-System erbt die oben erwähnten Probleme 

des Q-Systems und treibt alle seine willkürlichen Annahmen auf die Spitze. Für eine eingehendere 

Diskussion des Q- und des QTBM-Systems wird auf [28] verwiesen. 

6 Klassifikationssysteme zur Abschätzung der Gebirgspara- 

meter 

6.1 Allgemeines 

In der Felsmechanik wird zwischen dem (intakten) Gestein und dem Fels oder Gebirge (im Meter- bis 

Dekameterbereich) unterschieden. Fels stellt durch Trennflächen (Klüfte, Schichtungsebenen, Störungen) 

durchzogenes Festgestein dar. Die Trennflächen weisen in der Regel eine niedrige Scherfestigkeit 

auf und können infolge einer Laständerung senkrecht zu ihrer Ebene oder während des Abscherens 

schliessen oder öffnen. Der Fels hat deshalb im Allgemeinen eine niedrigere Festigkeit und 

eine höhere Verformbarkeit als das intakte Gestein. Man spricht von einem Massstabseffekt und 

bringt damit zum Ausdruck, dass die relevanten Felseigenschaften und das Verhalten des Felsens 

von der Grösse des betrachteten Volumens abhängig sind. 

Der Unterschied zwischen den mechanischen Gesteinseigenschaften und den Gebirgseigenschaften 

kann bautechnisch relevant sein. Für die Beurteilung vieler Fragestellungen sind die Eigenschaften 

des Gesteins (oder einer bestimmten Trennfläche im kleinen Massstab) massgebend. In diesen Fällen 

können die Materialkennwerte im Labor anhand von speziellen Versuchstechniken für Proben im Gesteinsmassstab 

oder für Trennflächen bestimmt werden [29 – 32]. Grossmassstäbliche Laborversuche 

[33] oder in-situ Versuche würden grössere Prüfvolumina erlauben. Sie sind allerdings mit erheblichem 

Aufwand verbunden und werden in der Regel nur für besondere Bauwerke (wie Talsperren) 

durchgeführt. In den allermeisten Fällen müssen die Gebirgsparameter aufgrund von Erfahrung, anhand 

der Analyse von Beobachtungen oder durch Hochskalierung abgeschätzt oder eingegrenzt werden. 

Die Beobachtungen können von älteren Bauwerken in ähnlicher Geologie stammen oder auch 

erst während des Vortriebs gemacht werden (z.B. Rückrechnung der Setzungen im städtischen Tunnelbau 

oder der Konvergenzen in einem tiefliegenden Tunnel). Mit Hochskalierung wird die Abschätzung 

der Materialparameter des Felsens aus den mechanischen und geometrischen Eigenschaften 

seiner konstituierender Elemente (Gestein, Trennflächen) auf der Grundlage der Technischen 

Mechanik verstanden - ein anspruchsvoller Weg, der in vielen Fällen auf grosse theoretische 

und praktische Schwierigkeiten stösst. Mangels in vielen Fällen zuverlässiger Erfahrungswerte oder 

verwertbarerer Beobachtungen und angesichts der Schwierigkeiten der Hochskalierung, sind die Gebirgsparameter 

oft mit grossen Unsicherheiten behaftet, welche wiederum Unsicherheiten beim Entwurf 

zur Folge haben können. 

55

Einige in der Literatur vorgeschlagene Methoden erheben den Anspruch, genügend zuverlässige Aussagen 

über die Gebirgsparameter auf der Basis von Indexwerten zu ermöglichen und somit den Ingenieur 

vom Umgang mit diesen Unsicherheiten beim Entwurf zu entlasten. So zum Beispiel schlagen 

[34] und [35] eine Formel zur Abschätzung des Gebirgs-E-Moduls anhand des RMR- bzw. Q-Wertes 

vor, während die Methode von [36] auf den RMi-Wert basiert. 

Im vorliegenden Beitrag fokussieren wir auf den “Geological Strength Index“ (GSI). Dieser wurde ursprünglich 

[37] zur Abschätzung der Parameter der Bruchbedingung nach Hoek-Brown [38] und später 

auch zur Ermittlung des E-Moduls [39] vorgeschlagen. Die Hoek-Brownsche Bruchbedingung wurde 

1980 für den Fels eingeführt [38] und ist im Laufe der Zeit mehrmals modifiziert bzw. erweitert worden. 

Die Entwicklung dieser Bruchbedingung und des GSI-Systems wird in [32] und [41] beschrieben. 

Wegen der engen Verbundenheit des GSI-Systems mit der Hoek-Brownschen Bruchbedingung wird 

zunächst letztere besprochen und der Mohr-Coulombschen Bruchbedingung gegenübergestellt (Abschnitt 

6.2). Anschliessend werden die postulierten Zusammenhänge zwischen dem GSI und den 

Festigkeitsparametern des Gebirges (Abschnitt 6.3) bzw. dem Gebirgs-E-Modul (Abschnitt 6.4) kritisch 

betrachtet. 

6.2 Über die Bruchbedingung 

Die in der Praxis gebräuchliche Mohr-Coulombsche Bruchbedingung basiert auf der Coulombschen 

Bruchhypothese. Letztere besagt, dass der Bruch infolge des Erreichens des inneren Scherwiderstandes 

entlang einer Schnittfläche durch das Material erfolgt. Im Bruchzustand hängt die Schubspannung 

τ linear von der Normalspannung σ des zugehörigen Schnittes ab: 

c tan , [Gl. 2] 

wobei die Materialkonstanten c und die Kohäsion bzw. den Winkel der inneren Reibung bezeichnen 

und aufgrund dieser Gleichung eine klare physikalische Bedeutung haben: Der Scherwiderstand besteht 

aus einem kohäsiven, normalspannungsunabhängigen Teil und einem reibungsbedingten, normalspannungsabhängigen 

Teil, der proportional zum Tangenswert des Reibungswinkels, d.h. zum 

Reibungsbeiwert, ist. 

Im Hauptspannungsdiagramm lässt sich die Mohr-Coulombsche Bruchbedingung durch eine Gerade 

darstellen: 

1 c K p 3 , [Gl. 3] 

wobei σ1 und σ3 die grösste und die kleinste Hauptspannung darstellen. Die einachsige Druckfestigkeit 

σc ist mit der Kohäsion und dem Reibungswinkel verknüpft, während die andere Konstante gleich mit 

dem passiven Erddruckbeiwert Kp ist und nur vom Reibungswinkel abhängt: 

c 2cos 

1 sin c, K 1 sin 

p . [Gl. 4] 

1 sin 

Im Gegensatz zur Bruchbedingung nach Mohr-Coulomb wurde die Hoek-Brownsche Bruchbedingung 

rein empirisch formuliert (d.h. nicht auf der Grundlage einer Bruchhypothese) und wird durch eine 

Kurve im Hauptspannungsdiagramm dargestellt. Für das intakte Gestein lautet sie [42]: 

 

1 3 ci mi 

 

56 

3 

ci 

 

1 

 

 

0.5 

, [Gl. 5]

wobei σci die einachsige Druckfestigkeit des intakten Gesteins ist, während mi eine Materialkonstante 

darstellt, die keine direkte physikalische Bedeutung hat, jedoch mit der (variablen) Steigung der (gekrümmten) 

Bruchbedingung zusammenhängt [42]. Diese Materialkonstante wird durch eine nichtlineare 

Regression bestimmt, wobei aufgrund der Nichtlinearität und der minimal notwendigen Redundanz 

hierfür vier Versuche erforderlich sind. Die Festigkeitsparameter der Bruchbedingung nach 

Mohr-Coulomb können hingegen anhand von drei Versuchen und einer einfachen linearen Regression 

ermittelt werden. 

Die Hoek-Brownsche Bruchbedingung wurde aufgrund der Versuchsergebnisse aus Einaxial-, Triaxialdruck- 

und Zugversuchen an 14 verschiedenen Gesteinsarten formuliert [42]. Stellvertretend werden 

hier die Versuche an Gabbro- und Sandsteinproben kurz kommentiert. Bild 7 zeigt die Ergebnisse 

im Hauptspannungsdiagramm, wobei die Hauptspannungen durch die einachsige Druckfestigkeit normiert 

wurden. Im untersuchten Spannungsbereich kann keine eindeutige Nichtlinearität beobachtet 

werden. Die Annahme einer gekrümmten Bruchbedingung ist entweder gänzlich unbegründet oder 

würde angesichts der grossen Streuung der gemessenen Wertepaare eine unverhältnismässige Verfeinerung 

darstellen. Der Zusammenhang zwischen den Hauptspannungen beim Bruch ist eher linear 

bzw. lässt sich genauso gut durch die Mohr-Coulombschen Bedingung beschreiben. Wie die Versuche 

von Mogi [43] zeigen (Bild 8), lässt sich eine Krümmung der Bruchbedingung nur dann erkennen, 

wenn man eine extrem grosse Bandbreite der kleinsten Hauptspannung heranzieht – eine 

Bandbreite, die sich weit über den praktisch relevanten Spannungsbereich erstreckt. (Man beachte, 

dass Seitendrücke von mehr als 50 – 100 MPa Überlagerungsdrucken von einigen Kilometern entsprechen 

und deshalb keine praktische Bedeutung haben.) Im praktisch relevanten Spannungsbereich 

lässt sich die Bruchbedingung durch eine Gerade ausreichend genau beschreiben. 

1 / c [-] 

3 

2.5 

2 

1.5 

1 

0.5 

0 

Gabbro trocken 

Gabbro gesättigt 

-0.05 0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 

3 / c [-] 

1 / c [-] 

Bild 7 Darstellung der Versuchsergebnisse von Brown im Hauptspannungsdiagramm [42]. 

5.5 

5 

4.5 

4 

3.5 

3 

2.5 

2 

1.5 

1 

0.5 

0 

0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 

57 

Sandstein 

3 / c [-]

Bild 8 EErgebnisse 

dder 

Triaxialve ersuche von Mogi [43]. 

Abschlieessend 

kann festgehalten n werden, daass 

die zusät tzliche Komp plexität und dder 

Aufwand zur Wie- 

dergabe einer gekrümmten 

Hüllk kurve weder physikalisch h gerechtfertigt 

sind nochh 

irgendwelc chenVor- teil bringgen. 

Gemässs 

dem Ockhamschen 

Prrinzip 

sollte man m nicht mehr m Annahmmen 

einführen 

als ab- 

solut erfforderlich 

[444]. 

Dementsp prechend steellt 

das einfa achstmöglich he Modell, dd.h. 

die linea areMohr- Coulombbschen 

Bruchbedingung, 

die beste WWahl 

dar. 

6.3 ZZur 

Abschätzung 

der Gebirgsfestig 

G 

gkeit nach dem d GSI-Sys stem 

Die urspprünglich 

für intakte Gest teine adoptieerte 

Gl. 5 wu urde in leicht t verallgemeiinerter 

Form auch für 

das Gebbirge 

vorgescchlagen. 

Gem mäss [38] lauutet 

sie: 

1 3 

ci m 3 

 

ci 

wobei deer 


m tiefere Werte W als derr 

entsprechende 


des intakkten 

Gesteins s (mi) annimmt, 

wwährend 

derr 

Parameter s je nach ZZerlegungsgr 

rad des Fels sens Werte zwischen 1 (intaktes 

Festgesttein) 

und 0 bbeträgt. 

Hoek k [40] sieht dden 

wesentlichen 

Beitrag g von [38] nicht 

in der Ei inführung 

der Gl. 6 sondern inn 

der Verbind dung dieser Gleichung zu z geologischen 

Beobacchtungen 

in der d Form 

des RMR-Wertes, 

wwomit 

die Be estimmung dder 

in der Gl l. 6 auftreten nden Gebirggsparameter 

m und s 

gemeint war. Motivieert 

durch die Vorstellung, , dass die Ho oek-Brownsc che Bruchbeedingung 

kein nen prak- 

tischen WWert 

haben würde, wenn 

die Gebirggsparameter 

nicht leicht bestimmt weerden 

könnten, 

sollte 

die Paraameterbestimmmung 

nicht t aufgrund vvon 

mechani ischen Prinz zipien, Feldvversuchen 

od der Feldmessunggen, 

sonderrn 

anhand von v einfacheen 

geologisc chen Feldbeo obachtungenn 

erfolgen [4 40]. Dies 

wurde ppraktisch 

durrch 

die Beha auptung umggesetzt, 

dass s ein quantit tativer Zusammmenhang 

zwischen 

dem RMMR-Wert 

und den Gebirgs sparametern m und s bes steht (Tabelle e 3 in [38]). 

58 

s 

0.5 

 

 

, 

[Gl. 6]

Dieser Zusammenhang wurde als empirisch bezeichnet, obwohl seine empirische Grundlage in Wirklichkeit 

nicht existent bzw. für Fels nicht aussagekräftig war: Beim Versuchsmaterial handelte es sich 

grösstenteils um Steinschüttungen (“rockfill“) aus verwittertem Andesit eines Tagbaus – eigentlich ein 

Lockergestein. Auch in der wissenschaftlichen Literatur der Periode zwischen der Einführung der 

Hoek-Brownschen Bruchbedingung und der Einführung des GSI-Systems [37] [45] sucht man vergeblich 

nach der empirischen Untermauerung der als empirisch bezeichneten Beziehung zwischen der 

Gebirgsparameter und dem RMR-Wert. 

Das GSI-System wurde rund 15 Jahre nach der Hoek-Brownschen Bruchbedingung eingeführt. Hoek 

[41] führt folgende zwei Gründe dafür auf. Zum einen sei es mit der Zeit immer offensichtlicher geworden, 

dass es schwierig sei, das RMR System zur Parameterabschätzung im Fall von Gebirge niedriger 

Qualität anzuwenden. Der andere Grund war ein nicht näher erläutertes Gefühl der Verfasser, 

dass man für die Bestimmung der Gebirgsparameter ein System brauche, welches mehr auf grundlegende 

geologische Beobachtungen basiere als auf Zahlen ("It had become increasingly obvious that 

Bieniawskis RMR is difficult to apply to very poor quality rock masses and also that the relationship 

between RMR and m and s is no longer linear in the severy low ranges. It was also felt that a system 

based more heavily on fundamental geological observations and less numbers was needed." [41]). 

Aus dem Literaturstudium geht klar hervor: Eine als "empirisch" bezeichnete Methode wird praktisch 

ohne jegliche empirische Untermauerung eingeführt, 15 Jahre lang ohne die geschuldete empirische 

Untermauerung verbreitet, dabei ein paar Mal – jedoch stets ohne dokumentierte empirische Evidenz 

– modifiziert und schliesslich mit dem Hinweis auf das Gefühl der Verfasser sowie auf „offensichtliche“ 

Probleme, die jedoch nie auf eine wissenschaftlich prüfbare Art und Weise dargestellt wurden, als unzutreffend 

zu Gunsten eines neuen Systems, des GSI-Systems, zurückgezogen. Letzteres soll weniger 

zahlenorientiert sein als das RMR-System [41], stelle aber gleichzeitig eine “real case of putting 

numbers to geology” dar [46]. 

Beim GSI-System wird der sogenannte Geological Strength Index (GSI) entsprechend der optischen 

Einschätzung des Gebirges anhand des Bildes 9 bestimmt. Abhängig von der Struktur des Felsens 

und der Beschaffenheit der Trennflächen (Spalten bzw. Zeilen im Bild 9) nimmt der GSI einen Wert 

zwischen 0 (praktisch wie rolliges Lockergestein) und 100 (intaktes Festgestein). Nach [37] [45] sind 

die Gebirgsparameter eine Funktion des auf diese Art und Weise definierten GSI und der Parametern 

mi und σci des intakten Gesteins, welche entweder aus Tabellen abgelesen oder mittels fünf Triaxialversuchen 

bestimmt werden können [47]: 


 

 

 

 

1 3 ci m 3 s 

 

ci 

 

 

 

s 

 

59 

 

, [Gl. 7] 

m m i e (GSI100)/28 , [Gl. 8] 

e (GSI 100)/9 , if GSI 25 

0, if GSI 25 

0.5, if GSI 25 

0.65 GSI / 200, if GSI 25 

[Gl. 9] 

[Gl. 10]

Bild 9 DDefinition 

dees 

GSI-Werte es auf der Baasis 

geologis scher Beobac chtungen nacch 

[41] 

Die emppirische 

Basiss 

dieser Glei ichungen wuurde 

weder bei b deren Ein nführung nocch 

bei späteren 

Arbei- 

ten von Hoek oder BBrown 

gelief fert. Daher mmüssen 

sie als a willkürlich h bezeichnett 

werden. Es s handelt 

sich um erdachte und 

nicht um nach n den üblichen 

wissen nschaftlichen n Standards überprüfte und u empi- 

risch funndierte 

Gleicchungen. 

Die e in [46] erwwähnten 

Erfa ahrungen un nd Rückrechhnungen, 

die e gemäss 

[46] die Basis für diee 

Formulierung 

der Gleicchungen 

7 bis 

10 waren, , sind absoluut 

bedeutung gslos, so- 

lange siee 

in der wisssenschaftlichen 

Literatur nicht dokumentiert 

werde en und sich ssomit 

einer kritischen k 

wissenscchaftlichen 

ÜÜberprüfung 

entziehen. DDie 

in der GS SI-Literatur als a Begründuung 

des GSI-Systems 

oft erwähnten 

mehrjäährigen 

Disk kussionen miit 

Geologen in der ganze en Welt (“[Thhe 

GSI] has been de- 

veloped over many yyears 

of disc cussions withh 

engineering g geologists with whom I have worke ed around 

the worldd.” 

[46]) sindd 

belanglos in n wissenschaaftlicher 

Hins sicht, weil Wissenschaft 

nnicht 

durch Plebiszite P 

substituiert 

werden kkann. 

Wie willkkürlich 

die Annnahme 

über 

die aufgundd 

des GSI er rrechneten gekrümmten 

g 

Bruchbeding gung sein 

kann, zeeigen 

exempplarisch 

die Untersuchunngen 

von Sz zymakowski & Haberfieldd 

[48]. Diese 

führten 

Experimente 

am soggenannten 

“ Johnstone“ ddurch 

– ein künstliches Modellmateerial 

für Wechsellage 

rungen aaus 

Schluffsttein, 

Sandste ein und Merggelstein. 

Obw wohl die Vers suchsergebnnisse 

(Einzelpunkte 

in 

Bild 10) die Annahmme 

einer linea aren Bruchbeedingung 

als s naheliegend 

erscheinenn 

lassen (ge estrichelte 

Linien inn 

Bild 10), wwird 

eine gekrümmte 

Fesstigkeitsbezie 

ehung mit all ler Gewalt uund 

gegen je eden Vernunft 

hinneingedacht 

(dicke, durch hgezogene LLinien 

in Bild 10). 

60

Bild 10 Ergebnissee 

aus Druckv versuchen aan 

Prüfkörpe ern aus “Johnstone“ 

(Einnzelpunkte, 

aus a [48]), 

Hoek-Brrownsche 

Beedingung 

für verschiedenne 

GSI-Werte e (durchzoge ene Kurven, aus [48]) un nd gerad- 

linige Bruchbedingunng 

(gestriche elte Geraden, 

hier hinzug gefügt) 

In der leetzten 

Versioon 

der Hoek-Brownschenn 

Bruchbedin ngung (der sogenannten 

«2002 Edition» 

[49]) 

wird ein neuer Parammeter 

(“Distu urbance factoor“ 

D) eingefü ührt. Dieser Parameter D soll die Stö örung des 

Gebirgess 

infolge Spprengung 

oder 

Spannunggsumlagerun 

ng beim Tun nnelausbruchh 

erfassen. Er ist dimensionnslos 

und nimmmt 

Werte zwischen z 0 (sehr schonendes 

Spren ngen oder mmaschineller 

Vortrieb) 

und 1 (ssehr 

schlechttes 

Sprengen) 

an [49]. DDie 

revidierte en empirischen 

Gleichunngen 

zur Bes stimmung 

der Gebirgsparameteer 

enthalten den Störunggsfaktor 

D als s unabhängig gen Eingabeeparameter 

zusätzlich z 

zum GSI. 

Hoek et al. 

[49] gaben allerdings keeine 

Definitio on bzw. Mess svorschrift füür 

diesen Fak ktor an. 

Beim Stöörungsfaktorr 

handelt es sich nicht einnfach 

um ein ne nicht gem messene, sonndern 

um ein ne grundsätzlich 

nicht bestimmmbare 

Grös sse. Folglich ist jegliche empirische e Korrelation K mmit 

diesem Faktor F un- 

möglich. Es ist daherr 

unmöglich, dass die in [49] eingefüh hrten Beziehungen 

empirrisch 

sind. Es 

handelt 

sich um erdachte Beeziehungen. 

Da sie eine nicht bestim mmbare Grös sse beinhalteen, 

entziehen n sie sich 

einer wiissenschaftlicchen 

Überprüfung 

und sind deshalb 

grundsätz zlich unwisssenschaftlich. 

Im Ab- 

schnitt 66.4 

wird unteer 

anderem erläutert, e dasss 

der Störu ungsfaktor nichts 

anderees 

als ein Artefakt 

ist, 

welches erfunden wuurde, 

um die grosse Streuung 

der Da aten zu erklären. 

6.4 ZZur 

Abschätzung 

des Gebirgs-E-m 

G moduls aufgr rund des GS SI 

Die in deer 

GSI-Literaatur 

postulier rten Beziehuungen 

zwisch hen dem Gebirgs-E-Moddul 

und dem GSI wei- 

sen ähnliche 

Probleme 

auf wie die Bestimmmung 

der Ge ebirgsfestigkeit, 

und zwaar 

eine schw wache bis 

nicht-exiistente 

empirrische 

Unterm mauerung soowie 

willkürliche 

Annahm men. 

Der erstee 

Vorschlag wurde 1997 7 von Hoek uund 

Brown gemacht g [47] , die eine früühere 

Bezieh hung von 

Serafim und Pereiraa 

[34] mit fo olgenden Moodifikationen 

übernomme en haben: ZZum 

einen wurde w der 

RMR-Weert 

durch den 

GSI ersetz zt und zum aanderen 

wur rde die Gleic chung von [334] 

durch ein nen Term 

erweitertt, 

der die einachsige 

Druckfestigkeit 

ddes 

Gesteins s enthält: 

EmGPa G min 

1, 

 

ci MP 

Pa 

100 

 

10 

 

(GSI 10)/40 

. 

Mit der zzweiten 

Modifikation 

wollte 

man eigentlich 

den E-Modul 

des intakten 

Gessteins 

berück ksichtigen 

und hat dabei die Annnahme 

getro offen, dass ffestere 

Geste eine auch ste eifer seien. EEs 

ist auffalle end, dass 

die Autooren 

die praktische 

Anw wendung der r Gleichung 11 anhand von zahlreicchen 

Beispie elen über 

61 

[Gl. 11]

mehreree 

Seiten veraanschaulicht 

haben, jedooch 

nicht ge ezeigt haben n, aufgrund wwelcher 

Dat ten diese 

Beziehung 

formuliertt 

wurde. Es wird lediglicch 

auf (nicht näher besch hriebene) Prrobleme 

der Methode 

von Seraafim 

und Peereira 

[34] in Gebirge schhlechter 

Qua alität sowie auf a eigene ( (ebenfalls nic cht doku- 

mentiertee) 

Beobachtungen 

und Rückrechnun 

R ngen hingewi iesen. 

Fünf Jahhre 

später haaben 

Hoek u.a. u [49] die Gleichung 11 1 um einen n Term erweeitert, 

der die e Störung 

des Gebbirges 

erfasseen 

soll: 

wobei D den im letztten 

Abschnit tt erwähnten Störungsfak ktor D darste ellt. Wie bei HHoek 

und Br rown [47] 

sucht maan 

auch bei Hoek [49] vergeblich v naach 

der Date enbasis, die der postulieerten 

empirischen 

Ab- 

hängigkeeit 

des Gebirrgs-E-Moduls 

s vom GSI-WWert 

und von n der Festigk keit des intakkten 

Gesteins s (σci) zugrunde 

liegt. 

Über einne 

sehr umfaangreiche 

Datenbasis 

wwurde 

aber drei d Jahre sp päter durch HHoek 

und Diederichs D 

[39] beriichtet. 

Sie besteht 

aus den d Ergebnisssen 

einer Vielzahl V von Feldversuchhen 

(423 Lastplatten- 

und 53 Druckkissennversuche), 

die d an verscchiedenen 

Gesteinen G in der Volksreepublik 

Chin na und in 

Taiwan durchgeführtt 

wurden (26 60 an Sedimmentgesteine 

en, 179 an Magmatiten 

M und 55 an metamor- m 

phen Geesteinen). 

Biild 

11 stellt die d Gebirgs-E-Moduli 

üb ber die GSI-W Werte gemääss 

[39] dar. Die pra- 

ktische RRelevanz 

dees 

Datensatz zes von Bild 11 ist für den d Tunnelba au äusserst beschränkt, weil der 

grösste Bereich des Diagramms Gebirgs-E-MModuli 

betrif fft, die in den n allermeisteen 

Fällen des s Tunnel- 

baus abssolut 

unprobblematisch 

sind 

und daheer 

auch nicht t abgeschätz zt werden müüssen. 

Praktisch 

rele- 

vant ist dder 

Bereich bis ca. 5 GP Pa. Der Masssstab 

des Bildes B 11 erla aubt keine AAussage 

darüber, 

wie 

viele Dattenpunkte 

in diesen Bere eich fallen. 

Bild 11 

Gemessene 

Gebirgs-E-Moduli 

überr 

die angeno ommenen GS SI-Werte [39] ] 

Gemässs 

[39] enthieltt 

die erwähn nte Datenbannk 

Angaben nicht nur zur r Lithologie uund 

zu den gemesse- g 

nen Gebbirgs-E-Moduuli 

Em, sonde ern auch zur einachsigen Druckfestigk keit des intakkten 

Gestein ns (σci) an 

jeder Meessstelle. 

Foolglich 

stande en alle Dateen 

zur Verfüg gung, die no otwendig gewwesen 

wären n, um die 

früher poostulierten 

GGl. 

11 und Gl. 

12 zu überrprüfen 

(letzt tere allerding gs nur bis auuf 

den messt technisch 

nicht erffassbaren 

Sttörungsfaktor 

D). Statt aaber 

diese Gleichungen G 

zu z überprüfeen 

(was gute e wissen- 

schaftliche 

Praxis wääre), 

hat man n sie stillschwweigend 

verw worfen und gleich g zwei nneue 

empiris scheGleichungenn vorgeschlaggen. 

62 

 

EmGPa 1D /2mmin 

1, 

ci c 

 

 

MPa 

1 

100 

0 (GSI10)/40 

, 

[Gl. 12]

Die erste Gleichung, die sogenannte "Simplified Hoek and Diederichs equation" [39], lautet: 

EmGPa1D /2100 

1 e 

63 

(7525 DGSI )/11 1 

. [Gl. 13] 

Bei der Aufstellung dieser Gleichung wurde keine Unterscheidung bezüglich Gesteinsart bzw. Gesteinseigenschaften 

vorgenommen. Mangels Gesteinsunterscheidung bedeutet diese Beziehung, 

dass bei gleichem GSI-Wert und Störungsfaktor ein Tonstein oder ein Sandstein die gleiche Steifigkeit 

haben sollen wie ein Granit oder Basalt. Für ungestörtes und massiges Gebirge (D = 0, GSI = 100) liefert 

diese Formel ein Gebirgs-E-Modul von rund 90 GPa und zwar unabhängig davon, ob es sich um 

Tonmergel, Kalkstein oder Basalt handelt. Angesichts dieser realitätsfremden Aussage erübrigt sich 

eine detailliertere Diskussion. 

Die zweite vorgeschlagene empirische Gleichung drückt der Gebirgs-E-Modul Em als Funktion des E- 

Moduls des intakten Gesteins Ei, des GSI und des Störungsfaktors D aus: 

(6015 DGSI )/11 1 

 

Em Ei 0.02 1D /2 

1 e 

. [Gl. 14] 

Diese Gleichung enthält jetzt der Gesteins-E-Modul als zusätzlichen Parameter, wodurch der oben 

erwähnte Konstruktionsfehler der vereinfachten Gleichung 13 qualitativ behoben wird. Der additive 

Term 0.02 Ei wurde eingeführt, um die Steifigkeit des Lockergesteins (völlig zerbrochenes Materials, 

GSI = 0) zu berücksichtigen. Die Annahme, dass die Steifigkeit des Bodens einem bestimmten Prozentsatz 

der Steifigkeit der Körner gleich ist, widerspricht den Grundlagen der Bodenmechanik. 

Der Datensatz gemäss Bild 11 weist eine grosse Streuung auf. Wie in [39] richtig bemerkt wurde, ist 

diese Streuung zum Teil durch die verschiedenen Gesteinsarten bedingt, die selbst in intaktem Zustand 

(d.h. beim gleichen GSI-Wert von 100) unterschiedlichen Steifigkeiten haben. Die Streuung 

blieb aber gross selbst nach der Berücksichtigung der Gesteins-E-Moduli (erster Term in Gl. 14). Wie 

ist man mit dieser Streuung umgegangen? Anstatt die grundsätzliche Annahme einer Abhängigkeit 

vom GSI-Wert kritisch zu hinterfragen, hat man die gesuchte empirische Beziehung durch Terme ergänzt, 

die einen nicht messbaren Parameter, den Störungsfaktor D, enthalten. Diese Gleichungsterme 

wurden so gewählt, dass die Anwendung der Gl. 14 für D = 0 und D = 1 die obere und untere Umhüllende 

des Datensatzes ergibt. Die Form der Funktion und die Koeffizienten ruhen also weder auf physikalischen 

Überlegungen, noch auf empirischen Daten. Es handelt sich um eine rein erdachte, willkürliche 

Formel, die lediglich die zwei Grenzkurven des Datensatzes beschreibt. 

7 Schluss 

Klassifikationen und Klassifikationssysteme sind unentbehrlich für die Kommunikation, die Ordnung 

und die übersichtliche Darstellung der geologischen und geotechnischen Gegebenheiten. Dies allerdings 

unter der Voraussetzung, dass sie jene Merkmale und Eigenschaften zum Gegenstand haben, 

die für die Beantwortung konkreter Fragestellungen der Planung signifikant sind. Die SIA 199 [50] enthält 

genügende gute Beispiele hierzu. Klassifikationen aufgrund von Indexwerten, die sich aus der 

Addition oder Multiplikation verschiedener physikalischer Parameter oder gar Bewertungen (“ratings”) 

ergeben, erfüllen diese Bedingungen nicht. Das Gebirge kann schon deswegen nicht durch einen einzigen 

Indexwert erfasst werden, weil je nach Fragestellung oder Gefährdungsbild andere Gebirgsparameter 

signifikant sind. Indexwerte wie RMR oder Q dürfen somit in geologisch-geotechnischen 

Berichten nicht vorkommen. 

In allen Fällen, in welchen die massgebenden physikalischen Prozesse noch nicht soweit verstanden 

sind, dass eine zuverlässige physikalisch-mathematische Beschreibung möglich ist, stellt Erfahrung 

(eventuell aber nicht unbedingt formal als empirische Methode kodiert) die einzige Basis für Abschätzungen 

und Entscheidungen bei der Planung oder Kalkulation dar. Dies trifft zum Beispiel für Fragen

des Verschleisses von Werkzeugen oder des mechanischen Lösens des Gebirges zu. Empirie kann 

selbst dann einen wichtigen Entscheidungspfeiler darstellen, wenn die Physik eines Problems gut verstanden 

und modellmässig auf der Grundlage der Angewandten Mechanik erfassbar ist. Dies ist dann 

der Fall, wenn die Unsicherheiten der Modellbildung so gross sind, dass die theoretischen Prognosen 

nicht genügend zuverlässig sind. Gegen ein empirisches Vorgehen ist in allen diesen Fällen nichts 

einzuwenden, solange die empirische Basis solide ist und in einer Ausführlichkeit vorliegt, die eine kritische 

Überprüfung der Güte der empirischen Aussagen und der Übertragbarkeit des “Erfahrenen” auf 

die konkrete bautechnische Situation ermöglicht. Die bekannten, auf dem RMR- oder dem Q-Wert basierenden 

empirischen Methoden zur Festlegung der Ausbruchsicherung sind gänzlich zu verwerfen, 

weil sie diese Voraussetzungen nicht erfüllen. 

Im gesamten Bauingenieurwesen beginnen Entwurf und Konstruktion mit der Identifikation von Problemen 

der Tragsicherheit oder Gebrauchstauglichkeit, schreiten mit deren Beurteilung fort und enden 

mit der Evaluation und der Auswahl von allfällig erforderlichen Massnahmen. Das RMR- und das Q- 

System verlassen diese bewährte Vorgehensweise, indem sie Aussagen über die Sicherung machen, 

bevor das eigentliche Problem artikuliert wird. 

Wissenschaftlich nicht haltbar sind die verschiedentlich vorgeschlagenen Beziehungen zwischen Indexwerten 

und dem Gebirgs-E-Modul oder den Festigkeitsparametern der sogenannten empirischen 

Hoek-Brownschen Bruchbedingung. Letztere ist weder genauer, noch einfacher als die in der Geotechnik 

etablierte Mohr-Coulombsche Bruchbedingung. Die angeblich empirische Basis der postulierten 

Beziehungen zwischen den Gebirgsparametern und dem GSI wurde nie veröffentlicht. Somit entziehen 

sich diese Beziehungen einer wissenschaftlichen Prüfung. Letztere kann nicht durch die “Diskussionen 

mit Ingenieurgeologen in der ganzen Welt” substituiert werden, die in der GSI-Literatur als 

Richtigkeitsbeweis des GSI-Systems erwähnt werden [46, 51, 52]. Entgegen den Behauptungen in 

[53] reduziert das GSI-System die Unsicherheit im Tunnelbau nicht, sondern täuscht eine nichtexistente 

grössere Sicherheit und Zuverlässigkeit vor. Mangelndes Bewusstsein der inhärenten Unsicherheiten 

ist hingegen für den Erfolg eines Untertagbauprojektes gar gefährlich. 

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Autoren: 

Erich Pimentel 

Dr.-Ing. 

Georgios Anagnostou 

Prof. Dr. sc. techn. 

Institut für Geotechnik 

ETH Zürich 

Postfach 133 

8093 Zürich 

67





Kennwerte weicher Böden für 

geotechnische Verformungsprognosen 

Dipl.-Ing. Laurent Pitteloud 

Dr.-Ing. Jörg Meier 

69

Kennwerte weicher Böden für geotechnische 

Verformungsprognosen 

1. Motivation 

Vorangetrieben von der zunehmenden Komplexität geotechnischer Aufgabenstellungen werden in der 

Praxis verstärkt numerische Verfahren wie die Finite-Elemente-Methode (FEM) eingesetzt. Gleichzeitig 

ergibt sich jedoch bei dem Einsatz dieser Werkzeuge der Bedarf an Werten für die 

verschiedenen Modellparameter. Die Festlegung dieser Modellparameter erfolgt oft aufgrund von 

Erfahrungen in vergleichbaren Baugrundverhältnissen. Dass dieser Schritt nicht trivial ist, hat nicht 

zuletzt der Workshop zur Verformungsprognose für tiefe Baugruben der DGGT ([18]) gezeigt, in dem 

die Ergebnisse einer an 14 anerkannte europäische Büros verteilten Aufgabe analysiert wurden. Die 

dabei mit FEM zu erstellende Verformungsprognose behandelte zwar immer dasselbe Beispiel einer 

dreifach rückverankerten Baugrube. Die Ergebnisse schwankten jedoch untereinander in einem nicht 

erwarteten Mass (z. B. horizontale Verformungen des Baugrubenabschlusses zwischen wenigen 

Millimetern und 20 cm). Ein Grund hierfür lag in der unterschiedlichen Festlegung der bodenmechanischen 

Eingangsparameter. 

In diesem Kontext soll der vorliegende Beitrag Strategien zur Wahl von Kennwerten für geotechnische 

Verformungsberechnungen aufzeigen. Besonderer Schwerpunkt wird hierbei auf eine Technik gelegt, 

die eine "automatisierte" Parameterrückrechnung (back analysis) ohne Modifikation der zugrunde 

liegenden geotechnischen Modellierung ermöglicht. An drei Beispielen aus der Praxis wird dargelegt, 

mit welchen Strategien Kennwerte für Verformungsberechnungen eingesetzt wurden. 

2. Rückrechnung von Parametern numerischer Modelle 

Geotechnische Problemstellungen zeichnen sich insbesondere bei schwierigen Baugrundverhältnissen 

durch eine hochgradig komplexe und nichtlineare Systemantwort ab. Ein numerisches 

Modell muss diese Charakteristika widerspiegeln, um eine ausreichend gute Annäherung an die Natur 

zur Verfügung stellen zu können. Hierfür sind u. a. entsprechend hochwertige Materialmodelle 

notwendig, die häufig eine Vielzahl von teils schwer zu bestimmenden Kennwerten benötigen. 

Weiterhin sind auch geometrische Eigenschaften, initiale Zustände und Randbedingungen festzulegen. 

Diesen Grössen sollte ein möglichst realistischer Wert zugewiesen werden, da die Korrektheit 

und Genauigkeit der Eingangsparameter die Realitätsnähe und Zuverlässigkeit der Berechnungsergebnisse 

signifikant bestimmt. 

Neben den Möglichkeiten des Rückgriffs auf Erfahrungswerte oder einer direkten Bestimmung im 

Gelände bzw. im Labor bietet sich hier die inverse Bestimmung der relevanten Modellparameter auf 

der Basis von Messwerten an. Grundidee dieser Rückrechnung von Modellkennwerten ist, dass die 

benötigten Parameterwerte dann treffend gewählt sind, wenn bei gleichen Aktionen bzw. Beanspruchungen 

in der Natur wie auch im numerischen Modell möglichst identische Systemantworten 

eintreten. 

Die im Rahmen dieses Beitrags verwendete Technik nutzt den direkten Ansatz der Parameterrückrechnung, 

für den das numerische Modell ("Vorwärtsrechnung") unverändert als "black box" 

behandelt wird und eine iterative Suche nach günstigen Parametersätzen erfolgt. 

Anwendungen der Rückrechnung bzw. Identifizierung von Modellparametern ("back analysis") in der 

Geotechnik werden beispielsweise durch [9] bzw. [7] (synthetisches und reales Beispiel einer 

Tunnelauffahrung), [10] (synthetisches Beispiel eines Tunnelvortriebs und Auffahrung einer Kaverne in 

den Spanischen Pyrenäen), [6] (Sanierung von Grundwassersystemen), [11] (inverse Behandlung von 

Pressuremetermessungen und Baugrubenaushub auf der Basis von FEM-Simulationen), [5] (inverse 

Bestimmung von Parametern visko-elastischer Modelle für Fels), [3] (Bestimmung des minimalen 

parametrischen Abstandes zum Grenzzustand in Form des Sicherheitsindex nach Hasofer und Lind 

für ein Streifenfundament), [16] (mehrphasiger Baugrubenaushub und Entsättigung einer Sandsäule) 

und [12] (Modellierung und Parameteridentifikation einer Hangrutschung in den italienischen Alpen) 

beschrieben. 

Alle Autoren stimmen darin überein, dass für den Fall der Existenz einer "geeigneten" Vorwärtsrechnung 

Optimierungsstrategien erfolgreich für das Fachgebiet der Geotechnik genutzt werden 

können; siehe zusätzlich auch [1] und [2]. "Geeignete" Vorwärtsrechnung heisst an dieser Stelle, dass 

71

das numerische Modell bezüglich der realistischen Abbildung der vorliegenden physikalischen 

Phänomene validiert wurde. 

Grundlage für die inverse Parameterbestimmung ist die objektive und reproduzierbare Bewertung 

einer auf einem Parametersatz basierenden Vorwärtsrechnung in Bezug auf einen vorgegebenen Satz 

von Referenzwerten. Häufig wird die Berechnung des Zielfunktionswertes in Anlehnung an die 

Methode der kleinsten Quadrate für mehrere Zeitserien wie folgt definiert: 

g 

1 

f ( x) 

wjfj( x) 

 

(1) 

g 

mit: 

 

j1 

1 

f j ( x) 

 

m 

m j 

 

j h1 

calc meas 2 

wh, j yh, j ( x) 

yh, 

j 

In den oben genannten Gleichungen (1) und (2) bezeichnet x den (zunächst unbekannten) 

Parametervektor mit den Steuergrössen der Vorwärtsrechnung, y calc bzw. y meas die aktuell berechnete 

Systemantwort für x bzw. die Messdaten und wj positive Wichtungsfaktoren bzw. –funktionen, die 

entsprechend den Messfehlern von f′j(x) vorzugeben sind. Durch die Gewichte wj können die unterschiedlichen 

Reihen j auf den gleichen Wertebereich und die gleiche Einheit gebracht werden. 

Beispielsweise ist eine Reihe mit hoher Genauigkeit mit einem höheren Wichtungsfaktor im Vergleich 

zu einer Reihe mit höheren Messungenauigkeiten zu beaufschlagen. Analog sind die Wichtungsfaktoren 

wh,j innerhalb von Datenreihen nutzbar. Die Zahlenwerte der Gewichtungsfaktoren müssen 

auf der Basis von Ingenieurerfahrung unter Beachtung der jeweiligen Optimierungsaufgabe festgelegt 

werden. Eine Kernvoraussetzung für inverse Parameterbestimmungen und somit auch für die hier 

vorgestellte Strategie ist die Einhaltung des Vergleichbarkeitsgrundsatzes zwischen Referenzdaten 

und Ergebnissen der Vorwärtsrechnungen. 

Mit dem zuvor gegebenen Ansatz der Zielfunktion kann nun die Aufgabe der Parameterrückrechnung 

in eine Extremwertbestimmungsaufgabe transformiert werden. Je nach Definition der Zielfunktion ist 

eine optimale Übereinstimmung zwischen Referenzdaten und aktuellem Simulationsresultat erreicht, 

wenn der Zielfunktionswert minimal bzw. maximal wird - und somit die Abweichung zwischen diesen 

beiden Datensätzen am geringsten ist. Da aus mathematischer Sicht durch Vorzeichenwechsel eine 

Maximierungs- in eine Minimierungsaufgabe überführt werden kann, wird im Folgenden immer von 

einer Minimierungsaufgabe ausgegangen. 

Eine Vorstellung oder Diskussion der verschiedenen in der Literatur verfügbaren Optimierungsalgorithmen 

ist im Rahmen dieses Beitrags nicht möglich. Der interessierte Leser sei an dieser Stelle 

auf die entsprechende Literatur verwiesen (z. B. [13]). Für die folgenden Beispiele wurde der von 

Eberhard und Kennedy entwickelte Partikel-Schwarm-Optimierer (PSO) verwendet. Dieses 

populationsbasierte Optimierungsverfahren leitet die Grundprinzipien seiner Arbeitsweise hauptsächlich 

aus den Verhaltensstrategien der belebten Natur ab. Die grundlegende Arbeitsweise des 

PSO kann als Nachbildung eines Schwarms mit einer endlichen Anzahl von punktförmigen und 

kollisionsfreien Individuen (Partikeln) aufgefasst werden, die sich innerhalb des durch die n Parameter 

aufgespannten n-dimensionalen Parameterraums bewegen. Durch eine Kommunikation zwischen den 

Partikeln findet eine indirekte Bestimmung der Richtung der Suche statt. Somit kann dieser 

Algorithmus auf eine explizite Bestimmung des Gradienten verzichten. Entsprechend ist dieses 

Verfahren als sehr robust, performant und unanfällig gegenüber kleineren Störungen in der Verteilung 

der Zielfunktionswerte im Parameterraum (Zielfunktionstopologie) einzustufen. Eine detaillierte 

Beschreibung des Partikel-Schwarm-Optimierers und seiner Eigenschaften kann der Literatur 

entnommen werden (z. B. [4], [8], [13]). 

3. Praxisbeispiele 

In diesem Kapitel wird an drei Beispielen aus der Praxis dargelegt, mit welchen Strategien Kennwerte 

für Verformungsberechnungen gewählt wurden. Hierbei werden bewusst drei sehr unterschiedliche 

geotechnische Aufgabenstellungen gewählt, die sowohl den stark urbanisierten als auch völlig naturbelassenen 

Bereich abdecken. 

72 

(2)

3.1 Baugrube Hochhaus Gallileo 

3.1.1 Projektbeschreibung 

Das Hochhaus Gallileo der Dresdner Bank AG wurde in den Jahren 1999 bis 2002 im Bahnhofsviertel 

der Stadt Frankfurt am Main errichtet. Das 136 m hohe und auf einer kombinierten Pfahl- 

Plattenfundation (KPP) fundierte Bauwerk bietet seit seiner Fertigstellung Arbeitsplätze für 1'600 Mitarbeiter. 

Der Baugrund besteht aus einer ca. 8 m mächtigen Deckschicht mit oberflächennahen Auffüllungen 

und darunter liegenden quartären Kiessanden. Unterhalb der Deckschicht folgt die unter dem Begriff 

'Frankfurter Ton' zusammengefasste tertiäre Wechsellagerung aus ausgeprägt plastischen Tonen mit 

eingelagerten, bis zu mehreren Metern mächtigen Kalksteinbänken sowie Hydrobiensanden. Unterhalb 

des zwischen 39 m und 45 m mächtigen Frankfurter Tons folgen die Inflatenschichten, die im 

Wesentlichen aus Kalkstein mit unterschiedlichen Verwitterungsgraden, aber auch aus Kalksanden 

und Tonen bestehen. 

Das Grundwasser steht im Baufeld in einer Tiefe von ca. 6 m unter OKT an. Für die Baumassnahme 

sind zwei relevante Aquifersysteme, die quartären Schichten sowie die tertiären Kalksteinbänke und 

Hydrobiensandlagen, zu unterscheiden. Sofern keine direkte Beeinflussung der Grundwasserströmung 

in den Aquiferen stattfindet, unterscheiden sich die Spiegelhöhe des freien Grundwasserspiegels 

im Quartär und die Druckhöhen des gespannten Grundwassers in den tertiären Grundwasserleitern 

nur um wenige Dezimeter. 

Zur Herstellung der drei Untergeschosse und der bis zu 3.5 m dicken Bodenplatte des Hochhauses 

Gallileo war eine Baugrubentiefe von bis zu 18.1 m erforderlich. Um den Einfluss auf die teilweise verformungsempfindlichen 

Nachbarbauwerke zu reduzieren, musste ein verformungsarmer Baugrubenabschluss 

gewählt werden. Zur Erfüllung dieser Anforderungen wurde eine überschnittene Bohrpfahlwand 

mit einem Pfahldurchmesser d = 0.9 m bei vierlagiger Rückverankerung gewählt. Weitere 

Angaben zum Baugruben- und Wasserhaltungskonzept, insbesondere zur Grundwasserentspannung 

mittels Lanzen, sind in [19] und [15] enthalten. 

3.1.2 Verformungsprognose Baugrubenabschluss 

Vor dem Hintergrund der verformungsempfindlichen Nachbarbebauung und der damit erforderlichen 

Verformungsbegrenzung wurden die üblichen verbaustatischen Nachweise durch numerische Verformungsberechnungen 

ergänzt. Ziel dieser Berechnungen war zum Einen die rechnerische Überprüfung 

des geplanten Verbausystems im Hinblick auf die zuzulassenden Verformungen. Zusätzlich wurden 

die prognostizierten Werte als Bewertungsgrundlage für die bauzeitlich gemessenen Verschiebungen 

des Verbaus und der Nachbarbebauung benötigt. 

Die Verformungsprognosen erfolgten an zwei ausgewählten Verbauabschnitten auf Grundlage von 

zweidimensionalen Finite-Elemente-Modellen in den Bereichen einer vierlagigen (strassenseitiger 

Verbau) und einer dreilagigen Rückverankerung (Grenzseite zur Nachbarbebauung). Das verwendete 

Programmsystem Plaxis ermöglichte eine getrennte Simulation der Bauzustände (Aushub, Ankerherstellung 

etc.) unter Berücksichtigung der hydraulischen Wirkung der Grundwasserentspannung. Der 

Baugrund wurde als geschichtetes, elastoplastisches Medium mit den in Plaxis implementierten Stoffgesetzen 

"Hardenig Soil Model" bzw. "Mohr-Coulomb Modell" abgebildet. Um die zeitlichen Abhängigkeiten 

des Verformungs- bzw. Bruchverhaltens des konsolidierungsfähigen Baugrundes zu untersuchen, 

wurden im Hinblick auf die Scherparameter des Frankfurter Tons zwei Grenzfälle betrachtet: 

Anfangsscherfestigkeit cu = 100 kN/m² 

dränierte (End-)Scherfestigkeit ‘ = 20°, c‘ = 20 kN/m² 

Die Verformungsparameter wurden zum einen auf der Grundlage von manuellen Rückrechnungen von 

tiefen Baugruben in der Nähe des Bauvorhabens gewonnen. Zum anderen konnte der für den Frankfurter 

Ton mehrfach belegte Ansatz eines mit der Tiefe linear zunehmenden Verformungsmoduls 

ME = 7 (1 + 0.35 · z) in die Parameterwahl einfliessen. 

Die in beiden Berechnungsschnitten ermittelten maximalen Horizontalverschiebungen des Verbaus 

betrugen zwischen 1 cm und 3 cm. Erwartungsgemäss führte der Ansatz der Anfangsscherfestigkeit 

zu geringfügig kleineren Verschiebungen als der Ansatz der dränierten Scherparameter. Wegen der 

insgesamt geringen Verformungen, die nach den rechnerischen Prognosen zu erwarten waren, wurde 

entschieden, dass das geplante Verbausystem die Verformungsanforderungen ohne weitere Zusatzmassnahmen 

bzw. Modifikationen (z. B. Verlängerung der Einbindetiefe) erfüllen kann. 

73

Bild 1: 

3.1.3 MMessergebnnisse 

Versch hiebungen ddes 

Verbaus s 

Die Versschiebungenn 

des Verbau us wurden mmit 

Hilfe von n fünf Vertika alinklinometeern 

gemesse en, die in 

den bewwehrten 

Verbbaupfählen 

in nstalliert wareen. 

Da gene erell nicht auszuschliesseen 

war, dass s der Ver- 

bau sichh 

auch im Pffahlfussbereich 

verschiebben 

wird, wu urden die Ink klinometermeessungen 

du urchgeo- dätischee 

Höhe- undd 

Lagemessungen 

ergännzt. 

In Bild 2 sind die Ergebnisse der Versch hiebungs 

messunggen 

exemplaarisch 

für den n Endaushubbszustand 

au ufgetragen. 

Bild 2: 

Situaation 

Baugr rube im städdtischen 

Um mfeld 

(miit 

Inklinometer rn) 

Proggnostizierte 

und gemesssene 

Horizo ontalverschiebungen 

der 

Verbauwand 

im 

Endaaushubszus 

stand 

74

In den strassenseitigen, vierlagig rückverankerten Verbauabschnitten wurden maximale Horizontalverschiebungen 

von 0.6 cm (INK 03) bis 1.7 cm (INK 01) in Richtung Baugrube gemessen. Der entlang 

der Grenze zur Nachbarbebauung dreilagig verankerte Verbau verschob sich in den Messquerschnitten 

um max. 0.7 cm in Richtung Baugrube. Verschiebungen des Verbaufusses sind den Messungen 

zufolge nur an den Baugrubenseiten Neckarstrasse und Gallusanlage aufgetreten. 

Im Vergleich zu den Verschiebungen, die bei früheren Baugruben im Frankfurter Ton mit vergleichbaren 

Verbausystemen und Aushubtiefen beobachtet wurden, sind die o. g. Messwerte als ausserordentlich 

gering anzusehen. Das Verhältnis der maximalen Horizontalverschiebung (H =1.7 cm) zur 

Baugrubentiefe (H = 18 m) liegt mit weniger als 0.1 % in einer Grössenordnung, die im Frankfurter Ton 

in der Regel nur bei Bohrpfahlwänden mit innenliegender Aussteifung erreicht wird (vgl.[14]). 

Insgesamt lässt sich feststellen, dass mit den gewählten Eingangsparametersätzen das reale Verhalten 

durch die Modellierung gut bis sehr gut abgebildet werden konnte. Dies ist im Wesentlichen darauf 

zurückzuführen, dass im städtischen Gebiet - wie hier der Fall - häufig zahlreiche Erfahrungen und 

Rückrechnungsmöglichkeiten gegeben sind, womit in der Regel eine gute Kalibrierung der Kennwerte 

erreicht werden kann. 

3.2 Horizontalbelastete Pfähle Hafenerweiterung Vidy 


Die Kapazität des Hafens Vidy in Lausanne wurde im Jahr 2008 durch sieben neue Schwimmanlegestellen 

erweitert. Die Anlegestellen werden in horizontaler Richtung durch Rammpfähle gehalten. Bei 

Sturm entstehen durch starken Wind und hohe Wellen grosse horizontale Einwirkungen auf die angelegten 

Schiffe und Schwimmanlegestellen, die über die Pfähle abgetragen werden müssen. Bedingt 

durch den sehr weichen Untergrund binden die zylindrischen und im Inneren hohlen Fertigbeton- 

Rammpfähle 9 m in den Baugrund ein und weisen einen Durchmesser von 55 cm auf. 

Der Baugrund besteht im Hafenbereich aus einer 20 m mächtigen Wechsellagerung aus weichem 

tonigem Silt mit dazwischen eingelagerten grauen Sanden von sehr lockerer Lagerung. Organische 

Bestandteile sind bereichsweise angetroffen worden. Erst ab ca. 20 m Tiefe folgen kompakte kiesige 

Silte (Moräne). 

3.2.2 Horizontaler Pfahlbelastungsversuch 

Nach Fertigstellung der Anlage wurden zwei horizontale Belastungsversuche der Pfähle durchgeführt. 

Dabei wurde ein fest verankerter Ponton als Widerlager genutzt und die Lasten in sieben bis zehn 

Stufen bis auf 20 kN aufgebracht. Die Belastungsdauer auf jeder Stufe war sehr kurz, so dass der gesamte 

Versuch nur wenige Minuten dauerte. Angesichts des überwiegend wenig durchlässigen Untergrunds 

handelt es sich demzufolge um einen dynamischen Versuch, wodurch nur das kurzzeitige, 

undränierte Tragverhalten untersucht wird. Die Verformungen am Pfahlkopf wurden geodätisch vom 

Ufer aus aufgenommen. 

3.2.3 Rückrechnung der Kennwerte 

Das geometrisch einfache System des Einzelpfahls in einem weichen tonig-siltigen Baugrund erzeugt, 

wie in Bild 4 ersichtlich, eine nichtlineare Systemantwort, die hauptsächlich durch die mechanischen 

Eigenschaften des Lockergesteins beeinflusst wird. Trotz des geometrisch einfachen Modells ist es 

jedoch nicht ohne weiteres möglich, direkt auf die konstitutiven Kenngrössen des tonigen Siltes zu 

schliessen, da das erzeugte dreidimensionale Spannungs- und Verformungsverhalten nur indirekt mit 

den horizontalen Verschiebungen eines Punktes am oberen Ende des Pfahls bekannt ist. Für die Lösung 

dieses Problems bietet sich der Einsatz einer Parameterrückrechnung an. 

Um eine Parameterrückrechnung zu ermöglichen, wurde ein dreidimensionales Finite-Elemente- 

Modell mit dem Softwarepaket ABAQUS erstellt (Bild 3). Um die notwendige Zeit für eine Vorwärtsrechnung 

zu minimieren, wurde für dieses Modell eine Symmetrieebene durch die Pfahlachse gelegt, 

so dass die Kraftwirkungsrichtung in der Symmetrieebene wirkt. Das Modell umfasst ein (vertikal halbiertes) 

zylindrisches Bodenvolumen mit einem Radius von 25 m und einer Höhe von 30 m. Diesen 

Elementen des Bodenvolumens wurde das Materialmodell "Modified Cam Clay" (Critical State Clay) 

zugewiesen, da im Rahmen dieser Untersuchung angenommen wurde, dass sich das beobachtete 

Verhalten mit diesem konstitutiven Ansatz ausreichend gut abbilden lässt. Der aus Silten und in geringeren 

Mengen aus Sanden bestehende Baugrund wird im Modell als homogener Körper 

75

Bild 3: 

Modellaufbau 

de es Beispiels VVidy 

wiedergeegeben 

(versschmierter 

Ansatz). A Der uuntere 

und äussere ä Rand 

des Modellls 

sind jeweils 

gegen 

Verschieebungen 

fixieert. 

Der Pfah hl ist in der Achse diese es zylindrischen 

Bodenvvolumens 

an ngeordnet 

und wirdd 

ebenfalls mmittels 

Volum menelementeen 

simuliert. In einer Vor runtersuchunng 

wurde fes stgestellt, 

dass einn 

Interface zwwischen 

Pfah hl und umgebendem 

Bod den einen se ehr geringen Einfluss auf f das Ver- 

schiebunngsverhaltenn 

des Pfahlko opfes zeigt. In dem zur Parameterrü ückrechnung verwendete en Modell 

wurde daaher 

zur Minnimierung 

de er Laufzeit deer 

Vorwärtsre echnung auf eine explizitte 

Modellieru ung eines 

Interfacee 

verzichtet. Den Pfahle elementen isst 

ein linear-elastisches 

Materialmoddell 

zugeord dnet. Das 

Modell eenthält 

insgeesamt 

15'074 4 Tetraedereelemente, 

wo obei eine dic chtere Verneetzung 

der Bodenele- B 

mente imm 

Bereich dees 

Pfahls erz zeugt wurde. Die Simulat tionsphasen umfassen eiine 

initiale Er rzeugung 

eines geeostatischen 

Spannungsz zustandes unnd 

die nachfo olgende schrittweise 

Aufb fbringung der r Laststu- 

fen. 

Mit demm 

Materialmoodell 

"Modifie ed Cam Clayy" 

werden verschiedene 

v e Materialparrameter 

ben nötigt, die 

i. d. R. nnicht 

durch ein 

Baugrundgutachten 

anngegeben 

werden. w Auch lassen sich diese Param meter nur 

schlechtt 

über empiriische 

Zusam mmenhänge abschätzen, womit eine Kalibrierungg 

bzw. Rückr rechnung 

nahezu zwingend eingesetzt 

we erden sollte. Die einzelne en Materialparameter 

dees 

tonigen Siltes 

kön- 

nen Tabeelle 

1 entnommmen 

werde en. 

In einemm 

ersten Unttersuchungss 

schritt wurdeen 

mittels einer 

statistisc chen Analysee 

die Abhän ngigkeiten 

und globbalen 

Sensitivitäten 

der einzelnen e Modellparame 

eter untersuc cht. Die einggesetzten 

Analysever 

fahren sind 

in [13] beeschrieben. 

Die D Resultatee 

dieser Unte ersuchungen n sind: 

Die vier unteersuchten 


λ, κ, M und e0 0 zeigen zum mindest in eeinem 

Teil de esUnter- ssuchungsbereiches 

einen 

Einfluss auuf 

das Last-V Verformungsv verhalten dees 

Pfahlkopfe es. 

ZZwischen 

deen 

Parametern 

e0 und κ wwurde 

für das 

hier unters suchte Beisppiel 

eine prop portionale 

AAbhängigkeiit 

festgestellt t. Entsprecheend 

wird eine e hohe initiale 

Porenzahl 

e0 ein höhe eres κ zur 

Folge habenn. 

Der Parameeter 

λ zeigt nur n bis zu WWerten 

von ca. c λ < 1.0 einen e deutlicchen 

Einfluss s auf die 

Pfahlkopfverrschiebung. 

Der Extremwwertbereich 

ist 

im Unterssuchungsbere 

eich für den Parameter M als gut bis s sehr gut 

aausgeprägt 

einzustufen, da ein verhhältnismässig 

g eng begrenzter 

Optimalwertbereic 

ch ausgewwiesen 

wird. 

76

Tabelle 1: Materialparameter des tonigen Siltes (Modified Cam Clay) 

Parameter Wert 

Dichte ρ 1850 kg/m³ 

Querdehnzahl ν 0.35 

logarithmischer Kompressionsmodul λ (unbekannt; 2.5E-3 … 3.0E+0) 

logarithmischer plastischer Kompressionsmodul κ (unbekannt; 9.0E-4 … 3.0E+0) 

Anstieg der Geraden des kritischen Zustands M (unbekannt; 0.1 … 5.0) 

initiale Grösse der Fliessfläche a0 

(festgelegt für OCR von 1.0) 

elliptischer Kappenparameter β 1 

Formparameter der Fliessfläche K 1 

initiale Porenzahl e0 

77 

(unbekannt; 0.1 … 4.0) 

Der zweite Untersuchungsschritt umfasst die eigentliche Rückrechnung der Parameter. Als Optimierungsalgorithmus 

wurde der Partikel-Schwarm-Optimierer (PSO) mit zehn Individuen (unabhängige 

Parametersätze) eingesetzt. Hierbei wurden zwei voneinander vollständig unabhängige 

Durchläufe des Verfahrens realisiert. Für jeden Durchlauf wurden die Startpositionen der Individuen 

zufällig innerhalb des Untersuchungsbereiches gewählt. Beide Durchläufe wurden nach 100 Zyklen 

(1'000 Aufrufe der Vorwärtsrechnung) beendet. Der Parametersatz mit dem kleinsten Zielfunktionswert 

kann Tabelle 2 entnommen werden. 

Die Parameterwerte von Tabelle 2 zeigen eine gute Übereinstimmung mit den Aussagen der statistischen 

Analyse: Die Werte für M wie auch für λ zeigen nur eine geringe Abweichung zwischen den 

PSO-Durchläufen. Stärker fällt die Differenz zwischen den Parametern e0 und κ aus, wobei dieser 

Umstand auf die Abhängigkeit zwischen diesen Parametern zurückzuführen ist. 

Für das hier dargestellte Beispiel der Parameterrückrechnung für einen horizontal belasteten Pfahl in 

weichem tonigen Silt konnten Kenngrössenbereiche ausgewiesen werden, in denen eine sehr gute 

Übereinstimmung zwischen Messergebnissen und Simulationsresultaten erreicht wird (Bild 4). In diesem 

Kenngrössenbereich konvergierten auch die Durchläufe des genutzten Optimierungsalgorithmus. 

Ein eindeutiger optimaler Parametersatz ist für das Materialmodell "Modified Cam Clay" mit den vorhandenen 

punktuellen Messdaten in Form der horizontalen Verschiebung des Pfahlkopfes nicht erreichbar. 

Eine Eindeutigkeit könnte durch die zusätzliche Nutzung weiterer Messwertreihen, weiterer 

physikalischer Aspekte der beschriebenen Pfahlbelastung oder aber mit anderen Versuchen am gleichen 

Material erreicht werden. 

Beim Design von Probebelastungen bzw. Versuchen kann mithilfe von numerischen Experimenten, 

bei denen synthetische Messwerte Verwendung finden, untersucht werden, welche Parameter mit 

welchen Messwertreihen eindeutig zurückgerechnet werden können. Dies erlaubt eine objektive Planung 

und Ausrichtung des jeweiligen Messprogramms unter Berücksichtigung der speziellen Anforderungen 

eines Projektes. Eine entsprechende Strategie der Messprogrammoptimierung ist in [17] beschrieben. 

Tabelle 2: Rückgerechnete Materialparameter des tonigen Siltes (Modified Cam Clay) 

PSO- 

Durchlauf 

f(x) initiale 

Porenzahl e0 

log. Kompressionsmodul 

λ 

log. plastischer Kompressionsmodul 

κ 

Anstieg der Geraden des 

kritischen Zustands M 

1: PSO 02 5.6E-7 0.755 0.4283 0.00129 1.475 

2: PSO 03 5.9E-7 3.901 0.3606 0.00387 1.518

Verschiebung (mm) 

20 

18 

16 

14 

12 

10 

Bild 3: Ergebnisse des Pfahlbelastungsversuchs mit der Systemantwort des FE- 

Modells der rückgerechneten Parametersätze 

3.3 Massenbewegung nahe Corvara in Badia 1 


8 

6 

4 

2 

0 

0 5 10 15 20 25 

Last (kN) 

Die seit ca. 10'000 Jahren aktive Massenbewegung nahe Corvara in Badia in den Dolomiten weist lokal 

Bewegungsraten bis zu 200 cm/a auf. Der Schuttstrom besteht aus einem Ton als Verwitterungsprodukt. 

In dieser Matrix treten "schwimmende" Felsblöcke unterschiedlicher Grössen auf. Das Ausgangsgestein 

ist als eine Wechsellagerung von Mergeln, Kalksteinen, Sandsteinen, Tuffiten, Tonsteinen 

und Siltsteinen beschreibbar. Ziel der hier vorgestellten Analysen ist die Erstellung eines numerischen 

Modells, an dem verschiedene Stabilisierungsmassnahmen besser untersucht werden können. 

Ein solches kalibriertes und verifiziertes Modell kann entsprechend als eine Grundlage für Planung 

und Qualitätssicherungen möglicher Massnahmen dienen. Aus der recht grossräumigen Hanginstabilität 

wurde dazu der Bereich "S3" exemplarisch untersucht (Bild 5). 

Bild 5 enthält eine ingenieurgeologische Karte und einen Schnitt durch den Bereich S3 der Grosshangbewegung. 

Im Schnitt und dem zugehörigen Inklinometerprofil wird die klare Teilung des Schuttstroms 

und des Ausgangsgesteins deutlich. Für die Modellierung mit dem Programm Plaxis wurde daher 

von einem sehr steifen, linear elastischen Fels, überlagert von einer basalen Scherzone (Soft Soil 

Creep), und den weichen, und wiederum linear elastischen Schuttmassen ausgegangen. 

Um eine Verifikation des Soft Soil Creep Materialmodells für den Einsatz als Ersatzmaterial der basalen 

Scherzone zu erreichen und um gute Startwerte für die inverse Behandlung des gesamten Hanges 

zu erhalten, wurde im ersten Schritt eine Parameteridentifikation von Oedometer- und 

___________ 

1 Dieses Beispiel wurde durch den zweiten Autor dieses Beitrags im Rahmen einer Kooperation zwischen dem 

Lehrstuhl für Bodenmechanik an der Bauhaus-Universitäti Weimar (Prof. T. Schanz) und Università di Modena e 

Reggio Emilia, Dipartimento di Scienze della Terra (Prof. Alessandro Corsini) zusammen mit Herr Dipl.-Geol. W. 

Schäderl berabeitet 

78 

Referenzdaten 

PSO02 

PSO03

Bild 5: 

Ingenieurgeologische 

Karte uund 

Schnitt mit zugehörigem 

Inklinommeterprofil 

durch d den 

Bereeich 

S3 der Grosshang¬b 

G bewegung na ahe Corvara in Badia 

(moddifiziert 

nach Corsini et al. 

2005 und Schädler S 200 06) 

Triaxialvversuchen 

mmit 

Material der Scherzoone 

durchge eführt. Eine detaillierte Beschreibun ng dieser 

Rückrecchnung 

kann [13] und [12 2] entnommen 

werden. Mit M statistischen 

Analysenn 

und mittels Partikel– 

Schwarmm–Algorithmeen 

konnte die 

Verifikationn 

erfolgreich h durchgeführt 

und Parammetersätze 

ausgewie- a 

sen werdden. 

3.3.2 RRückrechnuung 

von Ken nnwerten 

Im zweitten 

Schritt kkonnte 

nun eine e Rückrecchnung 

der 

Paramettersätzen 

staattfinden. 

Als s Referenzdaaten 

y 

Vermesssung 

gewonnene 

Oberflächenversch 

ausschlieesslich 

Versschiebungsinformationen 

zelnen DDatenquellenn 

notwendig ist, 

wurden a 

Die Moddellantwort 

ddes 

besten Parametersa 

P 

geführten 

Optimierunng 

kann Bild6 

entnomme 

Verschieebungsverläuufe 

von sieben 

Punkten 

samt secchs 

gesuchteen 

Paramete erwerte teilte 

riable) und 

der Scheerzone 

(vier Variable) au 

dehnzahhl 

der Schuttmasse 

und der d Reibung 

der Scheerzone. 

meas Grosshangbewegung 

auusgehend 

vo on diesen 

wu urden sowohl l per GPS unnd 

per herkömmlicher 

hiebungen als 

auch Inkli inometerdateen 

genutzt. Da somit 

genutzt wur rden und keine 

Abstufunng 

zwischen den ein- 

alle Wichtung gsfaktoren au uf einen Werrt 

von 1 gese etzt. 

atzes der mit 

einem Par rtikel–Schwaarm–Verfahre 

en durch- 

en werden. Referenzdate 

R en bildeten ddie 

dreidimen nsionalen 

auf und in dem d Schutts strom über ddrei 

Jahre. Die D insgeen 

sich auf konstitutive k Werte W des Scchuttstroms 

(zwei ( Va- 

uf. Im Einzeln nen sind die es der Scherrmodul 

und die d Quer- 

swinkel bzw w. die Soft So oil Creep Parameter 

λ*, κ* κ und μ* 

79

Bild 4: 

Ergeebnisse 

der inversen Paarameteride 

entifikation 

Bild 6 gibt 

den Verggleich 

zwisch hen Referenzdaten 

und Simulationse ergebnis für r den mittels Partikel- 

Schwarmm-Optimiererr 

bestimmten n Parameterssatz 

wieder. Wie aus der r Darstellungg 

ersichtlich, stimmen 

die horizzontalen 

Versschiebungen 

n der Punkte A bis D seh hr gut mit den n Referenzdaaten 

überein n. Die be- 

tragsmässsig 

bereits sehr kleinen n Verschiebuungen 

von Punkt P G wer rden durch ddas 

Modell zu z gering 

wiedergeegeben, 

allerdings 

ist der 

hier entstehende 

absol lute Fehler zu z vernachlässsigen. 

Grös ssere Re- 

siduen ssind 

für die horizontalen 

Verschiebung 

V gen zu beob bachten, was s in diesem BBeispiel 

auf die d relativ 

starke VVereinfachungg 

bei der Mo odellbildung zzurückzuführ 

ren ist. In de en nächsten Schritten die eses Pro- 

jektes soollen 

daher wwechselnde 

Wasserständ 

W de und eine detailliertere e Geometrie des Bereich hs S3 Be- 

achtung finden. Hierrvon 

erhoffen 

sich die AAutoren 

eine e realistische e Systemantw twort und so omit noch 

bessere Ergebnisse der inversen n Behandlungg 

dieser Prob blemstellung g. 

4 FFazit 

undd 

Ausblic ck 

Numerissche 

Modellee 

gehören in der Bearbeeitung 

geotec chnischer Au ufgabenstelluungen 

zum Alltag. A Mit 

immer wweiter 

zunehmender 

Kom mplexität undd 

auch imme er weiter zunehmenden 

Qualitätsansprüchen 

wachsenn 

auch die AAnforderunge 

en an die zuugrundeliegenden 

Param metersätze. AAnhand 

von verschiedenen 

ggeotechnischhen 

Beispiele en sowohl aaus 

urbanisie erten als auch 

nicht urbbanisierten 

Bereichen B 

wurden FFragestellungen 

der Festlegung 

von Parametern numerischer 

Modelle geeschildert. 

Mit der RRückrechnunng 

von Parametern 

mithilfe 

mathema atischer Opti imierungsalggorithmen 

wu urde eine 

Technik zur Kennweertbestimmun 

ng gezeigt. AAuf 

der Basis s von Messw werten und eeinem 

geeign neten nu- 

merischeen 

Modells bbzw. 

Simulati ion desselbeen 

Sachverha altes verändern 

diese Veerfahren 

itera ativ einen 

Paramettersatz, 

bis eeine 

möglichst 

gute Überrstimmung 

zw wischen Rea alität und moodellierter 

Sy ystemant- 

80

wort vorliegt. An dem zweiten Beispiel konnte illustriert werden, dass diese Extremwertsuche nicht 

zwangsläufig eine eindeutige Lösung hat - vielmehr ergibt sich häufig eine Lösungsmannigfaltigkeit. 

Grund hierfür sind z. T. unzureichende wie auch verrauschte Messdaten. Aktuelle Arbeiten der Autoren 

zielen daher auf die optimale Gestaltung von Messprogrammen wie auch auf die bessere Untersuchung 

der Eigenschaften inverser Problemstellungen. 

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81

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"Verformungsprognose für tiefe Baugruben" am 16. und 17. März 2000, Deutsche Gesellschaft 

für Geotechnik (DGGT) Arbeitskreis 1.6 "Numerik in der Geotechnik", Stuttgart, S. 7 - 67. 

[19] Steiger, H.; Pitteloud, L. (2001): Neue Entwicklung für die Optimierung der Bemessung von tiefen 

Baugruben in Frankfurt am Main. 8. Darmstädter Geotechnik-Kolloquium, Mitteilungen des 

Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnik der Technischen Universität Darmstadt, Heft 

55, 81-98. 

Autoren: 

Laurent Pitteloud 

Dipl.-Bauingenieur ETH/SIA 

Gruner AG Ingenieure und Planer 

Gellertstrasse 55 

4020 Basel 

20.11.2009 

82 

Jörg Meier 

Dr.-Ing. 

Gruner AG Ingenieure und Planer 

Gellertstrasse 55 

4020 Basel





Recent developments in experimental characterization 

of highly overconsolidated soils 

Dr. Scientist Simon Salager 

83

Recent developments in experimental characterization of 

highly overconsolidated soils 


Several geo-engineering applications, such as the design of nuclear waste repositories or petroleum 

exploitation, necessitate the study of highly overconsolidated clayey materials behavior. Stress history, 

diagenesis and cementation may cause these materials to have a high preconsolidation pressure 

(usually greater than 10 MPa [1]). In addition, it is well-known that the mechanical response of clayey 

materials depends on thermal and hydraulic changes. Temperature changes affect the swelling pressure, 

the volume variation, the stiffness, the yielding limit and the time dependent behavior (e.g. [2]; 

[3]; [4]; [5]). The effects of changes in the degree of saturation have also been analyzed, highlighting 

the influence on deformability, swelling, collapse, irreversible strain accumulation and strength ([6]). 

Void ratio variations induced by the mechanical loading can significantly modify the hydraulic properties 

of these materials ([7]; [8]). Moreover, the effects of the temperature on the hydraulic response, 

such as changes in the water retention curves and permeability, have been identified ([9]; [10]). It is 

evident that the behavioral features of highly consolidated clayey materials must be analyzed, and the 

mutual influences among the mechanical, thermal and hydraulic responses should be considered. We 

refer to this mutual influence as the Thermo-Hydro-Mechanical (THM) response of the material. 

Proper experimental tools must consequently allow those aspects to be taken into account. At the 

same time, the stress state, the temperature and the pore water potential must be controlled. Due to 

the high preconsolidation pressure of the materials, the testing devices must be designed to study material 

behaviors under high stress levels, usually approximately dozens of MPa. Temperature is applied 

in the range of 20 to 90°C for most situations and up to 150°C for some specific cases. In addition, 

the pore water pressure has to be controlled in positive and negative ranges. In order to reproduce 

in-situ saturated conditions, the backpressure may reach several MPa. In unsaturated conditions, 

high suction values have to be applied to induce a significant reduction in the degree of saturation. 

This chapter presents some of the experimental facilities that have recently been developed at the 

EPFL Soil Mechanics Group. Three apparatuses operating in non-isothermal conditions are described 

in detail: a sorption bench for determining water retention curves, an oedometric cell for analyzing volumetric 

responses under high vertical loads and a triaxial cell designed for extreme loading conditions. 

2 Sorption bench 

The sorption bench was developed with the aim of standardizing and simplifying the process of identifying 

water retention curves for clayey soils. The layout of the apparatus is depicted in Figure 1. The 

device is composed of eight closed desiccators that are immersed in a thermo-regulated bath. The 

temperature control allows for the determination of retention curves at different temperatures and allows 

for the proper control of imposed suction values. 

(Figure 1) Layout of the sorption bench. 

85

2.1 SSuction 

coontrol 

The vapor 

equilibriumm 

technique is used to ccontrol 

suctio on within eac 

plementeed 

by controolling 

the rela ative humidityy 

of the close ed system in 

water pootential 

is appplied 

by the migration off 

water mole ecules throug 

ence sysstem 

to a knnown 

soil por re potential, until equilibr rium is achie 

equalizaation 

phase, the pore wa ater and the vapor phase e have the s 

this equaality 

and by assuming th hat the waterr 

vapor follow ws the ideal 

the total suction of tthe 

porous media m as a ffunction 

of th he relative h 

means oof 

the psychrometric 

(or Kelvin’s) K law ([13]; [14]): 

wRTT 

ln RH 

M w 

where 

is the total ssuction 

[Pa], , w is the deensity 

of water 

[kg m 

1 -1 

·K ], T is the tempeerature 

[K], Mw M is the liquuid 

phase mo 

midity off 

the atmosphhere 

express sed as a perccentage. 

The relaative 

humidityy 

within each h container iis 

fixed by m 

poured ddirectly 

into tthe 

containe er (Figure 2). . The relative 

the impoosed 

temperrature. 

This method allowws 

for a wid 

MPa. Thhe 

use of satturated 

aque eous solutionns 

prevents c 

the relative 

humidity, 

which can derive d from tthe 

exchang 

lution. Thhe 

use of diffferent 

suctio on values in eeach 

contain 

taneouslly. 

In this waay, 

it is possible 

to obtainn 

a complete 

single teest 

sequencee. 

-3 ch container. 

n which the s 

gh the vapor 

eved ([11]; [1 

ame chemic 

gas law, it is 

umidity of th 

], R is the idea 

olar mass [kg g·mol 

means of a s 

e humidity d 

de range of s 

changes in t 

e of water be 

ner allows se 

retention cu 

-1 The techniq que is imsoil 

is placed. 

The soil 

r phase, from m a refer- 

2]). At the end e of the 

cal potential. Through 

s possible to o express 

he closed sy ystem, by 

(1) 

l gas constant 

[J·mol 

] and RRH 

is the re 

saturated saline 

solution, 

epends on tthe 

salt used 

suction presssures, 

from 

he salt conccentration 

an 

etween the sspecimen 

an 

everal samplees 

to be test 

urve, at a givven 

temperat 

- 

lative huwhich 

is 

d, and on 

4 to 400 

d, in turn 

nd the soedsimulture, 

by a 

(Figure 22) 

Sorption bbench: 

pourin ng the salt soolution 

into th he containers s. 

2.2 DDrying 

or wetting kinetics 

annalysis 

The sorpption 

bench aallows 

the ev volution of sppecimen 

weights 

to be measured. m Foor 

this purpos se, a pre- 

cision baalance 

is plaaced 

on an aluminum a fraame 

above the 

sorption bench (Figure 

1). The balance 

is 

fixed on a truck that slides on a double d guidee-way 

system m. This allow ws the truck tto 

be easily moved in 

two orthogonal 

direcctions 

and to o be preciselly 

placed ab bove each de esiccator. Onnce 

the bala ance is in 

the rightt 

position, the 

specimen holder is cooupled 

to the e balance, and a weighingg 

can be rec corded. A 

special sstopper 

systeem 

was dev veloped that minimizes th he interferen nce of the weeighting 

ope eration on 

the equaalization 

proccess 

of the specimen s to tthe 

imposed d relative hum midity. For ceertain 

soils, the t vapor 

equilibriuum 

technique 

takes a lo ong time to equalize; co onsequently, disturbancees 

in thermo odynamic 

equilibriuum, 

caused by handling g the specimmen 

or drying 

due to air r exposure, have to be avoided. 

Measurinng 

the weighht 

of the spec cimen at diffeerent 

times allows a the thermodynamiic 

equilibrium m and the 

evolutionn 

of the wateer 

content during 

the dryinng 

or wetting g process to be monitoredd. 

2.3 EExample 

ttest 

result ts 

In order to illustrate tthe 

use of th he sorption bbench, 

an experimental 

protocol p carrieed 

out on Bo oom Clay 

sampless 

is presenteed. 

Boom Clay 

is a polyyphasic 

sedim ment that is composed of non-clay and clay 

mineralss, 

fossil remaains 

and org ganic matterr. 

The clay fraction 

is es stimated to bbe 

about 55% 

and is 

dominateed 

by illite (550%) 

and sm mectite (30% ). Indicative values for th he liquid andd 

plastic limit ts are 55- 

80% andd 

23-29%, rrespectively 

([15]; [16]; [ [17]). The aim 

of this st tudy was to investigate thenon- isothermmal 

evolution of the retention 

propertiies 

of this material. 

The main drying path of the waterre- tention ccurves 

was determined at two differrent 

tempera atures (21°C C and 80°C) . At the end d of each 

equalizaation 

stage, tthe 

total volu umes of thee 

specimens were measured 

by immmersion 

in a Kerdane 

86

ath [18]. 

Figure 3 depicts 

the re esults in termms 

of water content c and degree d of saaturation 

as a function 

of the immposed 

relativve 

humidity. 

(Figure 33) 

Sorption issotherms 

of Boom clay: ( (a) water con ntent vs relative 

humidity; ; (b), degree of satu- 

ration vss 

relative hummidity 

[19]. 

(a) 

(b) 

A generaal 

reduction of the water 

retention ccapability 

of the t soil was observed wwhen 

the tem mperature 

was incrreased. 

For a qualitative interpretationn 

of obtained d results, the e curves are subdivided into i three 

parts (Fiigure 

3). In the 

first part, the water films 

around the t solid pha ase are thickk 

enough to allow the 

presencee 

of capillaryy 

bonds. As the t drying pro roceeds, the retention me echanism is ccharacterized 

by mul- 

tilayer addsorption 

(paart 

2) that ap ppears to be strongly influenced 

by th he temperatuure. 

The cap pillarywa- ter startss 

to disappeear 

at approx ximately thee 

same relative 

humidity for both temmperatures, 

whereas 

both the water conteent 

and the degree 

of satturation 

corre esponding to o this limit deecrease 

with temperature. 

Thee 

third part, wwhich 

corres sponds to thee 

adsorption of the first la ayer of wateer 

molecules, , appears 

to be narrow 

and nott 

affected by the variationn 

of temperature. 

3 HHigh 

preessure 

TH HM oedoometric 

cell c 

This secction 

presentss 

an oedome etric cell thatt 

is devoted to t the investigation 

of thee 

volumetric response 

of highlyy 

overconsolidated 

clayey y soils under 

non-isothermal 

conditio ons. Figure 4 shows an outline of 

the devicce. 

The appaaratus 

allows s for indepenndent 

contro ol of vertical stress, s total ssuction 

and temperature, 

andd 

the measurrement 

of wa ater content vvariations 

an nd volumetric c strains. 

3.1 LLoading 

ssystem 

The cell is designedd 

to hold cyli indrical sampples 

(23 mm m in height and a 80 mm iin 

diameter). . The oe- 

dometerr 

cell is fixed to a rigid sta ainless steell 

frame. The loading ram m is positioneed 

in the lower 

part of 

the systeem, 

while thee 

upper base e of the speccimen 

is in contact 

with a fixed cylindder. 

This prevents 

the 

specimeen 

from beingg 

loaded befo ore the test sstarts. 

All the e planar joints s were precissely 

realized d in an ef- 

fort to keeep 

a perfectt 

contact bet tween the sppecimen 

and the piston surfaces. 

A vvertical 

load is 

applied 

by a hyddraulic 

jack thhat 

is connec cted to a voluume/pressure 

controller. 

Dial gauge 

Hyddraulic 

jack 

Rubber membrane 

(Figure 44) 

High presssure 

THM oe edometric ceell: 

loading sy ystem. 

87 

Top flange f 

Oedo ometric cell 

Fram me 

Cooling 

system 

Pressure/volume 

controoller 

Max M pressure: 2MPaa

The relationship between the controller pressure and the vertical stress on the specimen has been assessed 

through calibration, taking into account frictions developing into the system. During calibration, 

the cell was filled with water and water pressure was monitored during cycles of loading and unloading. 

The maximum pressure that can be attained by the controller (2 MPa) corresponds to a maximum 

vertical stress of approximately 24.6 MPa ± 20 kPa on the specimen. Volumetric strain is measured by 

three dial gauges that are fixed to the frame and are in contact with the loading ram, with a resolution 

of 0.001 mm. 

3.2 Suction control 

Total suction is controlled by means of the vapor equilibrium technique (see section 2.1). A salt solution 

fixes the relative humidity in a desiccator, equipped with a temperature/psychrometer sensor (Figure 

5). The desiccator rests on a digital balance in order to measure the water exchange with the 

specimen. A convection system, regulated by a peristaltic air pump, transports the vapor from the desiccator 

to the specimen. Two sintered brass porous plates are in contact with the base of the specimen; 

they have been designed to have a high permeability, to facilitate vapor diffusion, and to work at 

high stresses. 

By operating on the circuit valves, vapor can be forced to circulate through the sample or along its 

base. The first solution is used for samples with relatively low degree of saturation; this solution is 

preferable since it significantly reduces the equalization time. The second solution is used for nearly 

saturated specimens with low air permeability. 

(Figure 5) High pressure THM oedometric cell: suction control system. 

3.3 Temperature control 

The heating system consists of a ring-shaped chamber that surrounds the specimen. Water that is 

heated by a cryostat circulates through this chamber (Figure 6). The temperature can be controlled in 

the range of 5-90°C with an accuracy of 0.1°C. The entire oedometer is located in an insulating box in 

order to reduce the ambient temperature influence and the heat dissipation. 

Preliminary tests were run to assess the time needed for a complete thermal equalization of a specimen 

to an imposed temperature. For this purpose, a thermo-couple was placed in the middle of a 

specimen and heating-cooling cycles were performed in steps of 10°C, lasting for 48 hours. Test results 

showed that on average 12 hours were required for the specimen to reach the imposed temperature. 

When equilibrium was attained, no significant differences between the temperature in the heating 

system and the temperature of the specimen were noted. 

The hydraulic and pneumatic circuits pass through the cooling system to minimize the thermal interference 

on the loading system (Figure 4). Cooling is achieved by a radiator that is refrigerated by water 

at the laboratory temperature. 

The combined effects of high vertical stresses and temperature on the deformability of the system 

were assessed by means of calibration tests. A high-rigidity cylinder in INVAR (Fe-Ni36%) was positioned 

in the specimen chamber for these tests. Loading-unloading cycles at different temperatures 

and heating-cooling cycles at constant vertical load were performed while the displacements of the 

system were recorded (Figure 7). This facilitated the definition of a correction factor that could be applied 

to the displacement measurements (h*) to obtain the real displacement of the specimen (h), 

taking into account the applied vertical stress (pv, in kPa) and temperature variation (T, in °C): 

* 052 . 

2 

Δh Δh 2. 2 p v 0. 0032ΔT 0. 123ΔT 

(3) 

88

WWater 

pump 

Heaating 

modul 

(Figure 66) 



temperatu ure control sy ystem. 

(Figure 77) 



temperatu ure control sy ystem calibraation 

curves of the 

oedomettric 

cell. 

3.4 EExample 

ttest 

result ts 

Test results 

obtainedd 

on samples 

of Opalinus 

Clay are re eported as an a example oof 

the use of f the high 

pressuree 

THM oedoometric 

cell. Opalinus Clay 

has a clay 

fraction in the rangee 

50-70%, consisting c 

mostly oof 

kaolinite annd 

illite ([20]) ), a liquid limit 

of 38% and d a plastic lim mit of 23% ([2 [21]). 

Three teest 

results, ddemonstrating 

the effectss 

of tempera ature and su uction on thee 

deformability 

of the 

material, , are presennted. 

Testing g conditions were (22°C C, 15 MPa), (22°C, 20.22 

MPa) and (80°C, 4 

MPa). TThe 

samples, , obtained fr rom boreholee 

cores, wer re first equalized 

to the iimposed 

suc ction in a 

desiccattor 

with contrrolled 

relative e humidity. TThey 

were th hen placed in nto the oedommetric 

cell and 

equili- 

brated aat 

the testing temperature e. The applieed 

suction was w kept cons stant by meaans 

of the co onvection 

system. Vertical stress 

was then applied in stteps. 

Void ratiio 

variations versus applied 

vertical sstresses 

are depicted in Figure 8. Thhis 

highlights s the suc- 

tion and temperaturee 

dependent behavior of tthe 

material. . 

Void ratio variation [-] 

0.01 

0 

-0.01 

-0.02 

-0.03 

-0.04 

-0.05 

-0.06 

-0.07 

s = 15 MPa 

s = 20.2 MPPa 

0.0001 

0.01 0.1 1 10 

Total sstress 

[MPa] 

100 

Void ratio variation [-] 

0.01 

-0.01 

-0.02 

-0.03 

-0.04 

-0.05 

-0.06 

-0.07 

0.1 

(Figure 88) 

Oedometrric 

compression 

test on OOpalinus 

Clay y for two suc ctions and twwo 

temperatures. 

0 

89 

T° ° = 22°C 

T° ° = 80°C 

Oedometrric 

cell 

1 

10 100 

Total stress [M MPa]

4 HHigh 

preessure 

an nd high ttemperat 

ture THM M triaxiall 

cell 

A new mmulti-purposee 

triaxial cell was w developped 

to perform 

suction co ontrolled tests ts on unsatur rated ma- 

terials unnder 

wide ranges 

of temp perature andd 

cell pressure. 

This sec ction focuses s on two prim maryinno- vative feeatures 

of thee 

apparatus, namely the double-wall system, whic ch allows prooper 

measur rement of 

variationns 

in the sammple 

volume, and the hyddraulic 

and pneumatic p cir rcuits, which allow sever ral testing 

layouts tto 

be appliedd 

for saturate ed and unsatuurated 

condi itions. 

Figure 9 depicts a geeneral 

layout t of the cell aand 

associat ted devices. The cell holdds 

specimen ns 50 mm 

in diameeter 

and 1000 

mm in heig ght. Cell presssure 

is cont trolled in the e range 0-300 

MPa by me eans of a 

pressuree/volume 

conntroller. 

The maximum aattainable 

ax xial force is 450 kN. Thee 

temperatu ure of the 

system ccan 

be contrrolled 

in the range r 5-150°C. 

The vert tical displace ement is meaasured 

by tw wo LVDTs 

positioneed 

outside thhe 

cell. 

(Figure 99) 


and high 

temperaturre 

THM triax xial cell: gene eral outline. 

4.1 TThe 

doublle 

wall sys stem 

An indeppendent 

meaasurement 

of o sample volume 

variatio on is require ed when deaaling 

with soils 

in par- 

tially satturation 

condditions 

[22]. Assessment 

A 

of the samp ple’s volumet tric strain, baased 

on cell fluidvol- ume varriations, 

can be inaccura ate. This is pparticularly 

true 

under hig gh confining pressure an nd due to 

the compressibility 

oof 

the confin ning fluid andd 

the deform mability of the 

cell. This issue was solved s by 

adoptingg 

the double cell concept 

described by [23] and [24]. Figure 10 shows thhe 

technical solution. 

The sammple 

is placeed 

between the t top and the bottom caps c and is surrounded by a membrane 

that 

can workk 

at high preessures 

and temperatures 

t 

s. An inner steel s cylinder r is sealed too 

both the top p and the 

bottom bbase 

of the cell. The spa ace betweenn 

the membr rane and the e inner cylindder 

defines the inner 

chamberr. 

The confinning 

pressure e is applied bby 

a special pressure/vol 

p ume controlller 

that has two 

sepa- 

rate outlets 

connecteed 

to the inn ner and the oouter 

chambe ers. Each ou utlet is equippped 

with a device d for 

measurinng 

volume cchanges. 

The e volumetric strain of the e sample is then calculaated 

by analyzing 

the 

measurees 

from the innner 

chambe er only. 

Most of tthe 

sources of measurem ment error, reelated 

to the e direct meas surement of ssample 

volum me varia- 

tions and 

discussed by [25], can 

be reduceed 

with this system. s In order o to reduuce 

the effec cts of the 

compresssibility 

of thee 

confining fluid, 

the distaance 

betwee en the membrane 

and thee 

inner cylind der is lim- 

ited; eveen 

at high preessures, 

the volume channges 

of the cell c fluid are not significaant 

when com mpared to 

the sample 

volumetrric 

strains. The 

inner cylinder 

receive es the same pressure froom 

the inside e and the 

outside; this limits thhe 

volume ch hange of the cylinder eve en at very hig gh pressuress. 

Moreover, all of the 

90

tubes off 

the hydraullic, 

pneumatic 

and electrric 

circuits go 

through th he outer chaamber. 

Consequently, 

their defo formation doees 

not influen nce the measurement 

ac ccuracy. 

(Figure 110) 


and high 

temperatuure 

THM tria axial cell: outline 

of the doouble 

wall sy ystem. 

4.2 PPossible 

eexperimen 

ntal layoutts 

Several experimentaal 

layouts can n be used deepending 

ma ainly on the degree of saaturation 

of the 

speci- 

men to bbe 

tested. Thhe 

apparatus s can be adaapted 

by sim mple modifica ations such aas 

changing theposi- tions of vvarious 

compponents. 

A traditioonal 

experimmental 

layout t for tests in saturated conditions c wa as applied. TTop 

and bott tom caps 

were eqquipped 

with sintered steel 

porous plates, desig gned to wor rk at high ppressures. 

Two 

pres- 

sure/voluume 

controllers 

were used 

to indepeendently 

con ntrol the pore e water presssure 

and to measure 

the wateer 

volume exxchange 

at ea ach base (toop 

and bottom m). The use of independdent 

controlle ers allows 

for meassurement 

of the pore wa ater pressuree 

developing in un-draine ed tests in eaach 

base, an nd allows 

running permeability tests by app plying a hydrraulic 

gradien nt along the sample. s 

When deealing 

with high 

values of f suction preessure, 

the va apor technique 

can be immplemented 

to t control 

the total suction in a similar way y as describeed 

for the oe edometric cell. 

In this casse, 

air at a controlled c 

relative humidity is fforced 

to circ culate by meeans 

of a pu ump, and wa ater content variations can 

be inferred 

byy 

the changees 

in weight of o the salt soolution 

in the desiccator (F Figure 9). 

The axiss 

translation technique was w used to control matr rix suction in n the range of 0-1.5 MP Pa. In this 

case, airr 

pressure annd 

water pre essure are reegulated 

inde ependently, and a are appliied 

to top an nd bottom 

caps. Cuustom 

4-holee 

caps (Figure 

11) were designed to apply air an nd water preessure 

simult taneously 

at each base. High-aair-entry-valu 

ue ceramic ddisks 

were us sed for the application 

off 

the pore wa ater pres- 

sure, preeventing 

the inlet of air pr ressure in the 

water circu uit. Air pressure 

was provvided 

by the laborato 

ry compressed 

air syystem. 

This pressure is rregulated 

to the target va alue by an eelectronic 

air pressure 

regulator 

and is reccorded 

before 

it enters tthe 

specimen. 

A “T sha ape” connecttion 

allows the t same 

pressuree 

to be applieed 

to the top p and to bottoom 

bases of f the specime en. Two presssure/volume 

e control- 

lers weree 

used to appply 

water pressure 

indeependently 

at a each base e and to recoord 

water vo olumeex- changess 

through thee 

bases. A cu ustom flushinng 

system ensured 

that air a bubbles mmoved 

away y from the 

caps without 

alteringg 

the measur res of exchannged 

water volumes v and without loweering 

water pressures 

p 

in the caaps. 

91

(Figure 111) 


and high 

temperatuure 

THM tria axial cell: spe ecial caps forr 

the applicat tion of 

the axis translation teechnique. 

5 CConclusions 

Differentt 

experimental 

devices and techniqques 

have been b presen nted to studdy 

the therm mo-hydro- 

mechaniical 

behaviorr 

of highly ov verconsolidatted 

clayey materials. m The e major issuees 

in develop ping such 

experimeental 

tools are 

the simult taneous conttrol 

of the str ress, the stra ain rate, the tthermal 

and hydraulic 

states aand 

the meaasurement 

of o water conntent 

variatio ons. The results 

provideed 

were selected 

to 

demonsttrate 

the poteential 

applica ations of somme 

novel tech hnologies. 

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[25] Head K.H., 1986. Manual of soil laboratory testing, vol 3., Pentech Press, London. 

Simon Salager 

GC D1 415, Station 18 

CH-1015 Lausanne 

simon.salager@epfl.ch 

04.04.2010 

93





Charakteristische Baugrundwerte: 

Erfahrung, Versuchswerte und Statistik 

Prof. Dr. Hansruedi Schneider, 

dipl. Bauing. FH 

Philipp Fitze 

dip. Bauing. FH und M.Sc. Student 

95

Charrakteristtische 

Baugrun B ndwerte e: 

Erfahhrung, 

VVersuch 

hswertee 

und St tatistik 

1 EEinleitungg 

In kaum einem andeeren 

Spezialg gebiet des BBauingenieur 

rwesens streuen 

die für ddie 

Bemessu ung erforderlichenn 

Materialpaarameter 

so stark s wie in der Geotech hnik. Heterog genität des BBaugrundes, 

, geologi- 

sche Annomalien, 

meeist 

zu wenig 

Baugrundddaten 

von Feld- F und La aborversucheen, 

sich verä ändernde 

klimatiscche 

Bedinguungen, 

unerw wartete Bruchmechanismen, 

Verein nfachungen im Baugrun ndmodell, 

Verändeerungen 

der Baugrundwe erte währendd 

des Baupr rozesses und 

menschlicche 

Fehler in n Bemes- 

sung und 

Ausführunng 

sind Fakto oren, die sichh 

zu einer beträchtlichen 

b 

n Unsicherheeit 

aufaddier ren. Trotz 

dieser UUnsicherheiteen 

müssen ge eotechnischee 

Bauwerke sowohl siche er wie auch kostengünst tig erstellt 

werden. 

Wie die geotechniscche 

Bemessu ung trotz diesser 

vielen Unsicherheiten 

gemeistertt 

worden ist seit etwa 

1920, deem 

Beginn dder 

Geotechn nik als eigennständigem 

Fachgebiet, F wird w in (Bild 1) schemati isch illustriert. 

(Bild 1) EEntwicklungg 

der Grund dlagen für diie 

geotechnische 

Beme essung 

( (angepasst nnach 

[1]). 

Interesssant 

sind in diesem Zus sammenhanng 

folgende Haupttrends: 

Frrüher 

haben Geotechnik ker die Bauggrundkenngrö 

össen fast ausschliesslic 

a 

ch aufgrund von per- 

söönlicher 

Erfahrung 

für die e meist auchh 

subjektive Bemessung B festgelegt. f EEine 

solche subjektive s 

Feestlegung 

istt 

heute praktisch 

nicht meehr 

möglich. 

Beerechnungenn 

aufgrund der d vor etwa 30 – 60 Jah hren entwickelten 

Theorieen 

(Stabilität tsberech- 

nuungen, 

Tragffähigkeit, 

Erd ddrücke für SStützbauwer 

rke, etc.) sind d ab etwa 19950 

immer mehr m ein- 

geesetzt 

worden 

und werde en ab etwa 19980 

fliessend d von numer rischen Simuulationen 

abg gelöst. 

In den letzten etwa 20 Jah hren werden zunehmend d auch proba abilistische MMethoden 

(z. B. Monte 

Caarlo) 

als Erggänzung 

zu den d herkömmmlichen 

dete erministische en Berechnuungen 

verwendet. 

Zu- 

97 

SWWISSCODES 

S

gleich erlebt aber auch die persönliche Erfahrung eine Renaissance: nämlich bei Plausibilitätsüberprüfungen 

von numerischen und probabilistischen Analysen wie auch bei komplexer werdenden 

Baugrundmodellierungen. 

Die Eurocodes, Mutternorm und Konzeptvorlage der Swisscodes, sind ein typisches Produkt 

der letzten etwa 20 Jahre, mit einem auf probabilistischer Grundlage entwickelten Partialsicherheitskonzept. 

2 Geotechnische Bemessungskonzepte 

2.1 Bemessung mit Globalsicherheitsfaktoren 

Bis zur Einführung der Swisscodes sind geotechnische Bemessungen auf der Basis von Globalsicherheitswerten 

Fglobal ausgeführt worden. Sowohl die Belastungen (= destabilisierende Kräfte) wie 

auch die Widerstände (= stabilisierende Kräfte) sind als vorsichtig geschätzte Mittelwerte ermittelt 

worden. Der Sicherheitsfaktor wurde wie folgt definiert: 

 

 

 

ä 

Die für die Bemessung erforderlichen Sicherheitswerte FGlobal sind über Jahrzehnte lange Erfahrung 

geeicht und festgelegt worden. Für jedes Gefährdungsbild (Böschungsstabilität, Tagfähigkeit, Auftrieb, 

etc.) musste der jeweilige Sicherheitswert bekannt sein. 

Einige typische Sicherheitswerte FGlobal waren für: 

Böschungsstabilität: FGlobal = 1.2 – 1.5 

Tragfähigkeit FGlobal = 2.0 – 3.0 

hydraulischen Grundbruch FGlobal = 1.5 – 5.0 

Mit diesem einzigen Sicherheitswert FGlobal, der alle eingangs erwähnten Unsicherheiten im Baugrundmodell, 

der Belastungen, des Berechnungsmodells, etc. gesamthaft in sich vereinigte, waren 

zwar die Bemessungen relativ einfach, aber auf Kosten von fehlender Transparenz. Man konnte innerhalb 

dieses Systems mit den „vorgegebenen“ Sicherheitsfaktoren FGlobal nicht zielgerichtet die 

grössten Unsicherheiten z.B. durch zusätzliche Baugrunduntersuchungen reduzieren und dies dann 

mit einem reduzierten FGlobal quantitativ berücksichtigen. Oder eine Berücksichtigung der beträchtlich 

grösseren Unsicherheit im Wert der Kohäsion c im Vergleich zum Reibungswinkel führte nicht dazu, 

dass damit der Wert von FGlobal verändert wurde. 

2.2 Bemessungskonzept nach Swisscodes 

Bereits Taylor [2] und Brinch Hansen [3] erkannten die Unzulänglichkeiten des Globalsicherheitskonzeptes 

und empfahlen Alternativen, um die Unsicherheiten mit Partialsicherheitsfaktoren gezielt bei 

denjenigen Bemessungskomponenten zu berücksichtigen, wo sie in der Realität auch auftreten. 

Etwa vor 20 Jahren begann die Entwicklung der Eurocodes, auf der konzeptionellen Basis der beiden 

geistigen Väter Taylor und Brinch Hansen. Seit Beginn ist die Schweiz als Vollmitglied (auch als Nicht- 

EU-Nation) aktiv an der Ausgestaltung der Eurocodes beteiligt. 

Die Schweiz, wie alle anderen europäischen Nationen, hat sich verpflichtet, im Sinne einer europäischen 

Harmonisierung die Prinzipien der Eurocodes in den nationalen Normen zu übernehmen; dies 

heisst vor allem das Partialsicherheitssystem einzuführen. Damit die nationalen Sicherheitsstandards 

und Traditionen allerdings gewahrt werden können, dürfen die Partialwerte national festgelegt werden. 

Daraus haben sich aus der Mutternorm „Eurocodes“ die Swisscodes ergeben, die in der Schweiz 

2004 offiziell eingeführt worden sind und die entsprechenden früheren SIA-Normen ersetzt haben. 

Für geotechnische Bemessungen sind die folgenden Normen (2003) jeweils zusammen zu verwenden: 

SIA 260 Grundlagen der Projektierung 

SIA 261 Einwirkungen auf Tragwerke 

SIA 267 Geotechnik 

98

SIA 267 „Geotechnik“ entspricht Eurocode 7 „Geotechnical Design – Part 1“ (EN 1997-1). Bereits 

ausgearbeitet ist ebenfalls Eurocode 7 „Geotechnical Design – Part 2: Ground Investigation and Testing“ 

(EN 1997-2). Dieser Teil 2 von SIA 267 ist in der Schweiz noch nicht allgemein verfügbar, wird 

aber nächstens erscheinen. 

2.2.1 Sicherheitsphilosophie Swisscodes 

Anstelle des einzigen früheren Sicherheitsfaktors Fglobal werden nach Swisscodes Partialsicherheitsfaktoren 

verwendet, die differenziert und gezielt dort angewendet werden, wo die Unsicherheiten tatsächlich 

auftreten. Damit werden die Unsicherheiten im gesamten Bemessungsablauf für den Geotechniker 

erstens sichtbar gemacht und zweitens auch auf einer rationalen (probabilistischen) Basis 

nachvollziehbar quantifiziert. 

Das Bemessungskonzept – sehr vereinfacht – dargestellt, ist wie folgt: 

Bemessungsgleichung: 

d.h. die Auswirkungen Ed (d.h. Belastungen) auf Bemessungsniveau 

müssen gleich gross oder kleiner sein als die 

Widerstände Rd auf Bemessungsniveau. Berechnet werden 

Ed und Rd mit Bemessungswerten. 

Was ist Bemessungsniveau? Das Bemessungsniveau ist 

eine Zielgrösse – im Hintergrund probabilistisch definiert – 

die von der Gesellschaft sozusagen erwartet wird. In der 

Schweiz wie in andern Ländern wird ein gewisses Sicherheitsniveau 

bei Bauwerken erwartet. Entsprechend dem 

nationalen Lebensstandard und den Traditionen leistet sich 

jedes Land eine gewisse Sicherheit bei Bauwerken und 

muss bereit sein dafür den Preis (höherer Erstellungspreis 

bewirkt kleinere Schadenanfälligkeit oder umgekehrt) zu 

bezahlen. 

Das Bemessungsniveau wird deshalb national durch fixe 

Partialfaktoren festgelegt. In Europa kann jede Nation 

diese Partialfaktoren individuell festlegen. 

Die Bemessungswerte werden immer auf der Basis von charakteristischen Werten berechnet, mit Hilfe 

der in den Swisscodes für die Schweiz vorgegebenen Partialfaktoren. 

Bemessungswert einer Baugrundgrösse: 

99 

⋅ 

darin sind: xd = Bemessungswert von x 

m = Partialfaktor gemäss SIA 26x 

xk = charakteristischer Wert von x 

Im Folgenden wird im Detail auf die Definition und Bestimmung des charakteristischen Wertes xk eingegangen.

2.2.2 Unnsicherheiteen 

bei der geotechnisch 

g 

hen Bemess sung 

(Bild 2) Sicherheitskomponent 

ten in Swissscodes 

nach h Krebs-Ove esen 

Bei Nachhweisen 

in der 

Geotechn nik sind demzzufolge 

die fo olgenden Ko omponenten – alle mit Un nsicher- 

heiten beehaftet 

- zu berücksichtigen, 

die in (BBild 

2) darge estellt sind: 

Belaastungen 

Bauggrundmodell 

mit Schichteen 

und Baugrundwerten 

Sicherheitsfaktor 

ren 

Bereechnungsmod 

delle 

3 CCharakterristische 

e Baugruundwerte 

e 

3.1 Bedeutung 

des charakteristiscchen 

Wert 

Die Bemmessungsgrössen 

xd für alle a Baustoffee 

basieren au uf charakteristischen 

Weerten. 

Der cha arakteris 

tische WWert 

ist der eeinzige 

Materialquantifizieerungswert 

in 

den Swiss scodes; d.h. die für den zuunter- suchendden 

Grenzzuustand 

mass sgeblichen MMaterialeigen 

nschaften kö önnen nur mmit 

dem charakteristi 

schen WWert 

beschrieeben 

werden. 

Somit kommmt 

dem char rakteristische en Wert eine überragende 

Bedeu- 

tung zu. Die Sicherhheit 

einer Bemessung 

ist t direkt abhängig 

von der 

Grösse undd 

Zuverlässigkeit 

des 

charakteeristischen 

WWertes. 

Partialfaktoren 

m, die 

charakteristische 

Werrte 

in Bemes ssungswerte umwandelnn, 

sind mit einer 

Viel- 

zahl vonn 

probabilisttischen 

Analysen 

und PPlausibilitätsüberlegunge 

en ermittelt wworden. 

Demzufolge 

kann derr 

Bemessunggswert 

imme er nur so gennau 

oder zuverlässig 

sein n wie der chaarakteristisch 

he Wert. 

Der chaarakteristiscche 

Baugrun ndwert xk isst 

die unsic cherste bzw w. schwächsste 

Stelle in n der Si- 

cherheittskette 

des Eurocode- und u Swisscodesystems 

s. 

Es ist eeine 

der schhwierigsten 

und wichttigsten 

Aufg gaben der Geotechnike 

G er die chara akteristischen 

BBaugrundweerte 

xk zu erm mitteln. 

100 

tes xk

Es muss unser Bestreben sein den xk-Wert nachvollziehbar und transparent zu bestimmen, basierend 

auf Versuchen und „vergleichbarer Erfahrung“. Die Unsicherheit sollte explizit berücksichtigt werden, 

damit die damit gesammelten Kenntnisse an Fachkollegen und Studierende weitergegeben und von 

erfolgreichen Anwendungen oder allenfalls auch Fehlern nachhaltig gelernt werden kann. 

3.2 Zitierte Definitionen des charakteristischen Wertes xk aus Swiss- und 

Eurocodes 

3.2.1 aus Eurocode EN 1990 „Basis of Design“ (entspricht SIA 260) 

§ 4.2(3) definiert: “The characteristic value (of any material) should be defined as the 5% fractile value” 

Dazu bemerkt [4]: Diese Definition liefert bei künstlich erzeugten Baustoffen wie Beton, Stahl, etc. 

vernünftige Werte, aber wird dem natürlich entstandenen Baustoff „Boden“ wegen grösserer Streuung 

und Unsicherheit nicht gerecht. 

b) aus Eurocode EN 1997 „Geotechnical Design“ (entspricht SIA 267) 

§ 2.4.5.2 spezifiziert weiter: “The characteristic value of a geotechnical parameter shall be selected as 

a cautious estimate of the value affecting the occurrence of the limit state”. 

Dabei sollen die folgenden Faktoren berücksichtigt werden: 

Geologische Informationen 

Streuung der gemessenen Baugrunddaten 

Ausmass und Umfang der Feld- und Laboruntersuchungen 

Art (Qualität) und Anzahl der untersuchten Bodenproben 

Grösse der vom Bruchvorgang oder den Deformationen beeinflussten Bodenzone 

Sprödes oder duktiles Verhalten des Bodens bei Deformationen, z.B. bei der Böschungsstabilität 

in einem überkonsolidierten Boden, wo die rückhaltenden Scherkräfte mit zunehmenden 

Deformationen lokal vom Höchstwert der Scherfestigkeit bis auf die Restscherfestigkeit abfallen 

können. 

c) aus SIA 260 und 267 

Nach SIA 260, Ziffer 1.1: „Der charakteristische Wert ist ein in der Regel auf statistischer Basis festgelegter 

Wert einer Einwirkung, einer geometrischen Grösse oder einer Baustoff- bzw. Baugrundeigenschaft 

(Mittelwert, oberer oder unterer Wert), gegebenenfalls auch Nennwert oder vorsichtiger Erwartungswert“ 

Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.1: „Baustoff-, Bauprodukte- und Baugrundeigenschaften werden durch charakteristische 

Werte dargestellt, die in einer hypothetisch unbegrenzten Versuchsreihe mit einer bestimmten 

Wahrscheinlichkeit nicht unter- bzw. überschritten werden.“ 

Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.2 und 3.3.3.3: „Sofern ein Nachweis eines Grenzzustandes empfindlich auf 

Änderungen einer Baustoff- oder Baugrundeigenschaft reagiert, sind untere bzw. obere charakteristische 

Werte (im Allgemeinen die 5%- und 95%-Fraktilwerte) zu verwenden. Sofern ein Nachweis eines 

Grenzzustandes wenig empfindlich auf Änderungen einer Baustoff- oder Baugrundeigenschaft reagiert 

und diese eine geringe Streuung aufweist, darf als charakteristischer Wert der Mittelwert angenommen 

werden.“ 

Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.5: „Bei Baugrundeigenschaften entspricht der charakteristische Wert in der 

Regel einem vorsichtigen Erwartungswert (5%- oder 95-% Fraktilwert der Mittelwertstreuung)“ 

Nach SIA 267, Ziffer 4.2.3.1: „Der charakteristische Wert xk einer geotechnischen Grösse ist der für 

die betrachtete Bemessungssituation vorsichtige Erwartungswert. Der Abstand zum geschätzten Erwartungswert 

ist in Abhängigkeit der Wertstreuung und der Zuverlässigkeit der Wertbestimmung anzunehmen. 

Aus statistischer Sicht wäre der charakteristische Wert einer geotechnischen Grösse so zu 

bestimmen, dass die Wahrscheinlichkeit eines für die betrachtete Bemessungssituation ungünstigeren 

Werts unter 5% liegt. Der charakteristische Wert entspricht nach wahrscheinlichkeitstheoretischen 

Überlegungen einem repräsentativen Wert mit einem Vertrauensniveau von 95%“ 

101

Obwohl gerade der charakteristische Wert die fundamentale Ausgangsgrösse für 

alle Nachweise und Bemessungen in den Swisscodes und Eurocodes darstellt, ist 

die Definition oder Bestimmung keineswegs einfach oder klar. Praktisch tätigen Ingenieuren 

wird kaum eine verständliche Hilfe für die Bestimmung der charakteristischen 

Baugrundwerte angegeben. 

Zusammengefasst sollte der charakteristische Baugrundwert sein: 

ein 5%-Fraktilwert 

ein Wert, in welchen sowohl Labor- und Feldversuchswerte wie auch Erfahrung 

einfliesst 

ein Wert, der die Grösse des durch den Grenzzustand beeinflussten Bodenzone 

berücksichtigt 

3.3 Vorschlag zur Ermittlung des charakteristischen Baugrundwertes xk 

3.3.1 für alle Baumaterialien 

Statistisch kann der charakteristische Wert xk allgemein gültig wie folgt beschrieben werden [9]: 

102 

⋅ ⋅ ⋅ 

mit: xm = Mittelwert aus Labor- und/oder Feldversuchen 

N = Faktor um einen allfälligen systematischen Fehler zu korrigieren 

k = Faktor für die 5%-Fraktile und die Verteilung (z.B. 1.645 für Normalverteilung) 

COVtot = totaler Variationskoeffizient 

In obiger Gleichung umfasst der totale Variationskoeffizient sowohl die epistemische wie auch die aleatorische 

Unsicherheit. Nach [5], [6] und [7] können die verschiedenen Unsicherheitskomponenten mit 

einem additiven Modell kombiniert werden zu einer für alle Baumaterialien gültigen Gleichung: 

⋅⋅⋅ ⋅ä Darin ist die Varianzreduktionsfunktion, die von der Grösse (Länge, Fläche oder Volumen) des Versagensmechanismus 

im Vergleich zu der Grösse der Versuchsprobe abhängt. Nach [6], [7] und [8] 

kann für praktische Anwendungen die Varianzreduktionsfunktion vereinfachend wie folgt gesetzt werden: 

 

 

ü 

 

ü 

 

mit: = Scale of fluctuation = Länge innerhalb welcher die Bodenkennwerte 

mit sich selber korreliert sind (autokorreliert), typische Werte sind in 

[6] und [7] zu finden 

L = Länge der massgebenden Bruchfläche 

COV = Variationskoeffizient = Standardabweichung / Mittelwert 

 

 

 

3.3.2 Vereinfachte Gleichung für praktische Anwendungen für Beton 

 

Mit N=1, k = 1.65 für die Normalverteilung, einer hypothetisch unbegrenzten Anzahl Versuche, mit 

vernachlässigbaren Messfehlern, = 1 m typischerweise und L < 1 m wird die obige allgemeine Gleichung 

nach [10]: 

≅ ⋅ . ⋅ ä für Beton

3.3.3 Vereinfachte Gleichung für praktische Anwendungen für Boden 

 

Mit N=1, k = 1.65 für die Normalverteilung, einer hypothetisch unbegrenzten Anzahl Versuche und mit 

ebenfalls vernachlässigbaren Messfehlern, wird die obige allgemeine Gleichung nach [10]: 

≅ ⋅ . ⋅ ⋅ 

für Boden 

 

Wir brauchen als 3 Grössen um eine ausreichende Beschreibung für quantitative Aussagen zu 

erhalten: 

Mittelwert xm aus den Messwerten 

Streuung (z.B. Standardabweichung) der Messwerte Sx 

Länge innerhalb welcher die Bodeneigenschaften autokorreliert sind, im Verhältnis zur massgebenden 

Bruchlänge L 

4 Schlussbemerkung 

Die Definitionen des charakteristischen Wertes xk in Eurocode und Swisscode sind schwierig zu verstehen 

und können von praktizierenden Ingenieuren kaum umgesetzt werden, weil entsprechende 

Anwendungsrichtlinien fehlen. Zudem sind z.B. für Beton und Boden verschiedene Definitionen gegeben, 

die einen Anwender verwirren können. 

Es wurde in diesem Aufsatz eine allgemein gültige Gleichung präsentiert, die alle Baumaterialien umfasst 

und trotzdem kompatibel ist mit Eurocode und Swisscode. Zudem wurde ebenfalls die Grösse 

der durch den Bruchmechanismus beeinflussten Bodenzone berücksichtigt, basierend auf dem Ansatz 

der Autokorrelation. 

Für praktische Anwendungen wurde eine stark vereinfachte Form der allgemein gültigen Gleichung 

entwickelt. 

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Characterization – Huang & Mayne (eds), Taylor & Francis Group, London 

Autoren: 

Hansruedi Schneider, Prof. Dr. 

Philipp Fitze, dipl. Bauing. FH und M.Sc. Student 

HSR Hochschule Rapperswil 

Oberseestrasse 10 

8640 Rapperswil 

Rapperswil, 17.5.2010 

104





Ermittlung wichtiger geotechnischer 

Eigenschaften für weichen Baugrund 

Dr.sc. Walter Steiner 

dipl. Bauing. ETH 

105

106

Ermittlung wichtiger geotechnischer Eigenschaften für 

weichen Baugrund 

1 Einleitung 

Während der letzten Jahrzehnte wurden in der Umgebung von Bern verschiedene Bauwerke in Baugrundverhältnissen 

erstellt, welchen man früher ausgewichen war. Es handelt sich meist um nacheiszeitliche 

Seeablagerungen, welche in Zungenbecken der sich zurückziehenden Gletscher abgelagert 

wurden. Die Anwendung von in-situ Versuchen, insbesondere des Flachdilatometers DMT von Marchetti 

und der Drucksonde mit Messung des Porenwasserdrucks CPT-U, hat bei verschiedenen Bauten 

eine zuverlässigere bodenmechanische Beschreibung erlaubt. Die Anwendung dieser Geräte 

wurde durch die elektronische Aufzeichnung und geeignete Auswertesoftware vereinfacht und gefördert. 

Die während über 2 Jahrzehnten gewonnenen Erfahrungen aus Ausführungsdetails von in-situ, 

Laborversuchen und Analysen werden hier beschrieben sowie deren Anwendung an zwei kürzlich 

durchgeführten Baugrunduntersuchungen aufgezeigt. Die Beispiele zeigen wie mit den richtigen Baugrunduntersuchungen 

wesentlicher baulicher Aufwand gespart werden kann und sichere Bauwerke 

erstellt werden können. Die Kosten der Baugrunduntersuchungen betrugen in beiden Fällen etwa 30 

bis 40 Tausend Franken, resultierend aus diesen konnte aber auf mehrfach teurere Pfahlfundationen 

verzichtet werden. 

1.1 Weltweite Erfahrungen 

Weiche Tonböden kommen weltweit vor. In Nordamerika sind der Boston Blue Clay (blauer Ton von 

Boston), der Ton im St. Lorenz Tal (Champlain clay) in Kanada, die Tone im Mississippi Delta besonders 

bekannt und erforscht. In Asien sind es die Tone unter den Grossstädten Bangkok und Singapur. 

In Europa sind in Skandinavien vor allem die norwegischen und schwedischen marinen Tone mit Auslaugungserscheinungen 

bekannt. Der Bothkennar Ton in Schottland wurde auch intensiv erforscht, 

ebenso sind in Italien verschiedene Tonablagerungen wie Pisa und Porto Tolle sehr bekannt. Die geotechnischen 

Untersuchungen über diese Tonarten sind in Berichten auf dem Stand der Forschung an 

verschiedenen internationalen Geotechnik-Konferenzen veröffentlicht worden, wie von Ladd et al. 

1977 in Tokyo und Jamiolkowski et al. 1985 in San Francisco. Weitere Spezialkonferenzen, die sich 

mit der Beschreibung des Untergrunds befassten (Site Characterisation) fanden in Atlanta, 1998; Porto, 

2004, und Taipei, 2008 statt. Seeablagerungen in den Alpen sind meist von geringerer Ausdehnung 

als an früheren und heutigen Meeresküsten und sind eher weniger erforscht. 

1.2 Seeablagerungen in der Schweiz 

In der Schweiz kommen Seeablagerungen im Mittelland um verschiedene Seen vor, beispielsweise 

um den Bodensee und den Untersee, oberhalb des Zürichsees und um die Jurafuss Seen (Bieler-, 

Neuenburger- und Murtensee). Im Rhônetal von Brig bis an die Mündung in den Genfersee sind auch 

verschiedene Seeablagerungen bekannt. Im Tessin kommen Seeablagerungen vor allem in der 

Magadino Ebene (Togliani & Beatrizotti, 2004) vor, aber auch um den Luganersee, wie im Pian Scairolo, 

südlich von Lugano, sowie bei Stabio westlich von Mendrisio. 

1.3 Erfahrungen im Raum Bern 

In der Umgebung von Bern wurden während dem Rückzug der Rhône- und Aaregletscher verschiedene 

Zungenbecken hinterlassen. Die darin gebildeten Gletscherrandseen wurden allmählich durch 

Tonablagerungen aufgefüllt, welche oft normal konsolidiert sind oder nur durch die Alterung eine leichte 

Überkonsolidation erfuhren. Nördlich von Bern um Schönbühl wurden erste Erfahrungen in solchen 

Ablagerungssedimenten durch Verkehrsbauten gemacht. Als erstes beim Bau der Bahnlinie Bern- 

Solothurn des heutigen RBS, bei welchem es zu statischen Grundbrüchen von Dämmen kam. Im Jahr 

1955 kamen beim Bau der Bahnunterführung SBB, in der nördlichen Zufahrt des Sandrains zum Einsatz. 

Bei der Betriebszentrale der Bahnunterführung und beim Bau des Einkaufszentrums Shoppyland 

musste gepfählt werden. Beim Bau des Tagbautunnels zur Entflechtung der Bahnlinie RBS nach Solothurn 

(Steiner & Rieder, 1997, Steiner, 1998 und 2001) wurden Schlitzwände in sensitivem Ton erstellt. 

Besonders herausfordernd war der Bau der Schüttung und des Einschnittes Ittigenmösli für die 

Grauholzlinie (Steiner, 1993). Unter dem Weyermannshausviadukt im Westen von Bern wurden in 

107

verschiedenen Tiefenabschnitten schwierige Verhältnisse angetroffen (Steiner, 2008). Die in dieser 

Schrift enthaltenen neusten Erfahrungen betreffen zwei Baustellen bei Belp, im Süden von Bern. 

2 Einfluss der geologischen Verhältnisse 

2.1 Generelle geologische Verhältnisse 

Die Baugrundverhältnisse im Schweizer Mittelland sind wesentlich von Gletschern beeinflusst worden. 

Besonders ausgeprägt ist dies in der Umgebung der Stadt Bern, wo der östliche Teil des Rhonegletschers 

und der Aaregletscher zusammenflossen. Verschiedene Vorstösse, Rückzüge und Wiedervorstösse 

hinterliessen stark wechselnde Untergrundverhältnisse. Moränen sind als generell gute 

Baugrundarten anzusehen, glaziale Fluss- und Seeablagerungen können wesentlich schwierigere 

Baugrundverhältnisse darstellen. In früheren Jahrhunderten wurden schlechte Baugrundverhältnisse 

gemieden, was an der Linienführung vieler alter Strassen sichtbar ist. Heute werden auch solche Gebiete 

überbaut und für Infrastrukturbauten genutzt. Die geologischen Verhältnisse sind lokal sehr unterschiedlich 

und Seeablagerungen können je nach Belastungsgeschichte sehr unterschiedliche bodenmechanische 

Eigenschaften aufweisen. Dies betrifft vor allem die Vorbelastung der Seeablagerungen. 

2.2 Geologische Verhältnisse im Becken von Belp 

Im Becken von Belp mit dem Flughafen Bern im Belpmoos bildete sich nach dem Rückzug des Aaregletschers 

grossräumig ein See, der von Stirnmoränen beim Zusammenfluss von Aare und Gürbe umfasst 

wird. Ein weiteres südlich gelegenes Becken wird von diesem mit der Stirnmoräne des Fahrhubels 

bei der Hunzikenbrücke abgetrennt. Die Lockergesteinsfüllung des Beckens beträgt etwa 250 

Meter, die Mächtigkeit der Seeablagerungen wurde dort mit 40 Meter bis zu einer ersten Kiesschicht 

erbohrt. Die östlichen Teile des Beckens wurden vermutlich von Sedimenten der Aare aufgefüllt. Im 

südwestlichen Teil hatte die Gürbe eher schlechtere, teilweise organische Sedimente abgelagert. Der 

Grundwasserspiegel befindet sich etwa 1.5 Meter unterhalb der Geländeoberfläche. Bei starken Niederschlägen 

kommt es auch zu Überschwemmungen. Über den Seeablagerungen stehen fluvioglaziale 

Ablagerungen (Kiese und Sande) von einigen Metern Mächtigkeit an, die von einigen Metern Verlandungssedimenten 

überdeckt sind. 

3 Bestehende und geplante Bauten 

3.1 Bestehende Bauten 

Die Bauten weisen sehr unterschiedliche Fundationsarten auf. So gibt es Gebäude, welche mit Untergeschossen 

und Gewichtausgleich fundiert sind, andere tief fundierte Gebäude mit zwei Untergeschossen 

mussten gegen Auftrieb gesichert werden. Diverse Gebäude mit oberflächennaher Fundation 

sind auf Pfählen fundiert. 

3.2 Gewerbebau 

Die beiden neu geplanten bzw. beim Verfassen dieses Berichtes fertig gestellten Gebäude liegen etwa 

800 Meter auseinander. Beim ersten Bau handelt es sich um einen Gewerbebau für ein graphisches 

Unternehmen. Das Gebäude besteht aus zwei Teilen, einer 30 m breiten und 60 m langen Produktionshalle 

und einem 15 m langen und 30 m breiten Büroteil, der vorläufig zwei Geschosse aufweist, 

aber um ein drittes Geschoss ergänzt werden kann. Die gleichmässigen Lasten von etwa 40 

kPa werden durch eine Bodenplatte auf die über dem Seeton liegende Kiesschicht abgegeben. Für 

dieses Bauwerk wurde eine 40 m tiefe Bohrung abgeteuft, in welcher in mehreren Tiefenabschnitten 

Flachdilatometer DMT Messungen durchgeführt und zwei Bodenproben mit dem Osterberggerät entnommen 

wurden. Ebenso wurden drei Drucksondierungen bis in eine Tiefe von jeweils 25 m ausgeführt. 

Die Verlandungssedimente und die Schotter wurden dafür vorgängig bis 4 m unter Terrain vorgebohrt. 

108

3.3 PPumpstation 

mit Sp peicherbeccken 

Beim zwweiten 

Bau haandelt 

es sic ch um ein Errsatzbauwerk 

k für die bestehende 

Klääranlage 

Belp p, welche 

eingesteellt 

und mit eeinem 

Zwischenbecken 

aan 

die Klära anlage der Region R Bern angeschloss sen wird. 

Die besttehende 

Klärranlage 

wies s 4 m tiefe BBecken 

von etwa e 20 auf 20 m Flächee 

auf, welche e mit Ge- 

wichtsauusgleich 

flachh 

fundiert wa aren und sicch 

seit dem Bau Ende der d 1960er Jahre 

bewährt 

hatten. 

Die neuee 

Pumpstatioon 

ist 20 m lang, 

12 m bbreit 

und 5 m tief. Es lag ein geologissches 

Gutac chten vor, 

das auf einer Bohrung 

mit einem m SPT-Versuuch 

beruhte und eine Pf fahlfundationn 

verlangte. Aufgrund 

der Erfahrungen 

mit der erstgenannten 

Bausstelle 

schlug g der Verfass ser dem Bauuherrn 

vor, eine e 15 m 

lange Boohrung 

mit FFlachdilatome 

eter, zwei Sppezialproben 

n mit dem Os sterberggeräät 

und zwei 25 2 m tiefe 

Drucksondierungen 

CCPT-U 

auszuführen. 

4 VVerwenddete 

Unte ersuchunngsmeth 

hoden 

Die Unteersuchungsmmethoden 

we erden der Prooblemstellung 

angepasst, 

in den beidden 

Fällen ha andelte 

es sich uum 

Setzungssprobleme. 

Als A in-situ Versuche 

wurd den verwende et: 

Flachdilatommeter 

DMT 

Drucksonde mit Porenwa asserdruckmmessung 

CPT T-U und Diss sipationsverssuchen 

Im Labor 

wurden Zussammendrüc 

ckungsversuuche 

im Oedo ometer durch hgeführt, um die Vorbelastungs 

spannunng 

und die Veerformungs- 

und Konsolidationseigen 

nschaften zu ermitteln. 

4.1 FFlachdilattometerversuche 

naach 

March hetti DMT 

Der Flacchdilatometeer 

von March hetti (1980) wurde in Ita alien entwick kelt und seit anfangs de er 1980er 

Jahren in 

Europa unnd 

Nordamer rika eingesettzt. 

Es beste eht eine europäische 

Norrm 

(EN-TS-2 22476-10) 

mit Schwweizer 

Vorwoort 

(SN 670 318-10). Im Jahre 2006 wurde die zw weite Konferrenz 

über die e Anwendung 

des 

Flachdilatoometers 

(Failmezger 

et aal., 

2006) dur rchgeführt. Das D Gerät istt 

in diesen Dokumen- D 

ten detailliert 

beschrrieben 

und besteht 

aus eeinem 

200 mm m langen, 95 9 mm breiteen 

und 14 mm 

dicken 

Spaten äähnlichen 

Teeil 

(Abb. 1), das d an das BBohrgestäng 

ge montiert werden w kann. 

Darin ist eine 

Stahlmembrane 

von 65 mmm 

Durchmesser 

montiert, 

welche im Innern mit m Druckgass 

(Stickstoff N2) nach 

aussen gegen den Boden gedrückt 

werdenn 

kann. Mit einem elektr rischen Konttakt 

kann fe estgestellt 

werden, bei welchemm 

Druck sich die Membraane 

abhebt, dieser d Abheb bedruck bei 00.1 

mm Bew wegung ist 

ein Paraameter 

für diie 

Messung. Die Membrrane 

wird we eiter bis 1.1 mm Weg heerausgerückt 

t und der 

Druck geemessen. 

WWeiter 

sind no och Kalibrierrungswerte 

zu z messen. Die D Messungg 

wird norma alerweise 

alle 200 mm durchgeeführt, 

d.h. wenn w das Gerrät 

um seine e Länge vorgestossen 

ist. . 

Abb. 1 FFlachdilatomeeter 

DMT an Bohrgestänge 

geschrau ubt 

109

Aus diessen 

Messunggen 

können verschiedene 

Bodenpara ameter wie Bodenart B undd 

bodenmec chanische 

Eigenschhaften 

abgeleitet 

werden n, die in Tabbellen 

und Grafiken G darg gestellt werdden 

(Marche etti, 1997; 

2006; Marchetti 

et all. 

2001). Aufg grund unsereer 

Erfahrung g ist in undrainierten 

Böden 

(Tone) di ie undrai- 

nierte Sccherfestigkeit 

zuverlässig g zu ermittelnn. 

In Sand un nd Silt kann die Verformbbarkeit 

(E-Mo odul) und 

die Scheerfestigkeit 

zuverlässig 

ermittelt 

werdden. 

Bei ande eren Parame etern sind anndere 

zusätz zliche Untersuchuungen 

wie Laaboruntersuc 

chungen zur besseren Be eurteilung mi it einzuzieheen. 

Mit dem Flachdila- F 

tometer DMT lassenn 

sich Profile e der bodenmmechanische 

en Eigensch haften ermitteeln, 

so dass s die Ent- 

wicklungg 

der Eigensschaften 

mit der Tiefe beeurteilt 

werd den kann. De er pneumatissche 

Betrieb b erlaubt, 

dass derr 

Druck, ohnee 

Verluste wie w bei einemm 

Gestänge, auf a das Vers suchsgerät auufgebracht 

wird. w 

Als besoondere 

prakttische 

Erfahrung 

kann eerwähnt 

wer rden, dass unter u einem Bohrloch de er Boden 

mehreree 

Dezimeter oft nahezu ein Meter ggestört 

ist, dies d geht aus 

dem Verlaauf 

der undr rainierten 

Scherfesstigkeit 

mit dder 

Tiefe he ervor. Diesess 

Phänomen n wurde bei den Untersuuchungen 

im m Weyer- 

mannshaaus 

(Steiner, 

2008) festg gestellt (Abb. 2). 

Abb. 2 VVerlauf 

der unndrainierten 

Scherfestigkkeit 

im Weyermannshaus 

s, Bern mit MMessungen 

aus 

Bohrlochtiefsten 

nach jewweiligem 

Vorb bohren des DDMT 

1 oder durchgehend d bei CPT 1, DMT 2 und CPT 2. 

Die in Boohrung 

CPT 1 ausgeführ rten Flachdilaatometer 

DM MT Versuche e wurden vorrgebohrt 

und vom Bo- 

den der Bohrung ausgeführt, 

da die Möglichkeit 

bestand d, noch Zwisc chenschichteen 

aus Kies anzutref- 

110

fen. Die ersten 3 bis 4 Messunge en nahmen imm 

noch gestörten 

Boden sehr stark zzu 

und pende elten sich 

in der weeiteren 

Tiefe ein. 

Die aus dem paralleel 

durchgefüh hrten CPT 1 Versuch er rmittelten undrainierten 

SScherfestigke 

eiten zei- 

gen keinne 

solchen AAnstiege. 

Die e Sondierung 

DMT 2 im m weichen To on wurde naach 

Durchbo ohren der 

Deckschhicht 

auf die ganze Bohr rlänge durchgeführt, 

dies se und die parallel p durchhgeführte 

So ondierung 

CPT 2 zzeigen 

keine „Sprünge“ wie w in Sondieerung 

DMT 1. 

In Sondierung 

DMT 1 iist, 

unter einer 

vorge- 

bohrten Kiesschicht, in 22 – 24 m Tiefe eine Schicht aus s überkonsolidiertem 

Tonn 

angetroffen n worden. 

Zum Verlauf 

der unddrainierten 

Scherfestigke 

S eit ist anzum merken, dass s eine Verlänngerung 

des Verlaufs 

der undrrainierten 

Sccherfestigkeit 

direkt zur heutigen Ge eländeoberflä äche führt, dder 

Ton also o wirklich 

normal kkonsolidiert 

iist. 

Dies ist die d Folge einner 

Aufschüt ttung um etw wa 4-5 Meteer 

auf die Se eeablage- 

rungen vvor 

vermutlicch 

40 Jahren, 

welche die Vorbelastun ng aus „Alteru ung“ kompennsierte. 

4.2 DDrucksonde 

mit Po orendruckmmessunge 

en 

Die Druccksonde 

wurrde 

ursprüng glich mit mecchanischem 

Gestänge vo or allem in dden 

Niederla andenan- gewendeet. 

Der Wideerstand 

eines 

Konus vonn 

10 cm2 (o oder 15 cm2 2) wurde durrch 

ein zentr ralesGe- stänge ggemessen 


die Mantelreibung 

über 

das Mantelrohr. 

Die e mechaniscchen 

Sonden n werden 

heute nooch 

verwenddet, 

vor allem m in kiesigen Böden, wo eine Sonde mit elektronischen 

Komponenten 

beschäddigt 

werden kkönnte. 

Es besteht b eine europäische e Norm (EN 22476-12) mit schweizerischem 

Vorwort (SN 670 318-12) 

für die e mechanischhe 

Druckson nde CPT-M (Cone ( Penettration 

Test – Mechanical). 

Mit den eelektronischeen 

Messverf fahren wurdee 

die Messun ng in die Spit tze der Sondde 

verlegt. Die D an der 

Spitze und 

am Manteel 

angreifend den Kräfte wwerden 

mit Dehnmessstre 

eifen elektronnisch 

ermitte elt und an 

ein Aufnahmegerät 

üübermittelt. 

Ende E der 19770er 

Jahre wurde w die Por renwassermeessung 

an der 

Sonde 

entwickeelt 

(Abb. 3 unnd 

4). Diese bildet einen dritten Para ameter, mit welchem w sichh 

der Untergr rund bes- 

ser bescchreiben 

lässst. 

Die Anwendung 

der DDrucksonde 

ist 

von Lunne e et al (19977) 

beschriebe en, weiter 

besteht eein 

Normenttwurf 

EN 222 276-1 für CPPT-U 

Versuch he mit elektrischen 

Messswertaufnehm 

mern und 

elektroniischer 

Aufzeeichnung, 

de er nächstenss 

zur Schluss sabstimmung g bei der euuropäischen 

Normen- 

zentrale gelangt. Diee 

Messungen 

werden noormalerweise 

e mit einem Lastwagen mit Aufbau durchge 

führt, deer 

genügend Gegengewic cht darstellt, um die Vers suche auch in 

dicht gelaggertem 

Bode endurch- führen zu 

können (Abb. 

5). 

Abb. 3 DDrucksonde 

Aufzeichnung 

und P 

messunng. 

Der silber 

Mantel vvon 

150 cm 

Länge z 

2 

mit elektroni ischer 

Porenwasser rdruck- 

rfarbige Teil ist der 

2 

Fläche und 133.7 mm 

zur Messungg 

der Mantelr reibung 

111 

Abb. 4 Det 

10 cm 2 ails der Spitzze: 

Konus mit m 60° Spitzee, 

Gr rundfläche, zzulässiger 

Durchmesse 

D r: 

34.8 – 37 mm. Bronzzener 

Ring ist 

der 5 mmm 

breite Filte er für die PPorenwassermessung 

uu2 

5mm hinter r dem Konuss

Abb. 5 GGewerbebau: 

: vorne Fahrz zeug mit Druucksondenein 

nrichtung CP PT-U, im Hinttergrund 

Vor rbohrun- 

gen durcch 

Deckschiccht 

Für die AAuswertung 

der umfangr reichen Dateen 

stehen he eute verschie edene Prograamme 

zur Ve erfügung, 

welche eeine 

der Aufggabe 

angepa asste Ausweertung 

erlaub bt. Diese Aus swertung ist Sache des Geotech- 

nik-Ingennieurs. 

Die Sondierfirme en liefern eiine 

Aufzeich hnung der Basisdaten, B 

dd,h. 

Spitzendruck 

qc, 

spezifiscche 

Mantelreeibung 

fs und d Porenwassserdruck 

u2 hinter h dem Konus. K Die deetaillierte 

Auswertung 

ergibt Boodenverhalteensklassifikationen 

nach verschieden nen Methode en und verscchiedene 

Bo odenpara- 

meter füür 

tonige Bööden 

wird die 

undrainierrte 

Scherfestigkeit 

ermitt telt, für sanddige 

Böden derRei- bungswinkel. 

Die beerechneten 

Parameter P köönnen 

auch mit der Son ndiertiefe undd 

dem Grundwasser 

druck noormalisiert 

wwerden. 

Dad durch ergebeen 

sich vielf fältige Interp pretationsmööglichkeiten, 

die aber 

entsprecchendes 

ingeenieurmässig 

ges Beurteiluungsvermögen, 

d.h. „Engineering 

Juudgement“ 

vo orausset- 

zen. 

Für die Ermittlung dder 

undrainie erten Scherfeestigkeit 

Su = q/Nk ist der d Faktor NNk 

erforderlich. 

Dieser 

Faktor isst 

nicht eine Materialkon nstante, sonddern 

vom lok kalen Boden n abhängig. WWir 

benutze en die mit 

dem Flaachdilatometeer 

DMT von Marchetti eermittelten 

Werte W der und drainierten SScherfestigke 

eit Su zur 

Kalibrierrung 

des Fakktors 

Nk bei der d Drucksonnde 

CPT-U. 

4.3 ZZusammeendrückun 

ngsversucche 

im Oed dometer 

Bei der AAnwendung 

in diesen we eichen Bödeen 

handelt es s sich meist um möglichee 

Setzungsp probleme, 

die Vorbbelastungssppannung 

ist daher d ein wicchtiger 

Fakto or. Dieser ist t aus den in-situ 

Versuchen, 

wel- 

che wessentliche 

plasstische 

Verfo ormungen veerursachen, 

nur n mit mehr r oder wenigeer 

zuverlässigen 

Kor- 

relationeen 

zu ermitteeln. 

Deshalb lassen wir Zusammendrü 

ückungsvers suche im Oeddometer 

durc chführen. 

Die ermittelte 

Vorbelastungsspannung 

ist niccht 

nur abhä ängig von de er Belastunggsgeschichte 

e des Un- 

tergrunddes, 

sondern hängt auch h von der Veersuchsdurch 

hführung ab. 

Normale ZZusammendr 

rückungs 

versuchee 

im Oedommeter 

gehen von 24 Stunnden 

dauern nden Laststuf fen aus, derr 

Boden wird d in einer 

ersten Laststufe 

mit einer vorgeg gebenen Lasst 

während einem e Tag be elastet. Bei dder 

nächsten n Laststu- 

fe wird ddiese 

Last veerdoppelt 

und d die zeitabhhängige 

Setz zung während d 24 Stunden 

gemessen n. Bei den 

112

Seetonen aus der Schweiz beträgt die wirkliche Konsolidationszeit im Oedometer etwa eine halbe bis 

eine Stunde, während der restlichen Zeit werden bloss Sekundärsetzungen erzeugt. Damit wird die im 

Laborversuch ermittelte Vorbelastungsspannung geringer (Holtz & Kovacs, 1995) als die Wirkliche. 

Werden die Laststufen eine halbe bis eine Stunde nach Erreichen der Konsolidation (t100 + 1h) aufgebracht, 

so ergeben sich höhere Vorbelastungsspannungen. Solche Beobachtungen wurden schon bei 

unterschiedlich durchgeführten Versuchen bei der Schüttung Ittigenmösli gemacht (Steiner, 1993). Mit 

Laststufen von einem Tag Dauer ergaben sich Vorbelastungsspannungen von ’p = 260 bis 380 kPa, 

mit kurzen Laststufen (t100 + 1h) solche von ’p = 400 bis 600 kPa. Dies war bei der erwähnten Schüttung 

entscheidend, die Proben hatten eine effektive Überlagerungsspannung von 150 bis 300 kPa, die 

aufgebrachte Last betrug 150 bis 250 kPa, die gesamte Vertikalspannung erreichte 300 bis 500 kPa. 

Die detaillierte Untersuchung zeigte, dass die Zusatzbelastung im Bereich der Vorbelastung verblieb. 

Dieses Vorgehen ist in der amerikanischen Norm ASTM D 2435 als Methode b genormt. 

Zusammendrückungsversuche können auch mit konstanter Stauchungsgeschwindigkeit (Constant 

Rate of Strain, CRS) und Messung der entwickelten Porenwasserspannung durchgeführt werden. 

Beim Übergang vom vorbelasteten in den normal konsolidierten Zustand steigt die Porenwasserspannung 

rasch an und aus dem Knick des Anstieges kann der Überkonsolidierungsgrad abgeschätzt 

werden. Im Rahmen eines Forschungsprojektes der EPFL konnten solche Versuche parallel zusätzlich 

durchgeführt werden. Die Resultate sind in Abschnitt 5.2 dargestellt und erläutert. 

5 Untersuchungen im Ton von Belp 

Die Baugrunduntersuchungen in Belp wurden für zwei unterschiedliche, 800 m voneinander entfernte 

Bauvorhaben in ähnlichem Untergrund durchgeführt, die Resultate dieser Untersuchungen werden 

zusammen dargestellt und verglichen. 

5.1 Untersuchungen im Feld 

Bei jedem Bauvorhaben wurden eine Sondierbohrung und drei bzw. zwei Drucksondierungen nach 

Vornahme einer Vorbohrung durch den überlagernden Kies gemäss Tabelle 1 durchgeführt. 

Table 1. Im Feld durchgeführte Untersuchungen 

_____________________________________________________________________________________________ 

Type of test RB1-1 CPTU-1-1 CPTU 1-2 CPTU 1-3 RB 2-1 CPT 2-1 CPT 2-2 

m m m m m, m m 

_____________________________________________________________________________________________ 

Anfang 0 5 5 5 0 7.5 7.5 

Endtiefe 40 25 25 25 15 25 25 

_____________________________________________________________________________________________ 

DMT 1 16.2-18.0 8.2-10.0 

DMT 2 21.2-23.0 12.2-14.0 

DMT 3 28.2-30.0 

DMT 4 36.2–37.4 

_____________________________________________________________________________________________ 

Osterberg 19.3-19.6 10.5-11.0 

Probe 25.3-26.7 14.4–15.0 

_____________________________________________________________________________________________ 

Die Messresultate der Sondierfirma wurden in elektronischer Form aufgezeichnet und als Rohdaten 

(fs, qc, u2) geliefert. Eine Interpretation der Daten erfolgte durch den projektierenden Ingenieur, insbesondere 

wurde die mit dem Flachdilatometer DMT ermittelte undrainierte Scherfestigkeit verwendet, 

um den Faktor Nk zu kalibrieren, mit dem bei der Drucksonde CPT aus dem spezifischen Spitzenwiderstand 

des Kegels qc die undrainierte Scherfestigkeit ermittelt wird. Die detaillierte Auswertung der 

Daten der Drucksonden erfolgte mit einem kommerziellen Programm und die Resultate wurden mit 

Tabellenprogrammen weiterbearbeitet. In Abb. 6 und 7 sind die undrainierten Scherfestigkeiten dargestellt. 

Diese sind für beide Bauwerke vergleichbar, beim Gewerbebau ist eine grössere Streuung 

auszumachen, deren Ursache aber nicht im Detail ermittelt werden konnte. 

Messungen am Bohrkern mit dem Taschenscherflügel ergaben undrainierte Scherfestigkeiten von 50 

bis 60 kPa praktisch unabhängig von der Tiefe. Diese Werte sind wesentlich tiefer als die mit CPT-U 

und DMT ermittelten Werte und sind als unzuverlässig zu betrachten. Sie entsprechen praktisch den 

gestörten Scherfestigkeiten der Seetone, vgl. Abb.7. 

113

Abb. 6. UUndrainierte 

Scherfestigk keit unter Gee- 

werbebaau 

ermittelt mmit 

DMT und kalibrierten 

Werten aaus 

CPT. 

Der Bereeich 

zwischeen 

4 und 8 Meter M bestehht 

nur unter dem d Gewerb bebau aus TTon, 

dieser is st stärker 

vorbelasstet. 

Die Messsungen 

mit dem Flachddilatometer 

zeigen, z dass unter 25 Meeter 

Tiefe die 

undrai- 

nierte Sccherfestigkeiit 

stärker ans steigt, deshaalb 

muss dav von ausgega angen werdeen, 

dass dies se untere 

Schicht vvon 

einem zwwischeneisze 

eitlichen Gleetschervorsto 

oss vorbelast tet wurde. 

Für die Beurteilung des Setzung gsverhaltenss 

sind die Ke enntnisse de er Vorbelastuungsspannun 

ngen notwendig. 

Aus den Meessungen 

der r CPT-U undd 

der DMT un nd aus Laborversuchen 

wwurden 

die Vorbelas- V 

tungsspaannungen 

errmittelt 

(Abb. . 8 und 9). MMit 

der Druck ksonde ergeb ben sich Proofile 

der Vorb belastung 

über diee 

gesamte SSondiertiefe. 

Aus einem Laborversuc ch im Oedom meter ergibtt 

sich jeweils s nur ein 

Punkt. 

114 

Abb. 

7 Undrainierte 

Scherrfestigkeit 

unter 

ARA 

er rmittelt mit DMT, 

kalibrierrten 

Werten aus CPT 

un nd Scherflügelversuchenn 

aus dem Ja ahr 1966.

Abb. 8. VVorbelastunggsspannunge 

en ermittelt 

aus Druccksonden 

CPPT-U 

und Laborversucheen 

mit Stufeen 

24 Stundeen 

und CRS Oedometer 

für Geweerbebau. 

115 

Abb. 

9. Vorbelastungsspannungen 

erm mittelt 

au us DMT; Dru ucksonden CCPT-U 

und La aborver- 

su uchen mit La aststufen T1000 

+ 1h Stunden 

für 

ARA.

5.2 Laboruntersuchungen 

Laborversuche sind nötig, um die Verformungseigenschaften im Vor- und Erstbelastungsbereich zuverlässiger 

zu ermitteln. Die mit in Oedometern durchgeführten Konsolidationsversuche wurden mit 

unterschiedlichen Methoden belastet, die Versuche für den Gewerbebau mit Laststufen von 24 Stunden 

Dauer, parallel konnte im Rahmen eines Forschungsprojektes der EPF Lausanne ein Oedometer 

mit konstanter Stauchungsgeschwindigkeit durchgeführt werden. Die beiden Oedometer für die ARA 

wurden mit verkürzten Laststufen durchgeführt, welche t100 + 1h entsprechen, dies entspricht der Methode 

B nach der amerikanischen ASTM Norm D 2435. Mit dieser Methode wird während der Laststufen 

weniger Sekundärsetzung erzeugt und die Vorbelastungsspannung wird höher und entspricht 

deshalb mehr der wirklichen Vorbelastung. Diese Feststellung wurde schon beim Bau der Schüttung 

Ittigenmösli gemacht (Steiner, 1993), wo dies wesentliche Auswirkungen auf die Beurteilung der Sicherheit 

hatte. Bei den vorliegenden Versuchen bestätigt sich dieser Unterschied, so sind die mit 24 

Stunden Laststufen Oedometer ermittelten Vorbelastungsspannungen geringer als die aus dem mit 

konstanter Stauchgeschwindigkeiten (CRS) ermittelten Versuche. Die mit kurzen Laststufen ermittelten 

Vorbelastungsspannungen liegen dazwischen. 

Die Klassifikationsversuche sind in Tabelle 2 zusammengefasst. Die Seeablagerungen sind als magerer 

Ton, CM, nach SN 670 004-2NA klassiert und sehr homogen. 

Tabelle _________________________________________________________________________________ 

2: Resultate der Laboruntersuchungen: Raumgewichte, Atterberggrenzen, Wassergehalt 

Ausroll 

Trocken- Wasser FliessrollPlastizi- Dichte dichte gehalt grenzegrenzetätsindex Liq. Ton Akt. Klasse 

_________________________________________________________________________________ 

Symbol d w LL PL PI LI q A USCS 

Einheit _________________________________________________________________________________ 

t/m3 t/m3 % % % % -- % -- 

RB1- 1 1.93 1.44 34 

RB1 - 2 1.94 1.48 31.5 37.6 22.1 15.4 .607 52.5 0.293 CM 

RB1 - 3 1.91 1.44 33.3 38.4 21.4 16.9 0.7 56.8 0.298 CM 

RB1 - 4 1.92 1.47 31.1 40.4 21.4 19 0.51 ---- CM 

B4-1 1.966 1.522 29.2 32.7 18.5 14.2 0.79 47 0.302 CM 

B4-2 1.945 1.486 30.9 31.6 17 14.6 .952 48 0.304 CM 

Tabelle 3: Kennwerte aus Zusammendrückungsversuchen 

___________________________________________________________________________________ 

Porenziffer 

Wiederbelastung 

Entlastung 

Erstbelastung 

116 

Vorbelastungsdifferenz 

Konsolidations 

koeffizient 

Symbol e0 Cr Cru Cc = p - ’v cv 

Einheit - - - - kPa m 2 /s 

_________________________________________________________________________________ 

RB1 - 2 0.851 0.012 0.039 0.322 58 (CRS =208) 

RB1 - 3 0.902 0.009 0.046 0.375 81 

B4-1 0.82 0.073 0.045 0.25 124 8-12 x 10 -7 

B4-2 0.78 0.072 0.045 0.225 147 7-1.1 10 -7 

Design 0.90 0.034 0.034 0.285 

_________________________________________________________________________________

6 FFolgerunngen 

6.1 

Geotechnnische 

Fol lgerungenn 

Aus denn 

Feld- und LLaborversuch 

hen konnte nnachgewiese 

en werden, dass d der amm 

Ende der Eiszeit E im 

Becken vvon 

Belp abggelagerte 

Se eeton eine VVorbelastungs 

sspannung von v 120 bis 2200 

kPa übe er die ver- 

tikale Sppannung 

aufwweist, 

dies entspricht 

eineer 

flächenha aften Schüttung 

von 6 biss 

10 Meter Hö öhe. 

Die Beurteilung 

setzzt 

den komb binierten Einssatz 

von Feldversuchen, 

d.h. Flachddilatometer 

DMT D und 

Drucksonden 

CPT-UU 

und Laborv versuchen imm 

Oedomete er mit stufenw weiser Vorbeelastung 

mit t100 + 1h 

voraus. 

Für andeere 

Bauaufggaben 

wie gr rössere Aushhübe 

könnte en andere Untersuchunggen 

im Labor 

nützlich 

sein. 

6.2 BBautechnische 

Folg gerungen 

6.2.1 GGewerbebauu 

Beim Geewerbebau 

ssind 

folgende e Bodenschicchten 

vorzufinden. 

Als er rstes die Decckschicht 

aus 

Verlan- 

dungsseedimenten 

(AAbb. 

10), daru unter in 2 biss 

4 Meter Tie efe fluvioglaz ziale Ablagerrungen 

(Scho otter) und 

danach Seeton (Abbb. 

11). Der Gewerbebau 

G u besteht aus 

einem vor rerst zweigesschossigen 

Bürotrakt 

mit der MMöglichkeit 

dder 

Erweiteru ung um ein drittes Gesc choss in Leic chtbauweise, , dies ergibt eine ver- 

teilte Lasst 

von 40 kPPa. 

Daneben ist der Prodduktions- 

und d Lagertrakt von 35 m Brreite 

und 60 m Länge 

vorgesehhen 

mit Drucckmaschinen 

n und Papierllager, 

die La ast wurde zu 25 kPa abgeeschätzt. 

Die e verteilte 

grösste BBelastung 

beeträgt 

etwa 40 4 kPa, also einer Schütt thöhe von 2 m Kies. 

Setzungsberechnunggen 

zeigten, dass im Seeeton 

Initialse etzungen von n etwa 6 mmm 

und Konso olidations- 

setzungeen 

von 20 biss 

30 mm zu erwarten sinnd. 

Die Verlandungssedim 

mente sind mmit 

besserem m Material 

zu ersetzzen, 

aus Absschätzungen 

n ergaben sicch 

mit vorhan ndenen Sedi imenten bis zzu 

20 mm Setzungen 

und es wwären 

grosse 

Setzungsd differenzen zzu 

erwarten gewesen. g Mit 

Materialerssatz 

wurden aus den 

oberen SSchichten 

Seetzungen 

von 

wenigen MMillimetern 

abgeschätzt. 

Die beiden GGebäude 

we erden mit 

durchgehenden 

Betoonplatten 

auf f dem ausgettauschten 

Bo oden fundier rt. 

Abb. 10 Bohrkern beeim 

Gewerbe ebau durch DDeckschicht 

(0-2m) ( und fluvioglaziale 

Ablagerungen 

(2- 

4m) (Schhotter). 

Abb. 11 Bohrkern imm 

Seeton (4 – 40 m) beimm 

Gewerbeba au 

117

6.2.2 Becken der Pumpstation 

Das Speicherbecken bedingte einen Aushub von 5 Meter in den Untergrund. Für die meisten Lastfälle 

bedeutete dies eine Nettoentlastung gegenüber dem heutigen Zustand. 

Ein eher unwahrscheinlicher Zustand mit gefülltem Speicherbecken, aber tiefem Grundwasserstand 

ergab eine geringe Zusatzbelastung gegenüber dem heutigen Zustand von etwa 20 kPa. Mit einer 

vorhandenen Vorbelastung über 120 kPa verbleibt auch dieser Fall im vorbelasteten Bereich. Das Becken 

ist im Frühjahr 2010 ohne Probleme fertig gestellt worden. 

6.3 Folgerungen für die Versuchsdurchführung 

Unter dem Bohrloch ist der Boden oft bis in etwa 0.5 bis 1.0 m Tiefe gestört. Flachdilatometer DMT 

Messungen sollten deshalb genügend tief reichen bis in etwa 2 Meter Tiefe bzw. bis beurteilt werden 

kann, dass der gestörte Bereich verlassen ist. 

Der Umrechnungsfaktor Nk für die Abschätzung der undrainierten Scherfestigkeit Su aus dem Spitzenwiderstand 

qc kann an parallel durchgeführten DMT Versuchen kalibriert werden. 

Bei Zusammendrückungsversuchen ist die Durchführung der Laststufen entscheidend. Oedometerversuche 

mit 24 Stunden dauernden Laststufen geben zu geringe Vorbelastungsspannungen an. Wir 

empfehlen die Anwendung von Laststufen entsprechend der Konsolidationszeit (t100) plus eine Stunde 

gemäss ASTM D 2435, Methode b oder von Versuchen mit konstanter Dehnungsrate (CRS). 

7 Literatur 

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Failmezger, R.A. & Anderson, J.B. eds. Washington, 8-48. 

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118

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Steiner, W. & Togliani, G. 1998. Experience from Site Investigations in Glacial Soils of the Alpine Region, 

Proceedings First International Conference on Site Characterization, Atlanta, Balkema, 1171- 

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Zeindler, H. (1966) Baugrunduntersuchungen für ARA Belp, Bericht der Geotest AG 

Autor: 

Dr. Walter Steiner, dipl. Bau-Ing. ETH 

B+S AG 

Muristrasse 60 

CH-3000 Bern 31 

e.mail: w.steiner@bs-ing.ch 

11. März 2010 

119

120





Bestimmung dynamischer Bodenkennziffern 

Dr. sc. techn. Jost A. Studer 

Dr. sc. techn. Thomas M. Weber 

121

122

Bestiimmungg 

dynam mischerr 

Boden nkennzif ffern 

1 EEinführuung 

1.1 AAnwendunngsbereic 

che 

Modernee 

Lebensbeddingungen 


die stärkker 

werdende 

mer mehhr 

Analysen, 

bei denen die Kenntnisse 

dynamis 

spiele siind 

die Vorhersage 

und die Planungg 

von Massn 

Bau odeer 

industrielleer 

Tätigkeit sowie Unterrsuchungen 

Bild 1 zeeigt, 

dass dieese 

Problem mstellungen eeinen 

breiten 

eines Boodenelementtes 

abdecken. 

So sind bei 

Erschütte 

die Dehnnungsbereiche 

sehr klein 

(Bereich uunter 

10 

Sprenguungen 

oder WWaffenwirkun 

ngen die Deh 

-3 e Verflechtun ng der Infrasstruktur 

erfordern 

im- 

scher Boden nkennziffern notwendig sind. s Beinahmen 

gege en Erschütteerungen 

aus Verkehr, 

im Rahmen n des Erdbebeningenieurwesens. 

n Bereich de er dabei auftrretenden 

De ehnungen 

rungsproblem men und Maaschinenfund 

damenten 

% der Schubd dehnung) wäährend 

bei Erdbeben, E 

hnbereiche bis b zu Bruchd dehnungen ggehen 

können. 

Bild 1: DDehnungsammplituden 

verschieden 

v ner dynamis scher Proble emstellungeen, 

Feld- und 

Laborversuchhe 

(Studer ett 

al. 2007). 

123

Das Bild 1 zeigt ferner die Dehnbereiche typischer Labor und Feldversuche zur Bestimmung dynamischer 

Bodenkennziffern. Es wird deutlich, dass kein Versuch den ganzen interessierenden Bereich 

der Scherdehnungen, zum Beispiel bei Erdbeben, abdeckt. Das heisst, dass oft unterschiedliche Versuche 

zur Untersuchung des dynamischen Bodenverhaltens benötigt werden. 

2 Bodenmodelle 

Obwohl heute komplexe Bodenmodelle existieren, die sowohl Deformations- und Festigkeitsbereiche 

gleichermassen erfassen, hat sich in der Praxis noch weitgehend die klassische Trennung in Deformationsberechnung 

mittels Deformationskennziffern und Bruchuntersuchungen mittels Festigkeitskennziffern 

erhalten. 

Boden ist ein drei Phasensystem bestehend aus dem Korngerüst, dem Porenwasser und der Porenluft. 

Die bei einer dynamischen Anregung eingeleitete Energie strahlt in Form von Wellen in den Raum 

ab. Es werden Raumwellen und Oberflächen unterschieden. Raumwellen treten als Druckwellen und 

Scherwellen auf. Eine Druckwelle pflanzt sich im Korngerüst und im Wasser fort, die Scherwelle nur 

im Korngerüst. Die Druckwellenausbreitungsgeschwindigkeit im Wasser ist sehr stark vom Gehalt der 

Porenluft abhängig. Deshalb wird in der Bodendynamik meist der Schubmodul und nicht der Elastizitätsmodul 

als relevante Bodenkennziffer verwendet, und in vielen Fragestellungen die Scherwellen 

massgebend sind. 

Boden ist ausser bei sehr kleinen Dehnungen ein nichtlineares Material. Das Spannungs- 

Dehnungsverhalten hängt dabei von einer Vielzahl von Parametern, wie der mittlere Hauptspannungszustand, 

die Lagerungsdichte, die Belastungsgeschichte, die Korngrössenverteilung etc., ab. 

Die wichtigsten Kennziffern für Deformationsberechnungen sind bei dynamischen Fragestellungen der 

Schubmodul und die Materialdämpfung. 

Der Winkel der inneren Reibung wird bei den Frequenzen, wie sie bei Erdbeben auftreten, nicht wesentlich 

beeinflusst. Unter dynamischen Lasten kann sich aber ein unter sonst statischen Lasten dränierter 

Boden, wie zum Beispiel ein Kies-Sand, undrainiert verhalten. Ebenso treten bei dynamischen, 

namentlich zyklischen Wechsellasten, Phänomene auf, die unter statischen Lasten unbekannt sind. 

Bei gesättigten, speziell kohäsionslosen Böden mit steiler Korngrössenverteilung werden unter Wechselscherspannungen 

Porenwasserdruckanstiege beobachtet, die die Scherfestigkeit herabsetzten. Im 

Extremfall kann es dabei zu einer Bodenverflüssigung kommen, bei der der Boden sich vorübergehend 

wie eine schwere Flüssigkeit verhält. Diese Porenwasserdruckanstiege müssen sowohl bei Deformations- 

wie auch bei Festigkeitsuntersuchungen berücksichtigt werden. 

Im Folgenden soll auf die in der Praxis am meisten verwendeten Materialgesetze namentlich für Deformationsberechnungen 

eingegangen werden. 

2.1 Linear elastisches Bodenmodell 

Wie aus Bild 2 bzw. Bild 3 hervorgeht, verhält sich Boden im sehr kleinen Dehnungsbereich weitgehend 

linear elastisch. Bei Erschütterungsproblemen, Maschinenfundamenten und bei seismischen 

Prospektionsuntersuchungen darf deshalb mit linearelastischen Bodenmodellen gearbeitet werden. 

Bei der Berechnung von Maschinenfundamenten darf der linear elastische Ansatz verwendet werden, 

wenn auch bei langjährigem Betrieb keine plastischen Deformationen auftreten. 

Es dürfen im Allgemeinen folgende vereinfachte Annahmen gemacht werden: 

Konstantes Schermodul G für eine Bodenschicht. 

Wichtigster Parameter – Schwellengeschwindigkeit vs. Die Schwellengeschwindigkeit vs korreliert 

mit dem Schermodul G entsprechend der Gleichung (1). Das gleiche gilt für die Kompressionswellengeschwindigkeit 

und dem Elastizitätsmodul E entsprechend der Gleichung (2) für 

den elastischen Halbraum. 

 

 

 

 

 

 

 

124 

(1) 

(2)

Die Dichte 

des Boden ns zeigt im VVergleich 

zum 

Schermod dul G nur einne 

geringe Variation. V 

Für viele Annwendung 

ist t deshalb eine 

gute Sch hätzung der Dichte des UUntergrunde 

es ausrei- 

cchend. 

Die Materialddämpfung 

da arf im Allgemmeinen 

verna achlässigt we erden, da siee 

im Vergleic ch zur ge- 

oometrischen 

Dämpfung sehr s klein istt. 

Die geome etrische Däm mpfung entsppricht 

der Am mplituden 

rreduktion 

mit 

der Distanz z infolge derr 

geometrisch h sich ausde ehnenden Obberfläche 

der 

Wellen- 

ffront 

bei gleichbleibendem 

Energiegeehalt. 

2.2 LLinear 

äquuivalente 

Bodenmoodelle 

Linear-äquivalente 

BBodenkennzif 

ffern sind daas 

zurzeit im mittleren Dehnungsbereiich 

bei Erdbe ebenana 

lysen amm 

meisten anngewendete 

Bodenmodeel. 

Linear äquivalenten 

Bodenkennzif 

B 

ffern sind de eshalb so 

beliebt, dda 

die Nichtllinearität 

des s Bodens unter 

zyklische en Lasten ite erativ berückssichtigt 

werd den kann. 

Allerdinggs 

können plastische 

End ddeformationnen 

infolge eines 

Erdbebens 

damit nicht 

ermittelt werden. 

An Handd 

eines Scheerversuches 

soll das Moddel 

erklärt we erden. Der Schermodel S G des Bodens 

ist ab- 

hängig vvon 

der aufggebrachten 

Scherdehnun 

S ng einer Belastung. B Mit 

zunehmennder 

Scherde ehnung 

verringert 

sich der Schermodul 

G des Bodenns. 

Durch ein ne iterative Berechnung B kkann 

in einer r Analyse 

die Abnaahme 

des Scchermoduls 

berücksichtig 

b gt werden. Daraus D ergeben 

sich sogeenannte 

linea aräquiva- 

lente Boodenkennziffeern, 

da der Schermodul der Scherdehnung 

angepasst 

wird, , aber für die esenBe- reich lineear 

approximmiert 

wird. 

aa) 

Bild 2: ZZyklische 

Belastung, 

a) ) Belastunggsverlauf 

im Scherversu uch, b) Hystterese-Schleifen 

bei 

unterschiedlichen 

AAmplituden 

(Studer et aal. 

2007) 

Die Mateerialdämpfunng 

lässt sich h aus der Flääche 

der Hy ysterese able eiten (Detaills 

siehe Stud der et al. 

2007) 

Aus denn 

Resultaten für den Sch hubmodul unnd 

die Dämp pfung lässt sich s ein Verlauf 

mit der Dehnung 

gemäss Bild 3 ableiteen. 

Schermodul G 

Scherddehnung 

 

b) 

Bild 3: SSchubmoduul 

und Dämp pfung in Abhhängigkeit 

von v der Dehnung 

(Studeer 

et al. 2007). 

125 

Dämpfungsmass D 

Sc cherdehnungg

2.3 NNichtlineaare 

Bodenmodelle 

Modernee 

numerischee 

Berechnun ngsprogrammme, 

mit dene en dynamische 

Phänomeene 

in der Bodenme- B 

chanik mmodelliert 

werden 

können n, bieten aucch 

die Möglichkeit 

nichtlinearer 

Berechhnungsmeth 

hoden. 

Beispielssweise 

könnnen 

mit den Finite-Elemeente 

Program mmen Plaxis s 2D v9 (Briinkgreve 

et al. 2008) 

und Z_SSoil.PC 

20099 

(ZACE 200 09) dynamischen 

Berech hnungen im Zeitschrittveerfahren 

durc chgeführt 

werden. Nichtlinearee 

plastische Stoffgesetzee 

wie Harde ening-Soil un nd Hardeningg-Soil-Small 

ermögli- 

chen diee 

spannungssabhängige 

Modellierungg 

des Scher rmoduls. Hardening-Soil-Small 

berücksichtigt 

zusätzlicch 

die Dehnungsabhäng 

gigkeit des SSchermoduls 

mittels eine es hyperbolisschen 

Ansatzes. 

Bo- 

denverflüüssigung 

kannn 

mit diesen n beiden Proogrammen 

ni icht simuliert werden. 

(a) 

Bild 4: Funktionen zur Beschreibung 

dess 

Verflüssig gungsverhaltens 

von BBöden 

a) Po orenwas 

serdruckfunktion; 

bb) 

Verflüssig gungs-Wideerstandsfunktion 

(Krahn n 2004). 

Alternativ 

bietet die FE-Software e QUAKE/W von Geo-Slope 

International 

Ltd (Krrahn 

2004). dieMög- lichkeit dder 

nichtlineaaren 

Berechn nung unter AAnsatz 

eines linear äquivalenter 

Scheermoduls 

und d der Be- 

rücksichtigung 

dynammisch 

induzi ierter Porenwwasserdrück 

ke. Der Porenwasserdrucckanstieg 

wird 

mittels 

zwei Funnktionen, 

deer 

Porenwass serdruckfunkktion 

und de er Verflüssigu ungs-Widersstandsfunktio 

on model- 

liert (siehheBild 

4). Die 

Porenwasserdruckfunkktion 

beschre eibt die Abhä ängigkeit dess 

Porenwass serdruck 

anstiegees 

von der ZZyklenzahl. 

Die D Verflüssiggungs-Wider 

rstandsfunkti ion beschreibt 

das Einse etzen der 

Bodenveerflüssigung 

nach einer bestimmten Zyklenzahl in Abhängigkeit 

vom VVerhältnis 

de er Scher- 

spannunng 

zur mittlerren 

Normalsp pannung. Beeide 

Funktion nen stehen im m direkten Zuusammenhang. 

Es gibt nnoch 

weiter nnichtlineare 

Bodenmodellle, 

wie zum Beispiel die Modellierunng 

zyklischer r Mobilität 

nach Iai et al. (1992) ), auf die hie er aber nicht im Detail ein ngegangen wird. w Alle kommplexen 

Stoffmodelle 

haben jeedoch 

Eins ggemeinsam, 

sie erfordernn 

eine Kalibr rierung der Modellparam 

M meter durch Versuche. V 

Für einfaache 

Stoffmoodelle 

existie eren häufig EErfahrungswe 

erte der Para ameter, die aauf 

komplexe e Modelle 

nicht übeertragbar 

sinnd. 

In den Ha andbüchern dder 

Software e finden sich im Allgemeiinen 

Hinweis se zu den 

Stoffmoddellen 

und RReferenzen 

zu z deren Besstimmung. 

Für F die genaue 

Ermittlung 

komplexer r Stoffpa- 

rameter sind zum Teeil 

umfangreic che und aufwwendige 

Versuchsprogra 

amme erfordeerlich. 

3 AAuswahllkriterien 

n des Unntersuchu 

ungsprogrammss 

Die Wahhl 

des Unterrsuchungsprogramms, 

nnamentlich 

ob 

Labor- od der Felduntersuchung, 

hängt 

we- 

sentlich von der Fraggestellung 

ab. 

So wird mman 

sich bei Fundationsp problemen sstark 

auf Feld duntersu 

chungenn 

abstützen, wwährend 

ma an sich zum BBeispiel 

für Schwingungs 

S suntersuchunngen 

an eine emkünst- lich gescchütteten 

Daamm 

stark au uf die Laboruuntersuchungen 

konzent triert. Die Prooblematik 

de ergestör- ten / unggestörten 

Bodenproben 

is st gleich zu bberücksichtig 

gen, wie bei allen bodenmmechanische 

enUntersuchunggen. 126 

(b)

Tabelle 1: Versuche zur Bestimmung dynamischer Bodenkennwerte 

Feldversuche 

Reflexionsseismik 

Refraktionsseismik 

Crosshole-Seismik 

SASW / MASW 

Laborversuche 

Ultraschall 

Resonant-Column 

Zykl. Scherversuch 

Zykl. Triaxialversuch 

Zykl. Torsionsversuch 

Bender-Elemente 

G-Modul E-Modul Dämpfung Festigkeit 

Gmax G/Gmax Emax E/Emax Dmax D() 

Tabelle 2: Übersicht der Vor- und Nachteile dynamischer Feldversuche 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

(x) 

x 

Methode 

Oberflächenseismik 

Vorteile Nachteile 

keine grossen Emissionen schwierige Dateninterpretation 

relativ kostengünstig, schnell 

auf allen Böden möglich 

keine Probenentnahme 

Reflexion- / Refraktionsseismik, 

Hybridseismik 

127 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

x 

umfangreiche Auswertung 

SASW, MASW z.T. grosse Interpretationsmöglichkeiten 

Bohrlochgeophysik 

Downhole / Crosshole diskrete Werte vs, vp 

Probenentnahme möglich relativ hohe Kosten 

Störungen infolge Bohrungen 

Tomographie 2-dimensional spezielle Ausrüstung 

Dynamische Eindringversuche 

Dynamic-Cone-Penetration-Test 

DCPT 

grosse Datenbasis 

einfache Ausrüstung 

nicht wiederholbar 

mittlere Kosten 

einfache Prozedur keine Standards, variierende 

Resultate 

SPT Probenentnahme variierende Ausrüstung 

unregelmässige Intervalle 

Becker Hammer im Kies anwendbar Energiekalibrierung erforderlich 

Weggesteuerte Drucksondierungen 

kontinuierlicher Datenverlauf 

relativ preisgünstig, schnell 

standardisiert 

Piezocone CPTU Porenwasserdruckmessung 

Seismic Piezocone SCPTU kombinierte Downhole-Seismik 

mit CPTU bei geringen Mehrkosten 

x 

x 

x 

partiell limitierte Datenbasis 

keine Probenentnahme 

limitierte Tiefe 

Tiefe < 50 m abhängig vom Boden

Tabelle 1 zeigt eine Übersicht der gebräuchlichsten Untersuchungsmethoden im Feld und im Labor 

zur Bestimmung der maximalen Schubmoduln Gmax (entspricht Schubmodul bei kleinen Dehnungen), 

dem Verlauf von G/Gmax, der Materialdämpfung sowie der Festigkeitseigenschaften. Tabelle 2 listet 

die Vor- und Nachteile der verschieden Untersuchungsmethoden auf, welche in Kapitel 4 näher beschrieben 

werden. 

4 Ermittlung der Bodenkennwerte für Schwingungsberechnun 

gen im kleinen Dehnungsbereich 

4.1 Feldversuche 

Aus Felduntersuchungen lässt sich der Schubmodul bei kleinen Dehnungen bestimmen. Sie beruhen 

auf der Messung der Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit. Der Vorteil der Felduntersuchungen 

ist, dass die Verhältnisse real erfasst werden und weitgehend die Probleme, die bei einer Probenentnahme 

auftreten, nicht vorhanden sind. Aus Felduntersuchen kann die Materialdämpfungen nicht ermittelt 

werden, da die Materialdämpfung im Vergleich zur geometrischen Dämpfung sehr klein ist. 

Die Genauigkeit der Resultate ist weitgehend davon abhängig, wie zuverlässig die Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit 

gemessen werden kann. Dies ist oft nicht einfach, da die Druckwellengeschwindigkeit 

grösser als die Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit ist und deshalb zuerst beim 

Empfänger eintrifft. 

4.1.1 Bohrlochseismik 

Crosshole 

Bei der Crosshole-Messung wird die Scherwellengeschwindigkeit zwischen Quelle und Aufnehmer 

oder zwischen zwei Aufnehmern gemessen. Dabei ist wichtig, dass wirklich die direkte Welle gemessen 

wird und nicht eine refraktierte Welle aus einer benachbarten steiferen Schicht. Um gleiche Ankopplungsverhältnisse 

bei den Aufnehmern zu erzielen, sind 3 Bohrungen vorteilhaft. In den letzten 

Jahren hat sich gezeigt, dass auch mit nur 2 Bohrlocher gute Resultate erreicht werden können. Der 

Verzicht auf ein drittes Bohrloch bringt natürlich Kosteneinsparungen. 

Deshalb sind folgende Punkte wesentlich: 

Die Bohrlöcher müssen mit Kunststoff verrohrt sein. 

Die Abstände der Bohrungen müssen relativ klein sein. Bei geschichteten Böden 5 bis 12 Meter, 

bei homogenen Böden sind grössere Abstände möglich. 

Die Bohrlöcher müssen sowohl vertikal wie horizontal gegeneinander genau vermessen sein. 

Es ist wichtig, die Einsätze der Scherwellen genau zu ermitteln. Dazu sind Quellen, die polarisierende 

Wellen erzeugen (siehe Bild 5b) und Signalenhancement Prozeduren vorteilhaft. 

Gleichung (1) zeigt dass sich eine Ungenauigkeit von 10% bei vs mit 20% beim Schubmodul 

auswirkt. 

Ungenauigkeiten sind beim Übergang zu oder von einer steifern Schicht zu erwarten. 

Zu beachten ist, dass viele Felsformationen anisotropes Verhalten aufweisen. Das bedeutet, 

dass die Wellenausbreitungsgeschwindigkeit vertikal wandernder Wellen unterschiedlich zu 

horizontal wandernden Wellen ist. 

Crosshole-Messungen ergeben bei der richtigen Durchführung allgemein die genausten Resultate. 

128

(a) 

(b) 

Bild 5: CCrossholemmessung, 

a) Messprinzipp 

mit Errege erquelle und d Empfängerrn 

in 2 Bohr rlöchern, 

b) Seismmogramm 

mmit 

Ankunfts szeiten der SScherwellen 

n in Bohrloch 

2 und 3 (SStuder 

et al. 2007). 

Downhoole 

Bei der Downhole-MMessung 

wird d die Scherwwellenausbre 

eitungsgesch hwindigkeit zwischen de er Quelle 

an der OOberfläche 


dem Aufn nehmer im BBohrloch 

gem messen. Bild 6 zeigt den prinzipiellen n Aufbau. 

Dabei wwird 

der Messaufnehmer 

schrittweisee 

für verschie edene Einze elmessungenn 

von der Oberfläche 

tiefer inss 

Bohrloch eeingeführt. 

Auch A hier ist es wichtig, dass das Bo ohrloch kunsststoffverrohr 

rt ist. Die 

Genauiggkeit 

der Ressultate 

ist im Vergleich zuur 

Crosshole e-Messung geringer, 

da ssich 

Ungena auigkeiten 

mit der TTiefe 

aufsummmieren. 

Bild 7 zeigt Beisspiele 

für die Anregung vo on Druckwellen 

und Sche erwellen. 

(a) 

(b) 

Bild 6: Prinzip der Downhole- Messung, aa) 

Versuchs saufbau in Grund G und AAufriss, 

b) Auswertung 

der 

Wellenlauffzeiten 

(Stud der et al. 20007). 

Uphole 

Das Prinnzip 

der Uphole-Messung 

g ist analog zur Downhole-Messung, 

nur dass die 

Quelle im Bohrloch 

sitzt undd 

sich das Meessgerät 

an der d Oberfläcche 

befindet. 

Seismissche 

Tomoggraphie 

Mit der immer 

grösseren 

Leistun ngsfähigkeit dder 

Auswertungscomputer 

haben sicch 

in den letz zten Jah- 

ren auchh 

2-dimensioonale 

und 3-d dimensionalee 

Tomograph hie, vorerst im m Fels aber aauch 

in letzte er Zeit im 

Lockergeestein, 

fest eetabliert. 

Dab bei werden inn 

Bohrlöcher rn die Signale e von mehreeren 

Quellen mit meh- 

reren Auufnehmer 

gleeichzeitig 

reg gistriert oder r bei der Aus swertung übe erlagert. Dammit 

können räumliche 

r 

129

Bilder deer 

Scherwellenausbreitungsgeschwinndigkeiten 

erzeugt e werd den. Bild 8 uund 

9 zeigen 

Prinzip 

und Ressultate 

der BBohrlochtomographie. 

Natürlich 

ist eine e seismis sche Tomogrrafie 

vergleichsweise 

teuer und 

ist deshalbb 

nur bei Gro ossprojekten angezeigt. 

(a) ( 

Bild 7: Anregung von a) Kompressio 

K 

nswellen mit m Hamme erschlag auuf 

eine Sta ahlplatte, 

b) Scherwellen 

mit horizontale em Hammeerschlag 

geg gen eine im m Boden veerankerte 

Holzbohle 

(Frei 20009). 

Bild 8: SSeismischee 

Tomographie, 

schemaatische 

Dar rstellung de er Anordnunng 

von Que ellen und 

Empfänger 

(Nagra 11999). 

Bild 9: EErgebnis 

einner 

seismisc chen Tomoggraphie 

(Nag gra 1988). 

130 

(b b)

Bohrlocchlogging 

Mit spezziellen 

Bohrloochaufnehme 

ern lassen ssich 

in einem m Bohrloch unterschiedlic 

u 

che geophys sikalische 

Grössenn 

messen, so 

auch z.B. die Scherwwellenausbreitungsgeschwindigkeit 

eentlang 

der Bohrloch- B 

wandungg 

mit zwei auuf 

der Sonde e übereinander 

angeordneten 

Messau ufnehmern. 

4.1.2 OOberflächennseismik 

Die Obeerflächenseissmik 

ist eine zerstörungsffreie 

Messm methode, mit der die Welllengeschwindigkeiten 

verschieedener 

Bereicche 

des Unt tergrundes bbestimmt 

wer rden können n. Aus den MMesswerten 

lässt l sich 

der Schiichtenaufbauu 

ableiten. Die D Grundlagge 

der Metho odik bildet die 

Reflektionn 

und Refraktion 

von 

mechaniischen 

Welleen 

an Schich htgrenzen, ddie 

mit dem Snellschen S Gesetz G bescchrieben 

wer rden kön- 

nen (sieehe 

Bild 10) . Eine einfa allende Wellee 

im Winkel l i1 wird mit dem gleichhen 

Winkel i1 an der 

Schichtggrenze 

reflekktiert. 

Ein Teil 

der Wellennenergie 

wird d refraktiert und u im Winkkel 

i2 abgestr rahlt. Der 

Refraktioonswinkel 

i2 ist abhängig g vom Einfallswinkel 

und d dem Verhältnis 

der WWellenausbreitungsge 

schwindigkeiten 

der beiden ange erenzenden Schichten. Ab A einem be estimmten krritischen 

Win nkel ic tritt 

Totalrefleektion 

auf, uund 

es wird keine Welle refraktiert, wenn w die We ellenausbreittungsgeschw 

windigkeit 

der Schicht 

1 kleinerr 

ist als die Wellengeschw 

W windigkeit de er Schicht 2. 

Bild 10: Snellschess 

Gesetz zur r Wellenrefleektion 

und –refraktion – an a einer Schhichtgrenze. 

Refraktiionsseismikk 

Die Refrraktionsseismmik 

dient dem m globalen errfassen 

der Untergrunds 

U truktur und ddem 

Ermitteln n der 

Wellenausbreitungsggeschwindigk 

keit der Bodeenschichten. 

. Das Prinzip p der Refraktiionsseismik 

zeigt 

Bild 11. Eine Quelle an der Oberfläche 

strahlt 

Wellen in den d Untergrund 

ab, die siich 

an Schich htgren- 

zen entlaang 

ausbreiten, 

refraktier rt und an diee 

Oberfläche zurückgewo orfen werden. 

Dort wird die 

refrak- 

tierte Weelle 

von einer 

Empfänger rreihe aufgezzeichnet. 

Bei i einer begre enzten Anzahhl 

von Empfä ängern 

können ddiese 

umgessetzt 

werden, 

wenn die EErregerquelle 

er am Stando ort bleibt und das gleiche Signal 

erneut erzeugt. 

Die rräumliche 

Au uslegung derr 

Empfänger entspricht mindestens m deem 

vierfache em der 

Erkunduungstiefe. 

Diee 

Messung und 

Auswertuung 

erfolgt du urch Spezialfirmen 

Bild 11: 

Schema ddes 

Versuc chsaufbaus und Wellengangs 

bei i der Refraaktionsseism 

mik (Frei 

2009). 

131

Bild 12 zzeigt 

die Auswertung 

der Wellenmessswerte 

in For rm eines Ent tfernungs-Laaufzeit-Diagra 

amms. 

Dabei wird 

die Entferrnung 

der Ge eophone zurr 

Erregerquelle 

aufgetragen. 

Wenn diie 

Erregerquelle 

ver- 

schobenn 

wird kann üüber 

die gemeinsame 

Mitttenposition 

(CMP) ( eine Serie S von Enntfernungs-La 

aufzeit 

Diagrammmen 

für alle unterschiedlichen 

Erregerquellstand 

dorte aufgetra agen werdenn 

(Bild 13). 

Bild 12: 2-dimensioonales 

Entfe ernungs-Zeitt 

Diagramm m für die Ableitung 

der WWellengeschwindig 

keiten aaufgrund 

dess 

Impedanzkontrasts 

der 

Bodensc chichten (Fre ei 2009). 

Bild 13: 3-dimensioonales 

Entfe ernungs-Zeiit 

Diagramm m zur Auswe ertung der RRefraktionsmessun 

gen (CMMP 

– Commoon 

Mid Poin nt, Punkt zwischen 

2 Me esssensoren n) (Frei 20099). 

Aus der Serie von Laufzeitmessu 

ungen an veerschiedenen 

n Erregerque ellstandorten entlang eine es Profils 

(Bild 13) ) kann ein MMessquersch 

hnitt ausgeweertet 

werden n. Die Darste ellung erfolggt 

anhand de er räumli- 

chen Veerteilung 

der 

Kompressionswellengeeschwindigkeit 

über die e Tiefe entlaang 

des Me essprofils 

(Bild 14) ). Die Steifiggkeit 

des Un ntergrundes ist proportional 

zur Wu urzel der WWellenausbreitungsge 

schwindigkeit 

(siehe Gleichung 2). 2 Der Felsuuntergrund 

kann k am Beis spiel von Billd 

14 deutlich 

identifiziert 

werrden. 

Bild 14: Darstellungg 

der Messergebnisse 

mittels Ref fraktionsseismik, 

Verteeilung 

der Kompres- 

K 

sionsweellengeschwwindigkeit 

über 

einen MMessquersch 

hnitt (Frei 20 009). 

132

Reflexioonsseismik 

Die Refleexionsseismmik 

dient dem m globalen errfassen 

des Untergrunde es und dem Ermitteln der 

Wellen- 

ausbreituungsgeschwwindigkeit 

der r Bodenschicchten. 

Das Prinzip P zeigt Bild B 15. Einee 

Quelle an der d Ober- 

fläche sttrahlt 

Wellen in den Untergrund 

ab, die 

an Schich htgrenzen ref flektiert und aan 

die Oberf flächezurückgewworfen werdeen. 

Die Ausle egung der EEmpfänger 

entspricht e etw wa der Erkuundungstiefe. 

Weiche 

Schichteen 

unter harrten 

können nicht erkannt 

werden. Die Messung 

und Auswwertung 

erfolgt 

durch 

Spezialfiirmen. 

Bild 16 zeigt beispielhaft 

diee 

Aufzeichnu ung der Wellenmessung 

aus der Re eflexions- 

seismik. 

Bild 15: 

2009). 

Schema des 

Versuchsaufbaus 

uund 

des Wellengangs 

bei b der Reflexionsseism 

mik (Frei 

Bild 16: Darstellung 

der Messergebnisse 

mittels Ref flexionsseis smik, Quersschnitt 

über r Reflexionstiefee 

(gleicher QQuerschnitt 

wie in Bild 114) 

(Frei 200 09). 

133

Hybridsseismik 

Die Methhoden 

der RRefraktions- 

und u Reflexionsseismik 

ha aben ihre Vo or- und Nachhteile. 

Tabelle 

3 zeigt 

einen Veergleich 

der beiden Met thoden bezüüglich 

ihrer Eignung E für bestimmt Auufgaben. 

Anhand 

der 

Übersichht 

wird deutlich, 

dass sich h beide Methhoden 

ergänzen 

und eine e Kombinatioon 

sinnvoll is st, um die 

Vorteile jjeder 

Methode 

zu nutzen n. Mittels mooderner 

Rech hentechnik is st es möglichh 

die Auswer rteverfah- 

ren der Refraktions- 

und Reflexionsseismikk 

zur Hybrid dseismik zu kombinierenn 

und in einem 

Re- 

chenalgoorithmus 

zu analysieren. 

Die Datenggrundlage 

fü ür die Refrak ktions- und Reflexionsse eismik ist 

identischh, 

aber die AAuswertung 

wird w unabhäängig 

voneinander 

durchgeführt. 

Am Ende erfolg gt die Zu- 

sammennfassung 

derr 

einzelnen Ergebnisse E zzum 

Resulta at der Hybrid dseismik. Duurch 

die unabhängige 

Auswertung 

der Messswerte 

ergibt 

sich eine grössere Zu uverlässigkei it der Resulttate. 

Ein Beispiel 

des 

Ergebnissses 

der Hybbridseismik 

ist 

in Bild 177 

dargestellt. Hybridseism mik wird von Spezialfirme en durch- 

geführt uund 

erfordertt 

Erfahrung in n der Ausweertung 

und Interpretation 

der Daten. 

Tabelle 3: Vergleichh 

von Refrak ktions- und Reflexionss seismik 

Auflösunng 

in geringeer 

Tiefe (bis 10 1 m) 

Auflösunng 

in grösserrer 

Tiefe (ab 20 m) 

Untersucchungstiefe 

Erkunduung 

der Unterrgrundqualitä 

ät 


inverser BBodenprofile 

e 


von Verwwerfungen 

Bild 17: : Darstellung 

der Ergeb bnisse der Hybridseism mik, Überlagerung 

der r Ergebnise aus Refraktion 

(Bild 14) unnd 

Reflexion n (Bild 16) (FFrei 

2009). 

SASW 

Die Speektralanalyse 

von Oberflä ächenwellen (Spectral Analysis A of Surface S Wavees 

– SASW) 

ist eine 

Untersucchungsmethoode, 

die auf der AAnalyse 

de es Ausbreitungsverhalteens 

von Rayleigh- R 

Oberfläcchenwellen 

bbasiert 

(z.B. Nazarian et al. 1983, Na azarian 1984 4, Gucunski & Woods 19 991). Das 

Wirkprinzip 

ist in Bildd 

18a darge estellt und beeruht 

auf der 

unterschied dlichen Einddringtiefe 

der r Oberflä- 

chenwellen 

verschiedener 

Wellenlängen 

in dden 

Boden. Wellen W gröss serer Wellenllänge 

haben n auch ei- 

ne grösssere 

Eindringgtiefe 

in den Untergrund. Durch die unterschiedlic 

che Eindringttiefe 

werden auch die 

Eigenschhaften 

unterschiedlich 

tie ef liegender Bodenschic chten in der Wellenchara 

W akteristik wie edergege- 

ben. Dammit 

lässt sichh 

zerstörungs sfrei ein Bodenprofil 

der Schwerwelle 

S engeschwinddigkeit 

bestim mmen. 

134 

Refraktion 

gut 

begrenzt 

begrenzt 

gut 

gut 

begrenzt 

Reflexion n 

begrenzt t 

gut 

hoch 

schlecht t 

schlecht t 

gut

Ursprüngglich 

bestannd 

der Mes ssaufbau auus 

mindestens 

2 Geop phonen und einer Erregerquelle 

(Bild 18bb). 

Es wurdeen 

unterschie edliche Messsaufnehmera 

abstände nac cheinander uuntersucht, 

wobei w die 

Erregerqquelle 

den gleichen 

Abst tand hatte, wwie 

die Geop phone untere einander. Zuum 

Ausgleich h von ge- 

neigten Schichtungeen 

wird auch einer Reveerse 

Messung g durchgeführt, 

bei der ddie 

Erregerq quelle auf 

die andeere 

Seite derr 

Messanordn nung platzierrt 

wird. Als Erregerquelle 

E e dient im Allggemeinen 

ein 

schwe- 

res Fallggewicht. 

(a) 

Bild 18: : Spektralannalyse 

von Oberflächennwellen, 

a) Wirkprinzip p und Ausbbreitung 

von nRaylei- ghwellen, 

b) Messaaufbau 

(Naza arian et al. 11983), 

Die Auswwertung 

der Messdaten erfolgt in einner 

Serie von 

Analysesc chritten. Zuerrst 

werden die d Mess- 

signale mittels Fourrier-Transform 

mation in deen 

Spektralb bereich trans sformiert. Annschliessend 

d werden 

das Kreeuz-Leistungss-Spektrum 

und das Phhasenspektrum 

untersch hiedlicher MMessgebersig 

gnale be- 

rechnet. Kernstück dder 

Datenver rarbeitung isst 

dann die Bestimmung 

B 

der Dispersiionskurve 

de erRaylei- ghwellenn 

(Bild 19 a). 

Dispersion n bedeutet, dass die Ph hasengeschw windigkeit deer 

Oberfläch henwellen 

von der WWellenlängee 

bzw. von de er Frequenz abhängig ist t. Die Dispersionskurve 

bbildet 

die Cha arakteris- 

tik des SStandortes 

abb. 

(a) 

Bild 19: Auswertunng 

der SASW W Messungg, 

a) gemessene 

Dispersionskurveen 

der Rayleighwel 

len, b) AAbleiten 

einees 

Bodenmo odells (Nazaarian 

1984). 

In einemm 

zweiten Auswerteschritt 

t wird durch Inversion au us der Disper rsionskurve eein 

Bodenprofil 

ermit- 

telt. Bei sehr einfachhen 

Auswert teverfahren wwird 

direkt aus 

der Dispe ersionskurvee 

das Boden nprofilbe- stimmt ( Bild 19b). In fortgeschritt tenen Verfahhren 

erfolgt die d Inversion der Disperssionskurve 

durch 

eine 

nichtlineare 

Optimierung. 

Für ein 

anfänglichh 

gewähltes numerisches 

Bodenproffil 

wird eine theoretische 

Disspersionskurrve 

berechne et. Diese theoretische 

Ku urve wird dan nn mit der geemessenen 

Dispersi- 

onskurvee 

verglichen und solange e variiert bzww. 

optimiert, bis b eine gute e Übereinstimmmung 

der gemesse- 

g 

nen und berechnetenn 

Dispersionskurven 

erziielt 

wird (Bild d 20). 

135 

(b) 

(b)

Bild 20: : a) Dowholle-Messungen 

mit gemmitteltem 

Pro ofil und durch 

Inversioon 

berechnetes 

Bo- 

denproffil 

am Ende des Optimierungsprozzesses 

der SASW, S b) ge emessene uund 

durch In nversion 

berechnnete 

Disperssionskurve 

am Ende des Optimi ierungsproz zesses der SASW (Park 

et al. 

1997). 

Die Inveersionsberechhnungen 

sind 

zum Teil ssehr 

komplizi iert, da in de er Feldmessuung 

auch verschiede 

ne höhere 

Modi der Oberflächen nwellen enthaalten 

sind, welche w bei un ngünstiger Boodenschichtung 

stark 

an Bedeeutung 

gewinnen. 

Der Inversionsalggorithmus 

wi ird dementsprechend 

koomplexer, 

wenn 

man 

solche EEffekte 

mit bberücksichtig 

gen möchte. Die Eindeu utigkeit der gemessen DDispersionsk 

kurven ist 

ebenfallss 

begrenzt, sso 

dass es eine e Bandbreeiten 

von the eoretischen Bodenprofile 

B n gibt, die fa ast identi- 

sche theeoretische 

Dispersionskurven 

erzeugeen. 

MASW 

(a) 

Die MASSW 

Methodee 

(Multichann nel Analyis oof 

Surface Waves) W ist eine 

Weiterenntwicklung 

de er SASW 

Methodee. 

Zur Messuung 

der Obe erflächenwelllen 

werden demnach d nic cht nur zwei sondern ein ne ganze 

Reihe voon 

Messsennsoren 

(Geop phonen) verrwendet. 

Der r Aufbau kann 

in einer Reihe (Bild 21) oder 

auch in einer flächiggen 

Anordnung 

(Bild 22) erfolgen. Als s Erregerque ellen dienen im Allgemei inen Fall- 

gewichtee, 

aber es köönnen 

auch Wellen W der BBodenunruhe 

(ambiente Wellen) W ausggewertet 

werd den. 

Bild 21: Versuchsauufbau 

für die 

MASW-Meessung 

(Par rk et al. 1997 7) 

136 

(b)

Bild 22: Layout einner 

Arrayme essung zur Analyse vo on Oberfläch henwellen, die durch ambiente a 

Schwinggungen 

erzeeugt 

werden n (Résonancce 

2009). 


die Disppersionskurv 

ve einer MASSW 

Messung g für einen Standort. S Durrch 

den Einsatz 

vieler 

Geophonne 

und die sspezielle 

Aus swertung deer 

Schwingun ngsmesswert te, lassen siich 

auch die höheren 

Modi deer 

Oberflächeenwellen 

ana alysieren. Imm 

Bild 23 erk kennt man die d höheren Modi als du unkle Abschnitte 

oberhalb deer 

Grundline. 

Die Bestimmmung 

eines s Bodenprofils 

für einen bestimmten Standort 

erfolgt ddann 

analog zur Method de der SASWW 

(Bild 24). Durch Inversionsrechnuung 

und Optimierung 

wird ein theoretischees 

Bodenprofil 

berechnett, 

welches die 

Charakteri istiken der gemessenen 

Dispersi- 

onskurvee 

wiedergibt. . 

Bild 23: Zwischenreesultat 

einer 

MASW Meessung, 

Disp persionskur rve der Phassengeschwindigkeit 

(Frei 20009). 

137

Bild 24: Resultat deer 

MASW, Bodenprofilee 

der Scherw wellengesch hwindigkeit ( (Frei 2009). 

Bild 25: Dispersionnskurven 

vo on Oberflächhenwellen 

durch d passi ive ambientte 

Anregung g (oben), 

durch aktive 

Anreggung 

(Mitte) und durch Kombinatio on aktiver un nd passiverr 

Dispersion nskurven 

(unten) zur Vergrössserung 

der r Frequenzbbandbreite, 

2 Beispiele e unterschieedlicher 

Standorte 

– 

links unnd 

rechts (Paark 

2008). 

138

Bild 25 zeigt ein kommbiniertes 

Verfahren V der 

MASW Me ethode anhan nd von 2 Beeispielstandorten 

links 

und rechhts 

in der Abbbildung. 

Du urch unterschiedliche 

An nregungsarte en, Bodenunruhen 

(Bild 25 oben) 

und aktivver 

Anregung 

mit Fallgew wicht (Bild 225 

mitte), werden 

verschiedenen 

Freqquenzbereic 

che ange- 

regt. Durch 

die Zusaammensetzu 

ung der Disppersionskurve 

en wird eine Verbesseruung 

der Signalqualität 

bewirkt ( (Bild 25 unteen). 

Anhand der bereiniggten 

Dispers sionskurven lässt sich ddie 

Unschärfe e bei der 

Bestimmmung 

des theeoretischen 

Bodenprofils 

B 

reduzieren. 

Ambiente 

H/V Messsungen 

Oft musss 

ein Bodenprofil 

aufgrund 

von ungeenügenden 

Messdaten M und u Aufschlüüssen 

erstellt t werden. 

Das Boddenprofil 

kann 

verbessert t werden, inddem 

die Eige enfrequenz des d Standortees 

im Feld gemessen 

wird. Diee 

Bodenkennziffern 

des anfänglich und lückenh haft bestimm mten Bodenpprofils 

könne en so an- 

passt unnd 

variiert werden, 

dass die berechnnete 

Eigenfre equenz des Standortes mit der gem messenen 

Eigenfreequenz 

in Übereinstimmu 

ung gebracht t wird. Die Me essung ist re elativ einfachh 

und kosteng günstig. 

H/VV 

15 

10 

5 

0 

0 1 

f (Hz) 

Bild 26: : H/V Kurvee 

aus Stand dortmessung, 

bei ca. 3.3 3 Hz Eigen nfrequenz dder 

Lockerg gesteins- 

schicht. . 

(a) 

2 3 

4 5 

Bild 27: Resultate ddes 

SESAM ME-Projektess 

für 19 Standorte: 

a) Vergleich V deer 

Frequenz zgemessener mmaximaler 

AAmplifikation 

n horizontaaler 

Bodenb bewegung bei 

Erdbeben 

mit der Frequenz F 

gemesssener 

H/V-Maxima, 

b) Vergleich V deer 

gemessenen 

maxima alen Ampliffikation 

horizontaler 

Bodenbbewegung 

beei 

Erdbeben n mit der Ammplitude 

gem messener H/V-Maxima 

( (SESAME 20 004). 

Nakamuura 

(1989) haat 

festgestellt, 

dass die Grundfreque enzen einer Bodenschichht 

mit dem Maximum M 

des H/VV 

Verhältnissses 

(horizont tale über verrtikale 

Komp ponente) der r Oberflächeenwellen 

übe ereinstim- 

men. Diees 

tritt allerdiings 

ausgepr rägt nur bei sstarken 

Impe edanzuntersc chieden (d.h. 

eine weiche 

Schicht 

liegt auf einer hartenn 

Schicht) angerenzendeer 

Bodensch hichten auf. Bild B 26 zeigtt 

das Result tat bei ei- 

nem starrken 

Impedaanzsprung 

de er Bodenschicht 

zum Felsuntergrund. 

Die Eigenfrrequenz 

kann 

einfach 

139 

6 7 8 

9 10 

(b)

ei 3.3 HHz 

abgelesenn 

werden. Die 

Amplitudee 

der H/V-Ku urve wird gele egentlich alss 

Standortver rstärkung 

der weicchen 

Bodensschichten 

bei i einem Erdbbeben 

im Ver rgleich zu einem 

reinen FFelsstandort 

t interpre- 

tiert. Dieese 

These enntbehrt 

jeglicher 

wissenscchaftlicher 

Grundlage. G 


die Ressultate 

des in nternationalen 

SESAME Projektes P (SESAME 

20004). 

Bild 27a zeigt den 

Vergleich 

gemessener 

maximale er Amplifikatioon 

horizonta aler Bodenbe ewegungen bbei 

Erdbeben n und der 

Frequennz 

des H/V MMaxima 

an 19 1 Standorteen. 

Der Verg gleich ergibt eine gute ÜÜbereinstimm 

mung der 

Frequennzen. 

Bei Bildd 

27b, welch hes die maximale 

Amplitude 

zeigt, ka ann keine Übbereinstimmung 

bzw. 

Korrelatiion 

zwischenn 

gemessene en H/V Maximma 

und der Standortamp 

S plifikation festtgelellt 

werde en. 

4.2 LLaborverssuche 

Neben dden 

bereits eerwähnten 

Fe eldversuchenn 

gibt es eine e Reihe von Laborversucchen 

zur Bes stimmung 

dynamisscher 

Bodenkkennziffern 

im 

kleinen DDehnungsber 

reich. Im Unt terschied zuur 

den Feldversuchen 

kann daas 

dehnungsabhängige 

Materialverha 

M alten und die 

Materialdä ämpfung unttersucht 

werden. 

Wie 

bei andeeren 

bodenmmechanischen 

Laborverssuchen 

auch ist der Entn nahme reprääsentativer 

Bodenpro- B 

ben bessondere 

Aufmmerksamkeit 

zu widmen. . Ferner muss 

die Problematik 

der VVerwendung 

g von ge- 

störten uund 

ungestörrten 

Proben genau betraachtet 

werden n. Die Randb bedingungenn 

im Versuch h müssen 

so gewäählt 

werden, dass anhan nd der Laborversuche 

auf 

das Bode enverhalten im Feld ges schlossen 

werden kann. In denn 

folgenden Abschnitten 

A werden die beiden üblichen 

dynamisschen 

Labor rversuche 

zur Besttimmung 

der dynamische en Eigenschaaften 

im klein nen Dehnung gsbereich voorgestellt. 

4.2.1 RResonant-CColumn-Vers 

such 

Der Ressonant 

Colummn 

Versuch ist heute einn 

Standartve ersuch der Bodendynam 

B mik. Er beruh ht auf der 

eindimennsionalen 

WWellenausbrei 

itung. Durch harmonisch he Anregung g einer zylinddrischen 

Bod denprobe 

werden Kompressionnswellen 

ode er Scherwelllen 

erzeugt. Aus den Re esonanzfrequuenzen 

und den geo- 

metrischhen 

Abmessuungen 

der Bodenprobe 

B 

können Elastizitäts- 

bzw w. Schubmoodul 

ermittelt t werden. 

Die Mateerialdämpfunng 

lässt sich h aus der Foorm 

der Reso onanzkurve, aus dem Ve Verstärkungsf faktor bei 

Resonannz 

oder aus dem logarith hmischen Deekrement 

be estimmen. Mit 

modernen Geräten ka ann heute 

der Schuubdehnungssverlauf 

vom kleinen bis in den mittle eren Dehnun ngsbereich eermittelt 

wer rden (Bild 

30). 

Bild 28aa 

zeigt das SSchema 

eine es Gerätes füür 

Proben gr rösseren Durchmessers. 

. Bild 28b ze eigt einen 

kompaktten 

Tischappparat 

für kleinere 

Probenn. 

Bild 29 ze eigt gemesse ene Resonazzkurven 

eine er Boden- 

probe, wwie 

sie durchh 

eine Anregung 

mit Freqquenzsweep 

p erzeugt werden. 

Aus deen 

Resonanzen 

lässt 

sich die Wellenausbrreitungsgesc 

chwindigkeit und damit di ie Deformatio onskennziffeer 

ermitteln. 

a) 

Bild 28: Resonant CColumn 

Ger rät, a) entwiickeltes 

Gro ossgerät am m IGB der ETTH 

Zürich (S Studer et 

al. 2007) ), b) kompakkter 

Tischap pparat von GGDS 

(GDS 2009b). 2 

140 

b)

Bild 29: Resonanzkkurve 

des Re esonant-Column-Versu 

uchs (Studer r et al. 2007) ). 

(a) 

Bild 30: Ergebnissee 

der Dehnu ungsabhänggigkeit 

aus Resonant-Co 

R olumn-Versuuchen, 

a) Ve erhältnis 

der Schermoduln 

GG/Gmax, 

b) Dä ämpfungsveerhältnis 

(En ngel & Lauer 

2009). 

4.2.2 BBender-Elemment-Versuc 

ch 

Bender-EElemente 

sinnd 

Piezokrist talle, die sichh 

durch elekt trische Signa ale verformenn 

bzw. umge ekehrt bei 

Verformuung 

eine eleektrisches 

Sig gnal aussennden. 

Je nac ch Kristallstru uktur des Beender-Elemen 

ntes kön- 

nen Scherwellen 

odeer 

Kompress sionswellen in 

einer Bode enprobe erze eugt bzw. geemessen 

werden. 

Für 

Bender-EElement-Verrsuche 

sind mindestens m eein 

Anreger- oder ein Em mpfängerelemment 

erforder rlich. 

Der Bender-Elementt-Versuch 

erf folgt meist inn 

Verbindung g mit einem anderen a boddenmechanis 

schen La- 

borversuuch, 

z.B. demm 

Triaxialver rsuch. Die Koopf- 

und Fus ssstücke der Versuchsappparatur 

sind mitBen- der-Elemmenten 

ausggestattet. 

Die e Messung eerfolgt 

meist t über die Probenhöhe, 

sprich über denAb- stand zwwischen 

Koppf- 

und Fusss stück (siehe Bild 31a). Eine E Messun ng über die PProbendicke 

e ist auch 

möglich (siehe Bild 331b), 

aber au ufwendiger, das die Sen nsoren an de er Probe spezziell 

befestig gt werden 

müssen. . 

In Abhänngigkeit 

der vverwendeten 

n Bender-Eleemente 

könn nen die Schw werwellengesschwindigkei 

Kompresssionswellenngeschwindig 

gkeit einer BBodenprobe 

gemessen werden. Beei 

gesättigten 

entsprichht 

die gemeessene 

Komp pressionsweellengeschwin 

ndigkeit meistens 

der WWellengeschw 

des Poreenwassers. 

DDie 

Bender-E Elemente erz rzeugen klein ne Dehnunge en im Bereicch 

um 10 

gen die Messwerte im 

Bereich der 

maximaleen 

Wellenges schwindigkei iten bzw. ma 

der Probbe. 

-6 t und der 

n Proben 

windigkeit 

. Damit D lie- 

aximalen Ste eifigkeiten 

Die gemmessene 

Schherwellenges 

schwindigkeiit 

ist stark vom v Einbau der Probe und vom gewählten 

Spannunngszustand 

im Versuch abhängig. BBei 

tonigen Böden B hängt t die Scherwwellengeschw 

windigkeit 

zusätzlicch 

von der SSpannungsge 

eschichte dees 

Bodens und u bei sand dig siltigen BBöden 

von der d Lage- 

rungsdicchte 

ab. Für bbrauchbare 

Resultate R muuss 

der Zustand 

der Prob be im Labor dem Zustand 

im Feld 

entsprecchen. 

Die gutee 

Anbindung der Bender- Elemente in die Bodenpr robe ist für eine 

genaue MMessung 

wic chtig. Die 

Qualität der Anbinduung 

hängt au uch von Bodeenmaterial 

ab. 

Die exakte 

Identifikation 

des Welleneinsat 

zes am Empfängersignal 

ist ebe enfalls von BBedeutung. 

Manchmal M ist t der Einsatzz 

nicht einde eutig oder 

von Rauuschen 

gestöört. 

Je kleiner 

die Bodenpprobe 

ist, desto 

grösser kann der Meessfehler 

werden. 

Für 

sehr prääzise 

Messunngen 

hat es sich als günnstig 

erwiese en, mit einem m Anregereleement 

und zw wei Emp- 

fängereleementen 

zu arbeiten. Die D Auswertuung 

der Wel llengeschwin ndigkeit erfollgt 

dann anhand 

der 

141 

(b)

Zeitsignaale 

der beideen 

Empfänge erelemente eentlang 

der Probenhöhe. 

P 

Für einfache 

Anwendun ngen sind 

ein Anreeger- 

und ein Empfängere element jedooch 

ausreiche end. 

(a) 

Bild 31: Bender-Eleement-Versu 

uch, a) Bennder-Elemen 

nte in Kopf- und Fusssstück 

der Ve ersuchsapparatur, 

b) horizzontale 

Bend der-Elementt-Anordnung, 

c) möglic che Anordnnungen 

der Bender- 

Elementte 

und scheematischer 

Wellengang 

W (GDS 2009a a). 

Bild 32: Wellenmesssung 

beim Bender-Elemment-Versuch 

(Engel & Lauer 20099). 

5 EErmittlunng 

der Bodenkennnwerte 

für gross se Dehnungen 

5.1 ZZyklischer 

Scherversuch 

im Labor 

(b) 

Mit dem Scherversuch 

können sowohl s die FFestigkeitseig 

genschaften als auch diee 

Deformatio onseigen 

schaftenn 

einer Bodenprobe 

besti immt werdenn. 

Bei zyklisc chen Scherve ersuchen kaann 

zudem die 

Dämpfung 

dess 

Bodenmateerials 

analysi iert werden. In der Bodenmechanik 

gibt g es untersschiedliche 

Arten A von 

Scherversuchen, 

woobei 

für dyna amische bzww. 

zyklische Zwecke Z vor allen der Triiaxialversuch 

h zur An- 

wendungg 

kommt, abber 

auch der 

Einfachschherversuch 

in n Spezialfällen 

seine Annwendung 

findet. 

Die 

Scherversuche 

könnnen 

unter dra ainierten oderr 

undrainierte en Bedingun ngen gefahreen 

werden. 

Bild 33 zeigt den prrinzipiellen 

Aufbau A einess 

Triaxialvers suchsappara ates. Zur Unntersuchung 

des Ver- 

flüssigunngspotentialss 

im Triaxialv versuch ist ees 

wichtig, da ass die Span nnungszyklenn 

in Kompression 

so- 

wie auchh 

in Extensioon 

gefahren werden w könnnen, 

das heis sst, dass die Kopfplatte dder 

Probe fes st mit der 

Krafteinrrichtung 

verbbunden 

sein sollte, um ggegen 

den hydrostatisch 

h 

en Wasserddruck 

eine Entlastung 

der Bodeenprobe 

in axiale 

Richtun ng zu erzieleen. 

142 

(c)

Bild 33: Schematiscche 

Darstell lung des zykklischen 

Tri iaxialversuc chs (Studer et al. 2007) 

Drainierrte 

Scherverrsuche 

Aus drainierten 

zyklischen 

bzw. dynamischenn 

Triaxialver rsuchen erhä ält man bei ssukzessiver 

Erhöhung E 

der Belaastung 

die deehnungsabhä 

ängige Steifiggkeit 

des E-M Moduls sowie 

die dehnunngsabhängig 

ge Dämp- 

fung. Mittels 

Volumeenmessung 

der d Bodenprrobe 

lässt sic ch ferner die e Querdehnzzahl 

ermitteln n und die 

Dehnunggsabhängigkkeit 

des Schermoduls 

beestimmen. 

Im m Vergleich zum Resonnant 

Column Versuch 

sind die aufgebrachtten 

Dehnung gen im Triaxiialversuch 

wesentlich w grö össer (siehe Bild 1), so dass d sich 

diese beeiden 

Versucche 

idealerw weise ergänzzen. 

Bei Eins satz des drainierten 

zykllischen 

Einfa achscher- 

versuchees 

kann nur die Dehnun ngsabhängigkeit 

des Sch hermoduls und 

der Dämmpfung 

bestim mmtwer- den. 

(a) 

Bild 34: Ergebnissee 

der Dehnungsabhänggigkeit 

aus drainierten n zyklischenn 

Triaxialver rsuchen, 

a) Scherrmodul, 

b) DDämpfung 

(E Engel & Lauuer 

2009). 

Bild 34 z 

hängigen 

ter 10 -4 

zeigt Ergebnnisse 

drainier rter zyklischeer 

Triaxialversuche 

für die 

Bestimmuung 

des dehn nungsab- 

n Schermoduls 

und der Dämpfung. D BBei 

kleinen Scherdehnun 

S 

gen, wie im vorliegenden n Fall un- 

(Bild 34), istt 

mit Kopplungsproblemeen 

der Triax xialapparatur zur Bodenpprobe 

zu rec chnen, so 

dass dieese 

Werte mit 

Vorsicht zu u interpretiereen 

sind. 

Undrainnierte 

Schervversuche 

Zur Unteersuchung 

voon 

zur Bode enverflüssiguung 

neigende en Materialie en müssen uundrainierte 

zyklische 

bzw. dynnamische 

Sccherversuche 

e durchgefühhrt 

werden. Bei solchen Versuchsreiihen 

ist es zwingend, z 

dass einne 

Spannunggspfadumkeh 

hr stattfindet. . Dass bedeu utet, dass ein 

Spanungsszyklus 

im Tr riaxialver- 

such sowwohl 

in Kommpression 

als s auch in Exttension 

stattfindet. 

Der Deviator D bzww. 

die Schers spannung 

muss daabei 

das Vorzzeichen 

wechseln. 

Schematisch 

ist der r Versuchsau ufbau und die 

zu erwart tenden Mess sresultate fürr 

einen undr rainierten 

Einfachsscherversuchh 

in Bild 35 dargestellt. Mit zunehm mender Zyklenzahl 

steigt langsam de er Poren- 

143 

(b)

wasserddruck 

an, bis Verflüssigung 

eintritt unnd 

die effekt tiven Spannu ungen auf nuull 

zurückgehen. 

Von 

Verflüssigung 

sprichtt 

man im Ver rsuch, wenn die Scherde ehnungen 5% % übersteigen. 

Bild 35: : Prinzip dees 

zyklische en Scherverrsuches 

bei i undrainierten 

Bedinguungen, 

a) zyklische z 

Belastung, 

b) Scherdehnung, 

c) c Porenwassserdruckve 

erlauf (Stude er et al. 20077). 

Die Gefäährdung 

zu Verflüssigun ng neigenderr 

Böden kan nn mit dem Verflüssigun 

V ngspotential bestimmt 

werden. Diese Kurvee 

in Bild 36 ermittelt sichh 

aus einer Serie zyklisc cher undrainnierter 

Scher rversuche 

bei deneen 

spannunggsgesteuert 

unterschiedlliche 

zyklisch he Spannungsverhältnissse 

gefahren n werden. 

Das beddeutet, 

dass die Schersp pannung in eeinem 

bestim mmten Verhä ältnis zur efffektiven 

Normalspan 

nung bzww. 

der Deviaator 

in einem m bestimmtenn 

Verhältnis zur mittleren n effektiven Spannung eingestellt e 

wird. Für 

jedes Spannnungsverhä 

ältnis ergibt ssich 

dann eine 

andere Zyklenzahl, Z bbei 

der 5% Scherdeh- S 

nung errreicht 

werdenn, 

was als Ve erflüssigung interpretiert wird. 

Bild 36: Verflüssiguungspotenti 

ial von lockker 

gelagertem 

Feinsan nd aus dem Rhonetal von v einer 

Serie unndrainierter 

triaxialer Sc cherversuchhe 

(Roten et t al. 2009). 

Ergänzeend 

zum Verfflüssigungspotential 

könnnen 

mittels undrainierten 

zyklischen SScherversuchen 

auch 

der dehnungsabhänngige 

Scherm modul und ddie 

Dämpfung 

bestimmt 

werden. BBei 

einem zy yklischen 

undrainieerten 

Triaxiaalversuch 

erg gibt sich nocch 

der undrai inierte E-Mod dul, der aberr 

im Allgeme einen von 

untergeoordneter 

Beddeutung 

ist. Bei Volumennkonstanz 

im m Triaxialver rsuch ergibt sich eine Querdehn- Q 

zahl vonn 

0.5, womit aaus 

dem und drainierten E-Modul 

der Schermodul S abgeleitet a weerden 

kann. 

Abschlieessend 

sei bbemerkt, 

das ss es sich bei 

den Sche erversuchen um Laborveersuche 

han ndelt, und 

dass diee 

Probleme dder 

Entnahm me repräsenttativer 

Bodenproben 

auc ch für dynammische 

Versu uche gel- 

ten. Bei strukturierteen 

Böden bzw w. Boden miit 

einem gros ssen Anteil an a Überkorn muss unbed dingtdis- kutiert wwerden, 

inwieeweit 

die Bod denprobe unnd 

die Randb bedingungen n in der Verssuchsappartu 

ur die Zu- 

stände imm 

Feld wiedergeben. 

Die es gilt auch ffür 

Resonant-Column 

un nd Bender-Ellement 

Versu uche. Bei 

ungünstiigen 

Bedinguungen 

ist es s fraglich, obb 

dann Labo orversuche sinnvolle 

Ressultate 

hervo orbringen. 

Bei verhhältnismässigg 

homogenen n Bodenverhhältnissen 

las ssen sich jed doch mit Labborversuchen 

präzise 

Resultatte 

erzielen, sso 

dass die Resultate der 

Laborvers suche durch h Feldversucche 

untermau uert bzw. 

ergänzt wwerden 

könnnen. 

144

5.2 EErmittlungg 

des Verf flüssigunggspotentia 

als mittels s SPT Korrrelation 

aus 

FFeldversuuchen 

An Standorte, 

bei denen 

bei Er rdbeben Boddenverflüssig 

gungsphänom mene beobaachtet 

worde en waren, 

sind umffangreiche 

SSPT 

Versuche 

durchgefühhrt 

und daraus 

Korrelatio onen zur Ermmittlung 

des Verflüssi- V 

gungspootentials 

abgeleitet 

worde en. In der Liiteratur 

finde en sich auch h andere Korrrelationen 

(z z.B. CPT 

oder Schherwellenaussbreitungsge 

eschwindigkeeit). 

Die SPT T Korrelation ist jedoch amm 

besten abgesichert 

und auf breiter Dateenbasis 

abge estützt. Die Anwendung g erfordert je edoch eine ssorgfältig 

kontrollierte 

Versuchsdurchführunng. 

Insbeson ndere ist einee 

korrekte Einhaltung E de er Fallenergiee 

wesentlich. 

Für De- 

tails wirdd 

auf Youd eet 

al. (2001) hingewiesen 

h 

, wo alle Anf forderungen an den Verssuch 

und die eAuswer- tung besschrieben 

sinnd. 

Die Analy yse des Verfl flüssigungspo otentials erfo olgt anhand dder 

Diagramme 

inBild 

37, in deen 

das Spannnungsverhältnis 

im Unteergrund 

und die SPT-Sch hlagzahl bzww. 

die Scherw wellenge- 

schwindigkeit 

miteinaander 

ins Ve erhältnis geseetzt 

werden. 

(a) 

Bild 37: Kriterien dder 

Bodenve erflüssigungg, 

a) SPT Kriterium 

für reinen Sannd 

für Erdbe eben der 

Magnituude 

7.5 mit DDaten 

von verflüssigte 

v 

n Böden (Youd 

et al. 2001), 

b) Boddenverflüss 

sigung in 

Abhänggigkeit 

der SScherwelleng 

geschwindiggkeit 

(Finn 1991). 1 

6 ZZusammmenfassu 

ung 

Bodendyynamische 

KKennziffern 

sind 

von weseentlicher 

Bed deutung zur Analyse undd 

Beurteilung g dynami- 

scher Prrozesse 

im UUntergrund. 

Dabei ist deer 

Übergang von statisch hen zu dynamischen 

Kennwerten 

fliessendd 

und die Koonzepte 

greife en konsistennt 

ineinander r. Primar sind d die dynamiischen 

Defor rmations- 

eigenschhaften 

des BBodens 

von Bedeutung, B dda 

die Festig gkeitseigenschaften 

unteer 

statischen oderdy- namischhen 

Lasten wweitgehend 

gleich g betracchtet 

werden können. Die e wesentlichhen 

dynamischen 

Bo- 

denkennnziffern 

sind der dehnun ngsabhängigge 

Schermod dul und die dehnungsabbhängige 

Dä ämpfung. 

Schlüsseelparameter 

ist die Sche erwellengescchwindigkeit 

des Bodens s, welche deen 

maximalen 

Schub- 

modul beei 

kleinsten SScherdehnun 

ngen darstelllt. 

Der vorliegende 

Beitrag 

gibt ein ne Übersicht über die Methoden 

zur Bestimmung 

bodendynamischer 

Kennziffe fern. Dabei wwird 

in Feld- und Labormmethoden 

sow wie in Versuche 

mit kleinner 

und gros sser Deh- 

nungsammplitude 

unteerschieden. 

Die D einzelnenn 

Verfahren werden kurz z vorgestellt uund 

die Prinz zipiener- läutert. DDie 

für die PPraxis 

relevan nten Einsatzzgrenzen 

und d zu erwartende 

Resultaate 

werden aufgezeigt 

und diskkutiert. 

145 

(b)

Danksagung 

Die Autoren möchten Herrn W. Frei für die zur Verfügung gestellten anschaulichen Unterlagen zur 

Oberflächenseismik danken. 

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Jost A. Studer, Dr. sc. techn. 

Thomas M. Weber, Dr. sc. techn. 

Studer Engineering 

Thujastrasse 4 

8038 Zürich 

Tel: 0041-44-481 06 00 

Fax: 0041-44-481 06 02 

E-Mail: studer@studer-engineering.ch 

Web: http://www.studer-engineering.ch 

30. November 2009 

147

148

159 Geotechnische Parameter und Beiwerte ... - SGBF-SSMSR

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