L'influence de l'eau dans les problemes geotechniques Der Einfluss ...

L'influence de l'eau dans les problemes
geotechniques
Conferences tenues a Ia Session d'automne
' .
le 2 novembre 1973 a Lausanne
Der Einfluss des Wassers auf die geotechnischen
. Probleme
Vorträge, gehalten am 2. November 1973
anlässlich der Herbsttagung in Lausanne
1.
Überreicht durchj;die
Nr.87
Offert par Ia
Schweizerische Gesellschaft für Boden- und Felsmechanik
Socl6te Suisse de mecanique des sols et des roches

Table des matieres /Inhaltsverzeichnis
H. J. Lang
Grundsätzliche Einflüsse des Grundwassers auf den Boden
E. Recordon
lnfluence de l"eau dans les problilmes de stabilite
J. Huder
Erkundung der Grundwasserverhältnisse
R. Dubray et H. Fleischer
Problilmes posees par Ia fondation des ponts
F. Descoeudres
Pont sur Ia Paudlllze - Stabilite generale du versant en rive droite
J. Knobel
Flonzaley-Tunnels in Puidoux- Ausführung der Moränestrecke
J. C. Ott
Problilmes de stabilite de Ia reute cantanale a l"amont du passage inferieur de St. Germain
a Bussigny
M. Gautschi
Einfluss von Porenwasserüberdruck und Grundwasserabsenkung auf die Stabilität einer
Baugrube

Schweizerische Bauzeitung Sonderdruck aus dem 92· Jahrgang, Heft 18, 2. Mai 1974 Druck: Offset + Buchdruck AG, Zürich
Grundsätzliche Einflüsse des Grundwassers auf den Boden
Von Prof. H. J. Lang, Zürich 1)
1. Einleitung
Im folgenden wird versucht, die allerwichtigsten
und grundsätzlichsten Gesichtspunkte
der Beeinflussung des Bodens
(und damit auch der Bauwerke im
Boden) durch das Grundwasser zusammen
zu fassen. Dabei handelt es sich
«nur» um an sich unkomplizierte und
vereinfachte Gedanken-Modelle. Wenn
man diese jedoch konsequent anwendet,
können alle Wechselwirkungen zutreffend
überblickt werden, die sich zwischen
dem in Wahrheit heterogenen und anisotropen
Baugrund und dem Grundwasser
ergeben können.
2. Grundwasser und Gradient einer Sickerströmung
In Bild 1 ist ein horizontal geschichteter
Baugrund schematisch dargestellt.
Jn der obersten Schicht (Kiessand) befindet
sich ein freier horizontaler Grundwasserspiegel.
Eine umspundete Bau-
1) Vortrag, gehalten am 2. November 1973
in Lausanne vor der Schweizerischen Gesellschaft
für Boden- und Felsmechanik.
grube wurde erstellt; unter der Baugrubensohle
befindet sich innerhalb der
Spundwände eine Dichtungszone. Sowohl
die Dichtungszone als auch die
Spundwände seien absolut dicht, d. h.
der Wasserandrang in die Baugrube ist
Q = 0. Unter diesen Randbedingungen
wird sich der Wasserspiegel in dem Piezometer
I (Standrohr), mit welchem der
Druck im Punkt A gemessen wird, auf
der Höhe des in der Baugrube abgesenkten
Wasserspiegels einstellen, während
die Piezometer II und III in den
Punkten B und C einen Wasserspiegel
auf der Höhe des freien Grundwasserspiegels
im Kiessand anzeigen.
Das Wasser rings um die Baugrube
herum und im Innern der Umspundung
unterhalb der Baugrubensohle ist hydrostatisch
gespannt und in den Poren des
Bodens beweglich. Es handelt sich um
«Grundwasser» im Sinne der heutigen
Ausführungen.
Unter dem Kiessand folgt eine Tonschicht,
welche ihrerseits von einer Sandschicht
unterlagert wird. Die Piezometer
IV und V in den Punkten D und E an
OK. Sandschicht zeigen ein horizontales
Druckniveau, welches um das Mass h1
über dem freien Grundwasserspiegel
liegt. Das Grundwasser im Sand ist
artesisch gespannt.
Die Lage des Wasserspiegels in den
Piezometern I bis V zeigt das Potential
des Grundwassers in den Punkten A bis
E an: Bezüglich des beliebig gewählten
Horizontes hat es bei den hier gegebenen
Randbedingungen im Punkt A die
Grösse H3, in den Punkten B und C die
identische Grösse Hz > H3 und in den
Punkten D und E die identische Grösse
Hl >Hz.
Zwischen dem Punkt D und dem
vertikal darüber liegenden Punkt C
herrscht somit eine Potentialdifferenz
h1 = H1 -Hz. Infolge dieser Potentialdifferenz
stellt sich eine nach oben gerichtete
Sickerströmung durch die Tonschicht
der Stärke d ein, wobei hier die
Gerade DC eine Stromlinie ist. Zwischen
den Punkten B und A besteht ebenfalls
eine Potentialdifferenz der Grösse h2 =
H2- H3• Eine Sickerströmung stellt sich
hier nur deshalb nicht ein, weil voraus-

setzungsgemäss Spundwand und Dichtungszone
absolut dicht sein sollen!
Der Gradient i (Sickergefälle) der
Sickerströmung zwischen dem Punkt D
und dem Punkt C wird als das Verhältnis
von Potentialdifferenz zwischen D und
C und der Länge des Sickerweges zwischen
D und C eingeführt, d. h. i = h1(d.
In Bild 2 ist dieser Sachverhalt für
einen nicht so speziellen Fall wie in Bild 1
dargestellt. Der Gradient der Sickerströmung
zwischen den Punkten A und B
auf einer Stromlinie ergibt sich hier zu
i =
h (I, wobei h die Potentialdifferenz
zwischen dem Punkt A und dem Punkt
B ist. Da in A das Potential grösser als in
B ist, ist die Richtung der Sickerströ-
-+
mung AB. Deutlich wird hier auch wieder,
dass zur eindeutigen Bestimmung
von i das Potential in den Punkten A und
B bekannt sein muss!
3. Durchlässigkeit
(Durchlässigkeitsbeiwert) k
Der Durchlässigkeilsbeiwert k ist ein
Mass für den Widerstand, welchen das
Grundwasser beim
Durchströmen der
Porensysteme eines Bodens überwinden
muss. Er ist durch das Gesetz von Darcy
v = k i definiert. Das Gesetz von Darcy
ist nicht unbeschränkt gültig. Es ist u. a.
nur auf eine laminare Strömung anwendbar.
In Bild 3 ist schematisch eine Möglichkeit
skizziert, den k-Wert bei verschiedenen
achsialen Spannungen cr, d. h.
bei verschiedener Lagerungsdichte,
zu
bestimmen. Bei der gewählten Anordnung
ist der Gradient der hier senkrecht
nach oben gerichteten Sickerströmung
durch die Bodenprobe i = h ( d. Die
Wassermenge Q, welche je Zeiteinheit
durch die Probe mit dem konstanten
Querschnitt F fliesst, ergibt sich zu Q =
vF=kiF.
Daraus wird sofort ersichtlich, dass
die Filtergeschwindigkeit v nicht die tatsächliche
Geschwindigkeit v' des Durchflusses
sein kann: Das Wasser kann ja nur
durch die Poren des Bodens fliessen, so
dass v' > v sein muss. Im übrigen ist v '
vom Porendurchmesser abhängig und somit
nicht konstant.
Der k-Wert hat die Dimension einer
Geschwindigkeit und wird meist in cm/s
angegeben. Seine Grösse hat bei unseren
Böden einen Variationsbereich von etwa
9 Zehnerpotenzen. Die in Bild 3 dargestellte
Methode zur Bestimmung des k­
Wertes ist daher nicht bei allen Bodenarten
anwendbar, z. B. muss Q noch einwandfrei
messbar sein. Aus Bild 3 ergeben
sich zudem noch die bei der laborexperimentellen
Bestimmung von k häufigen
Fehlerquellen:
Gradient i in der Bodenprobe nicht
bestimmbar (u. a. auch durch grosse
Energieverluste rn Zuleitung und
Filterplatten)
-
_.J: __ ! .
V Prezomeler·· /[
,vr
-- -- -·-r
-
Bezugs- Horizont
. !.. ·---· -- -·-·- ___)[___ --·- ·--'"
Bild 1 (oben). Schemaskizzc: Potentiale
und Potentialdifferenzen in verschiedenen
Punkten eines Grundwasserträgers,
Gradient i einer Sickerströmung
Bild 2 (rechts).
Allgemeine Richtung
der Sickerströmung: Gradient
Bild 3 (unten).
Ermittlung des Durchlässigkeitsbeiwertes
k (Schema)
Q
FP. Ft!ferplatten
1

- Undichtigkeiten zwischen Probe und
Gefässwandung
- Sukzessive Verstopfung der Poren des
Bodens durch im Wasser enthaltene
Luft.
4. Der Strömungsdruck
Die Reaktion zu den Reibungsverlusten
des Wassers in den Poren eines
Bodens ist eine in Strömungsrichtung auf
den Boden wirkende Kraft: Der Strömungsdruck.
Seine Grösse beträgt je
Volumeneinheit des Bodens i yw, wobei
Yw das spezifische Gewicht des Wassers
bezeichnet. Dass dies so ist, kann z. B.
wie in Bild 4 aus einer Betrachtung der
effektiven vertikalen Druckspannungen
cr' in der Bodenprobe im Schnitt A-A gezeigt
werden. Es handelt sich hierbei um
eine spezifisch bodenmechanische Betrachtungsweise,
wobei die beiden Zustände
«keine Sickerströmung (Hahn
geschlossen)» und «vertikal nach unten
gerichtete Sickerströmung (Hahn geöffnet)»
miteinander verglichen werden.
Das Ergebnis ist eine scheinbare Vergrösserung
des Raumgewichtes des Bodens
infolge Durchströmung um den
Betrag i yw, d. h. um den Strömungsdruck.
Wäre die Sickerströmung vertikal
nach oben gerichtet, würde das Raumgewicht
um den Strömungsdruck verkleinert.
Allgemein sind Gewicht und
Strömungsdruck vektoriell zu addieren
(Bild 5).
5. Wasserdruck in ruhendem "'asser
Ist das Grundwasser in Ruhe, d.h.
ist keine Sickerströmung vorhanden, so
sind die Wasserdrücke im Boden und
;;p. in
Piezometer:
iihn zu
(*)
Hohr;" offen
(* *)
Wsp.:::- konst.
( *) Wenn Hah _ n. geschlossen:
keine Stckerstrdmung
k e 1ne
Energ:ever!usfe
Stckerstromung durch Bodenprobe
verttkal
nach unten
Grodien t : I=
h
d
-!eifung
Bild 4. Ermittlung des Srömungsdruckes
Zustand
auf im Boden eingebettete Bauwerke
usw. hydrostatisch verteilt (Bild 6). Insbesondere
ist der Wasserdruck auf das
Bauwerk unabhängig von folgenden
Randbedingungen:
- Homogenität des Bodens
- Isotropie des Bodens
Durchlässigkeit des Bodens.
So stellt sich z. B. der Auftrieb auf
das in Bild 6 skizzierte Bauwerk in
gleicher Grösse (wenn auch vielleicht
nicht in gleicher Zeit!) ein, gleichgültig
ob der Boden ein Kiessand oder ein Ton
ist. Daraus ergibt sich auch, dass die
Angriffsfläche der Wasserdrücke auf das
·-
·
I
B
\ t.h=z 1
, ---
'' A
Drucklinien:
OBC: Hohn geschlossen
OBD: Hohn geöff net(**)
-- -\?D- - c - lA in Tiefe z
h __:
(* *) . /.1nearer Druckobbou,
wett Bodenprobe homogen'
( Energieverluste
m Le1tung u.sw.= 0}
unter OK Probe
Vertikale Druckspannungen im Schnitt A-A
Totale Spannung er
Effektive Spannung o':
Hohn geschlossen Hahn geoff net
z
dg.,. f. "ffw
(z + t) lw
z_!j+ '- __ C.
{7-t- t- h)- irw
=fz · (1- t} ,_ t) tTw
z ( Og- Ow.,. I rwl
=Z·ft, ) _
'Yw (Schema); 10 Raumgewicht im gesättigten
Bauwerk Ausserkant Isolation und nicht
äussere Wanne ist!
6. Mittlere Durchlässigkeit und Verteilung
des Gradienten bei Sickerströmung
durch einen geschichteten Boden
Wirkliche Böden sind in der Regel
nicht homogen. In erster Annäherung
kann man sich einen wirklichen Boden
als ein Schichtpaket von in sich homogenen
Schichten verschiedener Durchlässigkeiteil
vorstellen. In Bild 7 wird untersucht,
welche verschiedenartigen Verhältnisse
sich ergeben, je nachdem dieses
Schichtpaket parallel oder normal zur
G.Wsp.
--- _.....Y_ ____ _
b
{Vo lum en
V
Bodenelement·
/ Ge w icht V./{ lunler Auftrieb)
I
I
- \ !
-----l!J
i
I
I
r----·->;
I _j_ . b I
2
Bild 5.
Vektorielle Addition von Gewicht und Strömungsdruck
Wasserdruck l1nks (WL} = Wasserdruck rechts (WRJ
W L , W R , _1_ . I .f.t , _!__ · t2 ·Jw Auflneb A , b. I ·iw
\ - .. 2 w 2
'----- -··-· ---- -y-
- ..
-
pro m' Longe des Bauwerkes
Wasserdrücke und Auftriebe slf1d unabhängig von:
Blld 6. Seitliche Wasserdrücke und Auftrieb auf ein Bauwerk in ruhendem
Grundwasser (keine Sickerströmung), hydrosttische Druckverteilung
- Homogentfot - Isotrop1e Grosse k- Wert
-
'-- . --------·· ·-\/- ·- ·--------- - _/
des Bodens
Anrlffpunkt; JolofJon, nH;hf ousser Wonne.'
3

Schichtung vom Grundwasser durch- CJ).Q),@
Bodenschichten (in sich homogen und isotrop) verschiedener
strömt wird. Durchlössigkeilen k1 > k2 > k3
Bei schichtparalleler Durchströmung
[)_urchströmung parallel Schichtung
(Bild 7 links) ist für alle Schichten der
Q' konst
Gradient gleich gross und die durchströmende
Wassermenge wird (bei vergleichbaren
Querschnitten) praktisch
allein von der durchlässigsten Schicht
bestimmt Betragen die Unterschiede der
k-Werte der Schichten mehr als eine
Zehnerpotenz, so ist dies bereits eine sehr
gute Näherung. Wesentlich anders verhält
es sich bei der Durchströmung normal
zur Schichtung (Bild 7 rechts): Hier k '
rr >>kt
F P = Flife.rpiaUe
muss bei konstanter Durchflussfläche
Koflflnulfot · Q = k · i F = konst , mit F= b-s = konst.
das Produkt k i konstant sein. Die gesamte
Druckdifferenz h wird also in dem
··· ·
f] = k;; I F =
k;; . i d
k · i = konst. fur alle Schichten
h1 hz hJ h
Q = k,-,,.d, • k:i'id2 k3-I J·d3 = L(kl· ,,.d,)
Schichtpaket höchst ungleichmässig abgebaut,
und zwar in der Weise, dass der
wobe1 h1 - h2+- h3 = h
i1 12 t] .!:._ i
s
grösste Teil des Druckabbaues in der
0 = i ·I {k1 • di)
undurchlässigsten Schicht stattfindet.
k- - - 1 . - ·
Hier ist es die Schicht mit dem kleinsten
L ( k; -d; )
m
- Xd;
k-Wert, welche den Durchfluss usw. bestimmt,
aber auch den grössten Gradien­
usw.
Bild 7. Mittlere Durchlässigkeit und Gradient in geschichteten Böden
ten aufweist.
In Bild 8 wird gezeigt, dass man mit
guter Näherung davon ausgehen kann,
dass praktisch der ganze Druckabbau in
der undurchlässigsten Schicht erfolgt,
wenn die k-Wert-Unterschiede der
Schichten grösser als eine Zehnerpotenz
sind. Weiter unten wird noch dargelegt,
dass man bei wichtigen Bemessungsentscheiden
in komplexen Baugrundvernisseil
mit dieser Annahme auf der
sicheren Seite liegt
Eine weitere Konsequenz und damit
ebenfalls grundsätzlich wichtige Entscheidungsgrundlage
für den Ingenieur
ergibt sich aus dem Vergleich der mittle-
Links: Durchströmen parallel zur Schichtung
ren Durchlässigkeilen eines Schichtpaketes
für schichtparallele Durchströmung
einerseits und für Durchströmung
normal zur Schichtung andererseits. Dabei
kann man in unseren alluvial entstandenen
Böden mit guter Näherung
den Ausdruck «schichtparallel» durch
«horizontal» bzw. «normal zur Schichtung»
durch «vertikal» ersetzen. Der
Vergleich der in Bild 7 gegebenen Formel
für die mittleren k-Werte in diesen
Richtungen, nämlich k",t und k:, ergibt,
Durchströmung senkrecht Schichtung
k1 ,, =k2 12 = kJ·i3 = k1--;;; = k2 ·d;= k3·d3-= kmf·Ld ,
Rechts: Durchströmen normal zur Schichtung
dass in einem geschichteten Boden der
k-Wert in horizontaler Richtung stets
grösser als in vertikaler Richtung sein
wird. Die Beispiele in den Bildern 9 und
10 geben einen Anhaltspunkt für mögliche
Grössenordnungen des Verhältnisses
(k-:,) I (k".t). Man erkennt, dass
dieses Verhältnis ohne weiteres die Grösse
von ungefähr 100 haben kann, auch
wenn die idealisierten Annahmen in den
Bildern 9 und 10 in Tat und Wahrheit
nicht erfüllt sein werden.
/ur d
1 = d 2
= d3 = .!__ d ergibt s1ch
------ 3
Schema:
!:.!_= kz 2 =
kz kJ
kmj = 0.429 kt
1, 71 k]
fch1chl -- --
CD
h = l
0.11,] h
0 I h
2 = 0.286 • h
0 0571. h
1.000 • h
I h 3
, "·} durch!Ossig!'fe
"f;f.f< k1 ' Sch 1 cht
-·
tA
'!.1=2= 10
kz kJ
0.027 • k1
2.70 • kJ
0.009 . h
0.090 • h
0,901 :._h_
1.000. h
Potential
Punkt
-
Differenz
D
,, }
c
-·- -- h h
2
B
r---
h]
A
= ':.1.=100
k2 k3
0.000 kl
2.97 k]
0.000 h
0.010 h
0990. h
1,000 • h
Schema:
Strdmungs­
Druck '·tw· V
Element
Stromungs­
Volumen= V
Richtung
VorzeiChen posif1v,
wenn noch unten genchtef
Sicherheitsbe g riff:
Sicherheit gegen hydraulischen
Grundbruch ::: FH
}--- 1-1 - (knt. Gradient)
Wenn R::::O
kr1f.
- FH = 1,0
__... 'krit = L
.
l'w
i
O' w
· vorh.
Bild- Beispiel fcir den unterschiedlichen Druckabbau in drei gleich
dicken Schichten unterschiedlicher Durchlüssigkcit, welche norm:il zur
Schichtung durchströmt werden
Bild II. Einführung des Sicherheitsbegriffes gegenüber hydraulischem
Grundbruch. Senkrecht nach oben gerichtete Sickerströmung
4

_
Beispiel (}): Modell Alluvion
1----------------------
Kiessand mit Sill- Sand-Schichten
(Schichten in sich homogen und isotrop)
I
' o
. .
-,--
_
[_ -_
0 .
-
--
-----.,.
Schichtpaket:
• 0 ' 0
. . '
0
• 0
. .. 0 • 0 ,
_--
.
.
-
0 d
"'-[._---
•
•
d
Ktessand k = w-1 cm/s
Kiessand
km= -1- . ! 2. d .w-1 '0.5. d -1o- l. ; = B,O. 10 2 cm/s
2.5-d
-
-
-
- - - [,
Zwischenlagen
Ton k = 1-10 - 7 cm/s
-- i
-------------- -
,;,r-:- · · · · - -- · - · · ·- · ·. ·. Ql '( Silf- Sand k = s.w-5 cm/s
Beispiel 0. Modell fetngeschtchteter Ton mtt Stil- Sand­
-
,.,.r
1d
'--------- - ------------ ----
Ton k = 1 . 10- 7 cm/s
--------------- - -
o]'C: Sill- Sand k = 5-10-5 cm/s
'-----
----------- - - --
k- = -- 1 -- . !2- d .;o- 7 '0.2. d- 5 . w-5; = 4.6 . w-6 cm/s
m
2.2. d
= 5.0. 10- L cm/s
8,0 . 10- 2
5,0. 10- 1., = 160
11 +
2.2. d
4,6 . 10- 6
1,1 . 10 7
42
1.1·10 -7 cm/s
Bild 9. Anisotropie des horizontal geschichteten Bodens: Modell Kies- Bild 10. Wie Bild 9, Modell feingeschichteter Ton mit Silt-Sandsand
mit Silt-Sand-Zwischenschichten.
Zwischenlagen.
7. Der hydraulische Grundbruch
Unter der Sohle einer Baugrube, in
welcher durch eine Wasserhaltung der
Wasserspiegel abgesenkt wird, ist eine
vorwiegend senkrecht nach oben gerichtete
Sickerströmung vorhanden. Die
Erscheinung des hydraulischen Grundbruches,
bei welchem durch den Strömungsdruck
die Sohle instabil wird oder
auf bricht, kann zur plötzlichen Katastrophe
führen. Entsprechend wichtig
sind die Bemessungs-Überlegungen, welche
eine ausreichende Sicherheit gegenüber
hydraulischem Grundbruch in jedem
Bauzustand herbeizuführen haben.
In Bild 11 ist dargestellt, wie der
Sicherheitsbegriff Fu gegen hydraulischen
Grundbruch eingeführt wird, wenn
der abgesenkte Wasserspiegel innerhalb
der Baugrube nicht tiefer als deren Sohle
liegt. Die vektorielle Addition der auf
das Bodenelement wirkenden Kräfte,
Gewicht (vertikal nach unten) und Strömungsdruck
(vertikal nach oben) ergibt
eine Resultierende R = y ' i yw, wobei
y ' das Raumgewicht unter -Wasser ist.
Das Vorzeichen ist positiv, solange R
nach unten gerichtet ist. Wird R = 0, so
hat der Gradient i die Grösse «kritischer
Gradient ikrit» erreicht und die Sicherheit
F H ist 1 ,0. Der Sicherheitsgrad Fu
ist als das Verhältnis von kritischem und
tatsächlich vorhandenem Gradienten definiert:
Fu = ikrit I ivorh. Über eine Aussage
bezüglich des vorhandenen Gradienten
ivorh kann also eine Bemessung der
Spundwandlänge usw. erfolgen.
Ist der Baugrund unterhalb der Baugrubensohle
geschichtet oder liegt der
abgesenkte Wasserspiegel in der Baugrube
tiefer als deren Sohle, erweist sich
eine Erweiterung des Sicherheitsbegriffes
als nützlich. In Bild 12 wird gezeigt, dass
diese Betrachtungsweise gleichbedeutend
mit einer einfachen Gleichgewichtsüberlegung
ist, wobei das effektive Gewicht
einer über einen bestimmten Schnitt
liegenden Bodenmasse mit dem in diesem
Schnitt wirksamen Auftrieb verglichen
wird: Flf = Gewicht I Auftrieb. Diese
G Ieichgewichtsüberlegung ist schnell und
führt in allen Fällen zum Ziel, sofern der
unterschiedliche Druckabbau in den verschiedenen
Schichten und Richtungen
mindestens qualitativ richtig eingeschätzt
und entsprechend der zu betrachtende
Schnitt richtig gelegt wird.
Anwendung und Konsequenzen dieses
Gedankenmodelles sind in den Bildern
13 und 14 erläutert. Dabei wird
zunächst (Bild 13a) vorausgesetzt, dass
der Boden homogen und isotrop sei, d. h.
der k-Wert des Bodens sei in jedem Punkt
und in jeder Richtung gleich. Dann kann
die Sickerströmung, welche sich i rfolge
der Potentialdifferenz 1-! zwischen dem
Grundwasserspiegel ausserhalb der Baugrube
und dem abgesenkten Wasserspiegel
innerhalb der Baugrube einstellt,
in erster Näherung durch die Stromröhre
S charakterisiert werden. Entlang
S erfolgt wegen der Annahmen (Homogenität
und Isotropie bezüglich k) ein
linearer Druckabbau. Mit anderen Worten:
Entlang S ist der Gradient ivor h =
im = konst. = H I (H + 2t). Wenn y '
bekannt ist, kann für eine gegebene Einbindetiefe
t der Spundwand unterhalb
der Baugrubensohle der Sicherheitsgrad
gegenüber hydraulischem Grundbruch
Fu = ikrtt I ivorh errechnet werden. In
dem Beispiel in Bild 13a beträgt dieser
Wert etwa 4,6 und liegt damit an der
unteren Grenze der bei einer solchen Berechnung
zu fordernden Sicherheiten.
Warum anscheinend so hohe Sicherheitsanforderungeil?
Eine Antwort darauf
sollen die Bilder 13b und 14 geben,
wobei Einzeleinflüsse stufenweise getrennt
behandelt werden, um das Gedankenmodell
deutlicher werden zu
lassen. In Bild 13b wird zunächst der
schon vorhin erwähnten Tatsache Rechnung
getragen, dass in einer Alluvion
grundsätzlich zu erwarten ist, dass die
k-Werte khoriz und k vertikal für Durchströmung
in horinzontaler und vertikaler
Richtung ungleich sind: horiz >
kvertikal. Die sich einstellende Sickerströmung
wird dann (wiederum in erster
Näherung) zutreffender durch die Stromröhre
S' beschrieben, wobei die Energieverluste
im horizontalen Teil der Stromröhre
S' klein gegenüber denjenigen in
vertikaler Richtung sein werden. Der
Wasserspiegel im Piezometer II wird um
das (relativ kleine) Mass 8,/7' unter dem
Grundwasserspiegel stehen. Eine sichere
5

Voraussage über die Grösse von /':,.// ist
im allgemeinen unmöglich. Man wird
deshalb mit Vorteil von der vereinfachten,
auf der sicheren Seite liegenden Annahme
ausgehen, die horizontale Strömung
entlang S' sei verlustlos, d.h. 6h'= 0.
Tut man dies, so sinkt der rechnerische
Sicherheitsgrad auf FH J ,8 gegenüber
vorher 4,6 ab. Die anscheinend hohen
Sicherheitsanforderungen sind also teilweise
durch die zu erwartende Anisotropie
des Bodens bezüglich k bedingt.
Die selben Überlegungen sollen nun
in Bilcl14 auf die gleiche Baugrube, diesmal
aber in einem geschichteten Boden,
ausgedehnt werden. In einem Sand mit
dem k-Wert k, sei eine Siltschicht mit
k1 = k,/100 eingebettet. Betrachtet
man zunächst wieder den Druckabbau
entlang der idealisierten Stromröhre S,
so entfällt von der gesamten Länge I =
17m von S eine Strecke von 10m im
Sand bzw. von 7m im Silt. Nach den
Formeln aus Bild 7 rechts wird von der
ganzen Potentialdifferenz H = 4,00 m
(100%) ein Anteil von 0,06m (1,5%) im
Sand bzw. von 3,94 m (98,5%) im Silt
abgebaut (Bild J4c). Der bezüglich
Gleichgewicht zu betrachtende Schnitt
ist die UK. der Siltschicht in 1,0 + 3,5 =
4,5m Tiefe unter Baugrubensohle. Der
Auftrieb in diesem Schnitt wird durch
den Wasserspiegel im linken Piezometer
angezeigt: Er beträgt Yw h = J ,98 t/m 2
und FH errechnet sich zu 2,5 (gegenüber
4,6 im homogenen Boden).
Nun ist aber auch hier wieder zu berücksichtigen,
dass im Sand kboriz >
hertikal ist. In Abb. J 4d geschieht dies
analog Bild 13b und Fu ergibt sich noch
zu 1,2. Obwohl die hier angewendete
Berechnungsweise auf der sicheren Seite
liegt, genügt diese Grösse keinesfalls
mehr. Das ergibt sich z. B. aus der Möglichkeit,
dass UK. Silt innerhalb der Umspundung
lokal um 1m höher liegen
könnte, was eine Verminderung von F H
von 1 ,2 auf unter J ,0 bedeuten würde!
8. Wasserdruck bei vorhandener
Sickerströmung
Grundsätzlich die selben Uberlegungen
wie in Abschnitt 7 führen auch zu einer
Abschätzung der Einflüsse von Heterogenität
und Anisotropie der Böden auf
die Wasserdrücke auf Bauwerke, z. B.
eine Spundwand. In Bild 15a ist wieder
die Betrachtung des linearen Druckabbaues
entlang einer idealisierten Stromlinie
S gegeben, welche in Näherung für
einen homogenen und isotropen Boden
zutreffen würde. Der resultierende Wasserdruck
auf die Spundwand errechnet
sich zu 10,7t/m.
Stellt man nun analog Bild 13b die
Anisotropie des Bodens in Rechnung
(Bild 15b), so bedeutet dies, dass die
Potentialdifferenz H im Extremfall änz-
--l-- ß:
Stromungs-
Rtchfung
be;rachleles
Bodenelement
Schema @ Baugrund homoger1
betrochfeler Stred12n
tfil'f '
I
I
I
I
I A I
@ Für
i = ' k rit.
und F H =
i
k rif. = 1 0
1v orh.
dIr'- Ff1 1vortJwl • I J '1 (J -/ 1;orh l'w)oO
r- o lr__!__:_ it2, n! 0'.
f-f (12 d ) · 1vorh. O'w
Auf S!re?ckc fl2 • d}
F
H- !'.h.
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(§) G/e,-chqewlch.lsbe.'rochl;..Jng
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'
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.'ur Sf.rofen Drt?lfe:: t',
Lange:: I
Gemchf G:: /11 D ft2 • d}· D'l h !
AuNneh A :: Ah 1w b I
G
A
c.!!._l·,(l2'd)·"f'
c. h . ow
Die Aussogen. Erweiterung des Sicherheitsbegriffes noch@ und d1e
Gieichgewichfsbelrochtung noch @ sind identisch.
Bild 12.
"'F nach Forme/(')
Ii
Erweiterung des Sicherheitsbegriffes F1-1 gegenüber hydraulischem Grundbruch bei
Vorhandensein einer Auflast und Identität mit Gleichgewichtsüberlegung
Baugrund: Send- SJ/f ( A!/uv•on J, "homogen"
o' < 1.08 t/m3
Schema Umspundefe Baug rube
I
Q
I JJ
OK.T.
"h " " "CU.'-·
__ }!.I- _$Wsp
____ h Sohle
=
f,S.J Baugrube=
·{ abgesenkter
idealisierte ml Wsp .
Stromröhre lh>'-lf,.,.,.,;..,J.
Bild 13.
AL _
_
u:_!i_'!.. d :::
h'
Hol.Om'
IH,5m'
l _ JA
·, idealisierte \ -­
Sfromröhre @
Hydraulischer Grundbruch:
a) Boden homogen und isotrop
lieh auf dem vertikalen Ast der Stromröhre
S' abgebaut werden muss, womit
man wieder auf der sicheren Seite liegt.
Der resultierende Wasserdruck auf die
Spunqwa,nd wi;icl1st damit yon I 0, 7 t/rn
@ Schema link e Seile:
"Boden homogen und isotrop"
Annäherung:
Linearer Cruckabba'J enlo,...,q
t d
ea!Jsrerter Stromrohre S (I H, 2fi.
r .. ffierer Grodtent· 'm _H _ _..i__ 0, 235
H•21 4.13
/h"i".t o0.2J5·6,s 1,53m'f
= ikrrt = -5' -= .,'.fH:?t) = 1,08·.!l_I..F.
F
H lvorh. Ow ·Im 1ov · l-1 !,0 · f. =
@ Schema rechfe Seite:
" Boden homogen, ober
k horiz. >
k verfik al "
Annaherung Druckabbau entlang ideofi ..
SJer.'er Stromröhre 51
- b1s Ebene A- A Energie·nYrluslc: !•.'ein
(c.h' = klein).
Annahme: .t.h'= 0 ,d.h h '= H (sichere Se,fe}
Berelfs ftir k
honz.:: 10 · kvertrko/ g>Jt erfüli.'.
.. Druckabbau nur f0r ve!tkaie Strömung
(von Ebef1e A-A b1s Wsp: in Baugrube)
i h

@) Schema linke Seile
.. Boden g eschichlel, aber isotrop"
eine wesentilche Mehrbeansprucfmng
aus Wasserdruck erzeugen kann .
Set em'J :
Bild 14.
J' = 7, 08
UmspuridEfe Baugr !.!bt:.
Q
I
Dr•.Jcf-·abbau
Hydraulischer Grundbruch (Fortsetzung):
c) Boden geschichtet, aber isotrop
@ "B oden homogen und 1sotrop"
k honzonlol = k verfl kal
Q"
Baugrube
GWsp
lz
res. Wasserdruck
uf Spundwand
1f-...tt-.: " w ';;r
",
z-(1 - tm)
'
iw
'[______
____!:....
I
UKSpundY.
,
(Hd) Jw: OI/m2
---- ----'
t (7. Im'! Jw: 5331.1n2 '!H-f) 17 -
Im! 11: 5.331/ml
Lmearer Druckabbau entlang Stromrohre S
I : H • 21 =
72. 0 m
'm : lj : 0.333
w 7 : H (1->m) d w : 2.67 l/m2
{speztf Wasserdruck auf Hohe obges Wsp
1n Baugrube)
W=.!... · w (H+t) =10, 7 1/m'
2 7
Bild 15.
Annaherung: Druckabbau entlang lde'J_,ISJerter
Stromröhre S {I:: 17m'), wovon 11 =10m' 1m Sand
( k1 = 100 k2 J und j t2 = 7m1 1m S1lt (k2 =
1 0 · kr ).
tm Sand: H, =_ H __ = -4-·- 0 - :::0.06 rn'
f,l k, verflkal
verftkaf nach oben tm Sand prakf,sch ver!usflos,
we1f k, = 100 k
- Druckabbau nur auf Strecke t2 "n S11f, h' = H
. H 4.0
1vorh.
I
kvertilw!
Man kann nun analog Bild 14 eine
Schichtung des Baugrundes einführen.
Hier wird jedoch aus Platzgründen darauf
verziehteL Als Konsequenz ergibt
sich auch so schon, dass der unterschiedliche
Druckabbau in heterogenen und anisotropen
Böden gegenüber dem Modell
des homogenen und isotropen Bodens
9. Einfluss des Strömungsdruckes :nf
den Erddruck
Damit ist aber der Einfluss des
Grundwassers auf die Bemessung d::3 als
Beispiel schon einige Male beha'ldelten
Baugrubenabschlusses noch nicht vollständig
erfasst. In Bild 16 wird der selbc
Fall wie in Bild 15 noch bezüglich der
Erddrücke untersucht. Allgemein fo;-mulieren
wir Erddrücke als Überlagerungsdruck
(eventuell zuzüglich ve:tikaler
Druckspannungen aus Auflasten) mal
Erddruckkoeffizient KA (KP). Da das
Raumgewicht des Bodens durch den
Strömungsdruck von i Yw verg ·össert
(verkleinert) wird, geht der Strönung;­
druck direkt in die Grösse des wirksamen
Überlagerungsdruckes ein. Wegen
KA KP fällt das für den aktiven Erddruck
viel weniger ins Gewicht als beim
passiven Erddruck. Dies kann aus Bild 16
(Mitte) entnommen werden, wo die
aktiven und passiven Erddrücke nach
Coulomb für den Fall a homogener und
isotroper Baugrund (analog Bild 15a)
und den Fall b anisotroper Baugrund
(analog Bild 15b) dargestellt sind. Auf
der passiven Seite, d. h. links von der
Spundwand unterhalb Baugrubensohle,
ist der Unterschied deutlich zu erkennen:
im Fall a ist hier i = i", = 0,33 und der
stützende passive Erddruck wesentlich
grösser als im Fall b mit i = 1,0! Auch
hier wieder liegt eine Betrachtung des
Bodens als homogen und isotrop stark
auf der unsicheren Seite.
Besonders augenfällig wird dies, wenn
man die Auswirkungen von Erd- und
Wasserdruck summiert. Das Ergebnis
ist in Bild 16 rechts dargestellt. Im Fall a
betragen die «aktiven» Kräfte (d. h. die
Kräfte, welche durch den passiven Erddruck
und allfällige Abstützkräfte aufzunehmen
sind) mit 11 ,Ot/m rund 42%
der stützenden «passiven» Kräfte, während
im Fall b das Verhältnis mit aktive
Kräfte 143% der passiven Kräfte gerade
umgekehrt und damit wesentlich
ungünstiger liegt!
10. Einflüsse auf die Konsolidation
Die Konsolidationstheorie von
Terzaghi ist unsere Grundlage für jede
Abschätzung des Zeitbedarfes für Formänderungen
bzw, Scherfestigkeitsverändenmgen
von gesättigten Tonen infolge
von Zusatzbelastungen. Sie erfasst aber
nur die vertikal nach oben und/oder
unten gerichtete Sickerströrnung zu
drainierenden Flächen, durch welche die
zusätzlichen Porenwasserdrücke als
Funktion der Zeit abgebaut werden. Der
Einfluss von horizontalen Sc:hichten
unterschiedlicher Durchlässigkeiteil lässt
sich dabei für Flächenlasten noch leicht
7

abschätzen, sofern die Ausdehnung der
Last gross im Vergleich zur Dicke der
konsolidierenden Schicht ist.
Grosse Unterschiede zwischen berechnetem
und tatsächlichem Zeitbedarf
können sich aus der horizontalen
bzw. radialen Drainage in anisotropen
Böden ergeben, wozu Bild 17 eine Illustration
liefern soll. In Bild 17 oben (1)
wird gezeigt, dass für eine allseitig drainierte
kreiszylindrische Bodenprobe die
radiale Konsolidation auch für khorlz =
kvertikal etwas schneller als die vertikale
verläuft. Bei einem mittleren Konsolidationsgrad
Um von 80% liegt der Unterschied
in den Zeiten bei einem Faktor
von rund 0, 2 bis 0,3. Stellt man nun zusätzlich
in Rechnung, dass in einem geschichteten
(und sei es auch nur feingeschichteter
Ton, vergl. Bild 10) Boden
ktlOriz k,·ertikal , so wird die radiale
Konsolidation praktisch allein massgebend.
Die auf Grund der klassischen
Konsolidationstheorie errechneten Zeiten
sind dann also möglicherweise 100
bis 1 OOOmal so gross wie die effektiven.
Dass die Erscheinung der Anisotropie
bezüglich k-Wert sich auch bei Flächenlasten
begrenzter Ausdehnung auf einer
lateral unendlich weit ausgedehnten Tonschicht
wesentlich auszuwirken vermag,
wird in Bild 17 unten (II) gezeigt, wobei
das Diagramm für khorlz = kvertikal
gilt. Der Einfluss von k11oriz > kvertil

Tire a part du «BULLETIN TECHNIQUE DE LA SUISSE ROMANDE», No 18 du 29 aout 1974
lnfluence de l'eau dans I es problemes de stabilite 1
par Ed . RECORDON, professeur de mecanique des sols a I'EPFL
1. Les problemes de stabilite en mecanique des sols
et des roches
Un massif de so! ou de roche pose un problt:me de stabilite
lorsque !es efforts exterieurs provoquent des contraintes
de cisaillement plus grandes que Ia n!sistance au cisaillement
du so! ou de Ia roche. I! y a alors risque de rupture
Je long d'une surface de resistance minimum.
L'etude de Ia stabilite de tels massifs comprend !es
phases suivantes :
- Recherche de la surface le long de laquelle la securite
au cisaillement est minimum.
Calcul de l'effort de cisaillement de rupture Tn le lang
de cette surface (par application de Ia loi de Coulomb).
- Choix d'un facteur de securite F et calcul de l'effort
de cisaillement admissible Je long de cette surface
Tn
T = ­
a
F
1 Cette conference a ete presentee lors de lajournee d'automne
de Ja Societe suisse de mecanique des sols et des roches, Je
2 novembre 1973 a Lausanne. Elle a ete redigee dans l'optique
d'un cours de recyclage.
- Calcul de l'effort de cisaillement effectivement mobilise
Je lang de la surface de rupture TE et verification de
Ia condition T E < Ta .
1 .1 Principaux problemes de stabilite
Dans les travaux de fondations, !es etudes de stabilite
appartiennent pour la plupart a l'une des trois categories
suivantes :
a) Capacite portante d'une fondation ;
b) Paussee et butee des terres sur un ecran (Ia capacite
portante d'une fondation peut etre consideree comme
un problerne de butee) ;
c) Stabilite des pentes naturelles (coteaux, tranchees,
fouilles) ou artificielles (remblais, digues).
La figure 1 illustre ces cas et montre que Ia rupture
par cisaillement peut etre atteinte selon deux processus
differents qui correspondent dans leur essence a deux
modes de sollicitation du sol et a deux types d'essais que
l'on pourrait faire a l'appareil triaxial :
- Le so! est en etat de resistance passive ou de butee.
Cet etat correspond au cas a) de la figure 1 et au
cas c) , partie de gauche.
a)
B
B
Fig. 1. - Problemes-types de stabilite :
a) Capacite portante d'une fondation ;
b) Paussee des terres sur un ecran ;
c) Stabilite d'une pente.
ABCD : massif de sol.
BCD : surface de glisserneut (resistance au cisaillement minimum)
TE : effort de cisaillement effectif, s'opposant au mouvement
de ABCD.

Rmotrice
Surface de cisaillement
Section AB unitaire
sion cu. On utilise aussi frequemment l'analyse rp 0
=
avec Tr = Cu . L'analyse a court terme est faite dans
!es cas suivants :
- Capacite portante d'une fondation ou application
d'autres surcharges.
- Remblai compacte.
- Talus d'une digue en terre, avant sa mise en eau .
- Massifs de sols non satures.
Loi de Coulomb :
't r = C + 0' tg 'f
c
Y
Sable, si C = 0
't r = cr tg 'P
coresion du materiau
angle de frottement interne
Argile,si 'P = 0
'tr = C
Fig. 2. - Resistance au cisaillement d'un sol sans pression
interstitielle. Loi de Coulomb en contraintes totales .
Dans l'essai triaxial, l'eprouvette serait soumise a une
pression laterale constante a2 = a3 et a une pression
verticale a1 croissante jusqu'a rupture.
- Le sol est en hat actif au de paussee active. Cet etat
correspond au cas b) de Ia figure 1 et au cas c) , partie
de droite.
Dans l'essai triaxial, l'eprouvette serait Soumise a une
cantrainte laterale constante a2 = a3 et a une pression
verticale decroissante a1 jusqu'a rupture.
La direction de a1 verticale dans l'essai serait sensiblement
horizontale dans !es cas de Ia figure 1.
1 . 2 Stabilite a caurt terme et stabilite a lang terme
Tout effort exterieur, applique sur un massif sature,
est cause d'une modification des contraintes neutres.
Si Je sol est suffisamment peu permeable, Ia duree de
construction des ouvrages, correspondant a Ia duree
d'application des efforts exterieurs, sera relativement courte
vis-a-vis de Ia periode necessaire a Ia consolidation, c'esta-dire
a Ia disparition des surpressions interstitielles
induites.
Les efforts qui sont a l'origine d'une instabilite font donc
apparaitre un phenomene d'ecoulement transitoire, dans
!es parties saturees du massif ; cet ecoulement transitoire
est une consolidation analogue a Ia consolidation primaire
(analysee par Terzaghi) mais plus compliquee.
L'etude de stabilite devra demontrer que Je risque de
rupture est elimine a toute epoque de ce phenomene
transitoire. Generalement, on considere deux stades
critiques :
- Le caurt terme correspondant a Ia periode de construction
ou d'application des efforts exterieurs. C'est aussi
l'epoque des surpressions interstitielles !es plus grandes.
Ces surpressions maximums sont difficiles a evaluer
valablement en pratique. C'est pourquoi, l'analyse a
court terme s'effectue generalement en contraintes
totales en se basant sur !es caracteristiques apparentes
de resistance du so! : angle de frottement 'Pu et cobe-
- Le lang terme correspond a l'epoque ou !es surpressions
interstitielles sont completement dissipees, c'est-a-dire
Je moment pour lequel Je phenomene transitoire est
pratiquement acheve ; !es eaux souterraines sont alors
soit a I'etat statique, soit en ecoulement permanent.
La determination des pressions interstitielles dans Ie
massif necessite l'application des Iois de l'hydrostatique
ou Ie dessin du reseau des equipotentielles et lignes de
courant de l'ecoulement permanent.
L'etude de stabilite se fait en contraintes effectives en
introduisant !'angle de frottement interne rp ' du so!
et sa cohesion c'. Ce type d'etude est effectue dans !es
cas suivants :
- Talus de fouille, ou tout autre cas de decharge.
- Pentes naturelles ou coteaux.
- Poussee sur un mur de soutenement si Je massif de
poussee est en partie sature.
- Parement amont et aval d'une digue en terre, pour
divers stades.
1 . 3 Facteurs de seettrite
Dans tous !es cas, Je problerne theorique a resoudre
est Je meme : il consiste a calculer, premierement Ie Iong
de Ia surface de glissement, les contraintes de cisaillement
moyennes, dues aux forces motrices du mouvement Tm,
puis a calculer !es contraintes de cisaillement de rupture
Tr que le so! ou Ia roche peut supporter si I'on sollicite
sa resistance au maximum.
Ces contraintes de rupture peuvent etre mesurees en
Iaboratoire par des essais de rupture. Le facteur de securite
F en un point est Je rapport entre Tr et Tm ·
Les methodes de calcul traditionnelles admettent que Ia
cantrainte de rupture est atteinte au meme instant tout
le Iong de Ia surface de glissement pour des deplacements
tangentiels sensiblement !es memes en tous points de cette
surface.
Ce procede de calcul ne correspond sans doute pas au
phenomene exact, car on observe en Iaboratoire que Ia
rupture n'est pas atteinte pour Je meme deplacement si
A
B
tm = Psin «
ü
_c_ + .!9..1..
Psin« tg oc
: Pcos oc
Fig. 3. - Facteurs de securite F dans Je cas Je plus simple de Ia
stabilite d'une pente : u = 0.
Efforts sur AC et BD egaux et opposes.
2

R motrice
Section A B
unitaire
Fig. 5. - Facteur de securite d'une masse instable dorrt l'equilibre
est analyse par tranches.
Cas A:
Ö =
1.8 t/m3
sable sature
R resistante
t r = C' + (Ü-u)tg 'P' = C' + ü' tg 1'
(J' = (J- u
u Cantrainte neutre ou pression
de l'eau intersticielle
(J' : Cantrainte normale effective ( effort
unitaire transmis pa.r les contacts
grains a grains. )
Fig. 4. - Resistance au cisaillement d'un so! avec pressions
interstitielles. Loi de Coulomb en contraintes effectives.
a co= 1.8 t/m2
U CD
= 1.0 tf m2
IT'co = 0.6tfm2
1m2
Fig. 6. - Contraintes effectives sur Ia plaque etanche CD.
Cas 8 :
üc o =1.B•0.4 :2.2 t/m2
4 --
Alj0 U c o = 1.4t/m2
1m
O.Bt/m2
ü(:o=
l'on sollicite diverses eprouvettes par des contraintes normales
differentes. Le procede de calcul admis habituei­
Iement constitue donc une approximation.
Les contraintes de rupture sont donnees par Ia Ioi de
Coulomb qui exprime Ia resistance au cisaillement du
sol Tr en fonction de Ia cantrainte normale a et des caracteristiques
du sol c et rp qui sont les caracteristiques
apparentes si a est une cantrainte totale. (Voir figure 2.)
Dans Je cas illustre par Ia figure 3, si l'on admet que les
forces de poussee des terres laterales agissant sur AC et
sur BD sont egales et opposees et si Ia surface DC est
unitaire, on peut ecrire l'expression du facteur de securite
sous la forme indiquee au bas de la figure.
Lorsqu'il y a une nappe d'eau souterraine (figure 4)
touchant Ia masse instable, les pressions interstitielles ne
sont plus nulles en tout point de la surface de glissement.
La loi de Terzaghi selon laquelle la cantrainte normale
totale a est egale a la somme de la cantrainte neutre, ou
pression de l'eau interstitielle u, et de Ia cantrainte effective
a', correspondant aux efforts transmis par I es contacts
entre grains, permet de modifier Ia loi de Coulomb, qui
s'ecrit alors :
Tr = c' + a' tg rp ' '
= c + (a-u) tg rp '
dans laquelle c' et rp ' sont Ies caracteristiques effectives de
Ia resistance au cisaillement du sol.
Finalement, Je facteur de securite pour l'ensemble d'une
surface de rupture s'exprime par :
I: Tr TR I: c' L + I: (a-u) L tg rp '
F = -- = - =
I: rm TE I: Wsin a
comme l'indique la figure 5.
C "*'"""'"""D
- -
--
Fig. 7. - Contraintes effectives sur la grille CD . Cas statique.
Cas C :
0.5m
O"c o =lB.0.4 = 2.2 t/m2
Uco = 1 .9t/m 2
rr(:o =
-----t====S=._
ap
Vanne ouverte
o.3tlm2
Fig. 8. - Contraintes effectives sur Ia grille CD. Ecoulement
montant.
Cas D
Apport
Uc o = 1.8 . 0.4 = 2.2 t/m2
U c o=
IT(o =
l----+=====c:==- Debit
1m2
Vanne ouverte
0.9 tlm2
1.3tlm2
Fig. 9. - Contraintes effectives sur Ia grille CD. Ecoulement
descendant vers la grille.
3

Le facteur de securite doit etre plus grand que 1,35
environ si l'on veut etre assure de Ia stabilite d'un massif.
2. Notion de contraintes effectives
La connaissance des contraintes effectives dans un so!
jouant un röle determinant dans les etudes de stabilite, il
est necessaire de mieux definir ce concept.
Pour cela, examinons le dispositif de la figure 6 compose
d'une cuve munie d'une plaque etanche CD sur laquelle
repose 1 m3 de sable sature dont le poids specifique
y = 1 ,8 t/m3• La plaque CD supporte l'ensemble du poids
du sable et de l'eau soit 1,8 t. La pression hydraulique sur
la plaque est de 1 t/m 2 puisque la hauteur d'eau est de
1 m. Donc la cantrainte effective exercee par !es grains sur
la plaque est egale a
IJ' = IJ-u = 1,8- 1,0 = 0,8 tjm2•
Rempla9ons maintenant la plaque CD par une grille
fine retenant le sable et etablissons un niveau d'eau statique
40 cm au-dessus du sable. (Figure 7 .) Lorsque l'equilibre
est acquis, Ja vanne de droite est fermee. Quelle est dans
ce cas la pression exercee par le sable sur Ja grille qui le
retient ? La cantrainte totale au niveau CD est le poids
de toute la matiere situee au-dessus, soit 1 ,8 t de sable et
d'eau contenus dans ABCD et 0,4 t d'eau situee au-dessus
de AB. La cantrainte neutre en CD est de 1,4 t/m2, compte
tenu de la hauteur d'eau dans le tube piezometrique de
droite. La cantrainte effective est egale a
IJ ' = tJ-u = 2,2 - 1 ,4 = 0,8 t/m2 ,
eile est donc la meme que dans le cas A et represente
l'effort vertical exerce sur la grille, dü au poids des grains
de sable immerges .
Considerons maintenant le cas de la figure 8 dans lequel
on etablit un ecoulement montant dans le sable et admettons
que l'on maintienne le niveau dans le tube piezometrique
50 cm au-dessus du niveau d'eau dans la cuve.
Quelles sont alors !es contraintes effectives au niveau CD ?
Les contraintes totales n'ont pas change par rapport au
cas precedent, puisque la quantite de matiere reste la
meme au-dessus de CD. tJ = 2,2 t/m 2 par contre, la
cantrainte neutre a augmente de 0,5 t/m2 eile est de
1 ,9 t/m2 (principe des vases communiquants, on neglige
l'energie cinetique). La cantrainte effective devient :
iJ' =
2,2-1,9 = 0,3 t/m2•
La pression qu'exercent les grains de sable sur la grille
a donc diminue d'une quantite egale a l'augmentation de
la cantrainte neutre (pression de l'eau). Cette diminution
de cantrainte effective est due au fait que l'ecoulement de
l'eau dans le sable tend a Je soulever par effet de la viscosite
de l'eau sur !es grains de sable.
On constate faciJement que si l'on augmentait le debit
en portant Je niveau d'eau dans le piezometre a un niveau
de 2,2 m au-dessus de CD, soit 30 cm plus haut que dans
le cas envisage, Ja pression du sable sur la grille s'annulerait
et l'on aurait le phenomene de la mise en boulance du
sable ou mise en suspension dans l'ecoulement (renard).
Dans le cas Contraire d'un ecoulement descendant
(fig. 9), on a augmentation de la pression sur la grille par
rapport au cas statique.
Dans !es Schemas presentes aux figures 6 a 9 l'effort sur
la grille concretise le concept de contraintes effectives
transmis par le contact des grains sur la grille.
Si l'on transformait la cuve en un appareil de cisaillement
tel que le cube ABCD puisse glisser horizontalement
sur la grille qui resterait fixe, l'effort de frottement des
grains de sable sur la grille dependrait uniquement des
contraintes effectives et non des contraintes totales (qui,
elles, correspondent au poids de l'eau et du sable situes
au-dessus de CD) .
3. lnfluence de l'eau sur Ia stabilite d'une pente
Par l'examen de 4 cas tres simples, examinons maintenant
quelle est l'influence de l'eau sur la stabilite d'un
talus tel que celui de la figure 10.
CommenyOllS par definir le facteur de securite dans le
cas ou il n'y a pas d'eau en pression dans la masse instable
ABC.
Cas I: u = 0
Le prisme ABC est soumis a une seule force motrice :
son poids W, dont la composante dans la direction du
plan de glissement BC est Tm = W sin a. Pour s'opposer
a Tm , il est necessaire de mobiliser le long de BC une
partie de la resistance au cisaillement du so!. La force
TE est celle qui correspond aux contraintes de cisaillement
effectivement mobilisees le long de BC pour s'opposer a
Tm , eile est donc egale a Tm . La valeur maximum de la
resistance pouvant etre mobilisee le long de BC est donnee
par la loi de rupture de Coulomb. Cette valeur maximum
de la force de cisaillement c'est TR , et le facteur de securite
au glissement est donne par
TR
F = =
TE
c L + N tg rp
Wsin a
101
Fig. 10. - Seenrite au glissement d'un talus : les pressions
interstitielles sont nulles.
L'exemple numerique choisi donne la valeur
F = 1 ,40. Elle correspond a un poids specifique
apparent des terres de 2 t/m3 a un angle
de frottement interne de rp = 15° et a une
cohesion c = 0,5 t/m 2 •
Nous supposerons dans les exemples suivants,
ou il y aura des pressions interstitielles
le long de BC, que ces caracteristiques
ne seront pas modifiees par la presence
de l'eau. Si la presence de l'eau devait
!es modifier, par affaiblissement de la resistance
au cisaillement du so!, ce serait dans
le sens d'une diminution de cette resistance,
4

10 t
w
Fig. I I . - Securite au glissement d'un talus :
des pressions interstitielles apparaissent sur le
plan de rupture BC.
Fig. 12. - Securite au glisserneut d'un talus :
presence d'une nappe statique.
10 t
Fig. 13. - Securite au glissement d'un talus :
ecoulement parallele au talus.
B
. . ... _ ..}:: . 10 t
u2
Fig. 14. - Securite au glissement d'un talus :
ecoulement perpendiculaire au talus .
5

Un tel cas peut se presenter lors du compactage d'un
remblai . Les etforts exerces sur Ia masse ABC par !es
engins de compactage mettent en pression momentanerneut
l'eau interstitielle si Je remblai a un degre de saturation
eleve et qu'il est peu permeable.
Le meme phenomene est observe dans un massif rocheux,
si BC represente une fissure permeable, sans exutoire vers
Je bas, en C, et que Ia fissure se met en pression ; Je diagramme
des pressions peut prendre des formes diverses,
mais l'on a en tout cas une force de pression hydraulique
U qui diminue !es contraintes effectives, donc l'effort
normal effectif N' = N- U = W cos a-U.
F = c
_ L + __:_ (N _ - U __.:_ ) _ ṯ g rp =-
Wsin a
Dans Je cas numerique envisage, Je facteur de securite
diminue de 1 ,40 a 1 ,05 si Ia pression interstitielle moyenne
Je long de BC est de u 1 t/m 2 •
=
Fig. 15. - Direction de Ia resultante R des forces hydrodynamiques
U1 et U 2 dans !es cas des figures 13 et 14. Pa : poussee
d'Archimede. Fp : force de percolation.
"'
:.
:e
"'
c:
•O
u
::>
..
c:
a
·;;;
•
a:
200 ----
50
0
1,80
1.75
.,
'5 1.70
·
·;;;
c:
"' 1,65
0
1 . 60
Teneur en eau de moulage.(%)
Fig. 16. - Influence de Ia teneur en eau sur Ia resistance au
cisaillement, mesuree au cöne, pour une argile de Boston.
(Tire de G. A. Leonards Les Fondations).
donc d'une diminution du facteur de securite au glissement.
Cas 2 : u = 1 t I m 2 en moyenne sur le plan de glissement
La figure 11 correspond a un cas ou, sans qu'il y ait une
nappe souterraine dans Ia masse ABC, des pressions interstitielles
apparaissent Je long de Ia surface de rupture BC.
Cas 3 : Berge d'un bassin - nappe statique
Quelle est l'infiuence de Ia presence d'une nappe a l'etat
statique ? Nous supposerons dans Je cas suivant, de Ia
figure 12, que Je talus AC est celui d'un bassin ou d'un
canal. La pression hydraulique en C etant de 4 t/m 2
puisque Ia hauteur du plan d'eau au-dessus de C est de
4 m, !es diagrammes des pressions sur CM et sur CN sont
ceux de Ia figure. Leurs resultantes sont U1 et U 2 • La
resultante de ces deux forces est Ia poussee d' Archimede
sur CMN, comme le montre Je dynamique qui est dessine
a 1' echelle 0
Le coefficient de securite peut dans ce cas se calculer
de deux fa9ons differentes en considerant :
Les forces exterieures :
F=
Les forces interieures :
(W + U2 cos ß- U1 cos a) sin a
cL + (W-Pa) cos a tg rp
F=
(W-Pa) sin a
L'effet de cette poussee d'Archimede est d'augmenter Je
facteur de securite qui passe de 1 ,40 pour Je cas sans eau
a 1,73 dans ce cas. Rappeions toutefois que nous avons
admis que Ia resistance au cisaillement du so! n'a pas
diminue par Ia presence de l'eau.
Cas 4 : Ecoulement parallele au talus
Cet ecoulement, represente par Ia figure 13, pourrait se
produire si les conditions d'alimentation et de drainage
etaient telles qu'elles sont schematisees et que l'on ait
l'abaissement brusque de A a C du niveau d'eau d'un
bassin dont Ia berge serait AC. Les forces hydrodynamiques
U1 et U2 sont causes dans ce cas d'une forte diminution
du facteur de securite qui tombe a F = 1 ,08. I! y
aurait donc instabilite, comme dans Je cas 2.
F = c _L_ + ___: ( _ W co _ s _ a - _ U _:1:_-_
U -=-3 ) _ ṭ ..:: g ___:_ rp
W sin a
Remarquons que Ia resultante R des forces hydrodynamiques
U1 et U2 est telle (voir fig. 15) qu'elle a une composante
Fp (force de percolation) qui augmente Ia force
motrice car elle agit dans Je sens du mouvement. Elle a en
outre une composante Pa (poussee d'Archimede) verticale
montaute qui diminue !es frottements. Ces deux infiuences
contribuent a diminuer le facteur de securite au glissement.
6

Dans le eas de Ia figure 13 : i = 0,56 et Fp = 4,75 tfm' = 4. Conclusions
= i Yw V. Cet eeoulement est tres sehematique. Le volume
ABD 3,95 m3 est forme de so! tres permeable et joue le
=
röle d'un reservoir dorrt le niveau d'eau est en AB. Le
volume A CD = 8,55 m3 est eonstitue de so! fin dans lequel
se produisent l'eeoulement et !es pertes de eharge. Ces
eonditions hydrauliques sont neeessaires pour que l'eeoulement
soit reetiligne.
Cas 5 : Ecoulement perpendiculaire au talus
Dans le eas de Ia figure 14 (reservoir plein); au eontraire,
!es forees hydrodynamiques ameliorent Ia stabilite, et le
facteur de securite atteint Ia valeur de 2,08. Notons que Ia
foree de pereolation F P (fig. 15) due a l'action des frottements
visqueux de l'eau en eeoulement sur !es grains est
toujours dirigee dans Ia direetion de l'eeoulement. Dans
ee dernier eas elle eontribue a augmenter !es eontraintes
effeetives sur CN, surface de rupture. La resultante des
forees U1 et U2 a une direetion telle qu'elle diminue Ia
foree motrice et qu'elle ne eree pratiquement pas de
pressions interstitielles sur CN. C'est pourquoi, Ia seeurite
au glissement augmente.
cL + [W eos a-U1 + U2 eos (ß-a)] tg rp F
=
. .
= 2 , 08
Wsm a-U 2 sm (ß-a)
Si nous reproduisons (fig. 15) le bas des dynamiques qui
eorrespondent a ees deux derniers eas, on eonstate que Ia
resultante R des forces hydrodynamiques exterieures U1 et
U2 peut etre deeomposee en une force egale a Ia poussee
d' Arehimede Pa agissant sur Ia portion de so! touehee par
l'eeoulement et en une foree de percolation Fp dont Ia
direetion est celle de l'eeoulement. Dans le eas de l'eeoulement
parallele au talus, R a presque Ia meme direetion
que N. Elle diminue dorre beaucoup !es frottements sur le
plan de glissement, ee qui n'est pas le eas lorsque l'eeoulement
est perpcndieulaire au talus.
La figure 15 montre que si l'on projette !es forees sur
une vertieale, on a :
Cas 4 : Pa -Fv sin ß = U1 eos a-U2 sin ß = 5,94 t/m1
Cas 5: Pa -Fv eos ß = U1 eos a- U2 eos ß = 1,70 t/m 1
La presenee d'une nappe d'eau souterrairre a l'etat
statique ou en eeoulement modifie le faeteur de seeurite
au glissement par une double influenee :
- Elle modifie !es forees motriees du mouvement par
l'effet de Ia poussee d'Arehimede et des forees de
pereolation.
- Elle modifie Ia resistanee par frottement paree qu'elle
est eause de pressions interstitielles sur le plan de
rupture.
La presenee de l'eau dans le so! peut avoir par ailleurs
une influenee sur Ia resistanee au eisaillement du so! luimeme.
La figure 16, tiree de l'ouvrage de G. A. Leonards
Les Fondations, montre en effet que Ia resistanee au
eisaillement globale, mesuree par essai de penetration au
eöne, diminue pour une meme eompaeite lorsque Ia teneur
en eau augmente. II s'agit iei d'essais exeeutes sur de
l'argile de Boston et sur des eprouvettes reeompaetees
dorre remaniees.
Remarquons enfin que tout ealeul de stabilite se fait
dans !es eonditions !es plus defavorables. Les pressions
interstitielles !es plus grandes apparaissent au moment de
l'applieation de sureharges ou au moment de Ia modifieation
de niveau d'un plan d'eau. On est alors plaee dans
une situation eritique momentanee et !es ealculs que l'on
effeetue se rapportent a une situation dite « a eourt terme ».
Des eet irrstarrt s'amoree un phenomene de dissipation des
surpressions interstitielles qui tendent vers une valeur
qu'elles eonserveront a long terme. I! eonviendra dorre de
verifier, qu'aussi bien a long terme qu'a eourt terme, Ia
stabilite est assuree.
Adresse de l'auteur :
Edouard Recordon
Laboratoire de geotechnique de l'EPFL
Avenue de Provence 22
1007 Lausanne
lmprimerie La Concorde, Lausanne (Suisse)
7

Schweizerische Bauzeitung Sonderdruck aus dem 94. Jahrgang, Heft 37, 9. September 1976 Druck: Offset + Buchdruck AG, Zürich
Erkundung der Grundwasserverhältnisse
Von Prof. Dr. J. Huder, Zürich
Bemerkungen zur Prospektion
Der Einfluss des Grundwassers ist bei der Behandlung
grundbaulicher Probleme immer im Zusammenhang mit dem
Aufbau des Bodens zu betrachten. Den Einfluss zu klären ist
Aufgabe der Prospektion : Was, wie, wo soll untersucht
werden.
- Was soll die Sondierkampagne an Ergebnissen liefern und
wie sollen diese gedeutet und dargestellt werden, damit der
projektierende Ingenieur die nötigen Informationen für die
optimale Lösung seiner Bauaufgabe zur Verfügung hat?
- Wie soll das Sondier- und Untersuchungsprogramm ausgelegt
werden, damit man für ein Minimum an Auslagen
die notwendigen Aufschlüsse und Informationen über Baugrundverhältnisse
erhalten kann, um Planung und Ausführung
eines Bauwerkes zu ermöglichen?
- Wo sollen die Sondierungen angesetzt werden und wie tief
sollen sie reichen? Welche Beobachtungen sind während
der Sondierarbeit vorzunehmen und welche Untersuchungen
in der Sondierung können ausserdem zur Klärung der
Verhältnisse beitragen?
Die Beantwortung der drei gestellten Fragen setzt voraus,
dass dem Ingenieur die Problemstellung, die sich aus der Gestaltung
des Bauwerks ergibt, bekannt ist. Nur dann kann das
Ergebnis der Erkundung hinreichend und wirtschaftlich sein.
Die Untersuchungen sollen nicht nur den Ingenieur über die
vorhandene Sicherheit der gewählten Lösung unterrichten,
sondern auch Unterlagen ergeben, um eine dem Baugrund
sicher angepasste Gründung zu finden. Nur so kann eine
Bodenuntersuchung voll genutzt werden. Eine Sondierkampagne
ist eine Massarbeit. Richtlinien können dazu nur Anhaltspunkte
liefern. Die Sondierkampagne wird vom Baugrund
und vom Bauvorhaben bestimmt. Die Kampagne darf
nicht einem starren Schema folgen, sondern muss sich dem
Aufbau des Bodens anpassen. Je besser die gesammelte Dokumentation
über die Baugrundverhältnisse ist, um so gezielter
kann die Sondierung geplant werden. Dabei ist auch das Gelände
ausserhalb des eigentlichen Bauareals einzubeziehen,
sowohl für Grundwasser- als auch für Baugrundbeurteilung.
Stabilitäts- oder Rückverankerungsfragen oder Beeinflussungen
des Grundwasserspiegels durch das Bauvorhaben sind oft
nur so zu beurteilen. Baugrunduntersuchungen sind möglichst
frühzeitig auszuführen. Dabei sind bei Grundwasserbeobachtungen
Messungen über lange Zeitperioden vorzusehen.
Probleme, die erkannt werden, sollten nicht nur erwähnt oder
beschrieben, sondern auch in der Grössenordnung erfasst
werden. Es ist beispielsweise sehr einfach, einen Hang als
Kriechhang zu «stempeln», ohne die entsprechenden Messungen
beizulegen. Die baulichen Folgen einer solchen Missachtung
sind teuer.
Die Ergebnisse der Sondierkampagne sind mit geotechnischer
Sprache zu beschreiben und für den Baugrund ist ein
Modell in möglichst realistischer Form auszuarbeiten. Es
zeigt sich oft, dass Teilprobleme wohl erkannt werden, aber
unzutreffende Baugrundmodelle den Berechnungen zugrunde
liegen. Nach diesen allgemeinen Betrachtungen soll nun besonders
auf die Messung des Porenwasserdruckes eingegangen
werden.
Messung des Porenwasserdruckes
Das hydrostatisch gespannte Wasser, welches die Poren
im Boden ausfüllt, bildet physikalisch gesehen ein Potentialfeld.
Im homogenen und isotropen Boden gehorcht das Wasser
den Gesetzen der Potentialtheorie, die mit der bekannten
Differentialgleichung für den ebenen Fall im stationären Zustand
beschrieben ist :
Ein Potentialfeld ist im stationären Zustand unabhängig
von der Durchlässigkeit des Bodens. Mit anderen Worten :
diese Theorie gilt unter den gegebenen Voraussetzungen ebenso
gut für einen Kies wie für einen Ton.
Das Potential wird durch eine grosse Anzahl von Punktmessungen
untersucht, aus denen die Linien gleichen Potentials
ermittelt werden. Senkrecht darauf fallen die Strömungslinien,
die mit ihnen zusammen das Strömungsnetz bilden.
Die idealisierenden Voraussetzungen erlauben es, die fundamentalen
Erkenntnisse über Porenwasserspannungen zu vermitteln.
Das soll aber nicht darüber hinwegtäuschen, dass
ideale Verhältnisse selten auftreten. Wohl können theoretisch
Inhomogenitäten des Bodens bei bekannten Durchlässigkeitskoeffizienten
in vertikaler Richtung kv sowie in horizontaler
Richtung k" durch Transformationen mit einem homogenen
Modell angenähert werden. kv und kn zu ermitteln ist aber
schwierig.
In einer Bohrung sind zwei Piezometer eingebaut worden,
und die Messungen liefern für P1 einen Abstich von /1, in P2
einen Piezometerstand /2 (siehe Bild 1). Der Abstand von P1
und P2, die voneinander abgedichtet sind, beträgt z. Durch den
Unterschied der Druckhöhe im Piezometer zeigen diese, dass
die beiden Punkte der Messung verschiedenen Potentialen
zuzuordnen sind. Aus einer einfachen trigonometrischen
Rechnung kann gezeigt werden, dass der Gradient sinet =
i
=V U2 - /1)/z ist.
Ob diese Messungen der beiden Piezometer zwei verschiedene,
voneinander unabhängige Grundwasserstockwerke
anzeigen, oder eine Strömung mit Gefälle i darstellen, kann
erst durch genaue Prüfung des Bohrprofils, oder durch weitere
Messungen ausgesagt werden.
An diesem Beispiel ist ersichtlich, wie irreführend eine
Potentialmessung wird, wenn diese mit einem Piezometer aus
Gasrohr, das auf der ganzen Länge gelocht ist, vorgenommen
wird. Das Messsystem wird zur Potentiallinie und verändert
das bestehende Potentialfeld. Die Verfälschung kann aber
auch eintreten, wenn die Spitze nur auf rd. 30 cm gelocht ist,

\
\
. 6h
I = --
6/
. 12 -11
I=SinJ,. = --. ­
Z ·Sind'-
. \
sm J.. = V ----z--z-
SM
CL
sw
Grundwasser mit
zwe1 Stockwerken
geschichteter Bodr;>n
Stromlmie
--
Pofenflallmte
---- \
\

Bild 4. Verschiedene Piezometertypen zur Messung von
Porenwasserdrücken
1 "-Rohr mit gelochter Spitze (rammbar)
2 Spitze mit Quarzfilter und Plastikrohr (8/12) (rammbar)
3 Quarzfilter und Plastikrohr
4 Typ @ mit angeschlossenem Manometer
5 Elektrisches Messsystem mit schwingender Saite
0
0
0
CD
Rammbar
(2)
Einbau in
Bohrungen
®
Bild 5. Anordnung von Messdosen im Versuchsdamm
Versuchsdamm
Ein flussbereich des Dammes
Linien gleicher Normalspannung
Kreislastfläche
Messsfation
----- streifenlast
Org. Ton
OH
I
- I
11 -
- !--
r resp. b
Sirtiger Ton CL -
Sand w:::::- ·.· :· ·
Ton
CH
Moräne GC-CL
...:." - -
o· o •
:-:-·_"_·-:-.
Situätion
Pegel
A
q
Zeit
Bild 6. Schematische Darstellung des Zeitsetzungsverlaufes
unter der Belastung q in
einem Zweischichtensystem
\.'-
= 100
k1 k2
Seekreide l. I. Piezometer
1 ..
P1
.l..Ll_
ö
Ton P 2
k 2
6U
Moräne
... · "_ ...
. - ·-; ··
2u in P 1
zur Zeit t
6.U
6U =6a'
D.u in P 2
zur Zeit f
Zeit
3

Ton
Bild 7.
®
Porenwasserdruckmessdosen
(§)
6 ist Typ 4 in Bild 4
7 Messdose mit Zu- und Ableitung zur Spülung des Messsystems
8 Membranventildose
kaum zu erwarten. Rasche Änderungen in den Porenwasserspannungen
werden hingegen durch Belastungen verursacht.
In gesättigtem Ton treten sie sofort auf, und sind den zusätzlichen
Spannungen gleich.
Damit der Porenwasserdruckzuwachs sofort registriert
werden kann, muss die Volumenänderung des Messsystems
minim sein. Dieser Forderung kommen die elektrischen oder
die sogenannten Membrandosen am besten nach. Dosen mit
Manometer sind ebenbürtig, wenn man von der kleinen Deformation
des Manometers und der Deformation im Plastikschlauch
absieht. Weniger eignen sich hier Dosen, die den
Druck durch ihre eigene piezometrische Wassersäule messen.
Das Volumen des Piezometerrohres, das dabei mit Wasser
gefüllt wird, ist gross, das Wasser wird also durch die Kon-
Q:!,TTr5 H· k
r02 TT dH = 4T1r5 Hk dt
(t - J:Lj = 1- e
H o
:z:l:i'
Sl
dV = r02 TT dH
2 /n
.
(-fJ ·
r s
= --.,---' L '===
l iD/
0
Qiff. Gf. der Konsolidation gegen einer kugelförmigen Entwässerung
100
50
0
- -
0001
k·
11111 II II -.J;
IJ.Hfll./,1
)!L= 2 17
·
) -10
/
---
007
V
V
E I
II II
/ II II
II II
0. 7
flli.L= 004
Beispiel: 0 • 10 r:m L = 25 cm, - r5 =7.6 cm k = w-8 cm/sec. 2
r0 = 0. 8 cm
1 .. 0.
0.9 /'T"" 2.2 - t90 = f/ =!!Tage
ME
u = tw H und cv = -y;;-
10
)J
T
)JT
4 TT r
3
ME ro 2 TT
=
r 2
s
"tw
r 2
0
B ild 8. Referenzzeitdiagramm zm Ermittlung der Zeitverschiebung
bts _
zur zuverlässigen Piezometerangabe
ro
L
c
'"
"-
"' lJ
0 "'
.:,:
V1
"
V1
E:
(ij lJ
.:,:
01 .:,: Sand
Ci
V1
"''
.c.
::J
Cl
w-3
w-2
10"'
Referenzzeit
t90
Bild 9. Referenzzeit l•o in Abhängigkeit der Durchlässigkeit der verschiedenen
Piezometertypen 1 bis 8
solidation des umliegenden Bodens geliefert. Dieser Vorgang
verzögert die Messung. Um das Piezometerrohr aufzufüllen
ist je nach der Durchlässigkeit des Materials mehr oder weniger
Zeit nötig. Je mehr Wasser benötigt wird, desto langsamer
stellt sich der Piezometerstand ein. Unterdessen konsolidiert
der Boden weiter, so dass die Messungen mit einer
Zeitverschiebung erfolgen und kleinere Drücke aufweisen.
Der Zusammenhang zwischen der Durchlässigkeit des Bodens
und der Zeit bis zur Druckangabe durch das Piezometer wurde
zuerst von M. J. Hvorslev untersucht. Die Wassermenge Q,
die vom Piezometerrohr zu- bzw. Wegfliessen muss, kann mit
der Durchlässigkeitsformel für den homogenen Boden bestimmt
werden zu :
Q = 4 1t rs Hk
dabei ist rs der ideelle Kugelradius der Ein- bzw. Austrittsfläche
des Wassers. rs kann mit der angeführten Formel im
Bild 8 berechnet werden.
Die Wassermenge Q ist dV/dt und dV = ro2 1t • dH. Hier
bedeutet ro den Radius des Piezometerstandrohres ; so dass
die Formel zur Bestimmung der Durchlässigkeit folgende
Form annimmt:
ro2 7t dH = 4 7t rs Hk dt
Nach der Integration in den Grenzen von H bis Ho ergibt
sich die Formel für die relative Piezometer-Höhe (1-H/Ho),
die in Bild 8 angegeben ist. Ho ist dabei die Höhe des Ruhedruckwasserspiegels.
Die Lösung von Gibson berücksichtigt zusätzlich die Deformation
infolge der Zusammendrückbarkeit des Bodens aus
einer Belastung. Die Differentialgleichung der Konsolidation,
die sich daraus ergibt für eine kugelförmige Entwässerung ist
ebenfalls in Bild 8 angegeben. Der Konsolidationskoeffizient cv
ist hier als Funktion von ME- und k-Wert angegeben. Die Lösung
dieser Differentialgleichung ist ebenfalls in Funktion der
relativen piezometrischen Höhe (1-H/Ho) und der relativen
Zeit 11-T zusammengestellt. Der Einfluss der Zusammendrückbarkeit
des Bodens ist mit dem Parameter 11- in den Grenzen von
0 bis 11- = 10 berücksichtigt. Die Ausdrücke für 11- und Tsind im
Bild 8 erklärt.
Srlt
Kies
4

-- Pias ftkrohr !/J 8112
··-Kiemmverschraubung
Kesselrohrkappe
Plasf1k
,'0
. -
- . t:> V 19m3 Kie ssand und
!?50
--Quarzfilter
QR IO
k"'W 3 cmlsec.
::...:.
-180m
-----·}-w--
·.
o.o.
•0"0
o'• .
26 m3 Injektionsmille I
zur Abdichlung
Bild 10. Piezometerspitze aus Quarzfilter
mit Plastikrohr von s;,, mm Durchmesser
Bild 12. Auswirkung eines ungenügend verdämmten Piezometers im gespannten
Grundwasser
Der nicht zusammendrückbare Boden kann mit ME = oo
beschrieben werden, das bedeutet einen [L-Wert von 0. Für
fJ. = Owird der Ausdruck identisch mit der Lösungvon Hvorslev.
Für die relative piezometrische Höhe (1-H/Ho) = 0,9 ist die
Referenzzeit [J.T unabhängig von der Zusammendrückbarkeit,
und [J.T ergibt 2,2.
Das gerechnete Beispiel entspricht dem Piezometer 3, das
in einer 100-mm-Bohrung D und 25 cm Sandfilterlänge L in
einem Tonboden mit einem k-Wert von 10-8 cmjs. verlegt ist.
Der Piezometer weist ein Plastikrohr von 2ro = 8 mm Innendurchmesser
auf. Soll der Piezometer schon 90 % des Sollwertes
erreichen, ergibt sich daraus ein fLT = 2,2 und die Referenzzeit
too ist daraus 13 Tage.
Auf Grund dieser Überlegungen sind die Piezometer in
Bild 9 in Abhängigkeit der Durchlässigkeit k und der Referenzzeit
t90 % in Tagen aufgetragen. t90 soll erinnern, dass 90 %
der ursprünglichen Druckdifferenz abgebaut ist. Z.B. ist der
Piezometerstand beim Einbau 3 m höher als er dem natürlichen
entspricht, so ist der Fehler foo % noch 30 cm. Das Bild
zeigt deutlich, dass das «alte» System mit 1"-Rohr - aber richtig
eingebaut ! - in Kies verwendet werden kann. Bei Sand treten
schon starke Verzögerungen ein. Bei Silt und Ton ist dieses
System 1 sicher ein ungeeignetes Mittel zur Kontrolle der
Porenwasserdrücke. Das Rohr verbraucht ein zu grosses
Wasservolumen.
Geeigneter in dieser Beziehung ist der zweite Piezometertyp
2 mit geschützter Keramikkerze und dünnem Plastikrohr
von 8 mm Durchmesser. Er kann im Sand sicher verwendet
werden und ist für Silt noch geeignet. Der Vorteil der beiden
Piezometer 1 und 2 ist, dass sie bei locker gelagertem Sand,
eventuell auch Kies, eingerammt werden können. Bei dichter
Lagerung ist es schwer, ohne Verschleiss die Piezometer in
grössere Tiefen zu rammen. Die anderen Piezometer können
nur in Bohrungen bzw. Schüttungen eingebaut werden. Typ
® mit Filterkerze kann in jeden Boden, mit Ausnahme des
Tones, versetzt werden. Bei einer Durchlässigkeit des Bodens
k = 10-7 cm/s ist die Zeit für t90 ungefähr 1 Tag und bei k
= 10-8 cm/s rd. 10 Tage. Sind kürzere Zeiten erwünscht bzw.
der Ton undurchlässiger als 10-8 cm/s, sind Piezometer mit
geschlossenen Systemen notwendig. Solange der Grundwasserspiegel
nicht mehr als einige Meter unter Geländeoberfläche
liegt, ist die Messung mit Manometern (Typ @) möglich.
Bei der Verlegung ist für ein gesättigtes System unbedingt
Sorge zu tragen. Typ 0 mit doppelter Leitung ermöglicht zuverlässig
die Sättigung des Messsystemes. Der Druck wird
ebenfalls mit Manometer gemessen. Die Dosen mit einem
Membranventil und die elektrischen Dosen erlauben es, in
undurchlässigen Böden rasch und genau den Druck zu registrieren,
da sie vernachlässigbare Volumenänderungen aufweisen.
Diese Messsysteme werden hier nicht weiter diskutiert.
Die Messung selbst wird mit Spezialgeräten durchgeführt,
die Dosen sind relativ teuer und müssen von einem versierten
Fachmann verlegt werden.
Piezometer Typ ® sei hier noch etwas näher erläutert.
Seine Verwendung ist in unseren Böden fast überall möglich.
Das Wasservolumen im Plastikrohr, das sich neu einstellen
muss, ist gering, so dass es auch als offener Piezometer in Ton
mit k-Werten von 10-8 cmjs innert etwa 10 Tagen zuverlässige
Ermittlung des Grundwasserspiegels gestattet. Die Messung
selbst erfolgt durch ein elektrisches Lot zuverlässig und
schnell. Sind Porenwasserspannungsänderungen z. B. infolge
einer Belastung zu ermitteln, kann - sofern der Grundwasserspiegel
nicht tiefer als 4 bis 5 m liegt - der gleiche Typ ® mit
einem Manometer versehen werden. Dadurch wird die Referenzzeit
von t90 auf rd. 15 Minuten reduziert.
o -· 0.
Sandfilterbett
Verdämmung
T
Sch ufzkapag_
Piezometer
m. Ouarzf!lter
Bild 11. Einbau von mehreren Piezometern in einer Bohrung in
verschiedenen Horizonten, die durch dichtes Verdämmungsmaterial
voneinander abgedichtet sind
5

k cm/ sec
Vergleichs -
dimension
Stufe
Malerial
uscs
Klassifikation
Bild 13.
Einstufung der Durchlässigkeit
>1 sehr durchldssig Grobkies
w- 1 ohne Feinanteil GW GP
I durchlässig Kiessand
10 - 3 wenig Feinanteil sw SP
w-4
Sand mit grossem Fein onterf
I 10-5 1 cm/Tag wenig durchlässig
w- 6 : 1 Fu ss/ Jahr sittige Sande
GM
GC
SM
SC
OL
w- 7
I
tonige
sehr wenig durchlässig
10 - 9 Tone
Si/fe
ML
CL
CH
MH
OH
Im Bild 10 ist die Konstruktion dieser Dose gezeigt. Die
verwendeten Teile sind im Handel erhältlich. Dieses Piezometer,
ohne Plastikrohr, kostet 20 bis 30 Fr. Dazu kommt das
Plastikrohr PVC 8/12 mm (etwa 0.50 Fr./m). Dieses Piezometer
kommt weit billiger zu stehen als ein gut verlegtes Gasrohrpiezometer.
Die Einbindetiefe eines Piezometers ist auf Grund des
Resultates des Bohrprofils und dem vermuteten Grundwasserspiegel
festzulegen. Es ist möglich, in einer Bohrung eine
ganze Anzahl von Messstellen einzubauen.
Wie der Einbau vor sich geht, ist in Bild 11 gezeigt. Jedes
Piezometer ist in einem Sandfilterbett verlegt. Der Sand soll
als Filter gegen den Boden wirken. Zwischen den einzelnen
verlegten Piezometern ist die Bohrung zu verdämmen, und
zwar mit einem Material, das weniger durchlässig ist als der
umgebende Boden. Damit wird die gegenseitige Beeinflussung
verhindert. Dieser Einbau ist in jedem Boden möglich. Falls
das Material nicht standfest ist, muss das Futterrohr schrittweise
nachgezogen werden. Die Piezometer sollen an der
Grundwasserspiegel
k = __Q_
Fi
Oberfläche durch ein Rohr mit Deckel geschützt werden. Die
einzelnen Piezometer sind so zu markieren, dass keine Verwechslungen
bei Messungen vorkommen. Die Messung mit
einem Elektrolot gestattet, Tiefen von 30 m und mehr abzutasten.
Es mag auf den ersten Blick scheinen, dass dabei ein
grosser Aufwand getrieben wird. Zwei wichtige Gründe, die
dafür sprechen, sollen hier erwähnt werden. Es sollte heute
keine Bohrung -mindestens im genutzten Grundwasser - ohne
Verdämmung verlassen werden. Sie stellen ansonst Verletzungen
des Grundwasserträgers dar. Sie können sogar bei einem
Projekt Schaden anrichten, z. B. bei einem Retentionsbecken
mit natürlicher Dichtung, das Wasser verlor, konnte nach der
Absenkung eine grössere Anzahl Trichter entdeckt werden,
die in ihrer Anordnung genau der Lage der Sondierbohrungen
entsprachen. Die Abdichtung der Trichter brachte den erwünschten
Erfolg. Bei der Prospektion für ein Brückenprojekt
traf man nach rd. 18 m steifem, kaum plastischem Ton, einen
durchlässigen Kies mit gespanntem Grundwasser an. Zur
Messung des Druckes wurde ein Piezometer eingebaut. Der
Überdruck betrug rd. 4 m Wassersäule. Damit keine baulichen
Schwierigkeiten bei einer Pfahlgründung auftreten, wurde
eine Flachgründung gewählt. Eine Bohrung mit dem Piezometer
lag gerade in der Pfeilerfundation. Beim Aushub des
Fundamentes wurden die obersten 3 m des Piezometers freigelegt.
Am Freitagabend war der Aushub beendet. Am Montagmargen
strömte aus der Fundamentgrube eine Brühe zum
nächsten Bach. Es gab dazu nur eine Erklärung : Beim Piezometer
- es handelte sich um ein Gasrohrpiezometer mit Manometer
- waren nur die obersten 3 m verdämmt worden.
k= -0 __
47Tr0 H
k= --0- ./n !i_
27T LH ro
0
k= j'- HL
Absenkversuch
Ruhe GWSp
; I 5:'''""
ij
7 resp. 0
Versickerte Wassermenge pro Zeiteinheit
resp. zugeffossene Wassermenge pro Zesteinhetl
k=
Q
5.5 r0 . H
k > 70-2 ern/sec
k < m-2 cm /s ec
H konstant
H lallend
Bild 14. Bestimmung der Durchlässigkeit in Bohrungen durch die
gebräuchlichsten Formeln bei verschiedenen Untergrundverhältnissen
Bild 15. Auswertung von Absenk- bzw. Steigversuchen im Bohrloch
durch graphischen Ausgleich
6

Während der Beobachtungsperiode konnte über ein Jahr
nichts besonderes vermerkt werden. Beim Aushub wurde der
Tonzapfen entfernt, so dass das Wasser den Weg nach aussen
fand. Mit zunehmender Erosion wurde der Wasserandrang
grösser. Das Loch wurde durch etwa 19 m3 Kies verpfropft
und ansebliessend mit rd. 26 m 3 Material injiziert. Das Fundament
wurde nach Plan ausgeführt und hat sich trotz allem
gut verhalten. Andere Beispiele siehe auch Vortrag von Prof.
H. J. Lang vom 5. November 1971, «SBZ» 1973, H. 35,
s. 823-827.
Q
(vollkommener Brunnen)
OK Terrain
Die Ermittlung der Durchlässigkeit in situ
Ein Grundwasserträger stellt ein Potentialfeld dar und
als solcher ist er im homogenen und isotropen Baugrund und
stationären Zustand von der Durchlässigkeit unabhängig.
Doch ist gezeigt worden, dass für eine zweckmässige Messung
des Porenwasserdruckes die Grösse der k-Werte für die Wahl
des Piezometers bestimmend ist. Jeder Bauzustand im Grundwasser
kann als stationärer oder instationärer Zustand einer
Grundwasserströmung angesehen werden, je nachdem der
Boden sehr durchlässig oder undurchlässig ist. Die Kenntnis
des k-Wertes des Bodens ist wichtig; bei der Bestimmung
muss aber mit grossen Streuungen gerechnet werden. Sie
werden durch die Inhomogenität des Bodens verursacht.
Bild 13 gibt eine Klassifikation der Durchlässigkeiteil des
Bodens. In Bild 14 sind die Formeln zur Bestimmung der
Durchlässigkeit im Bohrloch für verschiedene Bodenverhältnisse
und Versuchsanordnungen angegeben. Um einen Versuch
auszuwerten, muss man das Bohrprofil kennen. Je nach
dem Bodenaufbau ist auch die Formel zu wählen. Die Formel
zur Ermittlung des k-Wertes gibt es nicht. Doch kann man
alle auf ähnliche Weise auswerten ; denn es handelt sich immer
um das Erfassen des Gradienten für die Formel von Darcy,
die je nach Austrittsform verschieden ist.
Die Praxis zeigt, dass die Anwendung am zuverlässigsten
ist, wenn die einzelnen Ablesungen eines Versuches graphisch
ausgeglichen werden und der k-Wert nach diesem Mittelwert
ausgerechnet wird, Bild 15. Die Durchlässigkeit wird am besten
durch einen Pumpversuch mit einer Anzahl Piezometer
ermittelt, Bild 16. Der Pumpversuch kann ebenfalls nach
einem graphischen Ausgleich ausgewertet werden, wie dies in
Bild 17 gezeigt ist.
Die Bestimmung der Durchlässigkeit, wie sie hier beschrieben
ist, erlaubt im besten Falle noch Werte von 10-s cm/s
zu erfassen ; für kleinere Werte sind die Ablesungen zu klein
und ungenau (1 cm/Tag) oder die theoretischen Voraussetzungen
sind nicht mehr erfüllt. Das betrifft Pumpversuche, Absenk-
und Steigversuche. Wenn es sich nur darum handelt,
den Wasserandrang zu bestimmen, sollten diese Versuche
genügen, denn bereits bei k = 10-4 cm/s beträgt die Pumpwassermenge
in einer Baugrube von 500) m2 rd. 1 1/s. Bei
kleine:en Durchlässigkdten spielt einerseits die Zeit, bis di;:
Entwäs :eJ ung wirksam wird, eine Rolle und anderseits wird
die Menge an freiem Wasser, das gravitativ entnommen
werden kann, immer kleiner. Die Reichwelte des Brunnens
nimmt ebenfalls mit der Durchläs>iekeit des Bodens ab. Nach
Theis ist die Reichweite R:
R =
1,5 VH . k . t
ns
ns als wirksame Porosität eingesetzt.
Bei wenig durchlässigen Böden, z. B. Silt, bewirkt nicht
die Menge an gefördertem Wasser die gewünschte Verbesserung
der Baugrundverhältnisse, sondern vielmehr die Änderung
des Sickernetzes, des Potentials und der Richtung der
Strömungskräfte. Als Beispiel hierzu möge die Stabilitäts-
0
Situation der Piezometer
erste möglich e
Etappe a
0
0
0
R
//////// ? ////
0
O Brunnen
pro). Baugrube
0
0 0
0
Piezometer
0
Bild 16. Pumpversuch (vollkommener Brunnen) zur Bestimmung
der Durchlässigkeit des Untergrundes
0 = k. II k. II . c
0
0
"'
VJ
0
13
0
0
3
2
Kon trolle
Sichardt. emp1risch
x Piezometerablesung H
h}-h/
0
0.1 I 10 700 7000
ln - Skala
Ko ntrolle durch Formel von Theis .
R = 1, 5 ·l/ H . k . t
ns
n5
5 Vk k fm/sec)
ho
wirksame Porosität
Bild 17. Auswertung eines Pumpversuches durch graphischen Ausgleich.
Zum Beispiel Messungen des 10. Tages nach Pumpbeginn mit
konstanter Absenkung im Brunnen
7

verbesserung durch horizontale Drains gelten. Bei sehr wenig
durchlässigen Böden, wie Tone, ist ebenfalls eine Beeinflussung
des Grundwassers möglich ; doch ist die Durchlässigkeit der
Tone so gering, dass die Veränderung des Potentials zu neuen
Belastungen führt, die im tonigen Boden nur Porenwasserspannungen
hervorrufen. Mit anderen Worten : der Weg zur
natürlichen Verbesserung des Tones führt immer über die
Konsolidation. Sie allein kann die Scherfestigkeit erhöhen.
Die Zeit, die hierfür notwendig ist, kann an Hand der Konsolidationstheorie
abgeschätzt werden. Auch für diesen Fall
ist die Kenntnis des k-Wertes notwendig. Die Bestimmung
des k-Wertes für wenig durchlässige bis undurchlässige Böden
kann mit dem eingebauten Piezometer vorgenommen werden.
Die Geometrie des Filterbettes muss bekannt sein.
Kontrollen
Zu den eingangs erwähnten Grundsätzen der Prospektion
sind zwei weitere hinzuzufügen, die jeder Ingenieur beherzigen
sollte. Schon bei der Festlegung des Untersuchungsprogrammes
muss sich der Ingenieur die Frage stellen : «wie
sollen die Beobachtungen und Messungen während der Bauarbeit
und später vorgenommen werden, damit die getroffene
Prognose über den Baugrund überprüft werden kann, um
nötigenfalls sofort eingreifen zu können?»
Zu solchen Beobachtungsinstrumenten gehören auch die
Piezometer und Versuchsbrunnen. Darum sind sie so anzuordnen,
dass sie während des Bauzustandes funktionieren.
Mancher Ingenieur vergisst, dass die Untersuchung nur ein
Modell des Baugrundes ergibt. Terzaghi schrieb : «Unglücklicherweise
ist der Boden durch die Natur und nicht durch den
Menschen gemacht und das Produkt der Natur ist immer
komplex».
Wenn die Komplexität des Bodens erkannt ist, müssen
für die Berechnungen Vereinfachungen getroffen werden. Ob
dieses vereinfachte Bild der Natur bzw. das Baugrundmodell,
das den Berechnungen zu Grunde lag, mit den Gegebenheiten
übereinstimmt, ist durch Beobachtungen und Messungen zu
überprüfen. Damit die Abweichungen und ihre Grössen
kontrolliert werden können, muss das Baugrundmodell übersichtlich
dargestellt werden.
Die Natur ist komplex und auch die beste Prospektion
ergibt nur ein Modell. Daraus ziehen wir die Lehre für den
nächsten Grundsatz :
Aus der gegebenen geotechnischen Lage und irrfolge des
Bauvorhabens können unvorhergesehene Auswirkungen auf
das eigene Bauwerk sowie auf Nachbarbauwerke auftreten.
Die möglichen Auswirkungen sind abzuschätzen und die
Wahrscheinlichkeit deren Eintretens anzugeben.
Literaturverzeichnis
L. Bjerrum, A. W. Bishop: 1960, Publikation 43, Norwegisches Geotechnisches
Institut, Blindem, Oslo.
R. E. Gibson: 1963, An Aanalysis of System Flexibility and its Effect
on Time-log in Pore-water pressure Measurements. >,
vol. XIII, 1963.
M. J. Hvorslev: 1948, Subsurface Exploration on Sampling of Seils
for Civil Engineering Purpose. W. E. S. Wicksbury, Miss.
H. J. Lang: 1973, Aufschlüsse zur Feststellung der Art und der Eigenschaften
des Baugrundes. 91 (1973), H. 35,
S. 823-827. 1968: Hydraulique des Sols. > (1968).
K. Terzaghi, R. B. Peck: 1967, Soil Mechanics in Engineering Practice,
Secend Edition, John Wiley & Sons INC, New York.
Ch. V. Theis: 1935, The relation between the lowering of the piezometric
surface and the rate and duration of discharge of a weil using
ground-water storage. U.S. Geological Survey.
Schweizerische Gesellschaft für Bodenmechanik und Fundationstechnik,
Publikation Nr. 67. Richtlinien: Bodensondierungen und Feldversuche.
Adresse des Verfassers: Prof. Dr. J. Ruder, IGB, ETH Zürich,
8093 Hönggerberg.
8

R. Dubray et H. Fleischer, ingenieurs au Bureau
de construction des autoroutes vaudoises
Problemes posees
par Ia fo ndation des ponts
I. lntroduction
Les problemes souleves par Ia construction des ponts
sur I' autoraute du Leman sont comparables a ceux qui
se posent sur une raute de montagne dans des conditions
geologiques et geotechniques extremement difficiles.
Pour tous les ouvrages dont le coOt depasse deux millians
de francs, Ia procedure a ete Ia suivante:
1. Etude et prospections detaillees des sols rencontres.
2. Mise au concours de projets de ponts aupres de
bureaux d'ingenieurs qualifies ou mise au concourssoumission
aupres des entreprises de travaux publies,
lorsqu'il a ete juge interessant d'associer
l'ntreprise avec le bureau d'etudes, campte tenu de
l'importance des ouvrages, et des incidences des
methodes d'execution sur leur realisation.
L'economie de l'ouvrage a joue un röle preponderant
dans tous les concours. On a tenu campte en outre des
criteres suivants:
Conception generale de l'ouvrage et en particulier
fondations
Securite de l'ouvrage pendant et apres les travaux
Esthetique de l'ouvrage, element dont l'importance
varie selon Ia situation du pont dans le site traverse
a ete adaptee aux differentes conditions caracterisant
les couches meubles du terrain traverse.
Dans les zones ou le terrain flue, des puits independants
de chaque pile ont ete descendues a travers les
couches meubles et Ia reche disloquee. Les dimensions
de ces puits ont ete choisies de fac;:on a permettre un
jeu de 50 a 100 cm, suivant les cas, entre l'amont de Ia
pile et Ia paroi en beton du puits, qui peut alors suivre
les mouvements lents du terrain meuble sans qu'un
effort dO au fluage du sol agisse sur Ia pile.
Quand le relief s'y pretait, on a profite des puits pour
assainir le terrain avoisinant. A cet effet, leurs parois
l l35j, 280 '
iAe?UI OSCILLANT
; LONGITUOINALtMENT
ET TRANSVERSALEMET
vor
PILE UNfQUE SUPPORTANT
ESSENTIELLEMENT DES
CHARGES VERTICALES
8
N
N
6
()
II. Conception des ouvrages
Entre les tunnels de Ia Criblette et ceux du Flonzaley,
l'autoroute du Leman Ionge Ia ligne de chemin de fer
Lausanne-Berne dans un coteau dont les sols de couverture
se trouvent a Ia Iimite de stabilite. Dans cette
zone, Ia construction d'une autoroute, partiellement sur
remblai au passage des depressions, aurait constitue
un danger pour les voies ferrees, d'autant plus que
celles-ci et leurs ouvrages annexes sont instables a
l'etat actuel, par suite d'un fluage du terrain meuble.
Po ur cette raison, ces depressions ont ete franchies par
des ouvrages d'art: ponts, estacades et non par des
remblais. D'une fac;:on generale, ces ouvrages ont des
travees de longueur moyenne, les charges sur appuis
etant transmises a Ia molasse en place qui se trouve,
en general, a une profondeur notable, depassant 25 m
dans certains cas.
En revanche, les ravins, frequents lorsque l'on se rapproche
de Lausanne, ont ete franchis par des ponts a
grande portee, a cause des glissements actifs qui se
manifestent dans Ia plupart des cas. Ceci permet de
diminuer les risques aussi bien pendant qu'apres Ia
construction, ainsi que le coOt de l'infrastructure de
l'ouvrage. La portee maximum atteinte dans de telles
conditions est de 130 m (travee centrale des ponts de
Ia Lutrive). Dans ces cas egalement, les fondations ont
ete descendues jusqu'a Ia molasse en place.
111. Fondations sur Ia molasse
lndependammentdu typed'ouvrage (portees moyennes
ou grandes portees), les appuis sont fondes sur Ia molasse
en place. Par contre Ia structure de Ia fondation
COUPE o-o
60t ed;60
1.:::\
'::!/
20,;f20
Fig. 1. Pont de Bahyse. Pile protegee par un puits dans un sol
en glissement lent
ont ete percees sur le pourtour et sur taute Ia hauteur,
fo rmant ainsi de gros drains verticaux. Au fond, les
puits sont relies entre eux par un drain de 10 cm
de diametre amenant l'eau au point le plus bas. Ce
drain assure l'evacuation des eaux recoltees par gravite,
au moyen d'un secend drain fore vers l'exterieur.
Le coOt de ce type de fondation est eleve. II taut le
diminuer le plus possible en choisissant une superstructure
appropriee. Par exemple, les ponts de Ia Bahyse
ont une section en caisson tres rigide a Ia torsion.
Ceci a permis de l'appuyer sur des piles simples de
faibles dimensions. Les effets de torsion dus au trace
en courbe de l'ouvrage et aux surcharges dissymetriques
sont repris par deux piles doubles seulement,
alors que l'ouvrage a 420 m de long (fig. 1 ).
Dans le cas des ponts du Crau Coulet, on a profite des
caracteristiques geometriques de I' autoraute pour combiner
les appuis du pont amont et du pont aval. Le
tablier de chaque ouvrage est porte pa r des piles
simples. Les piles correspondantes des deux ponts sont
solidarisees par une entretoise commune sur laquelle
reposent les superstructures.

OeEcriON Dc"'O(O
6400
PASSACE INFERIF.UR
CHEMIN AF 191!
0 :·.
GU

Dans les deux cas, on met a profit l'effet stabilisant de
Ia charge verticale transmis a Ia pile par Ia superstructure
du pont.
IV. Exemples de fondations
Nous allans decrire plus en detail les deux types de
fondation cites dans le paragraphe precedent.
1. Pont sur Ia Cornalle
a) lntroduction
A l'ouest de Chexbres, l'autoroute traverse le glissement
de Ia Cornalle sur 250 m a quelques dizaines de
metres en amont de Ia ligne de chemin de fer Lausanne-Berne.
La traversee du glissement s'effectue a
l'endroit le moins defavorable si l'on considere Ia configuration
du soubassement rocheux (pente et direction
des couches). Sur le trace de l'autoroute, l'epaisseur
des marnes glissees varie de 5 m a 18 m.
b) Mesures d'assainissement
Vu Ia teneur en eau elevee des materiaux constituant
le glissement, des 1895, des drainages profonds ont
ete executes au voisinage de Ia voie ferree. En 1950,
de nouveaux mouvements de terrain ont necessite des
travaux complementaires. C'est ainsi qu'une galerie de
plus de 50 m de long a ete construite a l'amont de Ia
voie, le long du plan de glissement, au contact de Ia
roche. Ava nt de construire l'autoroute, le reseau de
drainage existant a ete complete par une galerie Iangue
de 80 m raccordee a une tranchee drainante de 150 m
constituee de forages (diametre 50 cm) remplis de
materiaux filtrants descendant jusqu'a Ia molasse et
reunis a leur base par une galerie.
c) Salutions etudiees
Diverses solutions ont ete envisagees pour Ia traversee
du glissement:
Un remblai aurait diminue notablement le coefficient
de stabilite des terrains en place. La securite de Ia
voie ferree aurait ete mise en danger.
Un ouvrage fonde superficiellement aurait dO EHre
COn9U de maniere a pouvoir supporter de faibles
mouvements, corriges par ripages et relevages successifs
en cours d'exploitation. Ces fondations superficielles,
en surchargeant les terrains glisses, auraient
egalement diminue le coefficient de securite. Cette
deuxieme solution a donc ete rejetee.
La solution retenue, soit:
Un pont construit sur les piles penetrant de l'ordre
de 3 m dans Ia molasse (taux de travail maximum:
10 kg/cm2). A Ia traversee des terrains meubles, les
piles sont protegees par des puits permettant des
mouvements. Ces puits ont ete excaves ä Ia main
par etapes de 1 m 30 de l'anneau en beton arme
(epaisseur 20 cm) betonne ä Ia fin de chaque etape.
Cette methode ne perturbe pas l'etat d'equilibre
existant, elle permet de reconnaitre in situ les terrains
traverses et l'assise de Ia fondation; enfin elle
est d'execution tres sOre (fig. 3).
Du point de vue statique, l'ouvrage comprend trois
travees de 43, 49, 43 m de portee. Les culees sont
fondees sur Ia molasse, en dehors du glissement;
Ia culee ouest porte l'appui fixe de l'ouvrage. Les
piles ont ete implantees sur des points hauts de Ia
molasse sous-jacente au glissement; elles sont encastrees
ä Ia base et articulees au sommet. Dans le
sens du glissement, le jeu entre Ia pile et le puits est
de I' ordre de 90 cm. La base des piles est elargie en
forme de patte d'elephant; elle est drainee vers l'exterieur.
Le tablier est constitue par un caisson; il a
ete construit sur echafaudage.
2. Pont sur Ia Paudeze
a) lntroduction
Dans le ravin de Ia Paudeze, une faille separe Ia molasse
dite de Lausanne de celle de Belmont. Le rejet de
cette faille est de I' ordre de 2000 m. Le versant ouest et
le bas du versant est du ravin sont recouverts de molasse
alteree d'epaisseur variable et en etat de glissements
actifs. C'est ainsi qu'un glissement d'une epaisseur
d'environ 5 m s'est produit en 1970 sur le trace de
l'autoroute ä l'emplacement de Ia pile No 1. Le haut
de Ia rive gauehe est constitue par une moraine plus
ou moins stabilisee reposant sur le toit molassique.
0 2
'
422.00
IC4.00
3
10400
4 5
I
I ,.,.o .
Fig. 4. Pont sur Ia Paudeze. Paussees de glissement directement reprises par des ancrages
3

Le fand du ravin constitue le seul point vraiment stable
mais malheureusement il se trouve dans une zone de
faille ou Ia roche est fortement broyee. L'autoroute le
franchi a environ 70 m au-dessus du Thalweg. Cette
grande hauteur et les conditions geologiques detavorables
ont amene l'ingenieur a choisir un ouvrage a
grandes portees (maximum 104 m), limitant ainsi le
nombre des appuis dans le terrain instable. Neanmoins
une pile est implantee dans le haut du versant ouest,
en plein glissement, tandis qu'une autre, au fand du
ravin, est encore exposee aux poussees du glissement.
Sur Ia rive est, le terrain instable a pu t:ltre enjambe
d'une seule portee et, de ce fait, les fondations ne
posent pas de grands problemes, d'autant que le decapage
en amont de Ia pile ameliorera certainement les
conditions d'equilibre dans cette partie du versant.
L'implantation des culees a ete choisie selon des criteres
gelogiques; cöte est pour diminuer les hauteurs
des remblais d'acces; cöte ouest derriere Ia fissure de
tassement visible dans le terrain (fig. 4).
Du point de vue de Ia securite de l'ouvrage, il aurait ete
egalement preterable de franchir Ia rive ouest avec une
seule portee d'environ 150 m, mais le coOt en aurait
ete prohibitif. En outre, le fait d'implanter Ia pile dans
le haut du versant a diminue les masses susceptibles
d'exercer une pression. Neanmoins, les poussees auxquelles
on peut s'attendre risquent d'etre encore tres
importantes et des ancrages a deux niveaux ont ete
prevus pour les reprendre. Afin de pouvoir contröler
l'evolution des poussees et de Ia force d'ancrage, des
appareils du type «DynamomE'me» ont ete places derriere
Ia plaque d'appui de trois cables, permettant ainsi
de mesurer Ia variation des contrai ntes dans les fils
d'acier.
b) Puits
La fondation proprement dite de chaque pile est constituee
par quatre puits circulaires traversant le glissement
et Ia molasse fauchee, pour s'encastrer dans Ia
roche en place. En tete, ils sont relies par un systeme
de sommiers et de voiles sur lequel la pile prend appui.
Dans le sens longitudinal, les puits sont en outre solidarises
a mi-hauteur par une galerie travaillant comme
entretoise, diminuant ainsi Ia hauteur libre des puits en
constituant un cadre a deux etages. Le taut est ancre
au sommet et au niveau de Ia galerie-entretoise pardes
cäbles precontraints. Vu l'incertitude quant a Ia grandeur
de Ia poussee due au glissement, des niches sont
amenagees pour permettre de poser, en cas de besoin,
des ancrages supplementaires. La fondation dans le
Thaiweg est realisee de Ia meme maniere, a l'exception
de Ia galerie-entretoise et des ancrages a mi-hauteur
qui ont pu etre supprimes, l'epaisseur du glissement
n'etant, a cet endroit, que de 4 m. Sur Ia rive est, les
fondations ne sont pas ancrees et Ia Iiaison intermediaire
est supprimee.
Le mode d'execution des puits a dO etre con9u de favon
a ne pas compromettre Ia stabilite precaire des versants
du ravin. En se basant sur les experiences faites
lors de Ia construction des viaducs de Chillon, qui a
pose des problemes analogues, on en est arrive a une
solution simple et relativement sOre.
Les puits sont fo nces par tranches de 1 m 50 de hauteur.
L'anneau de beton correspondant, de 20 cm
d'epaisseur, est betonne en sous-ceuvre. II est coffre
a l'aide d'un tore gonflable en neoprene dont les faces
sont ondulees. Apres remplissage du puits avec du
beton, les ondulations font participer l'anneau a Ia
transmission des efforts. Les terrains instables et Ia molasse
fauchee peuvent ainsi etre aisement traverses
sans perturber leur etat d'equilibre Iimite, taut en perpettant
l'observation des sols rencontres. Une fois le
fand de fouille reconnu et accepte par l'ingenieur et
le geologue, on procede au remplissage du puits par
un beton cyclopeen. Des que les quatre puits d'une
fo ndation sont termines, on construit les sommiers et
les voiles qui les relient en tete et on met en place les
ancrages, s'il y en a (piles 1 et 2). Les ancrages a mihauteur
de Ia pile 1 sont executes a partir de Ia galerieentretoise.
Les massifs coiffant les puits peuvent ensuite
recevoir les piles a partir du sommet desquelles
betonnera finalement le tablier, en encorbellement.
V. Conclusion
La construction d'une autoraute dans une pente se
trouvant souvent a Ia Iimite de stabilite pose de nombreux
problemes quant aux fondations des ponts. Eile
necessite une etroite collaboration entre les geologues,
geotechniciens et ingenieurs. II incombe a ceux-ci, en
collaboration avec les entrepreneurs, de concevoir un
type de fondation garantissant au maximum Ia securite
et Ia longevite de l'ouvrage taut en maintenant les investissements
a un niveau raisonnable. Dans ce but, il
est necessaire que Ia superstructure soit adaptee au
systeme de fondation retenu.
Fundationsprobleme bei Brücken
Der Beitrag schildert die Probleme bei der Gründung von Brücken
in instabilem Gelände. Gestützt auf verschiedene Beispiele werden
die beiden nach Massgabe der vorgefundenen Böden gewählten
Fundationsverfahren beschrieben : einerseits in Anpassung
an das in langsamer Bewegung (Fiiessen) befindliche
Gelände, andererseits die Massnahmen im Falle von Grundbruchgefahr.
Im weitern wird aufgezeigt, dass durch die Wahl
eines geeigneten Brückenoberbaus die Kosten des Unterbaus
günstig beeinflusst werden können.
Ponts sur Ia Paudeze
F. Descceudres, professeur a I'EPF, Lausanne
Stabilite generale du versant en rive droite
La fondation des ponts sur Ia Paudeze, decrite par
MM. Dubray et Fleischer, resoud le problerne de Ia
stabilite propre de l'ouvrage. La stabilite generale du
versant en rive droite, assez precaire avant l'epoque
des travaux, restait toutefois a examiner, notamment
vis-a-vis des conditions d'ecoulement de l'eau dans ce
massif rocheux completement disloque.
II s'agit ici de montrer l'interet d'une etude parametrique
de Ia stabilite, ou des calculs simples permettent,
sinon d'evaluer un veritable coefficient de securite, du
moins d'apprecier numeriquement l'influence des
travaux de soutenement et surtout de drainage sur Ia
securite au glissement d'ensemble du versant.
4

DEBRIS
LEGENDE
Couverture
MOLASSIQUES ALTERS
ALLUVIONS
Elf2il MORAINE ARGILEUSE A BLOCS
Molasse
MARNE ARGILEUSE MYLONITISEE
B MARNE MI-OURE BROYEE
G MARNE
G MACIGNO
EJ GRES
DURE
Tectoni q ue
PENDAGE
1-// FISSURES +CHEVAUCHEM ENTS
Stabilite
V
GLISSEMENT
:'./ SURFACE
'"
Hydrologie
VENUE D'EAU
REMARQUE :
OE GLISSEMEN1
Seules les dislocations et fissures princip.;lies sont
repn!sentes En 13il,la fissuration et la mylonitisation
de Mtail sont trh prononcI!'S
Fig. 1. Releve geologique des puits (document A. Bersier)
1. Donmies genera/es
coupe de diaclases tres rapprochees et plus ou
moins perpendiculaires aux couches, le plongement
pouvant atteindre 70 a 80 °;
certains forages, destines a recevoir les tirants d'ancrage,
ont traverse des diaclases ou l'eau etait
fortement en charge, confirmant Ia possibilite d'un
mouvement de Ia masse du versant suivant le reseau
de diaclases, mouvement provoque par l'eau circulant
dans les fissures.
Toutefois, avant de decider de Ia consistance et de
l'ampleur d'eventuels travaux de drainage, le Bureau
de construction des autoroutes souhaitait evaluer
l'efficacite de telles mesures sur Ia stabilite generale.
II est clair que Ia complexite topographique, geologique
et geotechnique du site ne facilite pas une analyse
rigoureuse de Ia stabilite du versant. On peut meme
douter de l'applicabilite des methodes de mecanique
des roches - ou des sols, car le materiau est en fait
intermediaire - a ce cas particulier. Oe fait, il nous est
apparu illusoire d'esperer obtenir une evaluation numerique
precise d'un coefficient de securite, a partir
d'une methode de calcul particulierement sophistiquee;
le resultat qui sort d'un ordinateur ne sera jamais
plus proehe de Ia realite que ne le sont les hypotheses
et les parametres pris au depart du calcul.
Nous avons donc adopte une methode tres simple,
celle du coin rigide de glissement - translation d'un
bloc indetormable sur lequel agissent des forces dont
on etudie l'equilibre sans tenir campte de leur position,
donc de l'equilibre des moments - qui permet de
multiplier les cas etudies en veillant surtout a obtenir
un mouvement cinematiquement compatible avec Ia
geometrie du coin et a detinir valablement des domaines
de variation possibles pour les differents
parametres entrant dans l'analyse:
geometrie du coin,
caracteristiques mecaniques de Ia molasse et de
ses discontinuites,
pression d'eau dans I es fissures limitant le glissement.
Oe cette fa9on on obtient une appreciation relative de
Ia stabilite du versant permettant de comparer l'etat
initial avant travaux avec les modifications apportees
par l'ouvrage, soit le poids des fondations et les
ancrages, plus l'influence du drainage de Ia partie
superieure du versant.
PAUDEZE - PONT AVAL
At/.
•
Coupe dans le versant rive droite
L'etude geologique preliminaire du professeur Bersier
s'est trouvee precisee par les travaux de fondation des
piles:
le releve des puits (fig. 1) en rive droite a montre un
pendage des couches etonnamment regulier, campte
tenu du fauchage et du broyage, plongeant favorablement
a 30-40 o en moyenne dans le versant;
malheureusement, ce pendage est fortement entreqrainage
eventuel
10 15 20m
-_- ,, --,_!
6

2. Geometrie du glissement
La surface de glissement adoptee est representee par
un plan horizontal partant d'une diaclase de 70°
d'inclinaison et ressortant sur Ia pente du talus (fig. 2).
La diaclase choisie passe par le point A representant Ia
cassure superieure de Ia pente. C'est Ia plus defavorable
puisque Ia mise en charge de l'eau dans cette
fissure qui represente Ia force motrice du glissement
donne une poussee resultante maximale vis-a-vis de
Ia longueur L du plan horizontal de glissement.
Le niveau du plan de glissement a ete fixe un peu audessous
de Ia base de fondation et on a verifie que
le choix du niveau de glissement, entre le plan fixe et
le fand du ravin 20 m plus bas n'etait, en fait, pas
determinant: l'approfondissement ne fait que diminuer
un peu l'effet de Ia cohesion sur Ia stabilite et le terme
de cohesion est loin d'etre predominant dans le
domaine de variation choisi, comme on le verra plus
loin.
Quant a considerer Ia troisieme dimension et a etudier
l'equilibre d'un diedre comme on le fait pour un appui
de barrage, par exemple, Ia dislocation generale du
massif rocheux ne permettait pas de definir une surface
preferentielle dans Ia direction de l'axe des ponts.
Dans ce cas particulier, Ia consideration d'un volume
au lieu d'un plan de glissement n'aurait apporte qu'une
amelioration illusoire de Ia precision du calcul.
3. Caracteristiques du terrain
Le releve geologique des puits a montre Ia nette predominance
marneuse de Ia molasse.
Pour definir sa resistance au cisaillement on disposait
d'essais en laboratoire effectues:
j
soit a l'appareil triaxial sur des echantillons de
marne preleves dans les sondages de reconnaissance,
soit a l'appareil de cisaillement direct pour roches
sur des discontinuites de Ia molasse (joints
marneux), les echantillons provenant de preleve ­
ments faits a proximite du site dans des fouilles
realisees pour d'autres ouvrages de l'autoroute.
, . I f-- -- .t --...j
I
s
Marne "intacte " '! = 20° c = 5 tim}
Fissures (j) et 0 : I}= 20° c = 0
__ Plan de glissement a fa cote 610
F ____ Plan de glissemen f .3 Ia cote 590
3 c Im']
Fig. 4. lnfluence de l'ecoulement de l'eau sur Ia stabilite generale
Les essais sur Ia marne ont donne des angles de frottement
compris entre 16 o et 30 °, avec 20 o comme valeur
predominante, et des cohesions comprises entre 1 et
11 t/m2, avec 3 t/m2 comme valeur predominante.
Les essais sur les fissures ont donne des angles compris
entre 19 o et 24 °, sans cohesion. La prise en campte
dans les calculs d'un angle de frottement de 20°
apparait donc comme raisonnable, que le glissement
traverse les bancs marneux ou suive les discontinuites.
Pour Ia cohesion, an a retenu les trois valeurs de 1, 3
et 5 t/m2, ces trois valeurs pouvant correspondre soit
a Ia cohesion propre de Ia marne soit a une cohesion
d'imbrication des asperites formees par le reseau
diaclases-joints de stratification. Considerer des valeurs
plus elevees trouvees dans certaines marnes plus
ou moins greseuses n'a pas de sens, car le materiau est
trop fissure pour ne pas se cisailler alors suivant les
discontinuites et plus dans les morceaux intacts
(fig. 3).
Du meme coup, l'hypothese d'un plan de glissement
horizontal se trouve assez bien justifiee, soit que le
plan traverse directement des blocs marneux, soit
qu'il suive en dents de scie diaclases et strates successives.
La marne n'est pas assez resistante pour que le
plan remonte selon le pendage d'une seule couche, et
il ya taut de meme trop de blocs greseux ou marnogreseux
pour que le glissement plonge vers l'aval sans
en rencontrer. Statistiquement, le plan horizontal
ou proehe de !'horizontale possede une probabilite
maximale.
4. Mecanisme du glissement et sous-pressions
-80 -60 -40
-20 20 40 60 80
Fig. 3. Resistance au cisaillement dans Ia marne et les fissures
Sous l'action de Ia pression d'eau dans Ia diaclase AB,
un mouvement horizontal va donc se produire par
cisaillement de Ia molasse le lang de BC. La rupture
sera ainsi progressive puisque le deplacement fera
chuter Ia pression d'eau et ne reprendre qu'a Ia realimentation
de Ia fissure.
6

Le lang de Ia diaclase AB, on admettra que l'ouverture
consecutive au deplacement horizontal supprime
taute resistance au cisaillement. On pourrait aussi
imaginer que cette surface camporte des asp'erites
plus ou moins horizontales sur lesquelles du frottement
serait mobilise en plus de Ia resistance du plan de
glissement BC. Dans l'hypothese d'un coin rigide, cela
n'a d'ailleurs pas d'influence sur le calcul de stabilite si
Ia cohesion est nulle sur ces Iangueurs supplementaires.
Quant a Ia SOUs-pression intervenant le lang du plan
de glissement, trois hypotheses ont ete faites:
une perte de charge lineaire s'etablit entre B et C
(hypothese d'un ecoulement normal dans une
fissure reguliere);
aucune sous-pression ne regne sur le plan du
glissement (hypothese optimiste impliquant que Ia
diaGlase AB puisse se decharger bien au-dessaus des
plans de glissement dans le reseau de fissures au
niveau du fa nd du ravin);
Ia sous-pression est constante entre B et C, equivalente
a Ia charge maximale en B (aucun ecoulement
possible: an ne peut en effet negliger l'eventualite
du gel bouchant les fissures au fand du
vallon alors que les parties superieures ensoleillees
liberent de l'eau qui se met en charge).
5. So//icitations du versant et resultats
Afin de juger de l'influ ence des differents parametres
sur Ia stabilite du versant, les principaux resultats du
calcul de stabilite sont presentes ici saus forme
graphique pour les cas de sollicitations suivants:
1. Versant naturel avant travaux;
2. Versant avec pont;
3. Versant avec pont et tirants d'ancrage des piles
(situation actuelle) ;
4. Versant avec pont et ancrages, draine dans sa partie
superieure a Ia cote 644, abaissant Ia SOUS-pression
maximale de 45 a 34 m.
La figure 4 presente taut d'abord l'influence de tous
les parametres envisages sur Ia stabilite du talus actuel
sans drainage mais avec le pont et les ancrages. Le
coefficient de securite est reporte en fonction de Ia
cohesion mobilisable. On constate que le parametre
decisif est Ia distribution des sous-pressions dans le
plan de glissement, liee au regime d'ecoulement de
l'eau dans les fissures. L'influence du niveau de glissement
et Ia valeur de Ia cohesion dans Ia gamme admise
sont des facteurs du second ordre vis-a-vis de l'eau.
En taut etat de cause, le coefficient de securite reste
faible dans l'hypothese fondamentale que les diaclases
soient mises en charge et cette constatation
n'est pas en contradiction avec les glissements qui se
sont manifestes dans ce versant avant Ia construction
des ponts.
La figure 5 montre l'influence des travaux sur Ia
stabilite du versant pour des conditions d'ecoulement
d'eau «normales». Si l'equilibre general du versant est
quelque peu ameliore par le poids de l'ouvrage et les
ancrages - dont Ia fonction essentielle est d'ailleurs
d'assurer Ia stabilite propre de Ia pile - c'est le drainage
de Ia partie superieu re du versant qui joue un röle
absolument determinant.
Ce resultat constitue l'apport le plus important de
l'etude de stabilite, car a priori il paraissait difficile de
juger de l'opportunite et de l'efficacite d'un drainage
3.0
2.8
26
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Fig. 5. lnfluence des travaux sur Ia stabilite generale
v670
au niveau superieur des fondations. II reste donc a
definir puis executer les travaux propres a assurer
economiquement ce drainage. Le Bureau de construction
des autoroutes s'y emploie actuellement. Que ce
soit par des drains fores subhorizontaux, par une galerie
drainante ou un puits penetrant a l'interieur du versant,
ou enfin par une combinaison des deux systemes, on
peut affirmer que meme si l'efficacite obtenue n'est que
partielle, le gain de securite sera appreciable.
Bibliographie
Bersier, A., L'instabilite geologique du versant lemanique. Revue
generale des Routes et Aerodromes No 482, decembre 1972.
Bureau Piguet, ingenieur-conseil: Les ponts sur Ia Paudeze.
Bulletin technique de Ia Suisse romande No 9, avril 1973.
Brücke über die Paudeze
Unabhängig von den Fundationsproblemen dieser Brücke an der
Autobahn Leman stellte sich allgemein die Frage der Stabilität
des Hanges im Bereiche rechts der Brücke. Das stark verschobene
Molassemassiv weist zahlreiche Wasseradern in den vielen
Spalten und Klüften auf. Das Studium der Hangstabilität erfolgte
in dieser komplexen Situation nach einer Methode, die erlaubte,
die Berechnungsparameter zu variieren. Damit wurde das Ziel
verfolgt, den Einfluss der Drainage in den obern Hangpartien auf
die allgemeine Stabilität des Rutschhanges zu beurteilen.
7

Flonzaley-Tunnel
in Puidoux
J. Knobel, dipl. lng.,
SA Conrad Zschokke, Lausanne
Ausführung der Moränestrecke
1. Einführung
Die Nationalstrasse N 9, genannt « Autoroute du Leman»,
führt, wenn man von Montreux kommt, kurz
nach dem Verteiler von Chexbres durch einen 700 m
langen Doppeltunnel (Abb. 1 ).
Die beiden Röhren, die nach den Richtlinien des ASF
als Normalprofil dimensioniert wurden, durchqueren
einen Molassehügel und führen in den obersten Teil
des Hangs, der durch die Rebberge des Lavaux bekannt
ist. Bauherr ist der Kanton Waadt. Das Projekt
wurde durch die Compagnie d'etudes de travaux publies
in Lausanne verfasst.
Im südlichen Teil unterfahren die beiden Tunnels die
SBB-Gieise des Bahnhofs Puidoux an der Hauptlinie
Lausanne-Bern (Abb. 2). Die Überdeckung beträgt
nur 8 m. Gerade in dieser Zone ist die Molasse mit einer
sehr zerwühlten Moräne überdeckt, so dass das Bauwerk
im Längsschnitt gesehen auf etwa 70 m Länge
in diesem Boden liegt. Unsere Ausführungen beschränken
sich auf diese Strecke.
Die angetroffene Moräne besteht aus sehr verschiedenen
Formationen: ln der Tiefe eine Grundmoräne mit
tonigsandigem Lehm mit Einlagen von Sand- und
Kieslinsen, darüber eine sehr heteroklite Seitenmoräne,
lehmig, mit Sand- und Kieseinlagen. Im ganzen Bereich
können grössere Blöcke angetroffen werden. Über der
Moräne, deren Oberfläche gegen das südliche Portal
leicht geneigt ist, liegt der Schutt, der vom Ausbruch
des SBB-Eisenbahntunnels herrührt. Dieser Tunnel
wurde Ende des letzten Jahrhunderts gebaut. Mit dem
Ausbruchmaterial wurde die Plattform des Bahnhofs
Puidoux gebildet. ln Schutt und Moräne ist Regenund
Hangwasser vorhanden.
Zur Aufklärung der geologischen Verhältnisse wurde
vor Baubeginn ein Sondierstollen in der Axe des berg ­
seitigen Tunnels bis zum Fels vorgetrieben. Es lagen
auch verschiedene Sondierbohrungen vor. Der Sondierstollen,
der im Kern der bergseitigen Röhre angeordnet
wurde, musste mittels Marciavanti vorgetrieben
werden. Auch war meistens ein Brustverbau notwendig.
Die Möglichkeit, den Boden mit chemischer Injektion
zu verfestigen, wurde in einem Abschnitt des Stollens
mit gutem Erfolg erprobt.
Abb. 2. Coupe en long - Längsschnitt
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Abb. 1. Flugaufnahme der Gegend von Puidoux-Chexbres
(Foto: Germond)
Abb. 3. Coupe-type - Querschnitt
1 = Aushub der Sohlstollen und Betonierung der Fundamente
und Widerlager
2 = Aushub der Kalotte und Betonieren des Gewölbes
3 = Aushub des Kerns und Einziehen der Sohle
8

Abb. 4. @ jW ©
Galerie laterale en moraine ­
Sohlstollen, Vortriebsschema
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LANCES @ CINTRES @ COUCHIS ECH_ 1-20
2. Vorgesehene Methoden bei der
Ausschreibung
Die Ausführung der Tunnels war vom Bauherr in der
Richtung Vevey-Lausanne vorgeschrieben. Es musste
also zuerst die Moränestrecke durchfahren werden, bevor
der Vortrieb in den Fels beginnen konnte. Bei der
Ausschreibung lagen zwei offizielle Varianten vor, die
kurz wie folgt geschildert werden können:
a) Vollausbruch mit Hilfe eines Schildes; Verkleidung
mit Tübingen,
b) Injektion des ganzen Tunnelbereichs, dann Ausbruch
nach der belgischen Bauweise, Sicherung
mittels Stahleinbau und nachträglich Gunitieren des
Einbaus.
Verschiedene Unternehmungen haben Varianten ausgearbeitet.
Dem Konsortium, bestehend aus den beiden
Firmen Zschokke und Schmalz, wurde der Auftrag im
Juli 1969 aufgrund ihrer Variante übergeben.
3. Variante der Unternehmung
Dieser Vorschlag der Unternehmung beruht im Prinzip
auf der deutschen Bauweise (Abb. 3), das heisst
a) Vortreiben von zwei Sohlstollen bis zum Fels und
Sicherung mit Stahleinbau
b) Betonieren der beiden Widerlager mit ihren Fundationen
in den beiden Sohlstollen
c) Ausbruch der Kalotte und gleichzeitiges Betonieren
des Gewölbes
d) Abbau des Kernes und Einziehen des Sohlgewölbes
Abb. 5. Das für einen der Sohlstollen fertig montierte Lanzenspiel
bereit zum Vortrieb
(Foto Germond)
Für die Vortriebe a) und c) erfolgt die sofortige Abstützung
des Bodens mittels Lanzen.
Diese Variante bietet folgende Vorteile:
Die Stollenbrust wird in viel kleineren Flächen
geöffnet.
Die Sohlstollen haben eine gewisse Dränagewirkung.
Das Vorbetonieren der Widerlager gibt ein sicheres
Auflager für die sehr heikle Abstützung der Kalotte.
Die Methode ist flexibel und kann sehr rasch an
den heterokliten Boden angepasst werden.
Sie ist vor allem wirtschaftlich.
4. Die Ausführung
a) Die Sohlstollen
Der Vortrieb der beiden Sohlstollen der bergseitigen
Röhre wurde im Oktober 1969 aufgenommen (Abb. 4).
Wie bereits angedeutet, geschah die Sicherung mittels
Lanzen. Diese Lanzen, manchmal auch Messer genannt,
wurden von der Firma Bernold in Walenstadt
geliefert. Sie waren auf jeder Seite mit einem Schloss
ausgerüstet, so dass sie praktisch wie der Mantel eines
Schildes wirkten (Abb. 5). Das System ist jedoch viel
flexibler als das Schild, da die Lanzen mittels einer oder
mehrerer 20-To nnen-Pressen einzeln vorgetrieben werden
können. Wenn in der Schneidefläche ein Hindernis
auftaucht, wie zum Beispiel ein Block, kann dieser mit
dem nebenstehenden Messer umfahren und nachher
in sicherer Stellung abgebrochen werden (Abb. 6).
Die Lanzen stützen sich in den Sohlstollen auf die
ohnehin notwendigen Einbaubögen. Sie werden prinzipiell
zuerst im Scheitel vorgetrieben, und der Abbau
geschieht logischerweise von oben nach unten. Die
Vorschublänge beim Abbau wird den Verhältnissen
angepasst. Da jedoch der Bogenabstand 1 m beträgt,
muss der gesamte Vorschub pro Spiel diese Länge erreichen,
damit ein neuer Bogen aufgestellt werden
kann.
Im Prinzip können die Lanzen ins Gebirge getrieben
werden. Da jedoch in Flonzaley die Kiesformationen
viel umfangreicher waren als erwartet, gelang es meistens
nicht, die Messer in den Boden einzutreiben. Die
Lanzen bilden jedoch eine sofortige Abstützung, da sie
unmittelbar dem Ausbruch folgen. Dies ist der entscheidende
Sicherheitsfaktor. Im Schutze des hintern
Teils der Lanzen konnten die Verzugsbleche sehr leicht
eingebaut werden. Sie wurden nach dem Ausfahren
der Lanzen mittels Holzkeilen satt gegen den Boden
gepresst. Um eine eventuelle weitere Auswirkung von
Hohlräumen zu verhindern, wurden diese mit Kalkmilch
verfüllt.
9

sich sehr rasch Setzungen in der Böschung und auf
dem nächstgelegenen Gleis der Bahnlinie Puidoux­
Vevey. Diese Setzungen sind vor allem auf den grossen
Prozentsatz an Hohlräumen zurückzuführen, die
im Schutt des alten SBB-Tunnels vorhanden sind. Man
versuchte auf dem billigsten Wege, diese Hohlräume
mit Kalkmilch auszufüllen. Die Absorption war beträchtlich.
Diese Böschung wurde auch durch Vorspannanker
gegen eine mögliche Rutschung gesichert.
Beim Erreichen des Felsens wurden die Lanzen in einer
kleinen Kaverne ausgebaut und für die seeseitige Röhre
wieder verwendet.
Diesem ersten Arbeitsgang folgte das Betonieren der
Fundamente und der Widerlager ohne nennenswerte
Schwierigkeiten.
Abb. 6. Die vorgetriebenen Lanzen, unten ein angetroffener Block
(Foto Zschokke)
Dank trockener Witterung in dieser ersten Arbeitsphase
war der Wasserandrang nicht zu gross. Es zeigte
sich aber sehr oft, wie schlecht dieser ohnehin unstabile
Boden auf Wasser reagiert. Es musste meistens
jeden Meter ein Brustverzug eingebaut werden. Die
Qualität des an Ort gefundenen Bodens bestand aus
sehr verschiedenartigen Formationen, wie:
relativ feste Moräne mit Kies und Blöcken
- mehr oder weniger feuchte Kies- und Sandtaschen
- schlufige, fliessende Lehmlinsen
Es war immer ungewiss, was der nächste Meter bringen
würde. Beim Anfahren der ersten Meter zeigten
b) Der Kalottenausbruch
wurde ebenfalls mittels eines Lanzenspiels gesichert.
Die Messer stützen sich auf drei starke Stahlbögen, die
auch Führungsbögen genannt werden. Der letzte wird
nach jeder metrigen Vortriebsphase, dank seiner Gelenke,
ausgebaut und unmittelbar an der Ortsbrust
wieder aufgestellt. Die Führu ngsbögen übernehmen
den ganzen Erddruck, der auf den Mantel des Lanzenspiels
wirkt, und stützen sich auf dem vorher betonierten
Widerlager ab. Das Anheben beim Ausbau des Bogens
geschah mittels einer 40-Tonnen-Presse (Abb. 7
und 8).
Im Schutz der Lanzen wurden taktweise jedesmal
ein Gewölbering betoniert. Das 50 cm starke Gewölbe
ist armiert. Diese Armierungsabschnitte wurden
durch Schweissung in drei Körbe aufgeteilt, so dass
der Einbau sehr rasch erfolgen konnte.
Um den Spalt, der beim Ausfahren der La nzen über
dem Betongewölbe entsteht, zu verfüllen, wurden zwei
Injektionen angeordnet:
die erste mit niedrigem Druck durch ein in der Lanze
eingebautes Rohr, das an dessen Schwanz ausmündet
die zweite mit höherem Druck durch nachträglich in
das ausgeschalte Gewölbe gebohrte Löcher
Die Absorption betrug je nach Abschnitt 50 bis 80 kg
Injektionsgut pro Quadratmeter.
Die angewandte Methode kann als sicher bezeichnet
werden, da rasch hinter dem Vortrieb das definitive
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Abb. 7.
Vortriebsschema in der Kalotte,
oben Querschnitt,
unten Längsschnitt
CD = Lanzen
® = Führungsbogen
@ = Brustverbau
® = Absenkvorrichtung
® = Gewölbe, armiert
® = Teleskopschalung
(]) = Arbeitsbühne
10

Abb. 8.
Gesamtansicht: links seeseitige
Röhre : Sohlstollen
Rechts bergseitige Röhre: Kalotte,
Lanzenspiel bereit zum Angriff
(Foto Germond)
Stützgewölbe vorhanden ist (Abb. 9). Der heikle Punkt
bleibt der Brusteinbau, der Meter um Meter neu eingebaut
werden muss. Bei fliessendem Boden ist die Situation
besonders schwierig. Auch ist man auf sorgfältige
Arbeit des Personals angewiesen. Beim Erreichen der
Hauptgleise Lausanne-Bern wurden die Bodenverhältnisse
so delikat, dass eine erste Verfestigung des
Bodens mittels einer örtlichen Injektion angeordnet
wurde. Diese erwies sich jedoch später als zu kurz. Als
der Vortrieb einige Meter aus dieser Zone hinauskam,
geschah ein Einbruch von sehr rolligem Kiessand, der
für die Bundesbahn gefährlich hätte sein können.
Nach diesem Vorfall beschloss der Bauherr, systematisch
Konsolidierungsinjektionen ausführen zu lassen.
Durch diese Massnahme wollte man folgende Ziele
erreichen:
Setzungen beträchtliche Kosten verursachen, sei es
durch das Herabsetzen der Zugsgeschwindigkeiten,
sei es durch die Beaufsichtigung und das Aufkrampen
der Gleise.
Der Injektionsfirma SIF-Groutbor wurde die Aufgabe
gestellt, eine etwa 3 m mächtige Zone rund um die
Kalotte zu behandeln. Die Massnahme wurde für die
restlichen Meter der bergseitigen Röhre sowie für die
gesamte seeseitige Röhre angeordnet. Die Injektionen
sollten vorgängig gemacht werden, um den Vortrieb
nicht zu behindern. Deshalb wurden die Bohrungen
von der Oberfläche ausgeführt.
a) Vor allem ist die Sicherheit des Vortriebs zu erhöhen,
das heisst die Kohäsion des Materials an der Ortsbrust
sollte genügend verbessert werden, um den
Brustverbau sicher einbauen zu können.
b) Die sonst unvermeidlichen Setzungen der Gleise
sollten verringert werden. Es ist bekannt, dass diese
Abb. 1 0. Bohrschema, Querschnitt
Das Bohrschema bestand aus Bohrebenen, die einen
Abstand von etwa 1 ,7 m aufwiesen. Die Ebenen mussten
wegen der vorhandenen Gleise mehr oder weniger
geneigt werden. ln den Ebenen wurden die Bohrlöcher
so angeordnet, dass möglichst an verlorenen Bohrlängen
gespart werden konnte. ln Abbildung 10 ist
dieses Schema ersichtl ich, das alternativ 6 und 8
Abb. 9. Vortrieb der Kalotte (Foto Zschokke) Bohrungen pro Ebene enthält.
11

Der Injektionsvorgang spielte sich in jedem Bohrloch
wie folgt ab:
a) Bohren und Versetzen eines Kunststoffrohrs; in der
zu behandelnden Zone ist es alle 33 cm mit Injektionsmanschetten
ausgerüstet
b) Verfestigen des Rohrs mit einem Tonzementgemisch
(Druck 2 atü)
c) Verfüllen der grössern Hohlräume mit Tonzementmilch
(Druck 3 atü)
d) Injektion eines Silikatgels unter einem Druck von
5 bis 10 atü
e) Verpressen mit Tonzementmilch
(Druck 10 bis 15 atü)
Während des Injektionsvorgangs wurde den Bewegungen
der Schienen besondere Aufmerksamkeit geschenkt.
Die Anhebung war meistens kleiner als 3 mm.
Das Resultat dieser Injektionen war für den weitern
Vortrieb sehr befriedigend (Abb.11). Der Brustverbau
konnte meistens vermieden werden. Die Druckfestigkeit
des behandelten Bodens wurde im Mittel um
10 kg/cm2 gemessen. Es wurden keine Lücken in der
injizierten Masse festgestellt. Dazu noch folgende
Zahlen:
Bohrlänge pro Kubikmeter
behandelten Bodens
Injektion von Tonzementmilch
Injektion von Silikatgel
0,9 m'
etwa 0,1 m3/m3 Boden
etwa 0,23 m3/m3 Boden
Der Vortrieb der Kalotte im seeseitigen Tunnel konnte
sich somit unter sehr guten Verhältnissen abwickeln.
Es wurden überhaupt keine Setzungen der Gleise mehr
festgestellt. Gegenüber der Ausschreibung waren diese
Injektionen viel weniger umfangreich, da sie auf die
Peripherie der Kalotte beschränkt waren.
c) Kern und Sohle
Diese Arbeitsphase bereitete keine besondern Schwierigkeiten
(Abb. 12). Es musste taktweise vorgegangen
werden, um den Gebirgsdruck schrittweise auf das
Sohlengewölbe zu übertragen. Die Widerlager wurden
Abb. 11. Kalotte, die durch Injektion verfestigte Stollenbrust
(Foto Germond)
ständig überwacht; es konnten jedoch keine Bewegungen
festgestellt werden.
5. Schlussfolgerungen
Die Kalotte der bergseitigen Röhre erreichte den Fels
Ende Oktober 1970, und Mitte März 1971 diejenige
der seeseitigen Röhre. Die Arbeiten im Felsbereich
gingen mit einem sehr befriedigenden Tempo voran,
so dass der Rohbau der beiden 700 m langen Tunnels
Ende August 1 972, nach drei Jahren Bauzeit, vollendet
war.
Um diese schwierigen Untertagbauprobleme zu lösen
und zum Erfolg zu bringen, war eine enge Zusammenarbeit
zwischen Bauherr, Ingenieur, Spezialfirmen und
Unternehmung absolut notwendig.
Abb. 12.
Kernausbruch und Betonieren
der Sohle; in der Mitte ist der
Sondierstollen sichtbar
(Foto Laddendorf)
12

Le passage inferieur
de St-Germain a Bussigny
Conferencesdonnees a Ia Session d'automne 1 973 de Ia
Societe suisse de mecanique des sols et des roches,
tenue le 2 novembre 1973 a Lausanne.
A. Problemes de stabilite de Ia
raute cantanale
Par J.-C. Ott, ingenieur conseil. Geneve
1. Glissement a /'acces nord du PI
La construction du passage interieur de St-Germain a
Bussigny, achevee en 1969 par les CFF (voir historique
saus [1 ]) fut suivie en 1970 de Ia construction du
carrefour routier immediatement au nord. Situe en
contrebas du sol naturel et dans Ia pente, ce carrefour
necessita une excavation d'environ 4 a 5 m de profondeur
et Ia creation d'une entaille en forme de
cirque limitee au nord par un talus tn3s doux dont Ia
pente avait ete couchee a deux reprises pour obvier
au manque de stabilite.
Des octobre 1970, des deformations plus graves se
manifesten! de deux fa

2. Configuration du sous-so/
Avant d'entrer dans le detail, il faut rappeler que Ia
vallee de Ia Venoge est tapissee d'argiles et de limons
post-glaciaires qui sont a Ia source des difficultes rencontrees.
On s'en souvient lors de Ia realisation de
l'echangeur d'Ecublens construit pour !'Exposition
Nationale de 1964 [2] .
SITUATION
- Lausanneo
• •
L _ . _ . _
_j
@ PUlTS FIL TRANTS
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Fig. 5. Plan de situation
Remarquer: Ia partie de Ia chaussee qui s'est surelevee et au
nord Ia fissure de decrochement du glissement
Au cours des reconnaissances anterieures par forage
(6 a 14,5 m) de 1968 et 1 969 et durant Ia construction
du PI, on avait bien constate quelques venues d'eau,
mais pas de nappe phreatique apportant un debit
notable.
Cependant, dans un rapport de mars 1971, le Bureau
H. B. de Cerenville note de faibles sous-pressions et
propose de detendre une nappe legerement artesienne
dont il presume le niveau (NP) a Ia cote 403-404 et
qu'il soup

--
· -:; -
1
58
Pizomtr ponctul!'l
I
59
t.lesures d"inclinometril"
I
N. P. avant rabalterrnont
Verticale deformee
(24 sept. - 26ocl. )
360
'------'"=0 ''-o ____ Jometres
___.
Fig. 7. Coupe du terrain par les forages S 9-S 10. Remarquer:
La surface du terrain naturel avant les travaux, Ia chaussee deformee avec une bosse s'arretant contre le radier general du passage
inferieur, le niveau piezometrique avant et apres abattement de Ia nappe
La deformee du sondage 9 montrant Ia profondeur de Ia zone affectee par des mouvements
La ligne de puits filtrants destines a detendre Ia nappe artesienne
5. Execution de puits filtrants de detente a ecou!ement
nature/ (fig . 5)
En possession des donnees localisant Ia nappe artesienne,
il fut decide d'executer pour commencer une
serie de puits filtrants directement dans Ia zone de
glissement. Deux variantes furent alors envisagees,
l'une avec des diametres de puits tres importants pour
parer au cisaillement eventuel (comme cela avait deja
ete fait par les CFF au glissement de Taillepied a
Lutry), l'autre avec des puits de petit diametre. Ces
travaux n'etant pas tres courants, nous donnons, dans
le tableau qui suit, des previsions au sujet des solutions
envisagees et de Ia solution effectivement retenue selon
une variante originale de «SIF Groutbon>.
Tableau 1. Puits filtrants de detente a ecoulement naturel
(sans pompe)
Prevu a /' appe/ d' offre
Dix puits de 18 m de profondeur
ecartement: 10 m 1 re etape
5 m 2e etape
Equipement
Variante a)
Gros forages a percussion 0 670 mm avec cuvelage provisoire
Tubage perfore definitif - « Nold-Rilsan » 0 100 mm
Filtre a sable 2 COUches
Variante b)
Petits forages a rotation 0 160 mm avec cuvelage provisoire
Tubage perfore definitif - « Nold-Rilsan » 0 100 mm Crepine
«Vetrotex »
Variante c)
«SIF-Groutbor»
Forage a rotation, petit diametre
Tubage plein, puis perfore « Schönbecker» de 52 mm int., en
plastique. Crepine tissu «Wtrotex » 650 (500 g/m2)
Filtre a sable: 0 1 a 2 mm
Obturation superieure par sac injecte entre 5 et 6 m de profondeur
Prix offerts (arrondis) pour une longueur totale de 180 ml
Variante a) 80 000 a 130 000 francs
Variante b) 68 000 a 90 000 francs
Variante c) 27 000 francs
Execute: Variante c) «SIF-Groutbor»
Six puits d'une longueur totale de 117 ml. Coilt: 11 809 francs
(1971 ), soit environ 100 francs/ml equipe, y compris tete de
puits avec tuyaux en ciment et couvercles.
Comportement:
Malgre Ia vitesse ascensionnelle tres faible, les puits ne se sont
pas colmates jusqu'en 1973. Les depöts ne sont pas adherents,
bien que l'eau soit incrustante. Voici sa composition selon
l'analyse d'un prelevement fait le 12 decembre 1972:
Temperature:
9 •
ph: 7,7
Alcalinite:
Alcalinite de saturation:
Essai au marbre:
Sulfates:
TAC 28" Fr.
25" Fr.
incrustante
87 mg/1 S04
Les differences de cout qui apparaissent et Ia constatation
qu'il n'y avait pas de surface de cisaillement bien
localisee en profondeur, firent que l'on choisit Ia
solution c) avec les petits puits, bon marche, apres
s'etre assure qu'ils pouvaient prendre, sans casser, une
15

COUrbure bien superieure a celle qui avait ete mesuree
au forage S 9.
C'etait Ia un risque raisonnable; aucun puits ne se
cisailla par Ia suite.
6. Detente de Ia nappe artesienne
Le debit de ces puits s'avera tout de suite extremement
faible (fig. 8) et irregulier d'un puits a l'autre. Neanmoins,
Ia nappe artesienne s'abaissa progressivement
et, en aoOt 1972, Ia pression artesienne avait baisse de
3 a 5 m selon les piezometres, ce qui equivaudrait a Ia
mise en place d'une surcharge superficieile de 1,50 m
a 2,50 m de terre.
Pour accelerer les choses, trois nouveaux puits, portant
l'ecartement a 5 m, furent executes en avril 1972
ce qui fit augmenter le debit soutire et demontra que le
rayon d'action d'un puits seul etait inferieur a 10 m.
II apparut cependant que Ia nappe n'avait pas encore
ete entierement detendue. Bien que Ia detente provoquee
par les puits filtrants tut appreciable, il n'etait
pas possible, a cause de certaines reticences quant a Ia
perennite des puits filtrants, de baser entierement Ia
stabilite future sur Ia detente obtenue.
Les calculs de stabilite dont il sera question plus loin
montrerent qu'elle n'etait pas tout a fait suffisante
pour assurer, a eile seule, Ia securite. Neanmoins, Ia
presence des puits rendait possible certains travaux
d'excavation que l'on n'aurait pas pu executer autrement.
7. Calcu!s de stabilite
lls ont une valeur relative. Nous les avons faits pour
comparer l'effet de diverses mesures (abaissement de
pression de Ia nappe, surcharges, excavations, etc.)
sur le coefficient de securite.
L'experience de plusieurs cas analogues nous permet
de dire que, lorsque le coefficient de securite resultant
du calcul passe de 1 a 1,10 - voire de 1 a 1,05 - on
peut obtenir deja Ia stabilisation a condition cependant
que I es donnees concernant les pressions intersticielles,
les niveaux de Ia nappe et le siege des mouvements
soient connus de fa9on suffisamment precise.
Le tableau ci-dessous resume les caracteristiques du
sol dont Ia connaissance est ind ispensable pour
schematiser le calcul:
Tableau 2. Caracteristiques mesurees sur carottes du S 9
Profondeur
m
0- 2
2- 4
4- 5
5-1 2
12-1 6
16-21
Suscissometre
«Geonor»
kg/cm2
2.4 a 2.2
1.3 a o.8
0.4 a o.3
0.2 a 0.1
0.1 a o.o5
0.1 a o.3
Observations
l zone superficieile
{ induree par dessication
} zone tres artesienne
fortes deformations plastiques
0 ' = 8 • - ( Laboratoire
H. B. de Cerenville)
Caracteristiques admises pour le calcul de stabilite
Couche Profondeur Resistance au cisaillement
au S 9 non consolide
consolide
superieure
moyenne
profonde
m
0- 5,50
- 7,00
-1 5,00
Su (kg/cm2)
1
0.4
0,1
rp
C' (kg/cm2)
8. 0,3
8. 0,2
8. 0,1
Nous donnerans ici de fa9on succincte les facteurs de
securite calcules.
Ca/cu/ en contraintes totales (Su)
Cas A:
Situation ete 1 970, mais apres
les excavations pour Ia creation
du carrefour
F=1,17
412 412
Juillet
Aoüt 1972
411
411
410
409
409
408
408
407
·--- ---
407
406
406
405
-
;;:
V1
1- c:
5 E
0..
"'
V1
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Cl
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1-
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•UJ
Cl
Aoüt 1971
_! __
-
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J
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t + I .
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i ' ,J:---;k:: =: :=-,=-------""3'--
I Septembre I Octobre
I j I I Nov:"mbrE' Dt.icembre Janvier 1972 Fevrier Mars Avril Mai Juin Juillet
-+ -+,1-r- -- -
------- ------=-:::: --=-:t
l-- 4 . 5a
4a
---=--/::t·
Fig. 8. Detente des pressions artesiennes avant et apres l'execution du puits filtrant et, en pointille, les debits du puits filtrant
Aoüt 1972
6
405
16

Cas C:
Situation juin 1971, apres glissement
du talus et formation de Ia
bosse aval F = 1 ,36
La difference correspond a l'effet stabilisant de Ia
bosse qui s'est formee a l'aval.
-
Ca/cu! en contraintes effectives stade consolide
compte tenu des sous-pressions dans Ia couche
situee entre 10 et 14 m de profondeur.
Cas E:
Cas F:
Etat avant glissement, correspondant
aux valeurs d'aoOt 1971,
avec sous-pressions F = 2,48
Etat actuel apres excavations.
Sous-pressions partiellement
d'etendues par les puits filtrants.
(L'effet des excavations se marque
par Ia diminution de 2,48 a 1,12) F = 1,12
Cas G: Etat futur avec sous-pressions
detendues. Ligne de pression
abaissee jusqu'a Ia surface du sol,
donc avec effet d'un rideau de
Cas H:
puits filtrants plus complet F = 1,37
Etat futur avec sous-pressions
detendues et surcharge de 4 t/m2
dans l'emprise du carrefour F = 2,25
Nous nous permettons d'insister sur le fait que ces
chiffres n'ont qu'urie valeur comparative. En realite, le
coefficient 1,12 du cas G est trop eleve puisqu'il
reflete Ia situation au moment du glissement.
Apres examen de Ia situation nous avons conseille
aux CFF, pour remettre les lieux en etat:
de constituer un radier lourd, lequel pouvait etre
realise, dans notre idee, soit par des betons speciaux,
soit alourdis artificiellement au moyen de tirants
(min. 4 t/m2).
de completer Ia serie des puits filtrants en les
considerant, non seulement comme un ouvrage
temporaire essentiellement destine a facil iter l'execution
des travaux, mais egalement comme un
ouvrage detinitif utile, mais dont Ia disparition
eventuelle a longue echeance est encore acceptable
eu egard a Ia securite.
D'autres calculs montrerent aussi qu'on ne pourrait
ouvrir que des tranchees successives etroites de 2 m,
profondes de 2 m au plus, sans recourir a l'etayage. II
fallait donc executer l'excavation necessaire a l'abaissement
de Ia chaussee jusqu'a Ia base du radier et le
radier lui-meme par elements successifs et vite.
Ces previsions se trouverent confirmees par les
travaux [1 ] (fig. 7).
8. Gauses de Ia presence de Ia nappe artesienne
II est loisible de formuler diverses hypotheses:
La pression artesienne existait avant les travaux de
1969. Elle n'a pas ete deceiE§e et a ete provoquee
autrefois par Ia fermeture des issues a l'aval suite
a des glissements des berges de Ia Venoge.
La pression artesienne provient de l'effet de barrage
SOUterrain resultant de Ia diminution locale de
permeabilite horizontale sous le poids de l'ouvrage
qui comprime les couches.
Memes causes, mais Ia compression a ete causee
par Ia bosse aval consecutive au glissement [ 4 et 5] .
La carte ou figurent les lignes hypsometriques de Ia
nappe a diverses epoques (fig. 9) montre que Ia
pression artesienne se concentre dans le prolongement
du passage. C'est Ia aussi que les puits ont debite le
plus d'eau.
Les dernieres hypotheses nous paraissent etre les plus
vraisemblables.
On trouvera dans l'expose de Monsieur J. Marguerat
les moyens mis en muvre pour se conformer aux conditions
imperatives enoncees plus haut au chapitre
VIII [1].
9. Gonefusions
Le cas de Bussigny est instructif a divers egards:
Les nappes artesiennes peuvent etre Ia cause d'instabilite
lorsqu'on entame le terrain sus-jacent par des
excavations.
Au point de vue du diagnostic, il convient de se
metier particulierement des terrains aquiferes de
faible permeabilite et d'etudier de fa

Dans les terrains maus, il peut etre admis, dans
certains cas, de placer directement les drains dans
Ia masse en mouvement.
Les methodes plus raffinees que nous utilisons
couramment pour localiser en profondeur le siege
des mouvements, apportent une aide bienvenue
pour verifier les calculs de stabilite bases sur les
caracteristiques des sols prealablement obtenues
sur Eichantiliens et permet de diminuer Ia marge
d'incertitude qui existe malheureusement encore
sur les calculs de stabilite.
10. Remerciements
Les solutions novatrices auxquelles an a fait appel
n'auraient pas vu le jour sans Ia confiance que nous
ont accordee l'ingenieur en chef de Ia Division des
travaux du 1 er arrondissement CFF, M. R. Delisie et
son adjoint, M. E. Lugrin. Nous les en remercions ici.
La Direction des travaux etait assuree par M. A. Dutour,
chef du Bureau de construction CFF, Denges. Le
projet de refection a ete mis au point par M. J. Marguerat,
ingenieur CFF, Direction d'arrondissement,
Lausanne.
Les forages de reconnaissance et les puits filtrants ont
ete executes par SIF-Groutbor.
REHerences bibliographiques
[1 ] Marguerat. J., Travaux de refection de l'acces Nord du PI de
St-Germain-Bussigny, Routes et Trafic (1 974).
[2] de Cerenville, H. B . . et Karakas, !., BTSR, Problemes geotechniques
a l'intersection de I' autoraute Geneve-Lausanne
au lieu-dit « En Larges Pieces» (1 964).
[3] Huder, J., Folgerungen, die aus den Einflüssen des Wassers
auf den Boden in bezug auf Projektierung und Ausführung
zu ziehen sind.
[4] Bernaix, J., Contribution a Ia stabilite des appuis de barrage,
These (1 966).
[5] Lambs, T .. et Whitman. V., Soil mechanics, p. 285, fig. 19.5
(1 969).
J. Marguerat, ingenieur a Ia Division des travaux
du 1 er arrondissement CFF
B. Travaux de retection de l'acces nord
1. Historiqua
Les tres nombreux automobilistes empru ntant l'axe
routier Lausanne-Aclens par le village de Bussigny se
souviennent sans deute de l'insolite et desagreable
bosse situee a l'amont du passage inferieur a Ia ligne
ferroviaire Lausanne-Bienne.
Le profil en lang de Ia raute avait-il ete mal etudie ou
mal execute? Certainement pas. Le rapport de M. Ott
convaincra au contraire, qu'il s'agissait d'un phenomene
d'instabilite peu ordinaire.
Mais revenons quelques annees en arriere, en 1968, au
moment ou Ia SUppression du passage a niveau de
St-Germain fut envisagee dans le cadre des grands travaux
de reconstruction de Ia gare de Bussigny. L'etude
du nouveau trace et de l'ouvrage denivele de remplacement
fut entreprise, selon l'usage, en tenant campte de
Ia topographie des lieux et du plan directeur des circulations
de Ia region. La campagne de sondages, decidee
a ce moment-la, portait sur une reconnaissance generale
du terrain dans Ia zone de Bussigny. En particulier,
deux sondages d'une profondeur de 1 5m furent executes
dans l'axe du futur passage inferieur. lls mirent en
evidence Ia qualite tres mediocre du sous-sol (argile
tendre a tres tendre en profondeur) . L'eau rencontree a
1 m 20 avait disparu par Ia suite pour reapparaltre a 9 m
de profondeur environ, avec un niveau piezometrique
legerement superieur au niveau du terrain. Habituee a
resoudre des problemes difficiles dans des terrains tres
semblables, pour avoir realise tous les ouvrages d'art
CFF dans Ia region de l'echangeur d'Ecublens et des
ponts de Ia Venoge, Ia Direction des travaux CFF entreprit,
en septembre 1969, Ia construction du passage
inferieur de St-Germain.
Toutes les mesures de precaution pour l'execution de
travaux dans de telles conditions furent respectees:
ouvertures de fouilles limitees, battage de palplanches,
construction d'un radier continu, etc.
Malgre cela, de grandes difficultes apparurent: principalement
des remontees du fand de fouille. De nouvelles
palplanches furent battues et Ia stabilite du fand de
fouille assuree par Ia mise en place de sous-radiers en
beton arme, bloques sur les cötes par des taquets
metalliques soudes aux rideaux de palplanches. L'ouvrage
fut acheve en avril 1 970 et il se camporte des lors
parfaitement.
En relation avec les travaux de chaussee, le prolongement
des murs en aile fut entrepris en mai 1 970. Les travaux
ne presenterent pas de problemes particuliers. La
fouille pour les murs et le radier notamment fut executee
en deux etapes, sans qu'il seit necessaire de Iutter
contre des remontees de fand de fouille.
C'est en novembre 1970 que Ia raute d'acces au passage
inferieur fut achevee, en meme temps qu'un chemin
lateral longeant les voies CFF en direction de Vufflens.
17 000 m3 de terre furent excaves dans des conditions
tres difficiles. La pente des talus, prevue initialement
a 1 : 2, tut portee progressivement a 1 : 4 en
amont de Ia chaussee. Deux sondages supplementaires,
de 6 m de profondeur, executes en 1969, avaient
permis de deceler Ia presence d'eau faiblement saus
pression. Le 25 novembre 1 970, les premieres vo itures
emprunterent le passage inferieur de St-Germain. Un
gonflement de Ia raute, d'abord peu perceptible, se
manifesta alors a proximite du pont. Quinze jours apres
l'ouverture de Ia raute a Ia circulation, une premiere correction
du profil en lang fut deja necessaire. Des lors, Ia
raute continua a se soulever pour atteindre une cote de
+ 1 m 40 au maximum. Le decrochement du haut de
talus (denivellation 1 m environ) et deux bosses secondaires
furent observes presque simultanement. La circulation
automobile tut cependant maintenue grace a
des corrections successives du profil de Ia raute. Malgre
le passage brutal d'une pente de 5% environ a celle de
15 %, aucun accident serieux n'a ete deplore, Ia vitesse
etant reduite a 20 km/h. Depuis l'ete 1971, le phenomene
s'est stabilise et aucune nouvelle deformation ne
tut observee.
L'etude de ce phenomene tut confiee a M. Ott, ingenieur-conseil;
il tut charge egalement de faire des propositions
de consolidation (priere de se referer au texte
«Probleme de stabilite de Ia raute cantanale a l'amont
du passage inferieur de St-Germain, a Bussigny» par
M. Ott, ingenieur-conseil, Geneve).
18

2. Etudes
L'equilibre des terres etant assure par une surhauteur de
chaussee maximum de 1 m 40, mesuree au milieu de
l'annee 1971 , il s'agissait donc de remplacer cette surcharge
naturelle, stabilisante mais terriblement encombrante,
par une surcharge artificielle noyee dans Ia fondation
de Ia chaussee. La valeur de cette surcharge etait
fixee a 3 t/m2 au niveau de Ia chaussee finie; teile etait
Ia conclusion du rapport geotechnique.
Le problerne consistait a choisir de quelle maniere cette
surcharge pouvait Eltre realisee. II fallait donc se preocrollenge
= 2 borres
1 niv. sup. dolle ov. mise en tension
h.= ollongement
de Ia zone libre
fermetur p_rovisoire
J "'"""'
J } epoisseur
..,,''"'"'
dol le
tets filetees BBRV (doubles,
pour permettre le blocage immediat
sans precontrainte)
environ permet l'usage aise d'une grue routiere
pour leur manutention. La plaque est trouee en son
centre par une trompette de 12 cm 7 de diametre
assurant le passage de l'ancrage. La plaque d'appui
22 x 22 cm est egalement sGellee dans le beton.
L'armature est determinee pour supporter une
charge concentree de 60 t au milieu. Des fers en
attente permettent Ia Iiaison ulterieure des elements
prefabriques, de maniere a Greer un radier homogene.
b) Vingt-quatre anGrages B BRV /IR P Swissboring,dont
Ia longueur varie entre 31 et 33 m 50. La tension
nominale exigee est 60 t, de maniere a obtenir uniformement
3 t/m2 de surcharge artificielle. La zone
de scellement se trouve dans de Ia moraine compacte
(cf. dessin de l'ancrage fig. 2).
c) Trois murs de soutenement lies au radier, retenant
lateralement Ia terre et donnant Ia possibilite de
Gharger I es bords du radier ( = semeile du mur) .
d) Une chape de reglage en enrobe maigre, afin de
recreer le profil en long du projet routier.
\Jr,jec_tion de
remplissage
zone de scel lement
'>rnanchetje caoutchouc
----;
I tube plastiqtJ_ejtion
Fig. 1. Coupe schematique ( CFF)
cuper du Ghoix des materiaux et des methodes d'execution
qui ne compromettent pas l'equilibre des terres et
du passage inferieur tres proche. Nous avons envisage
Ia mise en reuvre de beton lourd (beton baryte, beton de
riblons. rails enrobes de beton). Ni le prix ni Ia facilite
d'execution n'etaient en faveur de Ges methodes. Cela
est fort regrettable, car l'utilisation du beton lourd Gaule
sur plaGe ou mieux prefabrique aurait permis d'executer
un radier en stabilisant le terrain au fur et a mesure de
l'avanGement des terrassements. L'utilisation des
ancrages a, en definitive, ete retenue. Gomme seule
technique rationnelle.
C' est Ia neGessite de se garantir a taut prix de remontees
de fand de fo uille incontr61ables qui nous a amenes a
Ghoisir Ia solution du radier en beton arme, compose
d'une mosa·ique d'elements prefabriques, ancres indivi ­
duellement (fig. 1 ).
Dans ce type de terrain mouvant, il fallait non seulement
se donner Ia possibilite d'agir rapidement par etapes
limitees, mais aussi realiser un ouvrage statiquement
determine, subissant sans mal de grosses deformations
inegales, pour devenir par Ia suite hyperstatique
et encaisser les surcharges exterieures.
L'ouvrage de compose donc de:
a) Vingt-trois plaques en beton arme prefabriquees, de
5,75 x 2,00 x 0,50/0,30 m, dont le poids de 10 t
Fig. 2. Representation de l'ancrage (CFF)
O i 2 3 4 5 m .
...
La disposition geometrique des plaques (fig. 8) implique
une legere Gorreetion du carrefour. Quant au profil
en lang du Ghemin lateral, il a ete modifie de facon a
Gonserver Ia bosse secondaire qu i s'y etait formee. '
Le radier de 620 m2 a, par GOnsequent, Ia forme d'une
culotte qui recouvre Ia zone de deformation principale.
Seul un programme des travaux soigneusement struGture
et tres rigoureusement applique devait garantir le
sucGes de l'operation. En resume, il se presente comme
suit:
a) execution des anGrages a partir du terrain nature!;
b) fouilles par etapes en degageant simultanement
trois tetes d'ancrage, pose de trois plaques prefabriquees
et bloGage manuel avant Ia mise en tension;
c) mise en tension des ancrages, par etapes;
19

Fig. 3. Mise en place de Ia plaque prefabtiquee
{Photos 3, 4, 6 et 7 J. Marguerat)
Fig.4. Vue de Ia premiere tranchee, une fois les trois plaques en
place
d) betonnage entre les elements et construction des
murs de sout€mement;
e) chape et travaux de finition.
Execution des travaux
Dans l'intention de tester Ia capacite de scellement
dans Ia moraine compacte, un essai d'ancrage est conduit
jusqu'a Ia charge de point;onnement (plaque d'appui
2,00 x 2,00 m, charge de point;onnement 66 t, soit
une cantrainte au so I de 1,65 kg/cm2 transmise a l'argile
de surface par 50 cm de tout-venant) . Le fait de
doubler les mesures d'enfoncement et de fluage de Ia
plaque d'appui par quatre micrometres fixes sur batis
independants et par des mesures a distance au niveau, a
sensiblement augmente Ia qualite des mesures de
deformation; mais il n'est malheureusement pas possible
de determiner avec precision Ia force d'arrachement.
Cependant il permet de determiner Ia longueur de scellement
(I = 6 m). Ia pression d'injection a obtenir
(40 kg/cm2, par phases successives) et de contröler Ia
consommation de ciment (environ 1500 a 2000 kg par
ancrage). L'ancrage d'essai, qui a parfaitement tenu
avec une longueur de scellement injectee de 3m envi ­
ron, sera reinjecte par Ia suite sur les trois metres suivants
et utilise comme ancrage detinitif (ancrage
fig. 6).
La route de Bussigny est fermee a Ia circulation le 19 fevrier
1973 et le forage a partir du terrain nature! des
vingt-trois autres ancrages peut commencer.
L'entreprise Swissboring choisit de forer au coulis de
ciment betonique regenere, a densite maximum, qui
assure Ia stabilite des parois laterales. Ce systeme aurait
dO accelerer Ia mise en place des ancrages. Malheureusement,
Ia consistance extremement molle du terrain
empeche, dans Ia plupart des cas, l'introduction de l'ancrage,
le trou se bouchant une fois le forage termine.
Seul le tubage metallique de Ia zone delicate (de -6 m
jusqu'a -1 5m) permet de franchir cet obstacle. Un travail
jour et nuit est organise pour tenir le programme
prevu. Les ancrages une fois en place sont injectes en
quatre, vo ire cinq phases successives pour atteindre Ia
pression exigee.
L'ancrage (fig. 2) est reinjectable a tout moment, meme
lorsqu'il est sous tension ou si le scellement lache; cela
est particulierement interessant lorsque le delai d'une
reparation eventuelle est restreint. Par contre, il taut
accorder un so in tout particulier a Ia mise en place de Ia
tete. Sa position doit etre reglee precise depuis le terrain
nature!, car Ia zone filetee n'offre que 25 cm environ de
jeu. C'est peu pour absorber les differences d'allongement
de Ia longueur libre de l'ancrage, ainsi que I es differences
de tassement et de fluage.
Fig. 5. Detail de Ia double tete
(Photo A. Dufour)
Pendant que se mettent laborieusement en place les
ancrages precites, vingt-trois plaques en beton arme
sont preparees par l'entreprise Foretay SA dans son
usine de pretabrication d'Echandens.
Les scellements des premiers ancrages ayant atteint Ia
resistance suffisante, l'entreprise de genie civil R. May
SA s'installe et creuse, un mois et demi apres le debut
des travaux, sa premiere fouille. Fouille delicate, car il
taut travailler a Ia pelle rapidement sans ab1mer les
ancrages en place, proteges par leur gaine plastique.
Les dimensions de Ia fouille (premiere etape) et son
20

Fig. 6. Deformation de Ia chaussee
emplacement avaient ete fixes d'entente avec notre
conseil geotechnique, M. Ott. Eile doit eHre executee
dans le sens de Ia pente du terrain et sa largeur ne doit
pas depasser 2 m 50. Sa longueur est teile que trois
tetes d'ancrage sont degagees, permettant Ia pose de
trois plaques. L'excavation de 150m3 d'argile relativement
compacte, d'ancien tout-venant et autre enrobe,
est terminee en un jour. Le fand est soigneusement
regle avec une couche de sable, sur laquelle est pose un
tissu filtrant «Bidim» et les trois premieres plaques sont
amenees a pied d'muvre.
La figure 3 montre l'operation de mise en place
d'une plaque prefabriquee par Ia grue routiere de 60 t
de force. L'ancrage introduit et Ia plaque posee, il est
possible, grace a un systeme de double tete (fig. 5)
(distance entre les tetes = longueur de l'allongement
theorique de Ia longueur libre de l'ancrage pour 60 t),
de Ia bioquer manuellement et immediatement en vissant
Ia randeile de blocage. Les imperfections de
reglage des tetes d'ancrage sont, quant a elles, corrigees
a l'aide d'une tige filetee de rallonge, vissee a l'interieur
de Ia tete.
Mais le fand de fouille n'est pas stable a proximite du
passage interieur; il remonte a une vitesse moyenne de
20 cm/h. Une course contre Ia montre s'organise et
pendant que le fand de fouille est a nouveau regle ( avec
une tolera nce de + 5 cm), Ia grue est prete a poser une
nouvelle plaque. La ra pidite des manmuvres, puis Ia
possibilite de blocage de Ia piece assurent Ia reussite de
l'operation.
Swissboring intervient 1 a 2 jours plus tard pour une
premiere mise en tension a 60 % (pression au sol
300 g/cm2). Alors que le tassement des plaques du
haut est de 1 cm environ, les plaques situees pres du
passage inferieur dans Ia zone mouvante s'enfoncent
de 3 cm environ. Par fluage, cette valeur atteindra,
apres 15 jours, entre 5 et 1 0 cm au maximum. II est interessant
de noter que Ia mise en tension de Ia plaque du
bas provoquait un tres leger mouvement vers le haut de
Ia plaque directement voisine (environ + 2 mm). L'ouverture
de Ia premiere fouille met en evidence Ia coupe
en travers de Ia deformation de Ia raute (fig. 6).
Une fouille pour trois nouvelles plaques est ensuite
excavee, comme precedemment et dans les memes
conditions.
La banne coordination des operations, assuree par l'entreprise
R. May SA, permet de poser six plaques par
semaine au lieu des trois prevues initialement.
De faibles remontees du fand de fouille entre les
elements prefabriques sont neutralisees par Ia pose de
«Kanaldielen» horizontaux coinces saus les dalles. Ces
dernieres sont egalement etayees entre elles pour eviter
taut mouvement laterel. Le «Bidim» garantit une grande
proprete au chantier dans ce terrain tres argileux, avec
de l'eau en permanence provenant des drainages coupes
par les terrassements et des remontees le lang des
ancrages saus l'effet de Ia sous-pression, avant l'injection
secondaire.
L'ensemble de Ia surface du radier est ainsi totalement
excave et les vingt-trois elements en beton arme poses
par etapes. Les espaces entre les elements prefabriques
sont armes (fig. 7) et betonnes, de maniere a creer un
ensemble homogene et hyperstatique. Avant le betonnage,
les ancrages ont ete tendus a 100% (pression
500 g/cm2) par crainte de tassements differentiels
importants de Ia dalle. Tassements mesures : 4 cm au
maximum dans Ia zone mouvante et 2 cm en moyenne
ailleurs.
Un Iever tacheometrique des tetes d'ancrage et des da l­
Ies montre un mouvement tres sensible du sous-so I. En
Fig. 7. Vue generale du chantier
21

Fig. 8. Situation finale, deplacement
des ti:\tes d'ancrage
BVSSIGNY ---....
SITUATION
0 1 2 3 4 5 m
effet, par rapport aux emplacements piquetes (les
ancrages ont ete correctement mis en place), les tetes
d'ancrage et par consequent les elements prefabriques
se sont deplaces en direction de l'ouest (fig. 8).
Ce mouvement est au maximum de 80 cm. Ce phenomene
montre l'etonnante plasticite du sous-sol,
detorme par l'action combinee de modestes terrassements
(avec les remontees de fand de fouille decrites
plus haut) et des lourds engins de chantier (grue routiere
de 60 t) travaillant a proximite.
La tension de chaque ancrage est contrölee une derniere
fois lorsque le beton a atteint Ia resistance prescrite
par I es normes. Perte de tension par fluage du terrain:
max. 34 t (57 %), min. 15 t (25 %) . Cependant,
une nouvelle mise en tension a 100% ( cantrainte au sol
environ 250 g/cm2) ne provoque plus que des tassements
de 1 a 2 mm, ce qui laisse presumer que les pertes
de tension seront dorenavant negligeables.
Trois murs de soutenement lies au radier retiennent
lateralement I es terres le plus pres possible du bord de Ia
chaussee. Une chape en enrobe maigre recouvre les
tetes d'ancrage et recree le profil en lang correct. Les
travaux de finition termines, Ia raute est rendue a Ia cir-
culation le 13 juillet 1973, soit cinq mois exactement
apres sa fermeture, comme prevu par le programme des
travaux (fig. 9).
4. Conclusions
Le delai d'execution de cinq mois est tenu et le devis de
500 000 francs environ (soit 750 fr./m2) respecte. Nous
le devons a Ia parfaite connaissance du terrain dont
l'etude poussee a ete demandee a Ia suite de l'apparition
des detormations et qui a permis de mener a bien
un Chantier particulierement difficile, grace a une
preparation soignee des details. II est ainsi possible
d'envisager raisonnablement tous les risques en se
reservant de donner «l'arriere-garde» des possibilites
techniques pour parer a des conditions encore plus
detavorables que celles qui sont admises. Nous devons
aussi le bon resultat de nos travaux a Ia prise en campte
de marges suffisantes dans les dimensions des divers
elements (epaisseur de Ia chape, distance entre plaques,
par exemple) et a l'excellente collaboration des
deux entreprises particulierement capables.
Enfin, I es ancrages precontraints ont prouve une fois de
plus leur efficacite dans cette nouvelle application.
Fig. 9. Travaux termines
(Photo J.-P. Vuagniaux)
22

Separatdruck aus «Strasse und Verkehr», Nr. 7/74
Druck: Vogt-Schild AG, 4500 Solothurn 2

Einfluss von Porenwasserüberdruck und Grundwasserabsenkung
auf die Stabilität einer Baugrube
Von M. A. Gautschi, Zürich
Schweizerische Bauzeitung
Sonderdruck aus dem 93. Jahrgang, Heft 26, 26. Juni 1975
Druck: Offset + Buchdruck AG, Zürich

Einfluss von Porenwasserüberdruck und Grundwasserabsenkung auf die
Stabilität einer Baugrube
Von M. A. Gautschi, Zürich1)
1. Einleitung
Das Bauwerk, welches Gegenstand dieser Zeilen bildet,
liegt nahe des Nordufers des Zugersees in der Ebene zwischen
Cham, Steinhausen und Zug. Mit der Autobahnverzweigung
N 4/N 4a und den Anschlüssen ist ein Strassennetz im Bau, das
zusammen mit den bereits bestehenden guten Eisenbahnverbindungen
das lebhafte Interesse der Wirtschaft auf sich
zieht.
Bild 1 zeigt eine Übersicht der geologischen Verhältnisse.
Im Westen, längs der Anhöhe des Städtlerwaldes, liegt der
Molassefels nur unbedeutend unter der Oberfläche, um dann
gegen Osten rasch in grossc Tiefe abzutauchen. Er wird von
einer Moräne überdeckt, die ihrerseits ein vom Gletscher
geprägtes Becken formt, dessen unregelmässige Begrenzung in
der Abbildung gut erkennbar ist. Die vom Gletscher zurückgelassene
Mulde wurde zunächst mit gletschernahen Seeablagerungen
aus Sand und Silt, später aus tonigem Silt und
schliesslich durch Seekreide angefüllt. Der Seespiegel lag
ursprünglich um 419 m ü.M., sank dann mit fortschreitender
Erosion des Felsriegels bei Cham um 3 bis 4 m und erreichte
durch künstliche Eingriffe im Mittelalter die heutige Kote von
413 m ü. M. Die Ebene wurde damit trockengelegt und von
Osten her mit Sand und Kies des Lorzedeltas teilweise überdeckt.
Der Grundwasserspiegel liegt aber auch heute noch
nahe der Terrainoberfläche, und das Land wird bei starken
Regenfällen über grössere Gebiete unter Wasser gesetzt.
1) Vortrag, gehalten anlässlich der Herbsttagung 1973 der Schweizerischen
Gesellschaft für Boden- und Felsmechanik in Lausanne.
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1
0 10 20 30 40 50m
Links oben:
Bild 1. Geologische übersieht: 1 Molasse, 2 Moräne, 3 Seeablagerungen
bis 20 m tief, 4 Seeablagerungen über 20 m tief, 5 sandige übergussschichten
der Lorze, 6 Kies-Sande der Lorze, 7 SBB-Linien, 8 N 4
und N 4a, 9 Zugerseeufer, 10 Strasse H mit der Unterführung Kollermühle
Links:
Bild 2.
Lage des Bauwerkes und der Sondierungen
best Kontonutrosse
F2 HB35
R5 8171 F3 R15 F1 HB36
H 410
Seeablagerungen a
---- -------

Unser Bauwerk, die Unterführung Kollermühle, quert die
SBB-Linie Knonau-Zug in unmittelbarer Nähe der Kantonsstrasse
Zug-Cham (Bild 2). Das Bauwerk wurde vom Ingenieurbüro
A/torfer, Cog!iatti und Schellenberg als Wanne mit
äusserer und innerer Schale projektiert, bei der ein wesentlicher
Teil der Auftriebskräfte durch Zugpfähle aus Holz aufgenommen
wird. Die erdstatischen Probleme der Bauphasen, die sich
durch die Porenwasserüberdrucke als Folge der intensiven
Rammarbeiten einerseits und die Grundwasserabsenkung
anderseits ergaben, sollen Gegenstand der folgenden Zeilen
sein.
2. Ausgangslage
Bild 2 zeigt die Lage der Unterführung nahe des Niveauüberganges
der Kantonsstrasse Cham-Zug über die Knonauer
SBB-Linie. Die natürliche Vorflut bildet der von Osten nach
Westen fliessende Ochsenbach. Bild 3 gibt mit einigen typischen
Sondierungen die Bodenverhältnisse wieder. Die Auffüllung,
die Überschwemmungs- und Sumpfablagerungen, wie auch die
Deltaablagerungen bestehen vorwiegend aus Sand, zum Teil
mit organischen Beimengungen und wenig Kies. Sie weisen
eine verhältnismässig gute Wasserdurchlässigkeit auf. In den
bautechnisch wesentlich unangenehmeren Seeablagerungen
können drei Schichten unterschieden werden. Die oberste
Schicht a setzt sich aus einer Feinschichtung aus Silt, Sand und
tonigem Silt zusammen. Etwa ab Kote 407 m ist nur noch
toniger Silt mit wenig Siltlagen anzutreffen. Diese Schicht b
zeichnet sich durch ein geringes Raumgewicht von rund 1, 7 t/m 3,
einen hohen Kalkgehalt (rund 25 %) und eine ausgeprägte
Strukturempfindlichkeit aus, die aus dem Vergleich der Scherfestigkeit
in ungestörtem und gestörtem Zustand der Flügelversuche
F 1 bis F 3 hervorgeht. Ab Kote 397 m wird der
Seebodenlehm weniger strukturempfindlich, indem die ungestörte
Scherfestigkeit (Su) bei gleichbleibender oder eher
etwas ansteigender gestörter Scherfestigkeit (S0) absinkt.
Auch hier bleibt das Raumgewicht ungewöhnlich tief
(y 1,7 t/m3).
=
In diesem wenig standfesten Baugrund musste eine bis 8 m
tiefe Baugrube ausgehoben werden, die neben der Kantonsstrasse
liegt, in welcher verschiedene Werkleitungen verlegt
sind. Der SBB-Verkehr musste mit einer Hilfsbrücke aufrechterhalten
bleiben (Bild 4).
3. Porenwasserüberdruck durch Rammarbeiten
Für die Auftriebssicherung mussten im zentralen Teil der
Unterführung Holzpfähle von 22 bis 25 m Länge gerammt
werden. Ihr gegenseitiger Abstand betrug 2,5 bis 3,0 m. Sie
waren leicht zu rammen, betrug doch die Eindringung bei der
letzten Hitze zu 10 Schläge noch über 10 cm. Die intensiven
Rammarbeiten erzeugten aber in den Seeablagerungen sehr
hohe Porenwasserüberdrücke. Bild 5 zeigt den zeitlichen Verlauf
dieser Überdrücke an zwei Stellen in 3 verschiedenen
Tiefen in rund 2 m Entfernung von den nächsten Pfählen. In
15 und 21 munter OK Terrain stieg der Druck bis nahe an die
natürliche Überlagerung und erreichte bei einer Messstelle
rund 1,2 atü. Sobald die Rammung abgeschlossen war und
damit auch die Scherbeanspruchungen des Untergrundes ihr
Ende fanden, sanken die Porenwasserspannungen rasch ab,
wobei kein wesentlicher Unterschied zwischen den einzelnen
Tiefen festzustellen war.
Bei der 2. Messstelle konnte der Einfluss der Weilpoint­
Absenkung beobachtet werden. Am 11. Oktober 1972 wurde die
erste Wellpoint-Stufe etwa ab gewachsenem Boden in Betrieb
genommen, am 5. November die zweite Stufe von einem 4 m
tiefen Graben aus. Der Abbau des Überdruckes beschleunigte
sich sofort in 9 m und 15 m unter OK Terrain, nicht aber in
21 m Tiefe.
Mit Recht fragte sich der projektierende Ingenieur, ob
diese hohen Porenwasserdrücke die Stabilität der auszuhebenden
Baugrube nicht gefährden. Bei einer Porenwasserspannung,
die gleich dem Überlagerungsdruck ist, wird die
Normalkraft in der potentiellen Gleitfläche neutralisiert und
die Reibung wird Null. Was geschieht aber mit der Kohäsion?
Um darauf eine Antwort zu erhalten, wurden in unmittelbarer
Nähe von frisch gerammten Pfählen neuerdings Flügelversuche
durchgeführt. Einen Vergleich mit den vor den
Rammarbeiten vorgenommenen Messungen zeigt Bild 6. Die
neu unter dem grossen Porenwasserüberdruck gemessenen
Scherfestigkeiten (Punkte) weichen nur unwesentlich von den
Werten im ungestörten Zustand (Kreise) ab. Die geringen
Unterschiede dürften eher die natürliche Streuung im Boden
als die Veränderung durch die Pfählung darstellen. Damit
konnte festgestellt werden, dass die undrainierte Scherfestigkeit
erhalten geblieben war und zur Beurteilung der Stabilität
der Baugrube voll eingesetzt werden durfte.
Bild 4. übersieht über die Baustelle am
2. 4. 1973, Blick Richtung Süden
4

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Bild 5 (oben). Porenwasserspannungen in Funktion der Zeit in verschiedenen Tiefen ab OKT,
20 1'1 10"'"
im E und N der SBß..Brücke, während und nach den Rammarbeiten
A
Bild 6 (rechts). Flügelversuche mit verrohrtem Gerät vor (Kreise) und unmittelbar nach (Punkte) dem
Rammen der Pfähle 0
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"'
0,4 kgjcm2 0,8
4. Strömungsdruck durch Grundwasserabsenkung
Nachdem die Frage der Porenwasserüberdrücke geklärt
war, erhielt die Unternehmung grünes Licht für den Aushub
im Schutze einer Grundwasserabsenkung mittels Weilpoint
(Bilder 7 und 8).
Bereits beim Aushub des Grabens für die 2. Wellpoint­
Stufe beobachtete man, dass sich der Grundwasserspiegel nicht
so absenkte, wie man erhofft hatte. Einerseits stellte sich eine
sehr steile Absenkkurve gegen aussen ein, anderseits wurde
zwischen den Reihen im Baugrubenbereich nur eine Absenkung
von rund 2,8 mje Filterstufe erreicht, so dass der Wasserspiegel
noch 1 m über der zukünftigen Aushubkote lag.
Möglicherweise sind die Gründe hierfür im Umstand zu suchen,
Bild 7.
Blick von der Hilfsbrücke gegen E
dass der Boden feingeschichtet ist, wobei die Durchlässigkeit
mit der Tiefe rasch abnimmt, und dass mindestens vom nördlich
gelegenen Ochsenbach her eine Speisung gut möglich ist.
Es war nun abzuklären, welche Vorkehrungen getroffen
werden müssen, um die Stabilität der Baugrube zu gewährleisten.
In den dazu durchgeführten Stabilitätsberechnungen
wurden Gleitflächen in der Form von Kreisbogen angenommen
und die Sicherheit als Verhältnis zwischen der Summe
aller stabilisierenden Momente und der Summe aller treibenden
Momente in bezug auf den Kreismittelpunkt definiert. Neben
dem Bodengewicht W, der Normalkraft N und dem Scherwiderstand
S wurden auch die seitlichen Erddrücke EL und En
auf die Lamelle und der Wasserdruck U berücksichtigt. Dabei
wurden die Neigungswinkel der Erddrücke EL und En wie
folgt angenommen :
+ rx)/2 ::; (J>'
wobei I> die Neigung der Terrainoberfläche, rx die Gleitflächenneigung
und (J>' den Winkel der inneren Reibung darstellen
(Bild 9).
In der vorhandenen Sickerströmung wirkt der resultierende
Auftrieb U senkrecht zu den Strömungslinien und
wird um den Reibungsverlust (Strömungsdruck) aus der
Vertikalen ausgelenkt Zur besseren Veranschaulichung kann
der Auftrieb aufgeteilt werden in die Seitendrücke U L und U n
sowie den Auftrieb senkrecht zur Gleitfläche U B. Geht man
aus vom normalen vertikal wirkenden Auftrieb im ruhenden
Wasser, der als Verminderung des Lamellengewichtes aufgefasst
werden kann, so muss bei einer Wasserzirkulation eine
zusätzliche Strömungskraft eingeführt werden mit einer
horizontalen und einer vertikalen Komponente.
5

Bild 8.
Blick von der Hilfsbrücke gegen W
Bild 9. Angreifende Kräfte an einer Lamelle des Gleitkreises und
Kräftepolygon
Auffüllung
Um die Baugrube trockenzulegen, hätte eine weitere
Wellpoint-Stufe eingesetzt werden müssen (Fall B in Bild 11).
Man hätte damit eine trockene «Auflast» erhalten unter
Inkaufnahme grösserer Strömungsdrücke.
Der Fall C (Bild 10) entspricht einem etappenweisen
Aushub und Einbringen des Sickerbetons, der als Auflast von
rund 2 t/m 2 wirkt.
Die Fälle Dund Ein Bild 12 stellen die Lage bei extremem
Hochwasser und leergepumpter Baugrube dar, wobei einerseits
wieder eine Strömung parallel zur Wasserspiegeloberfläche
zugrunde gelegt wurde (Fall D) und anderseits eine
solche, die bis 18 m unter Geländeoberfläche allmählich
abflacht und auf 0 zurückgeht (Fall E).
Die kritischen Gleitkreise, welche mit Hilfe eines Computerprogramms
ermittelt wurden, hatten ihr Zentrum durchwegs
nahe der Böschungsoberkante und reichten bis zum gegen-
Überschwemmungs­
Sumpfablagerungen
In Bild 10 ist zunächst der Fall A dargestellt, bei welchem
der Aushub vollendet, aber der Wasserspiegel nur bis zum
beobachteten Niveau abgesenkt ist. Wird eine Strömung
parallel zur Wasserspiegeloberfläche angenommen, so wirken
infolge Strömungsdruck zusätzliche Kräfte sowohl in horizontaler
Richtung gegen die Baugrube als auch vertikal nach
unten. Sie sind durch die schraffierten Flächen versinnbildlicht.
Für die Berechnung wurden folgende Bodenkennwerte eingesetzt
:
'-- '0'==='';;;. """' 0 __ _ ;;30;m Bild 10. Stabilitätsbetrachtung Fall A+C
- Bauzustand (undrainiert)
'(
t/m3
0 bis 4 m ab OKT 2,0
4 bis 18 m ab OKT
1,73
> 18 m ab OKT 1,73
0
c '
t/m2
0
2,9 bis 5,7 linear mit
der Tiefe
zunehmend
3,3
- Dauerzustand (drainiert)
'(
t/m3
0 bis 4 m ab OKT 2,0
4 bis 18 m ab OKT 1,73
> 18 m ab OKT 1,73

überliegenden Böschungsfuss. Sie ergaben folgende Sicherheiten
:
FA > FB
FE > Fv
s = 0 s i= 0
' = 0 Fall A 1,22 1,25
B 1,11 1,13
c 1,36 1,40
D 1,04 1,09
E 1,17 1,20
' > 0 D 1,58 0,99
E 1,49 1,05
Ein Vergleich der Sicherheiten lässt folgende Schlüsse zu :
Die Grösse der Potentialdifferenz der Sickerströmung
hat grösseren Einfluss als die Mächtigkeit
der trockengelegten Schicht unter OK Baugrube.
Eine Abnahme der Potentialdifferenz in der Tiefe
hat eine wesentliche Verbesserung der Stabilität
zur Folge.
FA