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

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneGeotechnische Parameter und BeiwerteParamètres et coefficients géotechniquesInhaltTable des matièresPeter Brenner Korrelationen für Kenngrössen bindiger 3Dr. dipl. Bauing.LockergesteineMichel Dysli Bases de données géotechniques et corrélations 15Dr. Ing. civ.Françoise Geiser Modélisation numérique et paramètres 23Dr. Ing. civ.géomécaniquesJ.-Martin Hohberg Anforderungen des Praktikers an die Aussagekraft 31Dr.numerischer ModelleMarkus Kügler Bodenmechanische Kennwertdatenbank 41Dipl. Ing.Erich Pimentel, Dr.-Ing. Kritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemen 47Georgios Anagnostou, Prof. Dr. sc. techn. und empirischen Methoden der FelsmechanikLaurent Pitteloud, Ing. civ. Kennwerte weicher Böden für 69Jörg Meier, Dr. Ing.geotechnische VerformungsprognosenSimon Salager Recent developments in experimental characterization of 83Dr. Scientisthighly overconsolidated soilsHansruedi Schneider, Prof. Dr. Charakteristische Baugrundwerte: 95Philipp Fitze, dipl. Bauing. FHErfahrung, Versuchswerte und StatistikWalter Steiner Ermittlung wichtiger geotechnischer Eigenschaften für 105Dr. dipl. Bauing.weichen BaugrundJost Studer, Dr. dipl. Bauing. Bestimmung dynamischer Bodenkennziffern 121Thomas M. Weber, Dr. sc. techn.1

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneKorrelationen für Kenngrössen bindigerLockergesteineDr. R. Peter Brenner3

Korrelationen für Kenngrössen bindiger Lockergesteine1 EinleitungDamit ein Bauwerk sicher, d.h. standfest auf einen Baugrund fundiert werden kann, benötigt der projektierendeIngenieur zuverlässige numerische Werte für die im geotechnischen Modell zu verwendendenParameter. Da die Geomaterialien durch natürliche Prozesse entstanden sind, besteht eineVielfalt von Faktoren welche die Grösse eines Kennwertes beeinflussen. Jeder Materialkennwert hatdaher eine gewisse Streubreite welche auch statistisch erfasst werden kann.Dieser Artikel beschränkt sich auf Kennwerte von im Wesentlichen normal- (oder erst-) konsolidiertenTonen. Solche Materialien findet man in den ehemals glazialen Gebieten im Norden Europas (z.B.Skandinavien) und in Nordamerika (z. B. Kanada, Alaska) wo beim Rückzug der Eisdecke die Produkteder Gletscherabrasion in Gletscherrandseen, Flusstälern, sowie tiefen Becken und Fjorden in welcheauch Meerwasser eindringen konnte, abgelagert wurden. Gleichzeitig erfolgte eine Hebung derErdkruste [28], [3]. In den nicht glazialen Gebieten sind die weichen Tone in den Deltas flacher Küstengebietedurch Sedimentation in das infolge Meeresspiegelerhöhung vordringende Meer entstanden(z.B. Südostasien) [7]. Da diese Materialien für das Bauwesen problematisch sind, haben Hochschulinstituteund staatliche Organisationen in diesen Gebieten die Untersuchungen dieser Ablagerungenvorangetrieben, vor allem während der 60er, 70er und 80er Jahre. In diesem Zeitraum wurden im geotechnischenVersuchswesen, sowohl im Labor wie auch im Feld, grosse Fortschritte erzielt.Es ist naheliegend, dass man versucht hat aus der grossen Datenmenge gewisse Wechselbeziehungenoder Korrelationen herzuleiten, vor allem zwischen den Kennwerten welche das mechanischeVerhalten (Festigkeit, Verformbarkeit, Durchlässigkeit, etc) von gewissen Lockergesteinen beschreibenund denjenigen welche die fundamentalen Eigenschaften (Dichte, Korngrösse, Plastizität, etc)des Materials selbst charakterisieren. Im Falle von feinkörnigen Lockergesteinen (Tone, Schluffe) sinddie fundamentalen Eigenschaften durch die Plastizität gegeben, welche ihrerseits durch das elekrochemischeVerhalten der Tonpartikel bestimmt wird. Die Plastizität wird deshalb auch für Klassifizierungszweckeverwendet, wie z.B. mit dem allseits bekannten Plastizitätsdiagramm von Casagrande,welches eine Korrelation zwischen der Plastizitätszahl, I P , und der Fliessgrenze, w L , ist. Die Plastizitätszahlist die Differenz zwischen dem Wassergehalt bei der Fliessgrenze und demjenigen der Ausrollgrenze,w P , d.h. I P = w L - w P .Zweck dieses Artikels ist es eine kurze Übersicht einiger oft verwendeten und auch weniger bekanntenKorrelationen für bindige Lockergesteine zu präsentieren und deren Anwendung zu kommentieren.Die Korrelationen wurden der geotechnischen Literatur entnommen und stammen meistens ausdem Zeitraum von ca. 1960 bis 1990. Bei einigen Korrelationen wurden auch Daten des Autors(Bangkok Ton) miteinbezogen.2 Beurteilung und Anforderungen an KorrelationenKorrelation sollten immer mit den dazugehörigen Daten präsentiert werden, damit die Unsicherheiten(Streuung) die mit der Korrelation verbunden sind ersichtlich werden. Die Korrelation kann dann dazuverwendet werden zu zeigen ob die Grössenordung der gemessenen Kennwerte in den erwartetenBereich fällt oder gemäss ingeneurmässiger Beurteilung vernünftig ist. Korrelationen sollten Parameterbenützen welche eine logische Beziehung haben zum physikalischen Verhalten welches durch dieKorrelation vorausgesagt wird, d.h. die Parameter sollten so nahe und direkt als möglich zum betrachtetenVerhalten stehen [17]. Beispiele sind die Beziehungen zwischen dem Kompressionsbeiwert, C Cund der natürlichen Porenzahl, e 0 , oder zwischen der Sensitivität, S t , und der Liquiditätszahl, I L .Korrelationsparameter, sofern sie nicht schon dimensionslos sind, werden oft mit einer Bezugsgrössenormalisiert, z.B. c u /σ p ', wobei c u die undränierte Scherfestigkeit und σ p ' die Vorkonsolidationsspannungbedeuten. Korrelationen sind meistens orts-spezifisch bezüglich der Lage der Messpunkte, d.h.dass man Regressionsbeziehungen aus Korrelationen, die man an einem bestimmten Ort ermittelt hatnicht direkt auf einen andern Ort übertragen kann, obwohl die geologische Vorgeschichte und die Se-5

dimentationsbedingungen ähnlich sein mögen. Die Messpunkte müssen neu ermittelt und aufgetragenwerden damit die Korrelation erkennbar wird. .3 Korrelationen für mechanische Kenngrösssen3.1 Standard (Index-) Kenngrösssen als KorrelationsparameterStandardkenngrössen wie die Atterberg Konsistenzgrenzen, w L , w P und u vor allemm die Plastizitätszahl,I P , sind häufig als Korrelationsparameter verwendet worden, obwohl diese Werte an völlig gestörtenProben bestimmt werden. Trotzdem vermag aber die Plastizitätszahl wesentlichee Charakteristiken zuwiderspiegeln.Nagaraj & Jayadevaa [25] zeigtenaufgrund der Guy-Chapman Theorie, dass I P direkt mit wL liiert ist.Mittels statistischer Analyse von 520 (w L , I P ) Messdaten von Tonen aus verschiedenen Regionen derWelt erhielten sie diefolgende Korrelation:IP = 0.74(w L – 8)(1)c ur (kPa) = 1/(I Lc – 0.21) 2(2)mit einem Regressionskoeffizienten r = 0.957 und einer mittleren StandardabwSweichung von4.0. AlsVergleich sei hier erwähnt, dasss für Tone imm Osten Kanadas für Gleichung (1) der folgendee Bereichgefunden wurde [18]: (0.86w L - 13) > I P > (0.73w L - 15). Gemäss [25] wird der Parameter I P im i Mikro-mit mechanischen Parametern verwendet werden da er wichtige EigenschafteEen der Tonpartikel zubereich von der spezifischen Oberfläche kontrolliert. Er kann daher als Kenngrösse für Korrelationencharakterisieren vermag, obwohl die Mikrostruktur zerstört wurde.3.2 Korrelationen mit Scherparammetern3.2.1 Korrelationen mit der undräniertenn ScherfestigkeitHouston& Mitchell [12] haben aufgrund vonn Daten ausNorwegen, UK und Alaska eine Beziehungzwischender Liquiditätszahl, I L , und der Scherfestigkeitvöllig gestörter Tonproben, c ur , angeregt. DieLiquiditätszahl, definiert als I L = ( w n – w P )/I P , ist eine Art normierter Wassergehalt.. Zur Bestimmung dernotwendigen Daten eignet sich der schwedische Fallkegel, da dieser sowohl die Fliessgrenze wieauch dieScherfestigkeit zu messen vermag. Bild 1 zeigt Messungenn an kanadischen Tonenn und dieBeziehung:Beide Parameter, c u und I L , widerspie-geln die d gleiche Bodencharakteristik,nämlichh die Konsistenz gestörter Tone.I Lc bedeutet, dass die Fliessgrenze mitdem Fallkegel bestimmt wurde. Wroth &Wood [38] betrachteten die Beziehungc ur - I L im i Lichte der kritischen Zustands-theorie (critical state theory) und defialsdennierten die PlastizitätsgrenzeWassergehalt bei welchem die Festig-keit 100 mal grösser ist alsbei derFliessgrenze. Die Beziehung lautet:c ur (kPa) = 170 exp( (-4.6 I Lc )(3)(Bild 1) Korrelation zwischen Liquiditätszahl und völliggestörter Scherfestigkeit [18][c ur kann bei Tonenn mit geringeSensiti-vität alss untere Grenze für die undränier-te Scherfestigkeit betrachtet werden. DieBeziehung (3) ist inn Bild 1 ebenfalls ein-gezeichnet.6

(Bild 4)Korrelationen zwischenn Reibungswinkel, φ',und Plastizitätszahl, I P P: (a) für ein weitesSpektrum bindiger b Materialien [20]; (b) mitDaten aus [17], ergänzt mit Messpunktenaus normalkonsolidiertem Bangkok Ton,welche einee ähnliche Streubreite zeigen; (c)Regressionsgerade sinφ'-I P für ungestörteund gestörte Tonprobenn [15], ergänzt mit φ'-Werten welche an gemäss Proctorr verdichtetenProben gemessenn wurden [29].Leroueil et al. [18] und Leroueil & Height [20] interpretieren die Scherfestigkeit von normalkonsolidier-re-ten (NC)Tonen als den kritischen Zustandsreibungswinkel, φ cs ' (oderr φ' NC ). Dieser Reibungswinkelflektiert die Mineralogie der Tonpartikel und wurde oft mit der Plastizitätszahl in Zusammenhang ge-Tonebracht. Er nimmt mitzunehmender Plastizitätszahl ab. Ausnahmenmachen allerdings gewissewie z.B. aus Mexico City und Attapulgit (Bild 4a). Mexico City Ton enthält vulkanische Glaspartikel undSchalentrümmer vonKieselalgen[9]. Das Attapulgit Partikel hat eine faserartige Form. DiePlastizi-Verhalten tätszahl widerspiegelt vor allem die Rauhigkeit von Tonpartikeln und weniger deren mechanisches[20].8

Strukturierung kann durch verschiedene Ursachen entstehen, z.B. durch Ablagerung von Karbonaten,Rekristallisierung von Mineralienn während der Verwitterung, interpartikuläre Anziehungskräfte, etc.Strukturierung erhöht in jedem Fall die Festigkeit. Die kleine Skizzee in Bild 8 zeigt den Einfluss derStrukturierung auf C c c.Bildd 10 zeigt Korrelationen zwischenC c und e 0 für weichen Bangkok Tonwelcher in einem grossen, flachenDeltaabgelagertwurde. SeineMächtigkeit ann der Küstebeträgtetwa 15 m und nimmt mit zuneh-ab. Die Daten stammen von viermender Distanz vom MeeresuferStand-orten welche leicht unter-ausgesetzt waren. Standort KL liegtschiedlichenAlterungsprozessenca. 60 km nördlich der Meeresküste.BP (Standort des neuen Flugha-haben beide eine Distanz zur Küstefens) sowie PWW (im Stadtzentrum)vonn ca. 25 km. StandortPP(Schiffswerft für Thai Marine) liegt(Bild 10) Korrelationen zwischen C c undd e 0 von weichemdirekt an derr Küste (Flussmün-so weich,Bangkok Ton an vier verschieden Standorten. Die dung). Der Ton ist dortResultate zeigen deutlich, dass auch innerhalb der dass er kaum einen Menschen zugleichen Formation die Regressionsgeraden variierentragen vermag. . KL, BP undPW ha-für PWkönnen, d. h. orts-spezifisch sind.benn ähnliche Sensitivitäten; ist sie zwaretwashöher,wahrscheinlichinfolge Grund-wasserabsenkung durch Pumpen welche eine Zunahme der effektiven Spannungen bewirkt. BangkokTon hat eine Sensitivität die im Bereich von 4 bis 8 liegt. Die Regressionsgeraden stimmen daher mitBild 8 überein. Der sehr junge Ton am Standort PP hattenoch nicht genügend g Zeit eine festee Strukturzu entwickeln und wurde auch nicht ausgelaugt. Seinee Sensitivität entspricht deshalb einem nichtalsC αe =strukturierten Ton mit S t ~ 2 bis 4.Der Kriechbeiwert, C α αe, definiert∆e/∆log t, (t = Zeit) korreliert mit demKompressionsbeiwert, C c , in einer angenähertlinearen Beziehung. Bild 11 zeigtsolche Beziehungenn für denhoch-Citysensitivenn Leda Ton und für MexicoTon, beides sehr kompressibleMateria-vonlien. Letzterer hat einen Wassergehaltüber 300 %. Dies bedeutet, dass das Ver-C αe zeit-hältnis Cc/C c αe konstant ist obwohllabhängig ist. Die C c und C αe -Werte solltenaber bei gleicher g effektiver Spannung kor-liegtreliert werden. Das C c /C αe Verhältnisbei natürlichen inorganischen Tonen undSchluffen bei 0.05±0.02 und für organischeMaterialien bei 0.07±0.02 [24].(Bild 11) Korrelation zwischen Kompressi-onsbeiwertenon C c , und Kriechbei-wert w C αe [17],, [24]3.4 Korrelationen mit hydraulischen ParameternDer Durchfluss von Wasser und andern Flüssigkeiten in einem porösen Medium erfolgt nach dem Ge-setz vonDarcy: Q = k · i · A11

wobei: Q = Durchflussmenge (m3 /s)k = Koeffizient der hydraulischen Leitfähigkeit (Durchlässigkeitskoeffizient)i = hydraulischer GradientFür Materialien welche feiner sind als Kies ist die Durchflussströmung laminar und Darcy’s Gesetz istanwendbar. Andere bekannte Ansätze sind die von Poiseuille und Kozeny-CarmKman. Diese sind aberfür praktische Anwendungen zu komplex, vor allem für Tone und man m begnügt sich mit Darcy’s Ge-einsetz welches sich auch für Tone eignet.Der k-Wert variiert enorm stark von einem Material zum andern. Zwischen Kies und Tonen bestehtUnterschied von etwa neun Grössenordnungen, d.h. vonetwa 10 -3 bis b 10 -12 m/s. . Für einen bestimm-wiederten Ton mit einer Porenzahl e hängt k vom Durchmesser der Fliesswege ab, welche ihrerseitsvon der Mikrostruktur beeinflusst sind. Der k-Wert hängtauch von den d Eigenschaften der Porenflüs-sigkeit ab (Viskosität, Temperatur) und vom Sättigungsgrad des Bodens. Der Durchlässigkeitskoeffi-einenzient ist daher eine der am schwierigsten zu messenden Kenngrössen. Weitere Schwierigkeiten realistischen k-Wert zu bestimmen entstehenn bei geklüfteten Tonen.Lockergesteine sind oft heterogen, d.h. sie können geschichtet sein oder o linsenförmige Einlagerungenenthalten. Die Durchlässigkeit invertikaler (k v ) und horizontaler (kh) h Richtung sind dann stark ver-weichen Tone liegt k v etwa zwischen 3x10 -100und 5x10 -9 m/s. In homogenen marinen Tonen ist r k klei-schieden. Man spricht dann von Anisotropie in der Permeabilität: r k = k h /k v . Für diee meisten natürlichenner als 1.2; r k ist grösser in geschichteten Ablagerungen,z.B. Varventone, aber imm allgemeinen kleinerals 10 [20].Für Korrelationen istes naheliegend den k-Wert mit der natürlichen Porenzahl, P e 0 0, zu vergleichen. Ta-dievenas etal [34] zeigten, dass e – log k v Beziehungen für viele Tone annähernd a linear sind solangevolumetrische Verformung den Wert von 20 % nicht übersteigt, d.h. solange s man innerhalb des für diePraxis interessantenn Bereichs bleibt (siehe Bild 12). Diese Beziehungen könnenn durch die Steigung,C k , der Kurven im linearen Bereich charakterisiert werden, i.e. C k = ∆e/∆log ∆ k. Die Grösse C k wird alsDurchlässigkeitsveränderungsbeiwert bezeichnet und eszeigt sich dass d sich C k direkt mit der natürli-C k ~ 0.5 e 0(10)chen Porenzahl des Tons korrelieren lässt.Die Beziehung zwischen C k und e 0 ist aus Bild 13 ersichtlich und kannn durch die einfache Beziehungangenähert werden. Die Daten streuen um die Gerade C k = 0.5 e 0 , liegen aber eher darunter.(Bild 12)Veränderung der vertikalen Durchläs-(Bild 13) Korrelation zwischen dem Durchlässig-der na-sigkeit mit der Porenzahl für verschie-türlichen (in situ) Porenzahl [34]]liegenden Kurven entsprechen Tonenmit tiefen I Pkeitsveränderungsbeiwert unddene natürliche Tone [18]. Die tieferP-Werten.12

4 Schlussfolgerungen• Korrelationen spielen eine wichtige Rolle in der geotechnischen Praxis, d.h. sowohl bei Erkundungenwie auch in der Wahl charakteristischer Kennwerte. Sie können auch zur Kontrollevon neuen Daten verwendet werden.• Bei bindigen Lockergesteinen sind vor allem Korrelationen zwischen einer mechanischenKenngrösse (Festigkeit, Zusammendrückbarkeit, Durchlässigkeit, etc) und einer Index-Kenngrösse (I P , w n , w L ) von Interesse. Eine solche Beziehung kann mittels linearer oder nichtlinearerRegression quantifiziert werden.• Korrelationen sollten immer mit den dazugehörigen Daten präsentiert werden um die bestehendenUnsicherheiten sichtbar zu machen.• Korrelationen und daraus abgeleitete Regressionsbeziehungen sind meistens orts- und material-spezifisch.Sie sollten daher bei einem Standortwechsel stets neu kalibriert werden.5 Literatur[1] Adikari, G.S.N., 1977. Statistical Evaluation of Strength and Deformation Characteristics ofBangkok Clays. M.Eng. Thesis No. 1001, Asian Institute of Technology, Bangkok, Thailand[2] Azzouz, A.S., Krizek, R.J. & Corotis, R.B., 1976. Regression analysis of soil compressibility.Soils and Foundations, 16(2):19-29.[3] Bjerrum, L., 1967. Engineering geology of Norwegian normally-consolidated marine clays asrelated to settlement of buildings. Géotechnique, 17:81-118.[4] Bjerrum, L., 1973. Problems of soil mechanics and construction on soft clays. Proc. 8 th Int.Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Moscow, 3:111-159.[5] Bjerrum, L. & Simons, N.E., 1960. Comparison of shear strength characteristics of normallyconsolidated clays. Proc. ASCE Research Conf. on Shear Strength of Cohesive Soils, BoulderCO, pp. 711-726.[6] Bucher, F., 1975. Die Restscherfestigkeit natürlicher Böden, ihre Einflussgrössen und Beziehungenals Ergebnis experimenteller Untersuchungen. Report No. 103, Inst. für Grundbau undBodenmechanik, ETH, Zürich.[7] Cox, J.B., 1970. Shear strength characteristics of the recent marine clays in South East Asia.J. Southeast Asian Socienty of Soil Engineering,1(1):1-28.[8] Design Manual, 1971. Soil Mechanics, Foundations and Earth Structures. Navdocks DM-7,Dept. of the Navy, Bureau of Yards and Docks, Washington.[9] Diaz-Rodriguez, J.A., 2003. Characterization and engineering properties of Mexico City lacustrinesoils. Proc. Int. Workshop on Characterisation and Engineering Properties of NaturalSoils and Weak Rocks, Singapore, T.S. Tan et al., eds., Swets & Zeitlinger, Lisse, Vol, 1, pp.725-755.[10] Fleischer, S., 1972. Scherbruch und Scherfestigkeit von bindigen Erdstoffen. Neue Bergautechnik,2(2):98-99, Bergakademie Freiberg.[11] Garneau, R. & Le Bihan, J.P., 1977. Estimation of some properties of Champlain clays withthe Swedish fall cone. Canadian Geotechnical J., 14(4):571-581.[12] Houston, W.N. & Mitchell, J.K., 1969. Property interrelationship in sensitive clays. J. Soil Mechanicsand Foundations Division, ASCE, 95(SM4):1037-1062.[13] Jáky, J., 1944. The coefficient of earth pressure at rest. J. Society of Hungarian Architects andEngineers, Budapest, Oct., pp. 355-358 (in Hungarian)[14] Kanji, M.J.A., 1974. The relationship between drained friction angles and Atterberg limits ofnatural soils. Géotechnique, 24(4):671-674.[15] Kenney, T.C., 1959. Discussion of Proc. Paper 1732: 'Geotechnical properties of glacial lakeclays', by T.H. Wu., J. Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE, 85(SM3):67-79[16] Lacasse, S., Jamiolkowski, M,, Lancellotta, R. & Lunne, T., 1981. In situ characteristics of oftwo Norwegian clays. Proc. 10 th Int. Conf. Soil Mechanics and Foundation Engineering, Stockholm,2:507-511.[17] Ladd, C.C., Foott, R., Ishihara, K., Schlosser, F. & Poulos, H.G., 1977. Stress-deformation andstrength characteristics. State-of-the-Art Report. 9 th Int. Conf. Soil Mechanics and FoundationEngineering, Tokyo, 2:421-494.13

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159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneBases de données géotechniqueset corrélationsDr. Ing. civ. epflMichel Dysli15

Bases de données géotechniques et corrélations1 IntroductionLe but de cet article est de tenter de transmettre en quelques lignes la longue expérience de son auteuren matière de bases de données géotechniques et aussi géologiques et des corrélations que l’onpeut en tirer. Cette expérience provient de son activité au Laboratoire de mécanique des sols del’École polytechnique fédérale de Lausanne de 1971 à 2007.2 Bases de données géotechniques2.1 Besoins de l’ingénieur civil et du géologuePour réaliser un projet de construction, l’ingénieur civil, aidé souvent par un géologue, a notammentbesoin :• d’une base topographique ou cadastrale de surface,• de données sur la topologie et les caractéristiques des sols sur lesquels va reposer son projet.Aujourd’hui, à l’Office fédéral de topographie (Swisstopo), l’ingénieur civil et le géologue disposent detout ce qu’ils désirent en matière de cartographie de la surface du sol : en particulier, topographie àn’importe quelle échelle et modèle numérique du terrain ; en outre, les cadastres cantonaux sont liés àla Direction fédérale des mensurations cadastrales (chez Swisstopo). Ils le doivent notamment à Guillaume-HenriDufour qui, dès 1832, a commencé la mensuration et la réalisation de la carte topographiquede la Suisse au 1:100 000 puis aussi à Hermann Siegfried qui, dès 1866, a dirigé l’élaborationdes premières cartes au 1:25 000 et au 1:50 000 comportant des courbes de niveau.En ce qui concerne les données sur la topologie et les caractéristiques des sols, ce n’est que récemmentque l’ingénieur et le géologue ont un accès pas trop difficile aux documents décrivantl’infrastructure de leurs projets. Leur forme est moins élaborée que celle de la topographie de surface.2.2 Petite histoire en SuisseLa première base de données géotechnique a été créée à Genève, vers 1960, par le géologue cantonalGad Amberger. Elle a fonctionné pendant de nombreuses années, sans loi obligeant les propriétairesdes données à les rendre publics, ceci grâce à un accord avec les bureaux de géotechniques.Les documents (loggings, rapports) étaient consultables mais non-copiables sans accord de leur propriétaire.Les sondages étaient, par contre, tous localisés sur des cartes topographiques publiques.Aujourd’hui, cette base a été informatisée et fonctionne avec un système d’information géographique(SIG) du même type que ceux utilisés par d’autres cantons suisses. Elle comprend quelque 12’000sondages. Les rapports géotechniques ne sont pas numérisés, mais sont consultables.Par la suite, vers 1990, Bâle-Ville a été, sauf erreur, le premier canton à créer une base de donnéesgéotechniques informatisée avec toutes ses données numérisées (pas de documents scannés). Celaétait exceptionnel pour l’époque et presque toutes les bases actuelles n’ont pas encore cette possibilité.Il est important de signaler aussi le grand, mais peu productif, travail des Archives géologiquessuisses créées par le Service hydrogéologique et géologique national (Aujourd’hui, Service géologiquenational domicilié chez Swisstopo). Ces archives récoltaient la plupart des loggings de foragesréalisés surtout par des organismes officiels, les localisaient et les photographiaient sur microfilms. Lecontenu de ces archives restait privé et il fallait obtenir l’autorisation du propriétaire pour les consulter.À part ces trois exemples, un désordre exemplaire régnait dans presque tous les autres cantonssuisses. Dans les administrations, chaque département, service et bureau avaient leur propre systèmede classement et il n’existait pas, le plus souvent, de recueil central des coordonnées des forages.En outre de nombreux documents géotechniques (loggings de forage, résultats d’essais, etc.)n’étaient conservés que dans les bureaux d’études privés qui les gardaient jalousement.16

2.3 Type des bases de données géotechniquesIl existe deux types principaux de bases de données géotechniques, à savoir :• Les bases ne contenant que des caractéristiques standards avec quelques éléments supplémentairescomme les données d’identification de l’échantillon qui a servi pour l’essai, une classificationdu sol ou de la roche, la position de la nappe phréatique et, bien entendu, la localisation x, y, z del’échantillon. Le projet de base GEOBA, qui sera décrit plus loin, est un exemple d’une telle base.• Les bases conservant tout le détail de l’exécution de l’essai qui a déterminé la caractéristique. Labase d’origine canadienne SoilVision est un exemple d’une base de ce type. Leur usage est souventcompliqué et l’introduction des données prend beaucoup de temps. Il peut être automatisé, mais celan’est possible que dans de grands laboratoires.2.4 Etat actuel en SuisseAujourd’hui il y a encore de gros problèmes dans la gestion des données géologiques et géotechniquescar il n’y a encore que peu d’organisation au niveau fédéral, voire au niveau des cantons. Il estcependant réjouissant de constater que de nombreux cantons ont fait récemment de gros effort dansl’organisation et la mise à disposition de leurs données géologiques et géotechniques.Au niveau fédéral et depuis 2008, le service spécialisé en charge de la géologie nationale est l’Officefédéral de topographie (Swisstopo). Il a repris la partie géologie de l’ancien Service hydrogéologiqueet géologique national. Il s’appelle désormais : Service géologique national. La partie hydrogéologiquea été reprise par l’Office fédéral de l’environnement (OFEV-BAFU, ex BUWAL). Cette division est critiquable.Les tâches du Service géologique national sont :• la cartographie géologique (notamment cartes 1:25 000),• la gestion d’un Centre d’informations géologique (anciennes archives géologiques suisses),• la coordination et la gestion de l’investigation géologique du territoire (géologie, géotechnique, géophysique).Les tâches du Centre d’information géologique sont la collecte et le classement des documents géologiquesnon publiés, des données numérisées et des échantillons (en particulier les carottes de forage)utiles pour l’étude géologique de la Suisse ; le matériel en question lui est fourni par les pouvoirspublics (Confédération, cantons, communes) ainsi que, dans une moindre mesure, par le secteur privé(bureaux d’étude en géologie). Il met à disposition les informations géologiques sous une formeappropriée, à savoir et surtout par un SIG basé sur la Carte National avec la position de tous les foragesde reconnaissance. Les documents relatifs aux forages peuvent être commandés, mais, pour laplupart, ils ne peuvent être obtenus qu’avec l’accord de leur propriétaire.Au niveau cantonal, nous ne traiterons que d’un exemple qui est significatif. C’est celui du canton deVaud. Dans ce canton, il y a encore quelques années, la recherche de la situation des sondages, deleur profil et des caractéristiques géotechniques y était extrêmement difficile du fait de la disséminationdes documents dans les administrations et dans les bureaux privés. Le 23 février 2005, pendantla construction du métro M2, un fontis s’est créé sous une place surmontant son tracé ; il a été lacause de gros dégâts, mais, heureusement n’a fait aucune victime. Ce fontis aurait probablement puêtre évité si un document géologique « caché » dans une bibliothèque de l’université de Lausanneavait été connu des ingénieurs chargés du projet. Suite à cette mésaventure, une loi sur le cadastregéologique a été votée à fin 2007 avec des directives d’application en 2009. Elle oblige tous les détenteursde documents géologiques et géotechniques à les remettre à l’autorité compétente et à rendrepublique leur consultation. Elle contient aujourd’hui environ 7500 sondages.Il est intéressant de noter que cette loi a été contestée par l’Association des géotechniciens et géologuesvaudois. C’est un problème général à toute la Suisse car, pour les bureaux de géotechnique etde géologie, la possession des résultats d’un sondage est un savoir-faire qui peut être monnayé.Cette requête a été rejetée par le tribunal cantonal vaudois.Plusieurs cantons suisses ont aujourd’hui des lois ou règlements un peu semblables à la loi vaudoise.17

2.6 Problèmes actuelles et projet GEOBALes principaux problèmes actuels de la plupart des bases géologiques et géotechniques suisses etdes documents correspondant comme ceux montrés sur la figure 1 sont :• le peu de normalisation de la sémiologie, des thésauri et de la mise à dispositionn des documents ;• l’absence d’une véritable numérisation des documents : les documents accessibles sur Internet sonten fait des photocopies dont lecontenu n’est pas numérisé ; par exemple, si l’on veut utiliser plu-des limites en couches, caractéristiques des couches [1] ; il en est de même e des caractéristiquesdes sols et des roches.Pour cesraisons, vers 1990 (il y a quelque 200 ans !), et suite à un gros travail statistique sur les carac-sieurs forages pour établir des coupes dans le terrain, tout doit êtree numérisé à la main : profondeurtéristiques des sols suisses [2], le Laboratoire de mécanique des sols de l’EPFLL a proposé à l’Officefédérale des routes (OFROU - ASTRA) et, par la suite, au Service hydrogéologique et géologique na-l’introduction en basede données des loggings de forages, des caractéristiquesdes sols et roches ettional d’établir un cahier des charges ett un logiciel correspondant, permettant de normaliserde la plupart des autres données géologiques, géotechniques et hydrogéologiques. Cette base avaitété dénommée GEOBA [3]. Elle est partagéee en deux sous-bases :• une sous-base desloggings deforages et des résultatss des essais effectués dans ces forages,• une sous-base des caractéristiques des sols où seront enregistrés les résultats des essais géo-techniques surtout réalisés en laboratoires, ,ces deuxsous-basess étant étroitement liées (figure 2).(Figure 2) Principedu projet GEOBA de 199419

Elle devait être mise à dispositiondes bureaux de géotechnique, des bureaux d'ingénieurs et des ser-vices publiques pourqu'ils puissent y introduire, petit à petit, les résultats de leurss propres reconnais-pro-sances géotechniques. Le contenu de GEOBA est publicou privé ; les données privées ont unetection d'accès (mot de passe). La recherchee de la position des forages ou autress moyens de recon-fran-naissance se fait avec l’aide d’unSIG basé sur la Carte Nationale.Le projet général contient, en cequi concerne les forages, des thesauri multilingues (allemand,çais voire anglais et italien) pourr les procédés de sondage, les outils de sondage, le lubrifiant, la clas-du Ju-sificationchronostratigraphique,la classification tectonique, la classification lithostratigraphique ra, la classification lithostratigraphique de la Molasse, la classificationn pétrographique, la classificationUSCS, les symboless lithologiques correspondant aux classificationspétrographiques pour les rocheset USCSS pour les sols, la classification génétique, la tectonique et laa stabilité, less termes hydrogéolo-quigiques et l’état des échantillons.Quant aux caractéristiques des sols, elles sont normalisées et introduites au moyen de fenêtresimposent le type de valeurs à introduire. La figure 3 montre deux exemples de ces fenêtres. Leur prin-descipe est le même pour les forages pour lesquels les thesauri sont imposés. [3] présente la plupartfenêtres utilisées.Il est clair qu’à l’époque du projet GEOBA, l’introductionn des résultats des essais et des loggings deforage dans une base de données exigeaitt beaucoup de temps qu’il q était difficile de facturer auxclients. Aujourd’hui, un grand nombre d’essais utilisent des dispositifs électroniques qui numérisentleurs résultats ce quifacilite cettee introduction.Suite à la défection du Service géologique national : manque de personnel, changement de directeur,réorganisation, le projet GEOBAn’a pas étéé poursuivi. Son projet général restee cependant un documentqui peut être très utile pour de futures bases de données géologiques et géotechniques..(Figure 3) Deux fenêtres d’introduction dess données du projet GEOBA de 199442.7 PerspectivesDepuis quelques années, les cantons suisses font de gros efforts pour tenter de réunir et demettre àdisposition toutes les données géologiqueset géotechniques se trouvant sur leur territoire. Cepen-résor-dant, si aujourd’hui le désordre dans ces données régnant au niveauu des cantons est en partiebé, il seretrouve maintenant auniveau fédéral car chaque canton utilise ses propres méthodes etstandards pour enregistrer ces données dans des basess de données. Si l’on reprend la comparaisonavec la topographiede surface du paragraphe 2.1, la poursuite d’une organisation cantonale desbases dedonnées géologiques et géotechniques équivaudrait à avoir des cartess nationales avec, parexemple, une sémiologie (légende) et des repères d’altitude qui seraient différents selon le l cantoncouvert par ces cartes !En outre, pour être enregistrés dans une de ces bases, les documents géologiques et géotechniquessont aujourd’hui scannés (photocopie) et non pas véritablement numérisés : les valeurs contenuesdans lesdocuments ne peuvent être utilisée directementt par un logiciel et doivent être réintroduites àla main sur un clavier. Une normalisation nationale des thésauri et des méthodes d’introduction desdonnéesest ainsi nécessaire pour permettree d’introduiredirectement et de manière uniforme les va-avecleurs numériques dans les basess de données.Il y a donc un travail considérable à effectuer. C’est latâche du Service S géologique nationall’aide des associations de géologues et d’ingénieurs.20

3 Usages des corrélationsen mécanique des d sols3.1 Eurocode 7L’Eurocode 7, partie1 [4], demande d’utiliser, pour la valeur caractéristique des propriétés du terrainx k , une estimation prudente basée sur la valeur moyenne du paramètre géotechnique (en particulier,valeur dérivée des essais) avec un niveau de confiance de 95% (q 95 5%) : x k = x - q 95% , x = moyennedes résultats des essais. Une analyse de cee qu’est, statistiquementt parlant, un niveau de confiancemontre qu’il faut, pour le déterminer, au moins 10 résultats d’un même m essai réalisé sur différentséchantillons d’une même couchede sol ou de roche (voir [4] pour plus de détails). Ce qui signifie quedans presque toutes les études géotechniquees, l’analyse statistique est e pratiquement impossible.L’Eurocode 7 demande heureusement aussi d’utiliser des corrélations pour contrôler ou déterminerles valeurs caractéristiques. Lescorrélationss entre les paramètres géotechniqueges sont doncde pre-ces corrélations dansle processus de détermination des valeurs de calcul.mière importance. Lafigure 4 tirée de la deuxième partiede l’Eurocode 7 [5] montre où interviennentc(Figure 4) Schématiré de l’Eurocode 1997-2 avec commentaires en e italique3.2 Types de corrélationsIl existe, schématiquement, deuxtypes de corrélations :• Des corrélations établies en laboratoire sur un ou plusieurs types de sols avec des modes opéra-• Des corrélations établies avec des résultatss d’essais provenant de nombreusess sources et pour les-toires parfaitementt déterminés ; ce type de corrélation se fait souvent à l’occasion de thèses.quels le mode opératoire n’estt pas toujours bien connu. Ces corrélations sont très souvent établiesavec des bases dedonnées géotechniquess importantes.Pour le praticien, lesdeux typesde corrélations sont utiles. Cependant, pour les appliquer à un soldonné, il faut tenir compte de leur mode d’ ’établissement. Dans le cas des corrélations dupremiertype, le sol déterminant l’entréee de la corrélation est souvent assez éloigné de celui qui a servi àl’établir. L’ingénieur praticien doitt donc surtout utiliser descorrélationss du deuxième type.21

3.3 Recherche de corrélationsPour un praticien, la recherche de la corrélation adéquate pour une caractéristique géotechnique particulièren’est pas chose facile. On en trouve de très nombreuses dans la littérature scientifique, maiscette littérature est très abondante et les recherches sont ainsi très laborieuses. Il existe cependant unrapport [2] ou des livres comme [6] et [7] qui réunissent les principales corrélations. [7] est intéressantcar il réunit sous une forme un peu simplifiée les corrélations contenues dans [2] et il est trilingue :français, anglais et allemand.4 Bibliographie[1] Zigliani, J., Turberg, P., Giorgis, D., Parriaux A., 2010. Pourquoi il nous faut un cadastre géologiquevaudois. Tracés, no 3.[2] Dysli, M., 2001. Recherche bibliographique et synthèse des corrélations entre les caractéristiquesdes sols. Rapport de recherche No 496 de l’Office fédéral des routes, Berne.[3] Boccard, T., Escher P., Dysli, M., 1993. GEOBA, Banque de données des caractéristiques dessols et loggings de sondages, Projet général. Rapport de recherche No 281 de l’Office fédéraldes routes, Berne.[4] Eurocode 7– partie 1 : Règles générales ; EN 1997-1 :2004.[5] Eurocode 7– partie 2 : Reconnaissance des terrains et essais ; EN 1997-2 :2007.[6] Carter, M., Bentley, S.P., 1991. Correlations of soil properties. Pentech Press, London.[7] Dysli, M., Steiner, W., 2010. Corrélations en mécanique des sols / Correlations in soil mechanics/ Korrelationen in der Bodenmechanik. A paraître aux Presses Polytechniques et UniversitairesRomandes, Lausanne.Auteur:Michel DysliIngénieur civil EPFL/SIA, Dr. ès scRetraité du Laboratoire de mécanique des sols de l’EPFLAv. du Parc-de-la-Rouvraie 221018 Lausanne20.09.200922

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneModélisation numérique et paramètres géomécaniquesDr. ing. dipl. Françoise Geiser23

Modélisation numérique et paramètres géomécaniques1 IntroductionCe document traite de la difficulté du choix des paramètres géomécaniques en vue d’une modélisationreprésentative du comportement des sols sous une sollicitation donnée. Cette réflexion se base surune expérience quotidienne de plus de 10 ans dans la modélisation numérique. Il ne s’agit en ce sens,ni d’une présentation exhaustive, ni d’un état de l’art basé sur les publications récentes.2 Données géotechniques disponiblesLa qualité des données géotechniques dont dispose « l’ingénieur-modélisateur » pour évaluer le comportementdes sols est très variable. En Suisse (et même en Suisse Romande), on peut à ce jour distinguer4 niveaux de données de qualité « croissante » dans la pratique courante, ce pour autant quel’on dispose au minimum de sondages !1. Données de sondages avec descriptif succinct, sans essais in situ ni en laboratoireDans ce cas, on se retrouve confronté à des descriptifs de sondages de type « moraine sablo-limoneuseà blocs » souvent sans indication de compacité, ni de consistance.Pour autant que le géotechnicien connaisse les sols de la région, il sera à même de proposerune fourchette de paramètres a priori « prudents », basé sur son expérience ou celle de sesconfrères.Toutefois, avec des informations si restreintes, seul des prédimensionnements au stade del’avant-projet sont envisageables et les prédictions en termes de déformations (ELS) ne peuventpas être fiables. Le module d’élasticité du sol E, par exemple, n’est dans ce cas pas donné(ou indiqués sous forme de M E ), ou l’est via une fourchette « large » de paramètres.2. Sondages avec descriptif rigoureux, essais in situ, pas d’essais en laboratoireCe cas assez courant est illustré à titre d’exemple ci-dessous (Figure 1). On trouve un descriptifdétaillé des sols, avec des indications en terme de compacité et de consistance (parexemple pour ce cas, un relevé systématique au scissomètre et pénétromètre de poche et desessais SPT).Avec ces informations, il est possible de déterminer une fourchette de paramètres géomécaniques« raisonnables », ce d’autant plus que le géotechnicien possède une connaissance localedes sols. Ces paramètres peuvent être utilisés pour des avants-projets, ou plus avantpour des projets où l’état de service ELS n’est pas critique.3. Sondages avec descriptif rigoureux, essais in situ et laboratoire standardsDans ce cas de figure, on dispose en plus d’essais de laboratoire standards (granulométries,limites d’Atterberg, cisaillements simples) qui viennent compléter les données des sondages.A priori, il s’agit du niveau de connaissance souhaitable pour toute modélisation numérique.4. Sondages avec descriptif poussé, essais in situ et laboratoire orientés en fonction du projetSi à ces données, s’ajoutent des essais ciblés en fonction du problème (par exemple : pressiomètresin situ, essais oedométriques et/ou essais triaxiaux), il s’agit de la configurationidéale pour réaliser une modélisation de qualité. Avec ce type de reconnaissance, on peut,avec de l’expérience, prédire des efforts et des déformations avec une marge d’erreur restreinte.Seul un calcul à rebours sur un projet similaire et/ou un calage (méthode observationnelle)permettrait d’encore mieux préciser les paramètres des sols.25

(Figure 1) Extrait de sondage – De Cérenville Géotechnique - 20093 L’influence du choix des paramètres constitutifsA titre d’illustration, on montre ici i l’impact du choix desparamètress « courantss » pour le cas d’unefouille simple (sol homogène- un rang d’étai – Figure 2).(Figure 2) Géométrie admise pour la fouille simplement étayée et allure des déformations (avecindication de l’emplacement des points de déplacementshorizontaux et verticaux x maximaux)Pour ce cas, une loi constitutive de type Mohr-Coulomba été considérée. Pour les fourchettes de paramètres,les valeurs statistiques indiquéess dans la norme SN 670010b pour un limon « ML avecsable » ont été considérées.Le tableau 1 ci-dessous indique l’influence des différentsparamètress usuels sur la déplacement horimomentszontal maximal de laparoi (u h ) sur la tassement maximal à l’arrière de d l’écran (u v v) et sur lesmaximaux (M) en fin d’excavation dans l’écran.En résumé, on constate à la lecture de ce tableau, que pour ce même sol, les déplacementspeuventvarier de+/- 70% et les momentsdans le soutènement del’ordre de +/- + 60%.Ces résultats montrent qu’une fourchette f d’ ’incertitude importante sur certains paramètresinfluenceclairement les résultats. Ainsi, par exemple, pour la prédiction de l’aptitude au service, le choix du mo-etdule d’élasticité est critique, il enva de même pour la cohésion pour l’évaluation des déplacementsefforts dans la paroi.26

Déplacementhorizontal maximalde la paroi u h max(cm)% différence Déplacementvertical maximal àl'arrière de la paroiu v max (cm)% différence Moment max (kNm) % différenceBase 3.8 -2.1 117 = 16.5 KN/m 3 3.5 -8 -1.9 -10 108 -8 = 18.5 KN/m 3 4.1 8 -2.3 10 126 8E= 7.5 MPa 2.8 -26 -2.6 24 127 9E= 30 MPa 5.4 42 -1.3 -38 90 -23Influence de base = 17.5 kN/m 3Influence de EEbase = 15 MPaInfluence de base = 0.3Influence de base = 29 °Influence de cc base = 5 KPaInfluence de base = 9.5°= 0.25 3.7 -3 -1.7 -19 121 3= 0.35 3.7 -3 -2.2 5 113 -3 = 26.5 ° 4.8 26 -2.6 24 143 22 = 31.5 °3.1 -18 -1.9 -10 99 -15c= 0 kPa 6.3 66 -2.8 33 181 55c= 10 kPa 2.5 -34 -1.2 -43 82 -30c= 20 kPa 1.3 -66 -0.7 -67 48 -59= 19 ° 3.9 3 -1.6 -24 128 9= 29 ° 4.2 11 -1 -52 146 25(Tableau 1)Synthèse des résultats de l’étude paramétrique de la fouille4 Influence du choix de la loi constitutiveNon seulement la détermination des paramètres mais encore le choix de la loi constitutive adéquateest également essentiel pour toute modélisation. On peut distinguer les lois constitutives de complexitécroissante comme suit :- Élastique (linéaire ou non linéaire).- Elastique parfaitement plastique (Mohr-Coulomb, Drucker-Prager, etc.) avec un critère de rupture(Figure 3)- Elastoplastique avec écrouissage (Cam-Clay, Cap, Hujeux, Hardening Small Strain, etc.) avecun critère de rupture et une surface de charge permettant l’écrouissage (Figure 3)- Idem avec prise en compte du comportement cyclique, visqueux, non saturé, thermique, etc.q = ’ 1 –’ 3CAPp= (’ 1 + ’ 2 + ’ 3 ) /3(Figure 3) Représentation des surfaces de charge pour une loi de type Drucker-Prager et Drucker-Prageravec Cap pour l’écrouissageDes lois élastiques peuvent s’avérer suffisantes pour un problème dominé par un comportement élastique(par exemple, évaluation de tassements sous une semelle dans le domaine des petites déformations).Des lois élastiques parfaitement plastiques sont souvent adéquates pour représenter des cheminsde contraintes essentiellement déviatoires (voir chemin triaxial, Figure 4a).Par contre, pour des problèmes dominés par des comportements volumiques avec charge et décharge,il est clairement recommandé de recourir à des modèles avec écrouissage comme illustrés àla Figure 4b, pour un chemin oedométrique. Pour ce dernier type de chemin de contraintes, si lesdonnées initiales sont insuffisantes, il serait tout de même préférable d’estimer les paramètres manquantssur la base de l’expérience acquise pour des sols similaires, que de recourir à un modèle élastiqueparfaitement plastique.27

Elastique parfaitementplastique –Drucker-PragerLog ’ 1q = ’ 1 –’ 3Déformation volumique, vDéformation axiale, 1Elastoplastique avecécrouissage– CAP(Figure 4) Comparaison des réponses des modélesavec et sans écrouissage dans le plan dé-viatoire (4a : gauche) et volumique (4b : droite).L’exemple de la fouille simplement étayée est repris pourillustrer l’influence du choix de la loi constitu-plustive sur la réponse du modèle.La figure5a montre la réponse avec un modèle élastiquelinéaire. Pour obtenir un comportementproche de la réalité, le module d’élasticité E est admis 4 fois supérieur du côté de l’intérieur de lafouille (ce qui s’approche d’un comportement de type décharge E unlo ading) qu’à l’amont de la paroi. Onobserve que même avec cet « artifice », souss l’effet de l’excavation, le l fond de fouille « gonfle» et en-pas réa-traîne l’ensemble du modèle, provoquant même un soulèvement en tête de paroi, , ce qui n’esttliste.La figure5b reprendle même cas avec unee loi élastique parfaitement plastique e (Mohr-Coulomb). Làaussi lesmodules d’ élasticité côté fouille ont été majorés. On observee une allure des déplacements enadéquation avec les comportements usuellement observés.La figure5c reprendle même problème avec une loi élastique parfaitement plastique avecécrouis-sage (Cap). Dans cecas, sans artifices au niveau des modules d’ ’élasticité, on obtient uncompor-tement de la fouille conforme auxattentes, observations et pointages par d’autress approches.EEx45a :ÉlastiquelinéaireEEx45b :élastiqueparfaitementplastique28

5c :élastoplastiqueavec écrouissageE unlE unl(Figure 5) Allure des déformations prédites pour différentes lois constitutivess5 ConclusionsLes quelques exemples ci-dessus montrent qu’une bonne prédiction dépend à la fois de la qualité desdonnéesin situ et enlaboratoireconcernantt les sols interceptés parr le projet et d’un choix adapté etréfléchi de loi constitutive pour les sols ainsi que des paramètres y relatifs.L’ingénieur « modélisateur » devrait intervenir de concertavec le géotechnicien avant la campagne dereconnaissance de façon à définir les investigations à effectuer en fonction f de laa complexitéet de lalocalisation du projet. Dans tous les cas, une étude paramétrique devra être conduite, afind’appréhender au mieux l’impactt des incertitudes sur certains paramètres.Il devra également évaluer en fonction du problème, si un modèle simple s est suffisant ou s’ ’il est né-descessairee de recourir à des lois constitutives plus évoluées. Ceci implique une bonne connaissancemodèlesde sols et en particulier de la signification dechacun des paramètres utilisés. Ainsi, parexemple, il y a plusieurs définition de module d’élasticitéé suivant les lois utiliséess (module decharge,module de décharge, module initial, etc…).En fait letype de modèle, les lois et les essais seront orientés et pourront être simplifiés enfonctiondes résultats souhaités. Par contre, il faudra se garder d’ ’utiliser ultérieurement aveuglément ce mêmemodèle pour la visualisation d’autres résultatss précis non anticipés auu départ.La plupart de ces conclusions sont par ailleurs applicables non seulement pour l’approchepar élé-ments finis mais également pour d’autres types de modélisation (module de réaction par exemple).RemerciementsL’auteur remercie les collaborateurs de GeoMod ingénieurs conseils pour les bases, appuis et con-seils.Auteur:Dr Françoise Geiser, ingénieure EPFLGeoModingénieurs conseils SAAv. des Jordils 51006 Lausannefgeiser@ @geomod.chwww.geomod.ch20.11.200929

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneAnforderungen des Praktikersan die Aussagekraft numerischer ModelleDr. Jörg-Martin Hohberg31

Anforderungen desPraktikers anscher Modelledie Aussagekraft numeri-1 FragestellungDie Schnittstelle desgeotechnischen Ingenieurs zum Geologen („Baugrundgutachter“) ist die Inputsei-Baugrundmodells schon bei der Einführung der SIA 197 [1] diskutiert, hat aber durch die heutige Leis-te der Dimensionierung geotechnischer Bauwerke. Zwar wurde die Herleitung eines repräsentativentungsfähigkeit computergestützteBerechnungsverfahrenn und die darin enthaltenen hoch entwickeltenStoffmodelle an Brisanz gewonnen. Der Titel dieser Herbsttagung„Geotechnische Parameter undBeiwerte“ bezieht sich auf das Anliegen dess Geotechnikers, verlässliche Inputwerte für seine Nachweisezuerhalten, wobei die zuliefernde Seite unterschiedliche Beteiligte umfasst wie den Geologendes Bauherrn, die beauftragte Bohrfirma undd das geotechnische Labor. Leider hat der Geotechnikeroft wenigEinfluss auf das Versuchsprogramm.Ein weiterer Effekt fortgeschrittener Rechenmodelle ist die zunehmende Spezialisierung im Ingenieur-büro. Der Projektverfasser kennt oft die modernen Berechnungsverfahren zu wenig genauund hatnicht dieZeit, um darin à jour zubleiben undd sie selbst anzuwenden. Vielmehr zieht er einen Nume-Bauher-rikspezialisten bei, allenfalls als Subplaner. Diesem steht bei bedeutenderen Projekten auffrenseite ein interner oder externer Prüfer gegenüber (Bild 1). Ziel des Projektverfassers ist es, inner-halb nützlicher Frist „belastbare““ Nachweisee der Bauelemente bezüglich Trag- und Gebrauchsfähig-keit zu erhalten; Diskurse zwischen Spezialisten über das richtige RechenmodeRell gehen ihmauf dieNerven.Bild 1. Das Umfeld geotechnischer BerechnungenZuhanden der Bauleitung werden vom Geotechniker Informationen für f Kontroll-, Überwachungspläneund Alarmpläne (Beobachtungsmethode) geliefert, die diese mit demm Unternehmer bzw. dessen Sun-unternehmer für Spezialtiefbau umsetzen muss. Wenn nun die während der Ausführung angetroffe-nen Verhältnisse erheblich von der geologischen Prognose gemäss Werkvertragg abweichen, kann espassieren, dass der Unternehmefür Nachtragsforderungen einen eigenen Gutachter beizieht und diegeotechnischen Berechnungen des Projektverfassers in Frage stellt. Unversehens findet sichder Be-für dasrechnungsingenieurin einen Streitfall um geotechnischee Parameter und deren InterpretationNachweisverfahren verwickelt.2 Wert dergeotechnischenn Berechnung2.1 Einflüsse auf die AussagekraftFür zielsichere Berechnungen müsste das Verhalten des nachzuweisenden geotechnischenn Objektsin seinenn Grundzügen so weit bekannt sein, , dass sich der Einfluss von Unschärfen auf dasBerech-nungsresultat ohne grossen Zusatzaufwandd abschätzenlässt. Beispiele sind eine Reihe von Stütz-33

mauern entlang eines Strassenzugs oder diee Bemessung von Plattengründungen in Böden ähnlicherBeschaffenheit undKonsolidation. Dies erklärt, warum in Ländern mit gleichförmigeren geotechnischen Verhältnissen(U.K., Deutschland)die Diskussion um wirklichkeitsnahee Materialmodelle weiter fortgeschritten ist alsin der Schweiz.Bild 2. Zusammenhang von Erfahrung, Messung und Modellbildung imm „Burland-Dreieck“ [2]Die Aussagekraft der Berechnung hängt ab von der Beprobung und Versuchstechnik, von der Reprä-Modells und von seiner numerischen Umsetzung. In allen drei Bereichen hat Murphy seine Finger imsentativität dieser Daten in der Beschreibungg des Baugrunds, von der Generierung des theoretischenSpiel:– schlecht platzierte oder durchgeführte Probennahme– zu wenig aussagekräftige Versuche (z.B.. auf falschemBelastungsniveau)– falsch interpretierte oder übersehene Gefährdungen– im Modell vernachlässigte wesentliche Einflüsse und Randbedingungen– ungeeignetes numerisches Stoffgesetz– fahrlässige Kompromisse in der Berechnung (Konvergenzfragen)– unklare Umsetzung in den Nachweisverfahren (Sicherheitsniveau).Vielerorts machen sich Tragwerksingenieuree falsche Vorstellungenvon geotechnischen Berechnun-gen, die bei Boden-Bauwerk-Wechselwirkungen zu mitunter mühsamen Disputen mit der Prüferseiteführen.2.2 Nutzwert für den EntwurfVorbehalte entgegengesetzter Art finden sichh bei Projektleitern mit hohem praktischen Erfahrungswis-vielensen. Sie sind stark machbarkeitsorientiert undd misstrauenkomplexen Rechenmodellen mit ihren„Stellschrauben“, dieeine verwirrende Bandbreite des prognostizierrten Verhaltens liefern (sofern esnicht gelingt, ein konzises Beobachtungs- und Alarmkonzept zu formulieren). Imm Zweifelsfalll erhaltenrobuste Ingenieurlösungen schlussendlich den Zuschlag, für die es kein hoch gezüchtetesRechen-modell gebraucht hätte.34

2.2.1Beispiel TunnelportalWie häufig im Voralpengebiet war für einen Voreinschnitt die Fragee der unterschiedlichen Bettungs-steifigkeit beim Übergang des Tunnels im Fels zum Tagbauteil imm Lockergestein zu lösen. Selbstwenn der Tunnel im rechten Winkel zur Fels-„Wand“ im Lockergestein und derr Längsbiegung der Tunnelröhre(„Einspannung“ im Fels) fast immer um ein dreidimensionales Problem. Dadurchh werden die üblichenausträte, handelt es sich wegen des Abtauchensdes Felshorizonts, der Lastausbreitung2D-Berechnungen – Schnitte in unterschiedliicher Distanzzum Portal mit Berechnung im ebenen Deh-befindet,was bei nichtlineare Modellierung des Hangeinschnitts sofort zu grossen plastischen Zonennungszustand – sehrangreifbar.Ferner ist davon auszugehen, dass sich der Hangschutt nahe seinem Grenzgleichgewichtszustandführt: Wie sieht der Primärspannungszustandd aus? Und sollte man den d Felshorizont als diskretes In-Ein-terface modellieren?Die grossräumige Plastizierung bringt sehr lange Rechenzeiten mit sich s und zeigt einen grossenfluss der talseitigen liegenden Morphologieund Geologie (Widerstandsseite) auf die Horizontalver-schiebungen.Immerhin wiesen dieBerechnungen auf diee dominate Bedeutung einer e möglichen Einlagerung vonFlugsandin der Geländemulde hin. Dieses führte zu tiefer gehenden Sondierungen und einer völligenNeukonzeption der Gründung als Pfahlkopfplatte unter dem Sohlgewölbe und dem zwischenzeitlichangehängten Technikraum. Zuvor war noch eine 3D-Berechnung in Auftrag A gegeben worden, um denHangzuschub auf den Voreinschnitt aus zwei Richtungenn – längs und quer zum Tunnel – genauer zuerfassen.Vermutlich hat das verwendete Mohr-Coulomb-Modelldie rechnerischen Bodenverformungen zumTeil falsch wiedergegeben [3]; ob sich aberr mit einem besseren Stoffmodell („HS-small“) die Pfahl-hohemgründung erübrigt hätte, darf bezweifelt werden. Zudemstehen solche Berechnungen unterZeitdruck, wenn sichder Voreinschnitt als kritisch für das Bauprogramm herausstellt.2.2.2 Beispiel KavernenzentraleAls mögliches Gefährdungsbild für f eine grosse Kavernenzentrale wurde im Vorprojekt die Existenz ei-wurden hingegen isotrope Berechnungen mit unterschiedlichen Steifigkeiten undd Festigkeitenauf Ba-ner durchgehendenKluft in ungünstiger Lage mit abnehmender Kohäsion untersucht. Im Bauprojektsis einer GSI-Abschätzung der Klufteinflüsse (zu Hoek-Brown äquivalentes Mohr-Coulomb-Modell)einschliesslich phi-c-Reduktiozwischen derMaschinen-- und der Trafokaverne auf durchgeführtt. Dies zeigtee die Notwendigkeit einer Erhöhungdes Ab-stands [4].Bild 3. Anfängliche geotechnische Annahme(links) und tatsächliche Ausführung nachweiterenAufschlüssen (rechts)35

Bild 4. Vorprojektstudie mit plastischen Dehnungen in Einzelkluft (links) und Bauprojektberechnungder plastischen Zonen (rechts)Dabei ergaben sich vielfältige Diskussionen mit dem fachkundigen Bauherrn bezüglich Unsicherheit inden charakteristischen Felskennwerten, der Berücksichtigung spröder Entfestigung, der Frage aniso-Wegentroper Berechnungsmöglichkeiten und des Einflusses schräg einfallender Schwächezonen. des Trade-offs zwischen Modellgrösse und Detaillierungsgrad wurde eine teuree 3D-Berechnung aufden Eventualfall tatsächlich schlecht angetroffener Felseigenschaften verschoben. Dabei stellte sichauch dieFrage der Haftungsabgrenzung zwischen Bauherr und Projektverfasser beim Festlegen derBerechnungsparameter [5].3 Bemessung aufgrund numerischer BerechnungenTraditionell dienen Kontinuumsberechnungenn an einer Baugrundscheibe – 2D imm ebenen Spannungs-zustand oder sogenannt 2,5D aneiner Scheibe beschränkter Dicke – eher dem Studium des geotech-undnischen Problems und der Suchenach der besten baulichen Lösung als der direkten BemessungNachweisführung. Es handelt sich dabei grundsätzlich um eine Simulation des Gebrauchszustands,wenn auch mit vorsichtig gewählten (charakteristischen)Steifigkeits- und Festigkeitsparametern undUntersuchungen zur Sensitivität ausgewählter Parameter.Problematisch ist dabei der Wunsch des entwerfendenIngenieurs, die d Bauwerksabmessungen nochzu optimieren, was umso aufwendiger wird, je komplexer das Modell bereits angelegt ist. (Aber auchaus Gründen der Fehlersuche sind Modelle stets schrittweise zu verfeinern, dazu später mehr.) EineÄnderung der geologischen Prognose, Layoutänderungen wie z.B. zusätzliche z Technikräume (Bild 3)oder Änderung des Bauverfahrens führen in Kontinuumsmodellen jedes Mal zumm Neuaufbauu des Mo-Zwar bemühen sich die Softwarehersteller umm Erleichterungen – „Bohrlocheingabe“ des Bodenprofils,eingebettete Pfähle und Anker, Verknüpfungg von Teilnetzen u.a. –,, aber der Aufwand bleibt unver-dells undWiederholung der oft langen und schwierig konvergierenden nichtlinearen Berechnungen.gleichbar höher als für ein elastisch gebettetes Stabwerkmodell.Einfache(Teil-)Modelle behaltendeshalb ihre Daseinsberechtigung. Ohnehin eignen sich Kontinuumsmodellenicht für alle Gefährdungsbilderr gleichermassen. So wird im Untertagebau die Stabilitäteinzelner Blöcke weiterhin mit Spezialprograammen (z.B. UNWEDGE) und die Beanspruchungdes In-Modellierung der Klüfte, Bruch der Gesteinbrücken, Festigkeitsentwicklungen etc. ist sehr aufwendigund in der Praxis angreifbar. Berechnung objektiver d.h. netzunabhängiger Ausbildung von Scherbän-dern sindzwar für Böschungen und auch fürr flach liegende Tunnel (Tagbruch)(an Hochschulen mög-nenausbaus infolge der Ausbruchssicherungg meist unter schlaffen Lasten L ermittelt. Eine konsistentelich, jedoch allein schon wegen der Netzfeinheit der nicht-lokalen FormulierungFfür grosse Problem-ge-stellungen der Praxisungeeignet.Die Kontinuität musss immer noch im theoretisch-physikalischen Modell und nichtt im numerischensucht werden. Der Bruch im numerischen Modell ist nicht zuletzt durch den Umstieg vom Gebrauchs-Einflüssen im Kontinuum ist einee transparente Anhebung auf das BemessungsnBniveau schwierig undauf das Bemessungsniveau bedingt. Denn wegen der Kopplung vonn treibenden und widerstehendenGegenstand aktueller Debatten zum EC7, z. B. [6]. Überlagert wird dies von einer haftungsrechtlichenDiskussion, vermutlich aufgrund der Baugrubenlehrmeinung in Deutschland (EAB), mit der provokan-ten Aussage „Entspräche die Anwendung der FEM den allgemein anerkanntenaRegeln der r Technik,hätte der Beauftragtee für die mangelfreie Anwendung derFEM einzustehen“ [7].36

4 Vorgehensmodell4.1 Qualitätssicherunggeotechnischer BerechnungenDer Arbeitskreis 1.6 „Numerik“ der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik, in dem neben Hochschu-der Autorlen auchdie Projektierungs- und Bauherrenseite vertreten sind, beschäftigte sich h – so langeseit den90er-Jahren schon dabei ist – unter anderemmit der Frage F der Prüffähigkeitvon FE-Berechnungen. Dabei lag anfänglich der Fokus auf der Nachvollziehbbarkeit der Modellbildungund derDokumentation der Ergebnisse.Mit der Entwicklung neuer Stoffmodellewie dem HS-small und der Möglichkeit hydraulisch-undmechanischer Kopplung verlagerte sich die QS-Diskussion auf Fragen der Parameteridentifikation den Einfluss unzulänglicher Modellbildung. Obwohl fast nur das Programmsystemm PLAXIS repräsentiertwar (Z_SOIL vollzieht die Benchmarks autonom nach), zeigte sich, dass d die Anwenderfehler etwa inder derselben Grössenordnungliegen wie die reinen Einflüsse der unterschiedlichen Stoffmodelle.Erwartungsgemäss führen bessere Stoffmodelle allein also noch nicht zu verlässlicheren Ergebnissen.Entsprechend wurdeschon andernorts versucht, eine Best Practisee der Modellierung zu publizieren[8].Dabei soll es nicht so sehr um „Vorhersage-Wettbewerbe“ Prüfbarkeit, als vielmehr um die Bedürfnisse der Praxis nach einem(Class A prediction) gehen, auch nicht pri-mär um das wichtigeAnliegen deran den Informationsstand und die Ergebnisverwendung angepasstenKosten-Nutzen-Verhältnis. Inspi-wurderiert vomstufenweisen Vorgehen bei der Umweltverträglichkeitsprüfung und -baubegleitung das nachfolgende, der Informatikentlehnte V-Modell entwickelt.Bild 5. Vorgehensmodell für die stufenweise Verdichtungund Prüfungg von BerechnungenDie Begriffe der Verifizierung (der numerischen Berechnung) und der d Validierung (des theoretisch-Ver-physikalischen Modells) korrespondieren dabei mit der ISO 9001 [9]. Rekursiv istt die schrittweisefeinerungdes Rechenmodells sowie die Möglichkeit flankierender Studien S von Spezialfragen angeusw.).deutet (z.B. zum Primärspannungszustand, zur Netzfeinheit, zur Abstufung der Bauzustände37

4.2 Auftragsunabhängige VoraussetzungenSolche flankierendenn Studien benötigen ein gewisses Verständnis seitens der Leitung des Ingenieur-Abklä-büros für nicht verrechenbare Zusatzaufwendungen. Es muss eine klare Linie geben, welcherungen auftragsbedingt sind und welche demm Erwerb vonBasiswissen dienen. Jeder Projektleiter (underst recht jeder Auftraggeber) postuliert den in nichtlinearer FEM gründlich erfahrenen Berechnungs-desingenieur, nur wird solches Wissen erst in eingehenderBeschäftigung mit der Materie währendDoktorats erworben. Deshalb stellt sich gerade in kleineren Ingenieurbüros – sofern sie nicht naiv Ge-Ausla-otechnikprogramm wie ihre Stabstatik als Black-box einsetzen – schnell einmal die Frage dergerung an eines der wenigen Spezialbüross (meist ein Spin-off früherer Mitentwickler). Eine solcheAuslagerung akzentuiert allerdings das Schnittstellenproblem (Bild 1), 1 zumal bei rekursiver VerfeinerungderBerechnung.Im Rahmen des AK1.6 der DGGT entstand folgendesProzessbild, das ähnlich auch für Inhouse-Spezialisten gilt. Diese sollten sich ebenfallss bewusst umdie Klärung ihres Auftrags und dieAbstim-mung des Aufwands mit dem Verwendungszweck der Ergebnisse kümmern.Bild 6. Prozesslandkarte eines Berechnungsbüros mit Schnittstelle zum AuftraggeberDie auftragsunabhängigen Aufgaben sind z.T. strategischer Natur (Partnerwahl),die Aus- und Weiter-sowiebildung der Berechnungsingenieure, die kritische Überprüfung neuer Releases vor dem Einsatzdas Sammeln von Anwendungserfahrungen,, idealerweise mit baubegleitenden Messungen.Letzteresist leidervom Willen des Bauherrn bzw. dessen Sensibilisierung durch den Projektverfasser(„Objekt-planer“) abhängig.5 Aufgabefür die SGBFDas Anliegen, geotechnische Parameter undd Beiwerte inder SGBF zu z diskutieren, ist nur einAspekt,obgleichdieser mit den neuen Stoffmodellenund deren Anforderungeen an Bedeutung gewinnt.Die SGBF hätte aber auch eine wichtige Aufgabe im Erfahrungsaustausch überr Modellierungsprakti-(vgl.ken, zu effizientem Vorgehen in der Zusammenarbeit der Baubeteiligten und zu HaftungsfragenÖGG [5]). Es reicht m.E. nicht, eindrücklichee numerischee Modelle isoliert von den Rahmenbedingun-Refle-gen des Auftrags, seinem Werdegang und den angestrebten Aussagen zu präsentieren. Mehrxion ist zu wünschen.38

6 Literaturr[1] Gautschi M.A. . (1990). Das Baugrundmodell. Anwendungen der d neuen Tragwerksnormen desSIAim Grundbau, SIA-DokumentationD 064. S. 25-28.[2] Barbour S.L., Krahn J (2004). Numerical modelling – prediction or process? ? Geotechnical News,December, pp. 44-52. www.geo-slope.com[3] Schweiger H., Vermeer P.A., Wehnert M. (2009). Zur Bemessung tiefer Baugruben mitt der Finite-Element-Methode.Geomechanics and Tunnelling, vol. 2 no.4, pp. 333-344.[4] Marclay R., Hohberg J.-M., John M., Marcher Th., Fellner D. (2010). Thee new Linth-Limmernhydro-power plant – designof caverns under 500 m overburden. Eurock 2010, EPF Lausanne.[5] Österr. Ges. für Geomechanik (2008). Richtlinie für die geotechnische Planung von Untertage-ein-bauten mit zyklischem Vortrieb. 2. Aufl.[6] von Wolffersdorff P.A. (2007). Wie soll die FEM ingeotechnische Bemessungsvorschriften fliessen? Bemessen mit Finite-Element-Methoden,TU Hamburg-Harburg, Veröff. Inst. Geotech-FEM inniku. Baubetrieb, H. 14.[7] Grabe J., Hettler A., Drewsen G.-F. (2009). Zwischenruf – Entspricht die Anwendung derder Geotechnik dem Standder Technik? CBTR-Tagung Dresden. www.cbtr.de[8] COST 07 (2002). Guidelines for the use of advanced numerical analysis. Potts D. et al. (Hrsg.).Thomas Telford Publ.[9] ISO 9000-3:1997. QM and QA Standards – Part 3: Guideline for thee applicationof ISO9001:1994 to the development, supply, , installation and maintenance of computer software.Autor:Jörg-Martin HohbergDipl.-Ing. MSc Dr.sc. .techn.IUB Ingenieur-Unternehmung AG3005 BernBern, 24.05.1139

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneBodenmechanische KennwertdatenbankMarkus KüglerDipl.-Ing.41

Bodenmechanische KennwertdatenbankKurzfassungMit der Einführung des EuroCodes 7 „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik“(EC7) [1] sollen bei der Festlegung von charakteristischen Bodenkennwerten zusätzlich vergleichbareErfahrungswerte herangezogen werden. Die reine Existenz solcher Erfahrungswerte allein reicht jedochnicht aus. Wesentlich für die Erfüllung dieser Forderung ist die Bereitstellung derartiger Daten ineinem umfassenden, zugänglichen Datenpool. Die Initiativgruppe „Boden- und Felsmechanische Datenbank“[2] hat sich zur Aufgabe gemacht, für das Gebiet der Bundesrepublik Deutschland einen solchenDatenpool konzeptionell vorzubereiten. Mitglieder dieser Initiativgruppe sind derzeit:Dr.-Ing. B. MüllnerDr.-Ing. F. RuppertProf. Dr.-Ing. EngelProf. Dr.-Ing. A. HettlerProf. Dr.-Ing. Ch. LemppDipl.-Ing. M. KüglerDipl.-Ing. M. HuberDipl.-Ing. J. KöditzDr. -Ing. B. Schuppener,Dipl.-Ing. I. FuchsDipl.-Geophys. E. KunzVorsitzender des DIN-Ausschusses „Baugrund, Laborversuche“, LandesgewerbeanstaltBayern - Bautechnik GmbH - GrundbauinstitutVorsitzender des DIN-Ausschusses „Baugrund, Untersuchung von Boden und Fels“Mitglied des DIN-Ausschusses „Baugrund, Laborversuche“ und der Arbeitsgruppe „LaboratoryTesting“ des TC 341 „Ground investigation and testing“ des CEN, HTW Dresden,Fachgebiet GeotechnikUniversität Dortmund, Lehrstuhl Baugrund-GrundbauMartin-Luther-Universität Halle-Wittenberg, Institut für GeowissenschaftenBayerisches Landesamt für Umwelt, Geologischer DienstInstitut für Geotechnik (IGS), Universität StuttgartMaterialforschungs- und -prüfanstalt an der Bauhaus-Universität WeimarBundesanstalt für Wasserbau, Abteilung Geotechnik, KarlsruheGrundsätzlich steht die Initiativgruppe weiteren Personen und Instutitionen offen, denn nur durch dieBerücksichtigung vieler Aspekte kann eine ausreichende Akzeptanz eines derartigen Datenpools erreichtwerden.Ziel der Initiativgruppe ist es, eine Datenbank aufzubauen, die die nach EC7 geforderte Bereitstellungvon charakteristischen Kennwerten schnell und einfach ermöglicht. Auf folgende Aufgabenbereichestehen dabei im Vordergrund:Grundkonzept,Qualitätssicherungsmechanismen,Nutzermodell,Publikation und Vorbereitung des Betriebs,Entwicklung eines Finanzierungsmodells,Beauftragung einer ersten Datenbankversion (Studie).Die finanzielle Unterstützung erfolgt über Mittel der Bundesanstalt für Wasserbau (BAW).Bzgl. der Kennwerte wurde sich zunächst auf folgende vier Versuchsgruppen beschränkt:Klassifizierungsversuche,Scherversuche,Kompressionsversuche undDurchlässigkeitsversuche.43

Dabei enthält jede Versuchsgruppe eine Reihe von Versuchsarten (z.B. bei Scherversuchen: Triaxial-au-versuche, Kreisringscherversuche, Rahmenscherversuche). Auch die Erfassungg von Kennwerteßerhalb einer Normung ist prinzipiell vorgesehen. Die offene Strukturr lässt zudemm jederzeit die Erwei-terung auf weitere Versuchsgruppen zu.Die Daten werden in folgender Struktur aufbereitet:Abb. 1: Prinzipielle Struktur einer Kennwertdatenbankk [3]Es erfolgt somit nicht nur eine reine Kennwertspeicherung, sondern auch die strukturelle Einordnungder Werte in ihre Historie. Somitt gibt es einee Informationn darüber, ob und wie die Labordaten grundsätzlichnachvollziehbar sind. Ausgedrückt wird dies in sogenannten ZuverlässigkZkeitsklassen:• ZV 1• ZV 2• ZV 3• ZV 4die für die Auswertung der Ergebnisse nach anderen Verfahrennötig wären.• ZV 5• ZV 6• ZV 7Es sind alle Daten verfügbar r (=Rohdaten).Es sind Originalmesswerte verfügbar.Verfügbar sind die Ergebniswerte.Wie ZV3, es sindjedoch nicht alle Informationen verfügbar,Für Teilversuchee sind die Versuchskennwerte bekannt.Es werden nur Kennwerte abgespeichert.Die Verfahren zur Ermittlung der abgespeicherten Kennwerte sinddnur im Prinzip bekannt.Die Zuverlässigkeitsklasse gibt folglich f keinee Auskunft darüber, ob ein Kennwert t „gut“ oder „schlecht“„ist. Sie zeigt jedoch an, welche Nachvollziehbarkeit eines Kennwertes gegeben ist; so kannn z.B. beider ZV 1 die gesamte Versuchspur inkl. Versuchsprotokolle, Kalibrierdaten, etc. komplett nachvollzo-Zuver-gen werden. Die Versuchsspur wird selbst nicht abgespeichert, kannn jedoch gemäß jeweiligerlässigkeitsklasse beim Urheber eingesehen werden.44

Messwerte)KennwertOriginalmesswerteVerarbeitung ErgebnisseAuswertung Teilversuchs-Interpretation(aufbereitetekennwert(Berechnungskennwerte)I II III IV V VI VIIZuverlässigkeitsklasseBodengruppeOriginalLaborformularals pdfMassenanteil ader Körner < dder Gesamtmasse,Korndurchmesser dMassenanteile bei:a 0.06, a 0.2, a 0.63a 2, a 6.3,a 20, a 63,a bei: d 10, d 30, d 60KlassifizierungsnormAbb. 2: Zuverlässigkeitsklasse, Beispiel Kornverteilung [4]Die Zuverlässigkeitszahl steht als Kennziffer für eine Güteeinstufung der Kennwertentstehung und derenDokumentation. Sie ermöglicht eine Qualitätssicherung, ohne bereits im Vorfeld Daten auszuschließen.Somit wird ein großer Datengeber- und Nutzerkreis (vom Ingenieurbüro bis zur wissenschaftlichenEinrichtungen) trotz z.T divergenter Ziele und Möglichkeiten erreicht.Der große Nutzerkreis ist wesentlich für die Akzeptanz einer derartigen überregionalen Kennwertdatenbank.Grundsätzlich besteht ein großes Interesse an Fremddaten aufgrund des Wissenszuwachses.Die gleichzeitige Zurückhaltung bei der Bereitstellung eigener Daten beruht nicht nur auf dem zusätzlichenAufwand der Datenüberführung, sondern auch auf dem potentiellen Kompetenzverlust, insbesonderein wirtschaftlich angespannter Situation. Bei den Mitgliedern der Initiativgruppe handelt essich um „datenstarke“ Partner, die wertvolle Datenressourcen besitzen und bereit sind, diese in einenGrundstock einzubringen.Die Ingenieurgeologie und Rohstoffgeologie des Bayerischen Landesamtes für Umwelt (LfU) beteiligensich an der Initiativgruppe auch mit dem Anliegen, ein gemeinsames Schnittstellenprotokoll fürden Austausch von Daten zu definieren. Der Datenaustausch dient sowohl der Bereitstellung von Datengemäß aktuellem Dateninformationsgesetz als auch der Einbindung von externen Daten in die internengeologischen Fachsysteme. So können die vorhandenen Kennwerte von insgesamt über18.000 Proben aus dem eigenen Laborbetrieb mit Fremddaten ergänzt werden, z.B. zur Erstellungvon ingenieurgeologischen oder rohstoffgeologischen Karten von Bayern. Alle Daten werden künftig inden verfügbaren GeoFachdatenAltlas BIS-BY (früher: Bayerische Boden-Informations-System BIS) [5]mit über 130.000 Bohrungen, 16.000 geologische Aufschlüsse und weiteren umfangreichen GeoinformationenIntegriert und verknüpft.In einer ersten Vorbereitungsphase werden derzeit, beauftragt durch die BAW, einzelne Module entwickeltund getestet, um die Realisierbarkeit zu erproben. Insbesondere der Datenaustausch zwischenverschiedenen Datenbanken über eine definierte Schnittstelle wird in nächster Zeit Schwerpunktder weiteren Arbeit der Initiativgruppe sein. Ferner ist die Verknüpfung der Labor- und Kennwertdatenbankder Bundesanstalt für Wasserbau mit der bundesweiten Bohrdatenbank der Bundesanstaltfür Geowissenschaften und Rohstoffe (BGR) in Vorbereitung, um eine überregionale Plattformzum Datenaustausch zu schaffen. Weitere Überlegungen gehen dahin, ob und wie Daten prinzipiellund verpflichtend erhoben werden können. Mögliche Ideen sind z.B. die Abgabe der Daten in digitalerForm bei öffentlichen Ausschreibungen (Regelung im Vergabehandbuch) oder auch die Datenübergabeähnlich der Bohrauskunftspflicht gemäß Lagerstättengesetz.45

Literatur[1] DIN EN 1997-1, EuroCode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik, Teil 1: AllgemeineRegeln, Beuth-Verlag, Oktober 2008[2] Schuppener, Hettler, Engel, Kügler, Kunz: Konzept einer Datenbank für Ergebnisse boden- und felsmechanischerLaborversuche, Baugrundtagung Dortmund, 2008[3] Döring, Engel: TeRRaS-Geo - Geotechnisches Kennwertregister Boden und Fels, Handbuch der Datensystematik,2009 (unveröffentlicht)[4] Schuppener, Fuchs, Kunz: Datenbank für Kennwerte boden- und felsmechanischer Laborversuche,Bundesanstalt für Wasserbau BAW, Tagung Berlin, 2009 (unveröffentlicht)[5] GeoFachdatenAltlas / Bayerisches Bodeninformationssystem BIS, www.bis.bayern.de, BayerischesLandesamt für Umwelt, AugsburgKontakt:Bayerisches Landesamt für Umwelt (LfU) - Geologischer Dienst , Referat 105 Wirtschaftsgeologie,RohstoffeDipl.-Ing. Markus KüglerHans-Högn-Str. 12D-95028 HofTel.: +49 9281 1800-4755, Fax: -30-4755,E-Mail: markus.kuegler@lfu.bayern.de, http://www.lfu.bayern.de/geologie/index.htm20. November 200946

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneKritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemenund empirischen Methoden derFelsmechanikDr.-Ing. Erich PimentelProf. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou47

Kritische Bemerkungen zu den Klassifikationssystemenund empirischen Methoden der Felsmechanik1 EinleitungEine Gemeinsamkeit vieler Klassifikationssysteme und empirischer Methoden der Felsmechanik istdie simplizistische Annahme, dass das Gebirge durch eine einzige Zahl erfasst und seine Komplexitätauf einen Indexwert reduziert werden könne, der mit bautechnisch relevanten Grössen empirisch korreliere.Klassifikationssysteme, Indexwerte und empirische Methoden sind also eng miteinander verbundenund werden deshalb hier zusammen besprochen. Zwar sind Indexwerte (wie Q, RMR oderGSI) in der Schweiz, wie auch in den anderen tunnelbautechnisch entwickelten Regionen des alpinenGrossraums, bedeutungslos. Wer jedoch in anderen Gebieten als Ingenieur oder Geologe arbeitet,wird fast unvermeidlich solchen Klassifikationssystemen und empirischen Methoden begegnen. DieseTatsache in Kombination mit der in der universitären Lehre manchmal unkritischen Vermittlung dieserSysteme bot uns genügend Motivation für das Verfassen des vorliegenden Beitrags. Letzterer sollnicht eine vollständige Darstellung der verschiedenen Systeme geben, sondern nur einige davon kritischdiskutieren. Für umfassende Beschreibungen der einzelnen Systeme und Methoden wird auf [1],[2], [3] und [4] verwiesen.Der vorliegende Beitrag handelt vorwiegend von Klassifikationssystemen und empirischen Methodendes Untertagbaus. Klassifikationssysteme für Felsböschungen werden nur sehr kurz besprochen (Abschnitt2). Die Zahl der Klassifikationssysteme des Untertagbaus ist, entsprechend der Vielfalt derFragestellungen der Projektierung und Ausführung, gross. Dabei gibt es auch Systeme, die den Ansprucherheben, verschiedene Zielsetzungen gleichzeitig zu erfüllen. So soll beispielsweise das sogenannteQ-System [5] gleichzeitig die Abschätzung der erforderlichen Sicherungsmittel [5, 6], der Gebirgsparameter[6, 7], der Gebirgslasten auf den Ausbau [5] und, mit einigen Modifikationen, sogar derLeistung einer TBM [8] ermöglichen.Eine Gruppe von Klassifikationssystemen im Untertagbau dient der Prognose des Verhaltens und derLeistung von Werkzeugen im Fels, wie z.B. der Abschätzung des Werkzeugverschleisses oder derPenetration beim Lösen des Gebirges mit einer Tunnelbohrmaschine (Abschnitt 3).Eine weitere Kategorie von Systemen dient der Klassifikation und Abschätzung des Gebirgsverhaltensbeim Tunnelvortrieb oder der Belastung des Ausbaus. Die Klassifikationssysteme dieser Gruppestammen hauptsächlich aus einer Zeit, in der man noch nicht über adäquate Methoden und Hilfsmittel(Berechnungsmodelle, Rechner, Versuchstechnik) verfügte. So stellt beispielsweise die Terzaghische“Rock Load Theory“ aus dem Jahr 1946 [9] eines der ältesten Klassifikationssysteme überhaupt dar.Sie dient der Abschätzung der Belastung des Ausbaus. Hierbei wird das Gebirge je nach Zerklüftungs-und Verwitterungsgrad, Druckhaftigkeit oder Quellpotential klassifiziert. Diese Klasseneinteilungdient dazu, die Höhe des Gebirgsbereiches zu bestimmen, dessen Gewicht als Auflast aufden Ausbau angesetzt wird.Weitere, neuere Vorschläge zur Abschätzung der Belastung des Ausbaus oder zur Beurteilung derDruckhaftigkeit des Gebirges, basieren auf Indexwerten, wie z.B. dem RMR-Wert [10], dem Q-Wert [5]oder der sogenannten “Rock Mass Number (N)“, welche einem Spezialfall des Q-Wertes entspricht[1]. Die Hauptidee und Zielsetzung dieser Systeme ist allerdings, den Zwischenschritt der Abschätzungder Gebirgslasten (oder, allgemeiner, der Beurteilung des Gebirgsverhaltens) gänzlich zu umgehen,um dadurch direkt Aussagen über die Ausbruchsicherung zu machen – ein Versprechen, welchesmancherorts die Beliebtheit dieser Systeme erklärt. Dabei wird oft übersehen, dass die Klassifikationssystemebzw. die zugrundeliegenden Indexwerte immer nur für bestimmte Aufgabenstellungen,unter Berücksichtigung ausgewählter felsmechanischer Aspekte und aufgrund einer beschränktenDatenbasis aufgestellt wurden. Stellvertretend für diese Kategorie von Klassifikations-49

systemen werden in den Abschnitten 4 und 5 das “Rock Quality Designation System“ (RQD) und dasQ-System näher erläutert.Schliesslich gibt es Vorschläge, die mechanischen Materialkonstanten von Fels (Verformbarkeits- undFestigkeitsparameter), die für die Durchführung von felsmechanischen Berechnungen gebraucht werden,anhand von empirischen Beziehungen zwischen den Gebirgsparametern und Indexwerten zubestimmen (Abschnitt 6).2 Klassifikationssysteme für FelsböschungenDie in der Literatur vorgeschlagenen Klassifikationssysteme für Felsböschungen dienen der Stabilitätsbeurteilungzu Zonierungszwecken und der Auswahl der allfällig notwendigen Stabilisierungsmassnahmen(für eine Übersicht siehe [11] oder [12]). Wir beschränken uns hier auf das bekanntesteSystem, das “Slope Mass Rating (SMR)“ System nach Romana [13] [14].Das SMR-System basiert auf dem RMR-System [15] und vier weiteren Faktoren, die den Streich- undFallwinkel der potentiellen Gleitfläche, das Verhältnis zwischen Böschungswinkel und Fallwinkel derGleitfläche und das Abbauverfahren zur Herstellung der Böschung berücksichtigen. Wie die meistenSysteme lässt auch das SMR-System den Einfluss der Böschungshöhe ausser Acht (vgl. [11]). Dafürhängt der SMR-Wert vom RQD-Index ab, der eine sehr beschränkte Aussagekraft hat (Abschnitt 4),sowie von der einachsigen Druckfestigkeit des intakten Gesteins, welche für die allermeisten Stabilitätsproblemevon Felsböschungen ebenfalls unwichtig ist. Wie in [12] ausführlich dargelegt, wird umgekehrtder Faktor “Wasser”, der als Auslöser von Instabilitäten enorm wichtig ist, bei der Bildung desSMR-Wertes zwar berücksichtigt, jedoch mit der gleichen Gewichtung wie die unbedeutende Gesteinsfestigkeit.3 Klassifikationssysteme zur Prognose der Werkzeug-Gebirge-InteraktionZu dieser Gruppe gehören Klassifikationssysteme zur Abschätzung des Werkzeugverschleisses (beimmaschinellen Vollvortrieb, bei Teilschnittmaschinen oder generell bei Bohrarbeiten) oder der Penetrationvon Tunnelbohrmaschinen. In [16] werden die Mechanismen und Einflussfaktoren der Wechselwirkungzwischen Gestein und Abbauwerkzeug erläutert sowie ein Ansatz zur Entwicklung einer entsprechendenGebirgsklassifikation dargestellt.Für eine Übersicht der empirischen Methoden zur Verschleissabschätzung wird auf [17] verwiesen.Die dazugehörenden Indexwerte werden entweder aufgrund der mineralogischen Zusammensetzungdes Gesteins und weiterer Eigenschaften ermittelt oder durch Indexversuche bestimmt, die den Verschleissin gewissem Masse abbilden. Vertreter dieser Klassifikationssysteme sind der “Rock AbrasivityIndex (RAI)“, der “Cerchar Abrasivity Index (CAI)“ und der “LCPC Abrasiveness Coefficient(LAC)“. Der RAI [18] wird durch das Produkt aus der einaxialen Druckfestigkeit und dem sogenanntenäquivalenten Quarzgehalt ermittelt. Beim CAI wird der Masseverlust einer Metallspitze durch Abriebauf einer Felsoberfläche gemessen [19]. Beim LAC wird ebenfalls der Masseverlust ermittelt, aber dereines flachen Metallflügels, der in einem Behälter mit gebrochenem Felsmaterial eingebaut und mittelseines Motors zur Rotation gezwungen wird [20].Die am häufigsten verwendeten Klassifikationssysteme zur Abschätzung der Penetration von Tunnelbohrmaschinenstammen von der Norwegischen Technischen Hochschule Trondheim (NTH/NTNU,[21]) und der Colorado School of Mines (CSM, [22]). Bei der NTH/NTNU Methode wird ein sogenannter"Drilling Rate Index" anhand von Sonderversuchen ermittelt (Brittleness und Siever’s MiniatureTests). Das CSM-System wurde auf der Basis von Ergebnissen von Schneidversuchen mit einemDiskenmeissel (mit der sogenannten "Linear Cutting Machine") entwickelt. Beide Systeme wurden zurAbschätzung des Diskenverschleisses erweitert.50

Die der Interaktion zwischen Werkzeug und Fels zugrundeliegendenProzesse sind sehr komplex undbislang ungenügend verstanden worden. Man versucht daher Prognosen weitgehend auf empirischerArt und Weise und basierend auf Index-Versuchen und den oben erwähnten e Methoden zu machen.Die Ergebnisse haben oft nur den Stellenwert eines Hinweises oder einer e Empfehlung.Dies gilt übrigens auch für andere verfahrensspezifischee empirischee Methoden, wie zum Beispiel fürdie Methoden zur Beurteilung der Injizierbarkeit des Gebirges. Letztere erfolgt in der Regel anhandder Ergebnisse von Lugeon-Versuchen, d.h. . aufgrund der Wasserverluste aus bestimmten Bohrloch-abschnitten [23]. Angesichts derr grossen Komplexität des Ausbreitungsvorgangss von Verpressmate-derrialien imgeklüftetenFels haben solche Versuche ebenfalls einen Index-Charakter. Zur Auslegungdefinitiven Injektionsmassnahmesind Probeinjektionen inder Regel unerlässlich.u4 Das RQD-SystemDas RQD-System wurde von Deere im Jahree 1964 ursprünglich zur Prognose P derr Tunnelbedingungenund zurAuswahl der Ausbruchsicherungeingeführt [24]. Ein Diagramm, D das die Sicherungs-aber inanforderungen in Abhängigkeit des RQD-Wertes darstellt, wurde in [25] vorgeschlagen, fandder mitteleuropäischen Praxis keine nennenswerte Anwendung. Dennoch lohnt es sich, auf das RQDdesRMR-System kurz einzugehen, weil der RQD-Wertt ein Eingangsparameterr anderer Systeme, wieund des Q-Systems, ist.Bild 1Beispiel der Ermittlung des RQD-WertesDer RQD-Wert wird als die Summe der prozentualen Längenanteile der d Bohrkernstücke bestimmt, diebei einem Bohrkerndurchmesserr von mindestens 54.7 mm (NX) länger als 100 mm sind (Bild 1). Erquantifiziert ausschliesslich denGrad der Zerlegung des betrachteten Bohrkernabschnittes. DieGrundannahme dieses Systems ist, dass der Grad der Zerlegung der Bohrkernstrecke direkt mit derFestigkeit des Gebirges zusammenhängt und somit als Grundlage für Entwurfsaufgaben verwendetwerden kann. Die Ungültigkeit dieser Grundannahme istleicht zu zeigen. In der Folge werden einigeder bekanntesten Probleme desRQD besprochen. Für detaillierteree Auseinandersetzungenn wird auf[11] und [26] verwiesen.Es gibt eine Vielzahl von externen Parametern, die bei gleichem Gebirge einen signifikantenn Einflussauf den Grad der Zerlegung der Bohrkernstrecke und somit auf den RQD-Wert R haben. So können z.B.maschinentechnische Aspekte, wie der gewählte Bohrkerndurchmesser, die Beschaffenheit der Bohr-aufge-krone, der eingesetzte Kernrohrtyp (einfaches, zweifaches oder dreifaches Kernrohr) sowie derbrachte Vorschubs- oder Spülungsdruck während des Bohrens, zuu unterschiedlichen RQD-Wertenführen. Im geklüfteten Untergrund können der Kluftabstand und die gewählte g Bohrrichtung die Ergeb-von 11 auf 9 cm zu einer extremen Reduktionn des RQD-Wertes von 100% 1 auf 0% % (Bildnisse ebenfalls beeinflussen. So führt eine praktisch unbedeutende VerkleinerunVg des Kluftabstandes2).51

Bild 2Einfluss des Abstands der Trennflächenauf den RQD-Wert (vgl. [11, 26])Bild 3 Einfluss des Bohrwinkels auf denRQD-Wert (vgl. [27, 11, 26])Andererseits gilt für einen Kluftabstand von 11 cm der gleiche RQD-Wertsich je nach Bohrrichtung ein RQD-Wert zwi-wie für das intakteGestein(100%). Im Falle eines Kluftabstandes von 9 cm ergibtschen 0%und 100%und dies bei ein und demselben Gebirge (Bild 3).Aus denaufgelisteten Einflussfaktoren ist ersichtlich, dass der RQD-Wert für grobe g Beschreibungs- und Zonie-nicht objektiv und daher fürden Entwurf nicht brauchbar ist. Dieses System kann lediglichrungszwecke herangezogen werden und dies nur in Kombination mit m anderen Untersuchungserge-bnissen oder Indexwerten (z.B. Klufthäufigkeeit, Kerngewinn usw.).5 Das Q-SystemDas Q-System wurde 1974 von Barton, Lienn und Lunde in [5] vorgeschlagen. Ess wurde auf der Basisvon Beobachtungenaus 212 Tunnelbauwerken in Skandinavien entwickelt. Der Q-Faktor wird folgendermassendefiniert:Q R RQD J n wobei der RQD-Wert zwischen 0 und 100 beträgt, J n diesogenanntee “joint set number” ist (0.5 – 20),J r die sogenannte “joint roughness number” bezeichnet (4 – 1), Ja die sogenannte “joint alterationnumber”ist (0.75 – 20), J w der sogenannte“joint water reduction factor” ist (1 – 0.05) und SRF densogenannten „stresss reduction factor“ darstellt (2.5 – 400). Nach [5] stelle der erste Term (RQD/J n ) inGl. 1 einMass für dieBlockgrösse dar. Mit dem zweiten Term (J r /J a ) soll s die Scherfestigkeit der Trenn-Die sechs Parameter der Gl. 1 werden mehrheitlich optisch abgeschätzt.flächen erfasst werden. Der dritte Term (J w w/SRF) / stehee für die sogenannten „aktiven Spannungen“.Die massgebende Anwendung und die Motivation für dieses Klassifikationssystem war die Auslegungder Ausbruchsicherung aufgrundeines Indexwertes (eben des Q-Wertes) für die Gebirgsqualität. Hier-D e überfür wurde in einem doppellogarithmischen Diagramm die sogenanntee äquivalentee Spannweiteeden Q-Wert für verschiedene Sicherungssysteme dargestellt (Bild 4). Die äquivalente Spannweite ent-durch eine Art Sicherheitsfaktor (genannt(„excavation support ratio“, ESR). Bild 4 entspricht dem 1993spricht der effektiv vorliegendengrössten Hohlraumabmessung (Spannweite oderr Höhe), abgemindertaktualisierten Diagramm, das gemäss [6] Erfahrungenund Beobachtungen aus 1050 Tunnelbau-werken berücksichtige.J rJ a J w SRF ,[Gl. 1]52

Bild 4Permanente Sicherung inAbhängigkeit des Q-Wertes (nach [6])[Die Verwendung dieses Dimensionierungsdiagramms wird mit folgendem Beispiel erläutert: Nehmenwir an, dass der Q-Wert (Abszisse) und die äquivalente Spannweitee D e (linke Ordinate) 2 bzw. 10 mbetragen. Der diesem Wertepaar entsprechende Punkt (A im Bild 4) 4 liegt innerhalb des Diagramm-(ge-bereichsNr. 5. Dies bedeutet, dass der Ausbautyp Nr. 5 zur Anwendung kommen sollte, welchermäss Legende unterhalb des Diagramms) aus Ankern und 5 – 9 cmm faserbewehrtem Spritzbeton be-insteht. Der Ankerabstand ist aus der oberen gepunkteten Linie ( bezeichnet als “Bolt spacingshotcreted area“) in Abhängigkeit des Q-Wertes abzulesen. Im konkreten Beispiel beträgt er 1.7 – 2.1m. Die Ankerlänge hängt nur vom D e -Wert ab und ergibt sich aus der d rechten Ordinate (3 m im be-ein-trachteten Beispiel).Angesichts der sehr einfachen Handhabungdes Dimensionierungsdiagramms und der ebenfallsfachen vorangegangenen Bestimmung des Q-Wertes istdie Bestimmung der Ausbruchsicherung aufdiese Art und Weise verlockend. Die durch das Dimensionierungsdiagramm dargestellten Zusammen-(Q-hänge erscheinen qualitativ plausibel. So soll beispielsweise bei steigender Qualität des GebirgesWert) und gegebener Hohlraumgrösse (D e -Wert) die Ausbruchsicherung leichterr ausfallen. Weiterhinist festzustellen, dass mit zunehmender Spannweite längere Anker erforderlichh sind. Einen Nutzenüber diese qualitativ korrekten, jedoch eigentlich trivialen Aussagen hinaus h hat das Dimensionierungs-mager ist.diagramm allerdingsnicht, weil der empirische Gehalt der dargestellten Zahlenn äusserstDies wurde in [28] anhand der Daten gezeigt, die den quantitativen Angaben A betreffend Ankerabstandim Fall ohne Spritzbeton zugrundeliegen (s. Angaben auf der gestrichelten Linie des Dimensionie-aus aus-rungsdiagramms im Bild 4). DiePunkte in Bild 5 stellen Wertepaare (Q, Ankerabstand)geführten Vortriebenmit Systemankerung (ohne Spritzbeton) gemässs [6] dar. Diee Kurve in Bild 5 stelltdie auf der gestrichelten Linie des Dimensionierungsdiagramms (Bildd 4) gemachten Angabenn grafischdar. Besonders auffällig ist die grosse Streuung der Ergebnisse. Für einen Q-Wert von beispielsweise20, was gemäss Q-System einem "guten" Gebirge entspricht, variiert der Ankerabstand zwischen 0.8und 6.5 m. Diese Bandbreite deckt praktischh den gesamten Tunnelbau ab – von sporadisch angeordnetenAnkern bis zur schweren Systemankerung. Ferneerkennt man m aus den Daten des Bildes 5,dass eine enge Systemankerung(1.0 m Ankerabstand) bei Q-Wertenn zwischen 0.1 und 50 eingesetzt53

wurde, was gemäss Felsklassendefinitionen des Q-Systems (s. Legende oberhalb des Dimensionierungsdiagrammsim Bild 4) eine enorme Bandbreite von Gebirgsqualitäten bedeutet ("extremely/verypoor" - "very good").Ähnliche Schlussfolgerungen kann man aufgrund der Auswertung der Fälle ziehen, in welchen Ankerin Kombination mit Spritzbeton eingesetzt wurden (Bild 6). Die Streuung ist zwar etwas geringer als inden Fällen ohne Spritzbeton, aber weiterhin beachtlich. Für Q-Werte von beispielweise 1 – 10 ("fair –poor rock" nach Bild 4) beträgt der Ankerabstand 1 – 5 m.876Ankerabstand [m]5432100.001 0.01 0.1 1 10 100 1000Rock mass quality Q [-]Bild 5 Ankerabstand in Abhängigkeit des Q-Wertes in Tunnelbereichen ohne Spritzbetonsicherung(Punkte aus [6], Kurve ergänzt durch [28] aufgrund der Angaben des Bildes 4 betreffend Ankerabstandfür den Fall ohne Spritzbeton).5Ankerabstand [m]432100.001 0.01 0.1 1 10 100 1000Rock mass quality Q [-]Bild 6 Ankerabstand in Abhängigkeit des Q-Wertes in Tunnelbereichen mit Spritzbetonsicherung(Punkte aus [6], Kurve aufgrund der Angaben des Bildes 4 betreffend Ankerabstand für den Fall mitSpritzbeton).54

Die sehr grosse Streuung der Daten in Bild 5 und 6 zeigt, dass es den postulierten quantitativen Zusammenhangzwischen dem Q-Wert und der Auslegung der Ankerung nicht gibt. Die Autoren des Diagrammeshatten diese Streuung sehr wohl bemerkt. Anstatt jedoch die grundsätzliche Aussagekraftdes Q-Wertes kritisch zu hinterfragen, haben sie die Ankerabstände, die von der postulierten Beziehungabwichen, als konservativ oder unsicher verworfen („There is a large spread in the data. Someof the points (upper left) represent cave-in’s or down fall of rock blocks. Some of the cases (lowerright) obviously represent cases of over-support.“ [6]).Das sogenannte “Rock Mass Quality System für TBM“ [8] stellt eine Erweiterung des Q-Systems darund nimmt insofern eine besondere Stellung innerhalb der Klassifikationssysteme ein, als dass es denAnspruch erhebt, mit dem sogenannten Q TBM -Wert nicht nur die Penetration, sondern auch die Vortriebsleistungprognostizieren zu können. Die Komplexität des maschinellen Vortriebs (Lösen des Gebirges,verschleissbedingte Wartungsarbeiten, Sicherung, Blockierung der TBM, logistische Probleme)soll somit durch eine einzige Zahl erfassbar sein. Das Q TBM -System erbt die oben erwähnten Problemedes Q-Systems und treibt alle seine willkürlichen Annahmen auf die Spitze. Für eine eingehendereDiskussion des Q- und des Q TBM -Systems wird auf [28] verwiesen.6 Klassifikationssysteme zur Abschätzung der Gebirgsparameter6.1 AllgemeinesIn der Felsmechanik wird zwischen dem (intakten) Gestein und dem Fels oder Gebirge (im Meter- bisDekameterbereich) unterschieden. Fels stellt durch Trennflächen (Klüfte, Schichtungsebenen, Störungen)durchzogenes Festgestein dar. Die Trennflächen weisen in der Regel eine niedrige Scherfestigkeitauf und können infolge einer Laständerung senkrecht zu ihrer Ebene oder während des Abscherensschliessen oder öffnen. Der Fels hat deshalb im Allgemeinen eine niedrigere Festigkeit undeine höhere Verformbarkeit als das intakte Gestein. Man spricht von einem Massstabseffekt undbringt damit zum Ausdruck, dass die relevanten Felseigenschaften und das Verhalten des Felsensvon der Grösse des betrachteten Volumens abhängig sind.Der Unterschied zwischen den mechanischen Gesteinseigenschaften und den Gebirgseigenschaftenkann bautechnisch relevant sein. Für die Beurteilung vieler Fragestellungen sind die Eigenschaftendes Gesteins (oder einer bestimmten Trennfläche im kleinen Massstab) massgebend. In diesen Fällenkönnen die Materialkennwerte im Labor anhand von speziellen Versuchstechniken für Proben im Gesteinsmassstaboder für Trennflächen bestimmt werden [29 – 32]. Grossmassstäbliche Laborversuche[33] oder in-situ Versuche würden grössere Prüfvolumina erlauben. Sie sind allerdings mit erheblichemAufwand verbunden und werden in der Regel nur für besondere Bauwerke (wie Talsperren)durchgeführt. In den allermeisten Fällen müssen die Gebirgsparameter aufgrund von Erfahrung, anhandder Analyse von Beobachtungen oder durch Hochskalierung abgeschätzt oder eingegrenzt werden.Die Beobachtungen können von älteren Bauwerken in ähnlicher Geologie stammen oder aucherst während des Vortriebs gemacht werden (z.B. Rückrechnung der Setzungen im städtischen Tunnelbauoder der Konvergenzen in einem tiefliegenden Tunnel). Mit Hochskalierung wird die Abschätzungder Materialparameter des Felsens aus den mechanischen und geometrischen Eigenschaftenseiner konstituierender Elemente (Gestein, Trennflächen) auf der Grundlage der TechnischenMechanik verstanden - ein anspruchsvoller Weg, der in vielen Fällen auf grosse theoretischeund praktische Schwierigkeiten stösst. Mangels in vielen Fällen zuverlässiger Erfahrungswerte oderverwertbarerer Beobachtungen und angesichts der Schwierigkeiten der Hochskalierung, sind die Gebirgsparameteroft mit grossen Unsicherheiten behaftet, welche wiederum Unsicherheiten beim Entwurfzur Folge haben können.55

Einige in der Literatur vorgeschlagene Methoden erheben den Anspruch, genügend zuverlässige Aussagenüber die Gebirgsparameter auf der Basis von Indexwerten zu ermöglichen und somit den Ingenieurvom Umgang mit diesen Unsicherheiten beim Entwurf zu entlasten. So zum Beispiel schlagen[34] und [35] eine Formel zur Abschätzung des Gebirgs-E-Moduls anhand des RMR- bzw. Q-Wertesvor, während die Methode von [36] auf den RMi-Wert basiert.Im vorliegenden Beitrag fokussieren wir auf den “Geological Strength Index“ (GSI). Dieser wurde ursprünglich[37] zur Abschätzung der Parameter der Bruchbedingung nach Hoek-Brown [38] und späterauch zur Ermittlung des E-Moduls [39] vorgeschlagen. Die Hoek-Brownsche Bruchbedingung wurde1980 für den Fels eingeführt [38] und ist im Laufe der Zeit mehrmals modifiziert bzw. erweitert worden.Die Entwicklung dieser Bruchbedingung und des GSI-Systems wird in [32] und [41] beschrieben.Wegen der engen Verbundenheit des GSI-Systems mit der Hoek-Brownschen Bruchbedingung wirdzunächst letztere besprochen und der Mohr-Coulombschen Bruchbedingung gegenübergestellt (Abschnitt6.2). Anschliessend werden die postulierten Zusammenhänge zwischen dem GSI und denFestigkeitsparametern des Gebirges (Abschnitt 6.3) bzw. dem Gebirgs-E-Modul (Abschnitt 6.4) kritischbetrachtet.6.2 Über die BruchbedingungDie in der Praxis gebräuchliche Mohr-Coulombsche Bruchbedingung basiert auf der CoulombschenBruchhypothese. Letztere besagt, dass der Bruch infolge des Erreichens des inneren Scherwiderstandesentlang einer Schnittfläche durch das Material erfolgt. Im Bruchzustand hängt die Schubspannungτ linear von der Normalspannung σ des zugehörigen Schnittes ab: c tan, [Gl. 2]wobei die Materialkonstanten c und die Kohäsion bzw. den Winkel der inneren Reibung bezeichnenund aufgrund dieser Gleichung eine klare physikalische Bedeutung haben: Der Scherwiderstand bestehtaus einem kohäsiven, normalspannungsunabhängigen Teil und einem reibungsbedingten, normalspannungsabhängigenTeil, der proportional zum Tangenswert des Reibungswinkels, d.h. zumReibungsbeiwert, ist.Im Hauptspannungsdiagramm lässt sich die Mohr-Coulombsche Bruchbedingung durch eine Geradedarstellen: 1 c K p 3, [Gl. 3]wobei σ 1 und σ 3 die grösste und die kleinste Hauptspannung darstellen. Die einachsige Druckfestigkeitσ c ist mit der Kohäsion und dem Reibungswinkel verknüpft, während die andere Konstante gleich mitdem passiven Erddruckbeiwert K p ist und nur vom Reibungswinkel abhängt: c 2cos1 sin c,K p1 sin1 sin. [Gl. 4]Im Gegensatz zur Bruchbedingung nach Mohr-Coulomb wurde die Hoek-Brownsche Bruchbedingungrein empirisch formuliert (d.h. nicht auf der Grundlage einer Bruchhypothese) und wird durch eineKurve im Hauptspannungsdiagramm dargestellt. Für das intakte Gestein lautet sie [42]: 1 3 cim 3i1 ci 0.5, [Gl. 5]56

wobei σ ci die einachsige Druckfestigkeit des intakten Gesteins ist, während m i eine Materialkonstantedarstellt, die keine direkte physikalische Bedeutung hat, jedoch mit der (variablen) Steigung der (gekrümmten)Bruchbedingung zusammenhängt [42]. Diese Materialkonstante wird durch eine nichtlineareRegression bestimmt, wobei aufgrund der Nichtlinearität und der minimal notwendigen Redundanzhierfür vier Versuche erforderlich sind. Die Festigkeitsparameter der Bruchbedingung nachMohr-Coulomb können hingegen anhand von drei Versuchen und einer einfachen linearen Regressionermittelt werden.Die Hoek-Brownsche Bruchbedingung wurde aufgrund der Versuchsergebnisse aus Einaxial-, Triaxialdruck-und Zugversuchen an 14 verschiedenen Gesteinsarten formuliert [42]. Stellvertretend werdenhier die Versuche an Gabbro- und Sandsteinproben kurz kommentiert. Bild 7 zeigt die Ergebnisseim Hauptspannungsdiagramm, wobei die Hauptspannungen durch die einachsige Druckfestigkeit normiertwurden. Im untersuchten Spannungsbereich kann keine eindeutige Nichtlinearität beobachtetwerden. Die Annahme einer gekrümmten Bruchbedingung ist entweder gänzlich unbegründet oderwürde angesichts der grossen Streuung der gemessenen Wertepaare eine unverhältnismässige Verfeinerungdarstellen. Der Zusammenhang zwischen den Hauptspannungen beim Bruch ist eher linearbzw. lässt sich genauso gut durch die Mohr-Coulombschen Bedingung beschreiben. Wie die Versuchevon Mogi [43] zeigen (Bild 8), lässt sich eine Krümmung der Bruchbedingung nur dann erkennen,wenn man eine extrem grosse Bandbreite der kleinsten Hauptspannung heranzieht – eineBandbreite, die sich weit über den praktisch relevanten Spannungsbereich erstreckt. (Man beachte,dass Seitendrücke von mehr als 50 – 100 MPa Überlagerungsdrucken von einigen Kilometern entsprechenund deshalb keine praktische Bedeutung haben.) Im praktisch relevanten Spannungsbereichlässt sich die Bruchbedingung durch eine Gerade ausreichend genau beschreiben.3Gabbro trockenGabbro gesättigt5.55Sandstein2.54.5423.5 1/ c[-]1.5 1/ c[-]32.5121.50.510.500-0.05 0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.30 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 3/ c[-] 3/ c[-]Bild 7 Darstellung der Versuchsergebnisse von Brown im Hauptspannungsdiagramm [42].57

Bild 8Ergebnisse der Triaxialversuche von Mogi [43].Abschliessend kann festgehaltenwerden, dass die zusätzliche Komplexität und der Aufwand zur Wie-Vor-dergabe einer gekrümmten Hüllkurve weder physikalischh gerechtfertigt sind nochh irgendwelchenteil bringen. Gemässs dem Ockhamschen Prinzip sollte man nicht mehr m Annahmen einführen als ab-Mohr-solut erforderlich [44]. Dementsprechend stellt das einfachstmögliche Modell, d.h. die lineareCoulombschen Bruchbedingung,die beste Wahl dar.6.3 Zur Abschätzung der Gebirgsfestiggkeit nach dem GSI-SystemDie ursprünglich für intakte Gesteine adoptierte Gl. 5 wurde in leichtt verallgemeinerter Form auch fürdas Gebirge vorgeschlagen. Gemäss [38] lautet sie: 1 3 cim 3 c i s 0.5,[Gl. 6]wobei der Parameter m tiefere Werte als derr entsprechende Parameter des intakten Gesteinss (m i ) annimmt,während derParameter s je nach Zerlegungsgrad des Felsens Werte zwischen 1 (intaktesFestgestein) und 0 beträgt. Hoek[40] sieht den wesentlichen Beitragg von [38] nicht in der Einführungder Gl. 6 sondern inder Verbindung dieser Gleichung zu geologischen Beobachtungen in der Formdes RMR-Wertes, womit die Bestimmung der in der Gl. 6 auftretenden Gebirgsparameterm und sgemeint war. Motiviert durch die Vorstellung, , dass die Hoek-Brownsche Bruchbedingung keinen prak-solltetischen Wert haben würde, wenn die Gebirgsparameternicht leicht bestimmt werden könnten,die Parameterbestimmung nichtt aufgrund von mechanischen Prinzipien, Feldversuchen oder Feldmessungen,sondern anhand von einfachen geologischen Feldbeobachtungenn erfolgen [40]. Dieswurde praktisch durch die Behauptung umgesetzt, dasss ein quantitativer Zusammenhangzwischendem RMR-Wert und den Gebirgsparameternm und s besteht (Tabellee 3 in [38]).58

Dieser Zusammenhang wurde als empirisch bezeichnet, obwohl seine empirische Grundlage in Wirklichkeitnicht existent bzw. für Fels nicht aussagekräftig war: Beim Versuchsmaterial handelte es sichgrösstenteils um Steinschüttungen (“rockfill“) aus verwittertem Andesit eines Tagbaus – eigentlich einLockergestein. Auch in der wissenschaftlichen Literatur der Periode zwischen der Einführung derHoek-Brownschen Bruchbedingung und der Einführung des GSI-Systems [37] [45] sucht man vergeblichnach der empirischen Untermauerung der als empirisch bezeichneten Beziehung zwischen derGebirgsparameter und dem RMR-Wert.Das GSI-System wurde rund 15 Jahre nach der Hoek-Brownschen Bruchbedingung eingeführt. Hoek[41] führt folgende zwei Gründe dafür auf. Zum einen sei es mit der Zeit immer offensichtlicher geworden,dass es schwierig sei, das RMR System zur Parameterabschätzung im Fall von Gebirge niedrigerQualität anzuwenden. Der andere Grund war ein nicht näher erläutertes Gefühl der Verfasser,dass man für die Bestimmung der Gebirgsparameter ein System brauche, welches mehr auf grundlegendegeologische Beobachtungen basiere als auf Zahlen ("It had become increasingly obvious thatBieniawskis RMR is difficult to apply to very poor quality rock masses and also that the relationshipbetween RMR and m and s is no longer linear in the severy low ranges. It was also felt that a systembased more heavily on fundamental geological observations and less numbers was needed." [41]).Aus dem Literaturstudium geht klar hervor: Eine als "empirisch" bezeichnete Methode wird praktischohne jegliche empirische Untermauerung eingeführt, 15 Jahre lang ohne die geschuldete empirischeUntermauerung verbreitet, dabei ein paar Mal – jedoch stets ohne dokumentierte empirische Evidenz– modifiziert und schliesslich mit dem Hinweis auf das Gefühl der Verfasser sowie auf „offensichtliche“Probleme, die jedoch nie auf eine wissenschaftlich prüfbare Art und Weise dargestellt wurden, als unzutreffendzu Gunsten eines neuen Systems, des GSI-Systems, zurückgezogen. Letzteres soll wenigerzahlenorientiert sein als das RMR-System [41], stelle aber gleichzeitig eine “real case of puttingnumbers to geology” dar [46].Beim GSI-System wird der sogenannte Geological Strength Index (GSI) entsprechend der optischenEinschätzung des Gebirges anhand des Bildes 9 bestimmt. Abhängig von der Struktur des Felsensund der Beschaffenheit der Trennflächen (Spalten bzw. Zeilen im Bild 9) nimmt der GSI einen Wertzwischen 0 (praktisch wie rolliges Lockergestein) und 100 (intaktes Festgestein). Nach [37] [45] sinddie Gebirgsparameter eine Funktion des auf diese Art und Weise definierten GSI und der Parameternm i und σ ci des intakten Gesteins, welche entweder aus Tabellen abgelesen oder mittels fünf Triaxialversuchenbestimmt werden können [47]: 1 3 cim 3 s ci , [Gl. 7]m m ie (GSI100)/28 , [Gl. 8]unds e (GSI 100)/9 , if GSI 250, if GSI 25[Gl. 9] 0.5, if GSI 250.65 GSI / 200, if GSI 25[Gl. 10]59

Bild 9Definition des GSI-Wertes auf der Basis geologischer Beobachtungen nach [41]Die empirische Basiss dieser Gleichungen wurde weder bei deren Einführung noch bei späteren Arbei-ten von Hoek oder Brown geliefert. Daher müssen sie als willkürlichh bezeichnett werden. Eshandeltsich um erdachte und nicht um nach den üblichen wissenschaftlichenn Standards überprüfte und empi-risch fundierte Gleichungen. Diein [46] erwähnten Erfahrungen und Rückrechnungen, diegemäss[46] die Basis für dieFormulierung der Gleichungen 7 bis 10 waren, , sind absolut bedeutungslos, sokritischenwissenschaftlichen Überprüfung entziehen. Die in der GSI-Literatur als a Begründung des GSI-Systemsoft erwähnten mehrjährigen Diskussionen mit Geologen in der ganzen Welt (“[The GSI] has been de-lange siein der wissenschaftlichen Literatur nicht dokumentiert werden und sich somit einerveloped over many years of discussions withh engineeringg geologists with whom I have worked aroundthe world.” [46]) sindbelanglos inwissenschaftlicher Hinsicht, weil Wissenschaft nicht durch Plebiszitesubstituiert werden kann.Wie willkürlich die Annahme über die aufgundd des GSI errechneten gekrümmtengBruchbedingung seinkann, zeigen exemplarisch die Untersuchungen von Szymakowski& Haberfieldd [48]. Diese führtenExperimente am sogenannten “ Johnstone“ durch – ein künstliches Modellmaterial für Wechsellage-inrungen aus Schluffstein, Sandstein und Mergelstein. Obwohl die Versuchsergebnisse (EinzelpunkteBild 10) die Annahme einer linearen Bruchbedingung alsnaheliegend erscheinenn lassen (gestrichelteLinien inBild 10), wird eine gekrümmte Festigkeitsbeziehung mit aller Gewalt und gegen jeden Ver-nunft hineingedacht(dicke, durchgezogene Linien in Bild 10).60

Bild 10 Ergebnissee aus Druckversuchen an Prüfkörpern aus “Johnstone“ (Einzelpunkte, aus [48]),Hoek-Brownsche Bedingung für verschiedene GSI-Wertee (durchzogene Kurven, aus [48]) und gerad-linige Bruchbedingung (gestrichelte Geraden, hier hinzugefügt)In der letzten Version der Hoek-Brownschenn (“Disturbance factor“ D) eingeführt. Dieser Parameter D soll die Störung desBruchbedingung (der sogenannten«2002 Edition» [49])wird ein neuer ParameterGebirgesinfolge Sprengung oder Spannungsumlagerung beim Tunnelausbruchh erfassen. Er ist dimensionslosund nimmt Werte zwischen 0 (sehr schonendes Sprengen oder maschinellerVortrieb)und 1 (sehr schlechtes Sprengen) an [49]. Die revidierten empirischen Gleichungen zur Bestimmungder Gebirgsparameter enthalten den Störungsfaktor D alsunabhängigen Eingabeparameter zusätzlichzum GSI. Hoek et al. [49] gaben allerdings keine Definition bzw. Messvorschrift für diesen Faktor an.Beim Störungsfaktorr handelt es sich nicht einfach um eine nicht gemessene, sondern um eine grundsätzlichnicht bestimmbare Grösse. Folglich ist jegliche empirische Korrelation K mit diesem Faktor un-handeltmöglich. Es ist daherunmöglich, dass die in [49] eingeführten Beziehungen empirisch sind. Essich um erdachte Beziehungen.Da sie eine nicht bestimmbare Grösse beinhalten, entziehenn sie sicheiner wissenschaftlichen Überprüfung und sind deshalb grundsätzlich unwissenschaftlich. Im Ab-ist,schnitt 6.4 wird unter anderem erläutert, dass der Störungsfaktor nichts anderes als ein Artefaktwelches erfunden wurde, um die grosse Streuung der Daten zu erklären.6.4 Zur Abschätzung des Gebirgs-E-mmoduls aufgrund des GSIDie in der GSI-Literatur postulierten Beziehungen zwischen dem Gebirgs-E-Modul und dem GSI wei-bissen ähnliche Probleme auf wie die Bestimmung der Gebirgsfestigkeit, und zwar eine schwachenicht-existente empirische Untermauerung sowie willkürliche Annahmen.Der erstee Vorschlag wurde 1997von Hoek und Brown gemacht [47], die eine frühere Beziehung vonSerafim und Pereira[34] mit folgenden Modifikationenübernommen haben: Zum einen wurde derRMR-Wert durch den GSI ersetzt und zum anderen wurde die Gleichung von [34] durch einen Termerweitert, der die einachsige Druckfestigkeit des Gesteinss enthält:E mGPa min 1, ciMPa 100 10 (GSI10)/40.[Gl. 11]Mit der zweiten Modifikation wollte man eigentlich den E-Modul des intakten Gesteins berücksichtigenund hat dabei die Annahme getroffen, dass festere Gesteine auch steifer seien. Es ist auffallend, dassdie Autoren die praktische Anwendung der r Gleichung 11 anhand von zahlreichen Beispielen über61

Fünf Jahre später haben Hoek u.a. [49] diedes Gebirges erfassen soll:mehreree Seiten veranschaulichthaben, jedoch nicht gezeigt haben, aufgrund welcher Daten dieseBeziehung formuliertwurde. Es wird lediglich auf (nicht näher beschriebene) Probleme der Methodevon Serafim und Pereira [34] in Gebirge schlechter Qualität sowie auf a eigene (ebenfalls nicht doku-mentierte) Beobachtungen und Rückrechnunngen hingewiesen.Gleichung 11 um einenn Term erweitert, der dieStörungE mGPa1 D /2min1,ciMPa 1100 0 (GSI10)/40,[Gl. 12]wobei D den im letzten Abschnitt erwähnten Störungsfaktor D darstellt. Wie bei Hoek und Brown [47]sucht man auch bei Hoek [49] vergeblich nach der Datenbasis, die der postulierten empirischen Ab-(σ ci ) zu-hängigkeit des Gebirgs-E-Modulss vom GSI-Wert und vonder Festigkeit des intakten Gesteinssgrunde liegt.Über eine sehr umfangreiche Datenbasis wurde aber drei Jahre später durch Hoek und Diederichs[39] berichtet. Sie besteht aus den Ergebnissen einer Vielzahl von Feldversuchen (423 Lastplatten-und 53 Druckkissenversuche), die an verschiedenen Gesteinen in der Volksrepublik China und inTaiwan durchgeführtwurden (260 an Sedimentgesteinen, 179 an MagmatitenM und 55 an metamor-phen Gesteinen). Bild 11 stellt die Gebirgs-E-Moduli von Bild 11 ist für den Tunnelbau äusserst beschränkt, weil derüber die GSI-Werte gemäss [39] dar. Die pra-ktische Relevanz des Datensatzesgrösste Bereich des Diagramms Gebirgs-E-Moduli betrifft, die in denn allermeisten Fällen desTunnel-rele-baus absolut unproblematisch sind und daher auch nichtabgeschätzt werden müssen. Praktischvant ist der Bereich bis ca. 5 GPa. Der Massstab des Bildes 11 erlaubt keine Aussage darüber, wieviele Datenpunkte in diesen Bereich fallen.Bild 11Gemessene Gebirgs-E-Moduli überr die angenommenen GSI-Werte [39]]Gemässs [39] enthieltt die erwähnte Datenbank Angaben nicht nur zurr Lithologie und zu den gemesse-nen Gebirgs-E-Moduli E m , sondern auch zur einachsigen Druckfestigkeit des intakten Gesteins (σ ci ) anjeder Messstelle. Folglich standen alle Daten zur Verfügung, die notwendig gewesen wären, um diefrüher postulierten Gl. 11 und Gl. 12 zu überprüfen (letztere allerdings nur bis auf den messtechnischnicht erfassbaren Störungsfaktor D). Statt aber diese Gleichungen zu z überprüfen (was gutewissenGlei-schaftliche Praxis wäre), hat mansie stillschweigend verworfen und gleich g zwei neue empirischechungenn vorgeschlagen.62

Die erste Gleichung, die sogenannte "Simplified Hoek and Diederichs equation" [39], lautet:E mGPa 1 D /2100 1 e(7525 DGSI )/11 1 . [Gl. 13]Bei der Aufstellung dieser Gleichung wurde keine Unterscheidung bezüglich Gesteinsart bzw. Gesteinseigenschaftenvorgenommen. Mangels Gesteinsunterscheidung bedeutet diese Beziehung,dass bei gleichem GSI-Wert und Störungsfaktor ein Tonstein oder ein Sandstein die gleiche Steifigkeithaben sollen wie ein Granit oder Basalt. Für ungestörtes und massiges Gebirge (D = 0, GSI = 100) liefertdiese Formel ein Gebirgs-E-Modul von rund 90 GPa und zwar unabhängig davon, ob es sich umTonmergel, Kalkstein oder Basalt handelt. Angesichts dieser realitätsfremden Aussage erübrigt sicheine detailliertere Diskussion.Die zweite vorgeschlagene empirische Gleichung drückt der Gebirgs-E-Modul E m als Funktion des E-Moduls des intakten Gesteins E i , des GSI und des Störungsfaktors D aus:(6015 DGSI )/11 1 e 1E m E i0.02 1 D /2. [Gl. 14]Diese Gleichung enthält jetzt der Gesteins-E-Modul als zusätzlichen Parameter, wodurch der obenerwähnte Konstruktionsfehler der vereinfachten Gleichung 13 qualitativ behoben wird. Der additiveTerm 0.02 E i wurde eingeführt, um die Steifigkeit des Lockergesteins (völlig zerbrochenes Materials,GSI = 0) zu berücksichtigen. Die Annahme, dass die Steifigkeit des Bodens einem bestimmten Prozentsatzder Steifigkeit der Körner gleich ist, widerspricht den Grundlagen der Bodenmechanik.Der Datensatz gemäss Bild 11 weist eine grosse Streuung auf. Wie in [39] richtig bemerkt wurde, istdiese Streuung zum Teil durch die verschiedenen Gesteinsarten bedingt, die selbst in intaktem Zustand(d.h. beim gleichen GSI-Wert von 100) unterschiedlichen Steifigkeiten haben. Die Streuungblieb aber gross selbst nach der Berücksichtigung der Gesteins-E-Moduli (erster Term in Gl. 14). Wieist man mit dieser Streuung umgegangen? Anstatt die grundsätzliche Annahme einer Abhängigkeitvom GSI-Wert kritisch zu hinterfragen, hat man die gesuchte empirische Beziehung durch Terme ergänzt,die einen nicht messbaren Parameter, den Störungsfaktor D, enthalten. Diese Gleichungstermewurden so gewählt, dass die Anwendung der Gl. 14 für D = 0 und D = 1 die obere und untere Umhüllendedes Datensatzes ergibt. Die Form der Funktion und die Koeffizienten ruhen also weder auf physikalischenÜberlegungen, noch auf empirischen Daten. Es handelt sich um eine rein erdachte, willkürlicheFormel, die lediglich die zwei Grenzkurven des Datensatzes beschreibt.7 SchlussKlassifikationen und Klassifikationssysteme sind unentbehrlich für die Kommunikation, die Ordnungund die übersichtliche Darstellung der geologischen und geotechnischen Gegebenheiten. Dies allerdingsunter der Voraussetzung, dass sie jene Merkmale und Eigenschaften zum Gegenstand haben,die für die Beantwortung konkreter Fragestellungen der Planung signifikant sind. Die SIA 199 [50] enthältgenügende gute Beispiele hierzu. Klassifikationen aufgrund von Indexwerten, die sich aus derAddition oder Multiplikation verschiedener physikalischer Parameter oder gar Bewertungen (“ratings”)ergeben, erfüllen diese Bedingungen nicht. Das Gebirge kann schon deswegen nicht durch einen einzigenIndexwert erfasst werden, weil je nach Fragestellung oder Gefährdungsbild andere Gebirgsparametersignifikant sind. Indexwerte wie RMR oder Q dürfen somit in geologisch-geotechnischenBerichten nicht vorkommen.In allen Fällen, in welchen die massgebenden physikalischen Prozesse noch nicht soweit verstandensind, dass eine zuverlässige physikalisch-mathematische Beschreibung möglich ist, stellt Erfahrung(eventuell aber nicht unbedingt formal als empirische Methode kodiert) die einzige Basis für Abschätzungenund Entscheidungen bei der Planung oder Kalkulation dar. Dies trifft zum Beispiel für Fragen63

des Verschleisses von Werkzeugen oder des mechanischen Lösens des Gebirges zu. Empirie kannselbst dann einen wichtigen Entscheidungspfeiler darstellen, wenn die Physik eines Problems gut verstandenund modellmässig auf der Grundlage der Angewandten Mechanik erfassbar ist. Dies ist dannder Fall, wenn die Unsicherheiten der Modellbildung so gross sind, dass die theoretischen Prognosennicht genügend zuverlässig sind. Gegen ein empirisches Vorgehen ist in allen diesen Fällen nichtseinzuwenden, solange die empirische Basis solide ist und in einer Ausführlichkeit vorliegt, die eine kritischeÜberprüfung der Güte der empirischen Aussagen und der Übertragbarkeit des “Erfahrenen” aufdie konkrete bautechnische Situation ermöglicht. Die bekannten, auf dem RMR- oder dem Q-Wert basierendenempirischen Methoden zur Festlegung der Ausbruchsicherung sind gänzlich zu verwerfen,weil sie diese Voraussetzungen nicht erfüllen.Im gesamten Bauingenieurwesen beginnen Entwurf und Konstruktion mit der Identifikation von Problemender Tragsicherheit oder Gebrauchstauglichkeit, schreiten mit deren Beurteilung fort und endenmit der Evaluation und der Auswahl von allfällig erforderlichen Massnahmen. Das RMR- und das Q-System verlassen diese bewährte Vorgehensweise, indem sie Aussagen über die Sicherung machen,bevor das eigentliche Problem artikuliert wird.Wissenschaftlich nicht haltbar sind die verschiedentlich vorgeschlagenen Beziehungen zwischen Indexwertenund dem Gebirgs-E-Modul oder den Festigkeitsparametern der sogenannten empirischenHoek-Brownschen Bruchbedingung. Letztere ist weder genauer, noch einfacher als die in der Geotechniketablierte Mohr-Coulombsche Bruchbedingung. Die angeblich empirische Basis der postuliertenBeziehungen zwischen den Gebirgsparametern und dem GSI wurde nie veröffentlicht. Somit entziehensich diese Beziehungen einer wissenschaftlichen Prüfung. Letztere kann nicht durch die “Diskussionenmit Ingenieurgeologen in der ganzen Welt” substituiert werden, die in der GSI-Literatur alsRichtigkeitsbeweis des GSI-Systems erwähnt werden [46, 51, 52]. Entgegen den Behauptungen in[53] reduziert das GSI-System die Unsicherheit im Tunnelbau nicht, sondern täuscht eine nichtexistentegrössere Sicherheit und Zuverlässigkeit vor. Mangelndes Bewusstsein der inhärenten Unsicherheitenist hingegen für den Erfolg eines Untertagbauprojektes gar gefährlich.8 Literatur[1] Singh, B. and Goel, R.K. (1999). Rock Mass Classification – A Practical Approach in CivilEngineering. Elsevier, Amsterdam.[2] Afrouz, A.A. (1992). Practical Handbook of Rock Mass Classification Systems and Modelsof Ground Failure. CRC Press, Boca Raton FL.[3] Bienawski, Z.T. (1989). Engineering Rock Mass Classifications – A Complete Manual forEngineers and Geologist in Mining, Civil and Petroleum Engineering. Wiley, New York.[4] Kirkaldie, L. (1988). Rock Classification Systems for Engineering Purposes. ASTM, STP984, L. Kirkaldie. Ed., Philadelphia.[5] Barton, N., Lien, R. and Lunde, J. (1974). Engineering Classification of Rock Masses forthe Design of Tunnel Support. Rock Mechanics, Springer Verlag, Vol. 6, 189-236.[6] Grimstad, E. and Barton, N. (1993). Updating of the Q-System for NMT. Proc. InternationalSymposium on Sprayed Concrete – Modern Use of Wet Mix Sprayed Concrete forUnderground Support, Fagernes, Oslo.[7] Barton, N. (2002). Some new Q-value Correlations to assist in site Characterization andTunnel Design. Int. Journal of Rock Mechanics & Mining Sciences, Vol. 39, 185-216.[8] Barton, N. (1999). TBM performance estimation in rock using QTBM. Tunnels and TunnellingInternational, London, 30-34.64

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159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneKennwerte weicher Böden fürgeotechnische VerformungsprognosenDipl.-Ing. Laurent PitteloudDr.-Ing. Jörg Meier69

Kennwerte weicher Böden für geotechnischeVerformungsprognosen1. MotivationVorangetrieben von der zunehmenden Komplexität geotechnischer Aufgabenstellungen werden in derPraxis verstärkt numerische Verfahren wie die Finite-Elemente-Methode (FEM) eingesetzt. Gleichzeitigergibt sich jedoch bei dem Einsatz dieser Werkzeuge der Bedarf an Werten für dieverschiedenen Modellparameter. Die Festlegung dieser Modellparameter erfolgt oft aufgrund vonErfahrungen in vergleichbaren Baugrundverhältnissen. Dass dieser Schritt nicht trivial ist, hat nichtzuletzt der Workshop zur Verformungsprognose für tiefe Baugruben der DGGT ([18]) gezeigt, in demdie Ergebnisse einer an 14 anerkannte europäische Büros verteilten Aufgabe analysiert wurden. Diedabei mit FEM zu erstellende Verformungsprognose behandelte zwar immer dasselbe Beispiel einerdreifach rückverankerten Baugrube. Die Ergebnisse schwankten jedoch untereinander in einem nichterwarteten Mass (z. B. horizontale Verformungen des Baugrubenabschlusses zwischen wenigenMillimetern und 20 cm). Ein Grund hierfür lag in der unterschiedlichen Festlegung der bodenmechanischenEingangsparameter.In diesem Kontext soll der vorliegende Beitrag Strategien zur Wahl von Kennwerten für geotechnischeVerformungsberechnungen aufzeigen. Besonderer Schwerpunkt wird hierbei auf eine Technik gelegt,die eine "automatisierte" Parameterrückrechnung (back analysis) ohne Modifikation der zugrundeliegenden geotechnischen Modellierung ermöglicht. An drei Beispielen aus der Praxis wird dargelegt,mit welchen Strategien Kennwerte für Verformungsberechnungen eingesetzt wurden.2. Rückrechnung von Parametern numerischer ModelleGeotechnische Problemstellungen zeichnen sich insbesondere bei schwierigen Baugrundverhältnissendurch eine hochgradig komplexe und nichtlineare Systemantwort ab. Ein numerischesModell muss diese Charakteristika widerspiegeln, um eine ausreichend gute Annäherung an die Naturzur Verfügung stellen zu können. Hierfür sind u. a. entsprechend hochwertige Materialmodellenotwendig, die häufig eine Vielzahl von teils schwer zu bestimmenden Kennwerten benötigen.Weiterhin sind auch geometrische Eigenschaften, initiale Zustände und Randbedingungen festzulegen.Diesen Grössen sollte ein möglichst realistischer Wert zugewiesen werden, da die Korrektheitund Genauigkeit der Eingangsparameter die Realitätsnähe und Zuverlässigkeit der Berechnungsergebnissesignifikant bestimmt.Neben den Möglichkeiten des Rückgriffs auf Erfahrungswerte oder einer direkten Bestimmung imGelände bzw. im Labor bietet sich hier die inverse Bestimmung der relevanten Modellparameter aufder Basis von Messwerten an. Grundidee dieser Rückrechnung von Modellkennwerten ist, dass diebenötigten Parameterwerte dann treffend gewählt sind, wenn bei gleichen Aktionen bzw. Beanspruchungenin der Natur wie auch im numerischen Modell möglichst identische Systemantworteneintreten.Die im Rahmen dieses Beitrags verwendete Technik nutzt den direkten Ansatz der Parameterrückrechnung,für den das numerische Modell ("Vorwärtsrechnung") unverändert als "black box"behandelt wird und eine iterative Suche nach günstigen Parametersätzen erfolgt.Anwendungen der Rückrechnung bzw. Identifizierung von Modellparametern ("back analysis") in derGeotechnik werden beispielsweise durch [9] bzw. [7] (synthetisches und reales Beispiel einerTunnelauffahrung), [10] (synthetisches Beispiel eines Tunnelvortriebs und Auffahrung einer Kaverne inden Spanischen Pyrenäen), [6] (Sanierung von Grundwassersystemen), [11] (inverse Behandlung vonPressuremetermessungen und Baugrubenaushub auf der Basis von FEM-Simulationen), [5] (inverseBestimmung von Parametern visko-elastischer Modelle für Fels), [3] (Bestimmung des minimalenparametrischen Abstandes zum Grenzzustand in Form des Sicherheitsindex nach Hasofer und Lindfür ein Streifenfundament), [16] (mehrphasiger Baugrubenaushub und Entsättigung einer Sandsäule)und [12] (Modellierung und Parameteridentifikation einer Hangrutschung in den italienischen Alpen)beschrieben.Alle Autoren stimmen darin überein, dass für den Fall der Existenz einer "geeigneten" VorwärtsrechnungOptimierungsstrategien erfolgreich für das Fachgebiet der Geotechnik genutzt werdenkönnen; siehe zusätzlich auch [1] und [2]. "Geeignete" Vorwärtsrechnung heisst an dieser Stelle, dass71

das numerische Modell bezüglich der realistischen Abbildung der vorliegenden physikalischenPhänomene validiert wurde.Grundlage für die inverse Parameterbestimmung ist die objektive und reproduzierbare Bewertungeiner auf einem Parametersatz basierenden Vorwärtsrechnung in Bezug auf einen vorgegebenen Satzvon Referenzwerten. Häufig wird die Berechnung des Zielfunktionswertes in Anlehnung an dieMethode der kleinsten Quadrate für mehrere Zeitserien wie folgt definiert:g1f ( x) wj fj( x)(1)gmit:j1m jcalc meas 2wh, j yh,( x) yh j, j1fj( x)(2)mj h1In den oben genannten Gleichungen (1) und (2) bezeichnet x den (zunächst unbekannten)Parametervektor mit den Steuergrössen der Vorwärtsrechnung, y calc bzw. y meas die aktuell berechneteSystemantwort für x bzw. die Messdaten und w j positive Wichtungsfaktoren bzw. –funktionen, dieentsprechend den Messfehlern von f′ j (x) vorzugeben sind. Durch die Gewichte w j können die unterschiedlichenReihen j auf den gleichen Wertebereich und die gleiche Einheit gebracht werden.Beispielsweise ist eine Reihe mit hoher Genauigkeit mit einem höheren Wichtungsfaktor im Vergleichzu einer Reihe mit höheren Messungenauigkeiten zu beaufschlagen. Analog sind die Wichtungsfaktorenw h,j innerhalb von Datenreihen nutzbar. Die Zahlenwerte der Gewichtungsfaktoren müssenauf der Basis von Ingenieurerfahrung unter Beachtung der jeweiligen Optimierungsaufgabe festgelegtwerden. Eine Kernvoraussetzung für inverse Parameterbestimmungen und somit auch für die hiervorgestellte Strategie ist die Einhaltung des Vergleichbarkeitsgrundsatzes zwischen Referenzdatenund Ergebnissen der Vorwärtsrechnungen.Mit dem zuvor gegebenen Ansatz der Zielfunktion kann nun die Aufgabe der Parameterrückrechnungin eine Extremwertbestimmungsaufgabe transformiert werden. Je nach Definition der Zielfunktion isteine optimale Übereinstimmung zwischen Referenzdaten und aktuellem Simulationsresultat erreicht,wenn der Zielfunktionswert minimal bzw. maximal wird - und somit die Abweichung zwischen diesenbeiden Datensätzen am geringsten ist. Da aus mathematischer Sicht durch Vorzeichenwechsel eineMaximierungs- in eine Minimierungsaufgabe überführt werden kann, wird im Folgenden immer voneiner Minimierungsaufgabe ausgegangen.Eine Vorstellung oder Diskussion der verschiedenen in der Literatur verfügbaren Optimierungsalgorithmenist im Rahmen dieses Beitrags nicht möglich. Der interessierte Leser sei an dieser Stelleauf die entsprechende Literatur verwiesen (z. B. [13]). Für die folgenden Beispiele wurde der vonEberhard und Kennedy entwickelte Partikel-Schwarm-Optimierer (PSO) verwendet. Diesespopulationsbasierte Optimierungsverfahren leitet die Grundprinzipien seiner Arbeitsweise hauptsächlichaus den Verhaltensstrategien der belebten Natur ab. Die grundlegende Arbeitsweise desPSO kann als Nachbildung eines Schwarms mit einer endlichen Anzahl von punktförmigen undkollisionsfreien Individuen (Partikeln) aufgefasst werden, die sich innerhalb des durch die n Parameteraufgespannten n-dimensionalen Parameterraums bewegen. Durch eine Kommunikation zwischen denPartikeln findet eine indirekte Bestimmung der Richtung der Suche statt. Somit kann dieserAlgorithmus auf eine explizite Bestimmung des Gradienten verzichten. Entsprechend ist diesesVerfahren als sehr robust, performant und unanfällig gegenüber kleineren Störungen in der Verteilungder Zielfunktionswerte im Parameterraum (Zielfunktionstopologie) einzustufen. Eine detaillierteBeschreibung des Partikel-Schwarm-Optimierers und seiner Eigenschaften kann der Literaturentnommen werden (z. B. [4], [8], [13]).3. PraxisbeispieleIn diesem Kapitel wird an drei Beispielen aus der Praxis dargelegt, mit welchen Strategien Kennwertefür Verformungsberechnungen gewählt wurden. Hierbei werden bewusst drei sehr unterschiedlichegeotechnische Aufgabenstellungen gewählt, die sowohl den stark urbanisierten als auch völlig naturbelassenenBereich abdecken.72

3.1 Baugrube Hochhaus Gallileo3.1.1 ProjektbeschreibungDas Hochhaus Gallileo der Dresdner Bank AG wurde in den Jahren 1999 bis 2002 im Bahnhofsviertelder Stadt Frankfurt am Main errichtet. Das 136 m hohe und auf einer kombinierten Pfahl-Plattenfundation (KPP) fundierte Bauwerk bietet seit seiner Fertigstellung Arbeitsplätze für 1'600 Mitarbeiter.Der Baugrund besteht aus einer ca. 8 m mächtigen Deckschicht mit oberflächennahen Auffüllungenund darunter liegenden quartären Kiessanden. Unterhalb der Deckschicht folgt die unter dem Begriff'Frankfurter Ton' zusammengefasste tertiäre Wechsellagerung aus ausgeprägt plastischen Tonen miteingelagerten, bis zu mehreren Metern mächtigen Kalksteinbänken sowie Hydrobiensanden. Unterhalbdes zwischen 39 m und 45 m mächtigen Frankfurter Tons folgen die Inflatenschichten, die imWesentlichen aus Kalkstein mit unterschiedlichen Verwitterungsgraden, aber auch aus Kalksandenund Tonen bestehen.Das Grundwasser steht im Baufeld in einer Tiefe von ca. 6 m unter OKT an. Für die Baumassnahmesind zwei relevante Aquifersysteme, die quartären Schichten sowie die tertiären Kalksteinbänke undHydrobiensandlagen, zu unterscheiden. Sofern keine direkte Beeinflussung der Grundwasserströmungin den Aquiferen stattfindet, unterscheiden sich die Spiegelhöhe des freien Grundwasserspiegelsim Quartär und die Druckhöhen des gespannten Grundwassers in den tertiären Grundwasserleiternnur um wenige Dezimeter.Zur Herstellung der drei Untergeschosse und der bis zu 3.5 m dicken Bodenplatte des HochhausesGallileo war eine Baugrubentiefe von bis zu 18.1 m erforderlich. Um den Einfluss auf die teilweise verformungsempfindlichenNachbarbauwerke zu reduzieren, musste ein verformungsarmer Baugrubenabschlussgewählt werden. Zur Erfüllung dieser Anforderungen wurde eine überschnittene Bohrpfahlwandmit einem Pfahldurchmesser d = 0.9 m bei vierlagiger Rückverankerung gewählt. WeitereAngaben zum Baugruben- und Wasserhaltungskonzept, insbesondere zur Grundwasserentspannungmittels Lanzen, sind in [19] und [15] enthalten.3.1.2 Verformungsprognose BaugrubenabschlussVor dem Hintergrund der verformungsempfindlichen Nachbarbebauung und der damit erforderlichenVerformungsbegrenzung wurden die üblichen verbaustatischen Nachweise durch numerische Verformungsberechnungenergänzt. Ziel dieser Berechnungen war zum Einen die rechnerische Überprüfungdes geplanten Verbausystems im Hinblick auf die zuzulassenden Verformungen. Zusätzlich wurdendie prognostizierten Werte als Bewertungsgrundlage für die bauzeitlich gemessenen Verschiebungendes Verbaus und der Nachbarbebauung benötigt.Die Verformungsprognosen erfolgten an zwei ausgewählten Verbauabschnitten auf Grundlage vonzweidimensionalen Finite-Elemente-Modellen in den Bereichen einer vierlagigen (strassenseitigerVerbau) und einer dreilagigen Rückverankerung (Grenzseite zur Nachbarbebauung). Das verwendeteProgrammsystem Plaxis ermöglichte eine getrennte Simulation der Bauzustände (Aushub, Ankerherstellungetc.) unter Berücksichtigung der hydraulischen Wirkung der Grundwasserentspannung. DerBaugrund wurde als geschichtetes, elastoplastisches Medium mit den in Plaxis implementierten Stoffgesetzen"Hardenig Soil Model" bzw. "Mohr-Coulomb Modell" abgebildet. Um die zeitlichen Abhängigkeitendes Verformungs- bzw. Bruchverhaltens des konsolidierungsfähigen Baugrundes zu untersuchen,wurden im Hinblick auf die Scherparameter des Frankfurter Tons zwei Grenzfälle betrachtet: Anfangsscherfestigkeit c u = 100 kN/m² dränierte (End-)Scherfestigkeit ‘ = 20°, c‘ = 20 kN/m²Die Verformungsparameter wurden zum einen auf der Grundlage von manuellen Rückrechnungen vontiefen Baugruben in der Nähe des Bauvorhabens gewonnen. Zum anderen konnte der für den FrankfurterTon mehrfach belegte Ansatz eines mit der Tiefe linear zunehmenden VerformungsmodulsM E = 7 (1 + 0.35 · z) in die Parameterwahl einfliessen.Die in beiden Berechnungsschnitten ermittelten maximalen Horizontalverschiebungen des Verbausbetrugen zwischen 1 cm und 3 cm. Erwartungsgemäss führte der Ansatz der Anfangsscherfestigkeitzu geringfügig kleineren Verschiebungen als der Ansatz der dränierten Scherparameter. Wegen derinsgesamt geringen Verformungen, die nach den rechnerischen Prognosen zu erwarten waren, wurdeentschieden, dass das geplante Verbausystem die Verformungsanforderungen ohne weitere Zusatzmassnahmenbzw. Modifikationen (z. B. Verlängerung der Einbindetiefe) erfüllen kann.73

Bild 1:Situation Baugrube im städtischen Umfeld3.1.3 Messergebnisse Verschiebungen des VerbausDie Verschiebungenn des Verbaus wurden mit Hilfe vonfünf Vertikalinklinometern gemessen, die inden bewehrten Verbaupfählen installiert waren. Da generell nicht auszuschliessen war, dasss der Ver-geo-bau sichauch im Pfahlfussbereich verschieben wird, wurden die Inklinometermessungen durchdätischeHöhe- undLagemessungen ergänzt. In Bild 2 sind die Ergebnisse der Verschiebungs-messungen exemplarisch für denEndaushubszustand aufgetragen.(mit Inklinometern)Bild 2:Prognostizierteund gemessene Horizontalverschiebungen der Verbauwand imEndaushubszustand74

In den strassenseitigen, vierlagig rückverankerten Verbauabschnitten wurden maximale Horizontalverschiebungenvon 0.6 cm (INK 03) bis 1.7 cm (INK 01) in Richtung Baugrube gemessen. Der entlangder Grenze zur Nachbarbebauung dreilagig verankerte Verbau verschob sich in den Messquerschnittenum max. 0.7 cm in Richtung Baugrube. Verschiebungen des Verbaufusses sind den Messungenzufolge nur an den Baugrubenseiten Neckarstrasse und Gallusanlage aufgetreten.Im Vergleich zu den Verschiebungen, die bei früheren Baugruben im Frankfurter Ton mit vergleichbarenVerbausystemen und Aushubtiefen beobachtet wurden, sind die o. g. Messwerte als ausserordentlichgering anzusehen. Das Verhältnis der maximalen Horizontalverschiebung ( H =1.7 cm) zurBaugrubentiefe (H = 18 m) liegt mit weniger als 0.1 % in einer Grössenordnung, die im Frankfurter Tonin der Regel nur bei Bohrpfahlwänden mit innenliegender Aussteifung erreicht wird (vgl.[14]).Insgesamt lässt sich feststellen, dass mit den gewählten Eingangsparametersätzen das reale Verhaltendurch die Modellierung gut bis sehr gut abgebildet werden konnte. Dies ist im Wesentlichen daraufzurückzuführen, dass im städtischen Gebiet - wie hier der Fall - häufig zahlreiche Erfahrungen undRückrechnungsmöglichkeiten gegeben sind, womit in der Regel eine gute Kalibrierung der Kennwerteerreicht werden kann.3.2 Horizontalbelastete Pfähle Hafenerweiterung Vidy3.2.1 ProjektbeschreibungDie Kapazität des Hafens Vidy in Lausanne wurde im Jahr 2008 durch sieben neue Schwimmanlegestellenerweitert. Die Anlegestellen werden in horizontaler Richtung durch Rammpfähle gehalten. BeiSturm entstehen durch starken Wind und hohe Wellen grosse horizontale Einwirkungen auf die angelegtenSchiffe und Schwimmanlegestellen, die über die Pfähle abgetragen werden müssen. Bedingtdurch den sehr weichen Untergrund binden die zylindrischen und im Inneren hohlen Fertigbeton-Rammpfähle 9 m in den Baugrund ein und weisen einen Durchmesser von 55 cm auf.Der Baugrund besteht im Hafenbereich aus einer 20 m mächtigen Wechsellagerung aus weichemtonigem Silt mit dazwischen eingelagerten grauen Sanden von sehr lockerer Lagerung. OrganischeBestandteile sind bereichsweise angetroffen worden. Erst ab ca. 20 m Tiefe folgen kompakte kiesigeSilte (Moräne).3.2.2 Horizontaler PfahlbelastungsversuchNach Fertigstellung der Anlage wurden zwei horizontale Belastungsversuche der Pfähle durchgeführt.Dabei wurde ein fest verankerter Ponton als Widerlager genutzt und die Lasten in sieben bis zehnStufen bis auf 20 kN aufgebracht. Die Belastungsdauer auf jeder Stufe war sehr kurz, so dass der gesamteVersuch nur wenige Minuten dauerte. Angesichts des überwiegend wenig durchlässigen Untergrundshandelt es sich demzufolge um einen dynamischen Versuch, wodurch nur das kurzzeitige,undränierte Tragverhalten untersucht wird. Die Verformungen am Pfahlkopf wurden geodätisch vomUfer aus aufgenommen.3.2.3 Rückrechnung der KennwerteDas geometrisch einfache System des Einzelpfahls in einem weichen tonig-siltigen Baugrund erzeugt,wie in Bild 4 ersichtlich, eine nichtlineare Systemantwort, die hauptsächlich durch die mechanischenEigenschaften des Lockergesteins beeinflusst wird. Trotz des geometrisch einfachen Modells ist esjedoch nicht ohne weiteres möglich, direkt auf die konstitutiven Kenngrössen des tonigen Siltes zuschliessen, da das erzeugte dreidimensionale Spannungs- und Verformungsverhalten nur indirekt mitden horizontalen Verschiebungen eines Punktes am oberen Ende des Pfahls bekannt ist. Für die Lösungdieses Problems bietet sich der Einsatz einer Parameterrückrechnung an.Um eine Parameterrückrechnung zu ermöglichen, wurde ein dreidimensionales Finite-Elemente-Modell mit dem Softwarepaket ABAQUS erstellt (Bild 3). Um die notwendige Zeit für eine Vorwärtsrechnungzu minimieren, wurde für dieses Modell eine Symmetrieebene durch die Pfahlachse gelegt,so dass die Kraftwirkungsrichtung in der Symmetrieebene wirkt. Das Modell umfasst ein (vertikal halbiertes)zylindrisches Bodenvolumen mit einem Radius von 25 m und einer Höhe von 30 m. DiesenElementen des Bodenvolumens wurde das Materialmodell "Modified Cam Clay" (Critical State Clay)zugewiesen, da im Rahmen dieser Untersuchung angenommen wurde, dass sich das beobachteteVerhalten mit diesem konstitutiven Ansatz ausreichend gut abbilden lässt. Der aus Silten und in geringerenMengen aus Sanden bestehende Baugrund wird im Modell als homogener Körper75

Bild 3:Modellaufbau des Beispiels Vidywiedergegeben (verschmierter Ansatz). Der untere und äussere Rand des Modells sind jeweils gegenVerschiebungen fixiert. Der Pfahl ist in der Achse dieses zylindrischen Bodenvolumens angeordnetund wirdebenfalls mittels Volumenelementen simuliert. In einer Voruntersuchung wurde festgestellt,dass einInterface zwischen Pfahl und umgebendem Boden einen sehr geringen Einfluss auff das Ver-Modellschiebungsverhaltenn des Pfahlkopfes zeigt. In dem zur Parameterrückrechnungverwendetenwurde daher zur Minimierung der Laufzeit der Vorwärtsrechnung auf eine explizite Modellierung einesInterfacee verzichtet. Den Pfahlelementen ist ein linear-elastischeswobei eine dichtere Vernetzung der Bodenele-mente imBereich des Pfahls erzeugt wurde. Die Simulationsphasenumfassen eine initiale Erzeugungeines geostatischenSpannungszustandes und die nachfolgende schrittweise Aufbringung derr Laststu-Materialmodell zugeordnet. DasModell enthält insgesamt 15'074Tetraederelemente,fen.Mit demMaterialmodell "Modified Cam Clay" werden verschiedenee Materialparameter benötigt, diei. d. R. nicht durch ein Baugrundgutachten angegeben werden. Auch lassen sich diese Parameter nurschlechtüber empirische Zusammenhängeabschätzen, womit eine Kalibrierungg bzw. Rückrechnungnahezu zwingend eingesetzt werden sollte. Die einzelnen Materialparameter des tonigen Siltes kön-und globalen Sensitivitäten der einzelnen Modellparameter untersucht. Die eingesetzten Analysever-fahren sind in [13] beschrieben. Die Resultatee dieser Untersuchungenn nen Tabelle 1 entnommen werden.In einemersten Untersuchungsschritt wurden mittels einer statistischen Analysee die Abhängigkeitensind:Die vier untersuchten Parameter λ, κ, M und e0 zeigen zumindest in einem Teil des Unter-suchungsbereiches einen Einfluss auf das Last-Verformungsverhalten des Pfahlkopfes.Zwischen den Parametern e 0 und κ wurde für das hier untersuchte Beispiel eine proportionaleAbhängigkeit festgestellt. Entsprechend wird einee hohe initiale Porenzahl e 0 ein höheres κ zurFolge haben.Der Parameter λ zeigt nur bis zu Werten von ca. λ < 1.0 einen e deutlichen Einflusss auf diePfahlkopfverschiebung.Der Extremwertbereich ist im Untersuchungsbereich für den Parameter M als gut bissehr gutausgeprägt einzustufen, da ein verhältnismässigeng begrenzter Optimalwertbereich ausge-wiesen wird.76

Tabelle 1:ParameterMaterialparameter des tonigen Siltes (Modified Cam Clay)WertDichte ρ1850 kg/m³Querdehnzahl ν 0.35logarithmischer Kompressionsmodul λ(unbekannt; 2.5E-3 … 3.0E+0)logarithmischer plastischer Kompressionsmodul κ(unbekannt; 9.0E-4 … 3.0E+0)Anstieg der Geraden des kritischen Zustands M (unbekannt; 0.1 … 5.0)initiale Grösse der Fliessfläche a 0 (festgelegt für OCR von 1.0)elliptischer Kappenparameter β 1Formparameter der Fliessfläche K 1initiale Porenzahl e 0 (unbekannt; 0.1 … 4.0)Der zweite Untersuchungsschritt umfasst die eigentliche Rückrechnung der Parameter. Als Optimierungsalgorithmuswurde der Partikel-Schwarm-Optimierer (PSO) mit zehn Individuen (unabhängigeParametersätze) eingesetzt. Hierbei wurden zwei voneinander vollständig unabhängigeDurchläufe des Verfahrens realisiert. Für jeden Durchlauf wurden die Startpositionen der Individuenzufällig innerhalb des Untersuchungsbereiches gewählt. Beide Durchläufe wurden nach 100 Zyklen(1'000 Aufrufe der Vorwärtsrechnung) beendet. Der Parametersatz mit dem kleinsten Zielfunktionswertkann Tabelle 2 entnommen werden.Die Parameterwerte von Tabelle 2 zeigen eine gute Übereinstimmung mit den Aussagen der statistischenAnalyse: Die Werte für M wie auch für λ zeigen nur eine geringe Abweichung zwischen denPSO-Durchläufen. Stärker fällt die Differenz zwischen den Parametern e0 und κ aus, wobei dieserUmstand auf die Abhängigkeit zwischen diesen Parametern zurückzuführen ist.Für das hier dargestellte Beispiel der Parameterrückrechnung für einen horizontal belasteten Pfahl inweichem tonigen Silt konnten Kenngrössenbereiche ausgewiesen werden, in denen eine sehr guteÜbereinstimmung zwischen Messergebnissen und Simulationsresultaten erreicht wird (Bild 4). In diesemKenngrössenbereich konvergierten auch die Durchläufe des genutzten Optimierungsalgorithmus.Ein eindeutiger optimaler Parametersatz ist für das Materialmodell "Modified Cam Clay" mit den vorhandenenpunktuellen Messdaten in Form der horizontalen Verschiebung des Pfahlkopfes nicht erreichbar.Eine Eindeutigkeit könnte durch die zusätzliche Nutzung weiterer Messwertreihen, weitererphysikalischer Aspekte der beschriebenen Pfahlbelastung oder aber mit anderen Versuchen am gleichenMaterial erreicht werden.Beim Design von Probebelastungen bzw. Versuchen kann mithilfe von numerischen Experimenten,bei denen synthetische Messwerte Verwendung finden, untersucht werden, welche Parameter mitwelchen Messwertreihen eindeutig zurückgerechnet werden können. Dies erlaubt eine objektive Planungund Ausrichtung des jeweiligen Messprogramms unter Berücksichtigung der speziellen Anforderungeneines Projektes. Eine entsprechende Strategie der Messprogrammoptimierung ist in [17] beschrieben.Tabelle 2:Rückgerechnete Materialparameter des tonigen Siltes (Modified Cam Clay)PSO-Durchlauff(x)initialelog. Kompressionsmodulλlog. plastischer KompressionsmodulκAnstieg der Geraden deskritischen Zustands MPorenzahl e01: PSO 02 5.6E-7 0.755 0.4283 0.00129 1.4752: PSO 03 5.9E-7 3.901 0.3606 0.00387 1.51877

Verschiebung (mm)20181614121086420ReferenzdatenPSO02PSO030 5 10 15 20 25Last (kN)Bild 3:Ergebnisse des Pfahlbelastungsversuchs mit der Systemantwort des FE-Modells der rückgerechneten Parametersätze3.3 Massenbewegung nahe Corvara in Badia 13.3.1 ProjektbeschreibungDie seit ca. 10'000 Jahren aktive Massenbewegung nahe Corvara in Badia in den Dolomiten weist lokalBewegungsraten bis zu 200 cm/a auf. Der Schuttstrom besteht aus einem Ton als Verwitterungsprodukt.In dieser Matrix treten "schwimmende" Felsblöcke unterschiedlicher Grössen auf. Das Ausgangsgesteinist als eine Wechsellagerung von Mergeln, Kalksteinen, Sandsteinen, Tuffiten, Tonsteinenund Siltsteinen beschreibbar. Ziel der hier vorgestellten Analysen ist die Erstellung eines numerischenModells, an dem verschiedene Stabilisierungsmassnahmen besser untersucht werden können.Ein solches kalibriertes und verifiziertes Modell kann entsprechend als eine Grundlage für Planungund Qualitätssicherungen möglicher Massnahmen dienen. Aus der recht grossräumigen Hanginstabilitätwurde dazu der Bereich "S3" exemplarisch untersucht (Bild 5).Bild 5 enthält eine ingenieurgeologische Karte und einen Schnitt durch den Bereich S3 der Grosshangbewegung.Im Schnitt und dem zugehörigen Inklinometerprofil wird die klare Teilung des Schuttstromsund des Ausgangsgesteins deutlich. Für die Modellierung mit dem Programm Plaxis wurde dahervon einem sehr steifen, linear elastischen Fels, überlagert von einer basalen Scherzone (Soft SoilCreep), und den weichen, und wiederum linear elastischen Schuttmassen ausgegangen.Um eine Verifikation des Soft Soil Creep Materialmodells für den Einsatz als Ersatzmaterial der basalenScherzone zu erreichen und um gute Startwerte für die inverse Behandlung des gesamten Hangeszu erhalten, wurde im ersten Schritt eine Parameteridentifikation von Oedometer- und___________1 Dieses Beispiel wurde durch den zweiten Autor dieses Beitrags im Rahmen einer Kooperation zwischen demLehrstuhl für Bodenmechanik an der Bauhaus-Universitäti Weimar (Prof. T. Schanz) und Università di Modena eReggio Emilia, Dipartimento di Scienze della Terra (Prof. Alessandro Corsini) zusammen mit Herr Dipl.-Geol. W.Schäderl berabeitet78

Bild 5:Ingenieurgeologische Karte und Schnitt mit zugehörigem Inklinometerprofil durch denBereich S3 der Grosshang¬bbewegung nahe Corvara in Badia(modifiziert nach Corsini et al. 2005 und Schädler 2006)Triaxialversuchen mit Material der Scherzone durchgeführt. Eine detaillierte Beschreibung dieserRückrechnung kann [13] und [12] entnommen werden. Mit statistischen Analysenn und mittels Partikel–Schwarm–Algorithmen konnte die Verifikationn erfolgreichdurchgeführt und Parametersätze ausgewie-sen werden.3.3.2 Rückrechnung von KennwertenIm zweiten Schritt konnte nun eine Rückrechnung der Grosshangbewegung ausgehend von diesenParametersätzen stattfinden. AlsReferenzdaten y meas wurden sowohll per GPS und per herkömmlicherVermessung gewonnene Oberflächenverschiebungen als auch Inklinometerdaten genutzt. Da somitausschliesslich Verschiebungsinformationengenutzt wurden und keine Abstufung zwischen den ein-Die Modellantwort des besten Parametersaatzes der mit einem Partikel–Schwarm–Verfahren durch-zelnen Datenquellenn notwendig ist, wurden alle Wichtungsfaktoren auf einen Wert von 1 gesetzt.geführten Optimierung kann Bild6 entnommen werden. Referenzdateen bildeten die dreidimensionalenVerschiebungsverläufe von sieben Punkten auf und in dem Schuttstrom über drei Jahre. Die insgesamtsechs gesuchten Parameterwerte teilten sich auf konstitutive Werte W des Schuttstroms (zwei(VadieQuer-riable) und der Scherzone (vier Variable) auf. Im Einzelnen sind dies der Schermodul unddehnzahl der Schuttmasse und der Reibungswinkel bzw. die Soft Soil Creep Parameter λ*, κ* und μ*der Scherzone.79

Bild 4:Ergebnisse der inversen ParameteridentifikationBild 6 gibt den Vergleich zwischen Referenzdaten und Simulationsergebnis für r den mittels PartikelstimmenSchwarm-Optimiererr bestimmtenParametersatz wieder. Wie aus derr Darstellungg ersichtlich,die horizontalen Verschiebungenn der Punkte A bis D sehr gut mit denn Referenzdaten überein. Die bezugeringtragsmässig bereits sehr kleinenn Verschiebungen von Punkt G werden durch das Modellwiedergegeben, allerdings ist der hier entstehende absolute Fehler zu z vernachlässigen. Grössere Redierelativsiduen sind für die horizontalen Verschiebunggen zu beobachten, wass in diesem Beispiel aufstarke Vereinfachungbei der Modellbildung zurückzuführen ist. In den nächsten Schritten dieses Pro-S3 Be-jektes sollen daher wechselnde Wasserständde und eine detaillierteree Geometrie des Bereichsachtung finden. Hiervon erhoffen sich die Autoren einee realistischee Systemantwort und somit nochbessere Ergebnisse der inversenn Behandlungg dieser Problemstellung.4 Fazit undAusblickNumerische Modellee gehören in der Bearbeitung geotechnischer Aufgabenstellungen zum Alltag. Mitimmer weiter zunehmender Komplexität undd auch immer weiter zunehmendenQualitätsansprüchenwachsenauch die Anforderungen an die zugrundeliegenden Parametersätze. Anhand von verschiedenengeotechnischen Beispielen sowohl aus urbanisierten als auch nicht urbanisierten Bereichenwurden Fragestellungen der Festlegung von Parametern numerischer Modelle geschildert.Mit der Rückrechnung von Parametern mithilfe mathematischer Optimierungsalgorithmen wurde eineTechnik zur Kennwertbestimmung gezeigt. Auf der Basiss von Messwerten und einem geeigneten nu-einenmerischen Modells bzw. Simulation desselben Sachverhaltes verändern diese Verfahren iterativParametersatz, bis eine möglichst gute Überstimmung zwischen Realität und modellierter Systemant-80

wort vorliegt. An dem zweiten Beispiel konnte illustriert werden, dass diese Extremwertsuche nichtzwangsläufig eine eindeutige Lösung hat - vielmehr ergibt sich häufig eine Lösungsmannigfaltigkeit.Grund hierfür sind z. T. unzureichende wie auch verrauschte Messdaten. Aktuelle Arbeiten der Autorenzielen daher auf die optimale Gestaltung von Messprogrammen wie auch auf die bessere Untersuchungder Eigenschaften inverser Problemstellungen.Referenzen[1] Calvello, M.; Finno, R. J. (2002): Calibration of soil models by inverse analysis. In Pande & Pietruszczak(Eds.): Numerical Models in Geomechanics NUMOG VIII, S. 107 - 116. Rotterdam:Balkema.[2] Calvello, M.; Finno, R. J. (2004): Selecting parameters to optimization model calibration by inverseanalysis. Computers and Geotechnics 31, S. 411 - 425.[3] Cui, L.; Sheng, D. (2006): Genetic algorithms in probabilistic finite element analysis of geotechnicalproblems. Computers and Geotechnics 32, S. 555 - 563.[4] Eberhart, R. C.; Kennedy, J. (1995): A new optimizer using particle swarm theory. Proceedingsof the Sixth International Symposium on Micromachine and Human Science, Nagoya, Japan.S. 39 – 43.[5] Feng, X.-T.; Chenb, B.-R.; Yangb, C.; Zhoua, H.; Dingc, X. (2005): Identification of visco-elasticmodels for rocks using genetic programming coupled with the modified particle swarm optimizationalgorithm. International Journal of Rock Mechanics & Mining Sciences, Elsevier-Verlag, 13S.[6] Finsterle, S. (2000): Demonstration of Optimization Techniques for Groundwater Plume Remediation.Earth Sciences Division, Lawrence Berkeley National Laboratory, University of California,Berkeley.[7] Gens, A.; Ledesma, A.; Alonso, E. E. (1996): Estimation of Parameters in Geotechnical Backanalysis– II. Application to a Tunnel Excavation Problem. Elsevier Science, Computers and Geotechnics,Vol. 18, No. 1, S. 29 – 46.[8] Kennedy, J.; Eberhart, R. (1995): Particle swarm optimization. Proceedings of the IEEE InternationalConference on Neural Networks, Piscataway, NJ:IEEE Press, S. 1942 – 1948.[9] Ledesma, A.; Gens, A.; Alonso, E. E. (1996a): Estimation of Parameters in GeotechnicalBackanalysis – I. Maximum Likelihood Approach. Elsevier Science, Computers and Geotechnics,Vol. 18, No. 1, S. 1 – 27.[10] Ledesma, A.; Gens, A.; Alonso, E. E. (1996b): Parameter and Variance Estimation in GeotechnicalBackanalysis using Prior Information. International Journal for Numerical and AnalyticelMethods in Geomechanics, Vol. 20, S. 119 – 141.[11] Malecot, Y.; Flavigny, E.; Boulon, M. (2004): Inverse Analysis of Soil Parameters for Finite ElementSimulation of Geotechnical Structures: Pressuremeter Test and Excavation Problem. In:Brinkgreve, Schad, Schweiger & Willand (eds.) Proc. Symp. Geotechnical Innovations, S. 659 -675. Essen: Verlag Glückauf, 2004.[12] Meier, J; Schaedler, W.; Borgatte, L.; Corsini, A.; Schanz, T. (2008): Inverse Parameter IdentificationTechnique Using PSO Algorithm Applied to Geotechnical Modeling. Hindawi PublishingCorporation, Artificial Evolution and Applications, Vol. 2008, Article ID 574613, 14 S.,doi:10.1155/2008/574613.[13] Meier, J. (2008): Parameterbestimmung mittels inverser Verfahren für geotechnische Problemstellungen.Dissertation an der Bauhaus-Universität Weimar, Lehrstuhl für Bodenmechanik,284 S.[14] Moormann, C.; Katzenbach, R. (2000): Entwurfsoptimierung von tiefen, wasserdichten Baugrubenbei anisotropen Baugrund- und Grundwasserverhältnissen, 26. Baugrundtagung, 2000,Hannover, 15-32.[15] Pitteloud, L.; El-Mossallamy, Y.; Leinenbach, J. (2002): Neue Erkenntnisse bei der Ausführungvon tiefen Baugruben mit lokaler Entspannung des Grundwassers im Frankfurter Ton, TechnischeAkademie Esslingen, Bauen in Boden und Fels, S. 707 - 715.[16] Schanz, T.; Zimmerer, M.; Datcheva, M.; Meier, J. (2006): Identification of constitutive parametersfor numerical models via inverse approach, Felsbau - Rock and Soil Engineering - Journalfor Engineering Geology, Geomechanics and Tunneling 2/2006, S. 11 – 21.[17] Schanz ,T.; Meier, J. (2008): Gestaltung, Validierung und Optimierung von Messprogrammen fürgeotechnische Aufgabenstellungen, Bautechnik 85 (5), S. 307 - 316.81

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159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneRecent developments in experimental characterizationof highly overconsolidated soilsDr. Scientist Simon Salager83

Recent developments in experimental characterization ofhighly overconsolidated soils1 IntroductionSeveral geo-engineering applications, such as the design of nuclear waste repositories or petroleumexploitation, necessitate the study of highly overconsolidated clayey materials behavior. Stress history,diagenesis and cementation may cause these materials to have a high preconsolidation pressure(usually greater than 10 MPa [1]). In addition, it is well-known that the mechanical response of clayeymaterials depends on thermal and hydraulic changes. Temperature changes affect the swelling pressure,the volume variation, the stiffness, the yielding limit and the time dependent behavior (e.g. [2];[3]; [4]; [5]). The effects of changes in the degree of saturation have also been analyzed, highlightingthe influence on deformability, swelling, collapse, irreversible strain accumulation and strength ([6]).Void ratio variations induced by the mechanical loading can significantly modify the hydraulic propertiesof these materials ([7]; [8]). Moreover, the effects of the temperature on the hydraulic response,such as changes in the water retention curves and permeability, have been identified ([9]; [10]). It isevident that the behavioral features of highly consolidated clayey materials must be analyzed, and themutual influences among the mechanical, thermal and hydraulic responses should be considered. Werefer to this mutual influence as the Thermo-Hydro-Mechanical (THM) response of the material.Proper experimental tools must consequently allow those aspects to be taken into account. At thesame time, the stress state, the temperature and the pore water potential must be controlled. Due tothe high preconsolidation pressure of the materials, the testing devices must be designed to study materialbehaviors under high stress levels, usually approximately dozens of MPa. Temperature is appliedin the range of 20 to 90°C for most situations and up to 150°C for some specific cases. In addition,the pore water pressure has to be controlled in positive and negative ranges. In order to reproducein-situ saturated conditions, the backpressure may reach several MPa. In unsaturated conditions,high suction values have to be applied to induce a significant reduction in the degree of saturation.This chapter presents some of the experimental facilities that have recently been developed at theEPFL Soil Mechanics Group. Three apparatuses operating in non-isothermal conditions are describedin detail: a sorption bench for determining water retention curves, an oedometric cell for analyzing volumetricresponses under high vertical loads and a triaxial cell designed for extreme loading conditions.2 Sorption benchThe sorption bench was developed with the aim of standardizing and simplifying the process of identifyingwater retention curves for clayey soils. The layout of the apparatus is depicted in Figure 1. Thedevice is composed of eight closed desiccators that are immersed in a thermo-regulated bath. Thetemperature control allows for the determination of retention curves at different temperatures and allowsfor the proper control of imposed suction values.(Figure 1) Layout of the sorption bench.85

2.1 Suction controlThe vapor equilibriumtechnique is used to control suction within each container. The technique is implementedby controlling the relative humidityy of the closed system inn which the soil is placed. The soilwater potential is applied by the migration off water molecules through the vaporr phase, froma referendof theence system to a known soil pore potential, until equilibrium is achieved ([11]; [12]). At theequalization phase, the pore water and the vapor phasehave the same chemical potential. Throughthis equality and by assuming that the waterr vapor follows the ideal gas law, it iss possible toexpressthe total suction of the porous media as a function of the relative humidity of the closed system, bymeans of the psychrometric (or Kelvin’s) law ([13]; [14]):wRT ln RHM(1)wwhere 1·K is the total suction [Pa],, w is the density of water [kg m -3 ], R is the ideal gas constant [J·mol --1 ], T is the temperature [K], M w is the liquid phase molar mass [kg·mol -1 ] and RH is the relative huwhichismidity ofthe atmosphere expressed as a percentage.The relative humiditywithin eachcontainer is fixed by means of a saturated s saline solution,poured directly into the container (Figure 2). . The relativee humidity depends on the salt used, and onthe imposed temperature. This method allows for a wide range of suction s pressures, from 4 to 400MPa. The use of saturated aqueous solutions prevents changes in the salt concentration and, in turnthe relative humidity, which can derive from the exchange of water between the specimen and the so-simul-lution. The use of different suction values in each container allows several samples to be testedtaneously. In this way, it is possible to obtainn a complete retention curve, at a given temperature, by asingle test sequence.(Figure 2) Sorption bench: pouring the salt solution into the containers.2.2 Drying or wetting kinetics analysisThe sorption bench allows the evolution of specimen weights to be measured. m For this purpose, a pre-iscision balance is placed on an aluminum frame above the sorption bench (Figure 1). The balancefixed on a truck that slides on a double guide-way system. This allows the truck to be easily moved intwo orthogonal directions and tobe precisely placed above each desiccator. Once the balance is inthe rightposition, the specimen holder is coupled to thebalance, and a weighingg can be recorded. Aspecial stopper system was developed that minimizes the interference of the weighting operation onthe equalization process of the specimen to the imposedrelative humidity. For certain soils, the t vaporequilibrium technique takes a long time to equalize; consequently,disturbances in thermodynamicequilibrium, caused by handlingthe specimen or drying due to airr exposure, have to be avoided.Measuring the weight of the specimen at different times allows the thermodynamic equilibriumand theevolutionof the water content during the drying or wettingprocess to be monitored.2.3 Example test resultsIn order to illustrate the use of the sorption bench, an experimental protocol p carried out on Boom Claysampless is presented. Boom Clay is a polyphasic sediment that is composed of non-clay and clayminerals, fossil remains and organic matter. The clay fraction is estimated to be about 55% and isdominated by illite (50%) and smectite (30%). Indicative values for the liquid andd plastic limits are 55-80% and23-29%, respectively ([15]; [16]; [17]). The aim of this study was to investigate the nonwaterre-isothermal evolution of the retention properties of this material. The main drying path of thetention curves was determined at two different temperatures (21°CC and 80°C) . At the endof eachequalization stage, the total volumes of thee specimens were measured by immersion in a Kerdane86

ath [18]. Figure 3 depicts the results in terms of water content and degree d of saturation as a functionof the imposed relative humidity.(Figure 3) Sorption isotherms of Boom clay: (a) water content vs relative humidity; ; (b), degree of satu-ration vsrelative humidity [19].(a)(b)A general reduction of the water retention capability of the soil was observed when the temperaturewas increased. For a qualitative interpretationn of obtainedresults, thee curves are subdivided into i threeparts (Figure 3). In the first part, the water films around the solid phase are thickk enough to allow thepresencee of capillarybonds. As the t drying proceeds, the retention mechanism is characterized by mul-wa-tilayer adsorption (part 2) that appears to be strongly influenced by the temperature. The capillaryter startss to disappear at approximately thee same relative humidity for both temperatures,whereasboth the water content and the degree of saturation corresponding too this limit decrease with temperature.Thethird part, which corresponds to thee adsorption of the first layer of water molecules, , appearsto be narrow and notaffected by the variationn of temperature.3 High pressure THM oedometric cellThis section presentss an oedometric cell thatt is devoted to the investigation of thee volumetric responseof highlyoverconsolidated clayeyy soils under non-isothermal conditions. Figure 4 shows an outline ofthe device. The apparatus allowsfor independent control of vertical stress, s total suction and temperature,andthe measurement of water content variations and volumetricc strains.3.1 Loading systemThe cell is designedd to hold cylindrical samples (23 mmm in height and a 80 mm in diameter). . The oe-part ofdometercell is fixed to a rigid stainless steell frame. The loading ramm is positioned in the lowerthe system, while theupper baseof the specimen is in contact with a fixed cylinder. This prevents thespecimen from beingloaded before the test starts. All theplanar jointss were precisely realizedin an ef-appliedfort to keep a perfectcontact between the specimen and the piston surfaces. A vertical load isby a hydraulic jack that is connected to a volume/pressure controller.Dial gaugeTop flangefOedometric cellFrameHydraulic jackRubber membraneCooling systemPressure/volume controllerMax M pressure: 2MPaa(Figure 4) High pressure THM oedometric cell: loading system.87

The relationship between the controller pressure and the vertical stress on the specimen has been assessedthrough calibration, taking into account frictions developing into the system. During calibration,the cell was filled with water and water pressure was monitored during cycles of loading and unloading.The maximum pressure that can be attained by the controller (2 MPa) corresponds to a maximumvertical stress of approximately 24.6 MPa ± 20 kPa on the specimen. Volumetric strain is measured bythree dial gauges that are fixed to the frame and are in contact with the loading ram, with a resolutionof 0.001 mm.3.2 Suction controlTotal suction is controlled by means of the vapor equilibrium technique (see section 2.1). A salt solutionfixes the relative humidity in a desiccator, equipped with a temperature/psychrometer sensor (Figure5). The desiccator rests on a digital balance in order to measure the water exchange with thespecimen. A convection system, regulated by a peristaltic air pump, transports the vapor from the desiccatorto the specimen. Two sintered brass porous plates are in contact with the base of the specimen;they have been designed to have a high permeability, to facilitate vapor diffusion, and to work athigh stresses.By operating on the circuit valves, vapor can be forced to circulate through the sample or along itsbase. The first solution is used for samples with relatively low degree of saturation; this solution ispreferable since it significantly reduces the equalization time. The second solution is used for nearlysaturated specimens with low air permeability.(Figure 5) High pressure THM oedometric cell: suction control system.3.3 Temperature controlThe heating system consists of a ring-shaped chamber that surrounds the specimen. Water that isheated by a cryostat circulates through this chamber (Figure 6). The temperature can be controlled inthe range of 5-90°C with an accuracy of 0.1°C. The entire oedometer is located in an insulating box inorder to reduce the ambient temperature influence and the heat dissipation.Preliminary tests were run to assess the time needed for a complete thermal equalization of a specimento an imposed temperature. For this purpose, a thermo-couple was placed in the middle of aspecimen and heating-cooling cycles were performed in steps of 10°C, lasting for 48 hours. Test resultsshowed that on average 12 hours were required for the specimen to reach the imposed temperature.When equilibrium was attained, no significant differences between the temperature in the heatingsystem and the temperature of the specimen were noted.The hydraulic and pneumatic circuits pass through the cooling system to minimize the thermal interferenceon the loading system (Figure 4). Cooling is achieved by a radiator that is refrigerated by waterat the laboratory temperature.The combined effects of high vertical stresses and temperature on the deformability of the systemwere assessed by means of calibration tests. A high-rigidity cylinder in INVAR (Fe-Ni36%) was positionedin the specimen chamber for these tests. Loading-unloading cycles at different temperaturesand heating-cooling cycles at constant vertical load were performed while the displacements of thesystem were recorded (Figure 7). This facilitated the definition of a correction factor that could be appliedto the displacement measurements (h*) to obtain the real displacement of the specimen (h),taking into account the applied vertical stress (p v , in kPa) and temperature variation (T, in °C):052 2Δh Δh * 2. 2 p .v0. 0032ΔT 0. 123ΔT(3)88

Water pumpOedometric cellHeating modul(Figure 6) High pressure THM oedometric cell: temperature control system.(Figure 7) High pressure THM oedometric cell: temperature control system calibration curves of theoedometric cell.3.4 Example test resultsTest results obtainedon samples of Opalinus Clay are reported as an a example of the use off the highpressuree THM oedometric cell. Opalinus Clay has a clay fraction in the rangee 50-70%, consistingmostly of kaolinite and illite ([20]), a liquid limit of 38% anda plastic limit of 23% ([21]).Three test results, demonstrating the effectss of temperature and suction on thee deformability of thematerial,are presented. Testingconditions were (22°C, 15 MPa), (22°C, 20.22 MPa) and (80°C, 4MPa). The samples,obtained from boreholee cores, were first equalized to the imposed suction in adesiccator with controlled relativee humidity. They were then placed into the oedometric cell and equili-system. Vertical stress was then applied in steps.Void ratio variations versus applied vertical stresses are depicted in Figure 8. This highlightsthe suc-brated at the testing temperature. The applied suction was kept constant by means of the convectiontion and temperaturee dependent behavior of the material.0.010.0100Void ratio variation [-]-0.01-0.02-0.03-0.04-0.05-0.06 s = 15 MPas = 20.2 MPa-0.070.001 0.01 0.1 1 10Total stress [MPa]100Void ratio variation [-]-0.01-0.02-0.03-0.04-0.05-0.06-0.070.1T°= 22°CT°= 80°C110 100Total stress [MPa](Figure 8) Oedometric compression test on Opalinus Clayfor two suctions and two temperatures.89

4 High pressure and high temperature THMtriaxiall cellA new multi-purposetriaxial cell was developed to perform suction controlled teststs on unsaturated ma-inno-terials under wide ranges of temperature andd cell pressure. This section focuses s on two primaryvative features of theapparatus, namely the double-wall system, which allows proper measurement ofvariations in the sample volume, and the hydraulic and pneumatic circuits, which allow several testinglayouts to be appliedfor saturated and unsaturated conditions.Figure 9 depicts a general layoutt of the cell and associated devices. The cell holds specimens 50 mmin diameter and 1000 mm in height. Cell pressure is controlled in thee range 0-300 MPa by means of apressure/volume controller. The maximum attainable axial force is 450 kN. Thee temperature of thesystem can be controlled in the range r 5-150°C. The vertical displacement is measured by two LVDTspositioned outside the cell.(Figure 9) High pressure and high temperature THM triaxial cell: general outline.4.1 The double wall systemAn independent measurement of sample volume variation is required when dealing with soils in parfluidvol-tially saturation conditions [22]. Assessmentof the sample’s volumetric strain, based on cellume variations, can be inaccurate. This is particularly true under high confining pressure and due tothe compressibility of the confining fluid andd the deformability of the cell. This issue was solved byadoptingthe double cell concept described by [23] and [24]. Figure 10 shows the technical solution.The sample is placed between the t top and the bottom caps and is surrounded by a membrane thatcan workat high pressures and temperaturests. An inner steel cylinderr is sealed too both the topand thebottom base of the cell. The space betweenn the membrane and thee inner cylinder defines the innerchamber. The confining pressuree is applied by a special pressure/volume controller that has two sepadeviceforrate outlets connected to the inner and the outer chambers. Each outlet is equipped with ameasuring volume changes. Thevolumetric strain of thesample is then calculated by analyzing themeasures from the inner chamber only.Most of the sources of measurement error, related to thedirect measurement of sample volume varia-of thetions and discussed by [25], can be reduced with this system. In order o to reduce the effectscompressibility of theconfining fluid, the distance between the membrane and thee inner cylinder is lim-toited; even at high pressures, the volume changes of the cell fluid are not significant when comparedthe sample volumetric strains. The inner cylinder receives the same pressure from the insideand theoutside; this limits the volume change of the cylinder even at very high pressures. Moreover, all of the90

tubes ofthe hydraulic, pneumatic and electric circuits go through the outer chamber. Consequently,their deformation does not influence the measurement accuracy.(Figure 10) High pressure and high temperature THM triaxial cell: outline of the double wall system.4.2 Possible experimental layoutsSeveral experimental layouts canbe used depending mainly on the degree of saturation of the specitheposi-men to be tested. The apparatuscan be adapted by simple modifications such as changingtions of various components.A traditional experimental layoutt for tests in saturated conditions was applied. Top and bottom capswere equipped with sintered steel porous plates, designed to work at high pressures. Two presmeasuresure/volume controllers were used to independently control the poree water pressure and tothe water volume exchange at each base (top and bottom). The use of independent controllers allowsfor measurement of the pore water pressuree developing in un-drained tests in each base, and allowsrunning permeability tests by applying a hydraulic gradient along the sample. sWhen dealing with high values off suction pressure, the vapor technique can be implemented to t controlthe total suction in a similar wayas described for the oedometric cell. In this case, air at a controlledrelative humidity is forced to circulate by means of a pump, and water content variations can be inferredbythe changes in weight of the salt solution in the desiccator (Figure 9).The axistranslation technique was used to control matrix suction inn the range of 0-1.5 MPa. In thiscase, airpressure and water pressure are regulated independently, and a are applied to top and bottomcaps. Custom 4-holecaps (Figure 11) were designed to apply air and water pressure simultaneouslyat each base. High-air-entry-value ceramic disks were used for the application off the pore water pres-sure, preventing the inlet of air pressure in the water circuit. Air pressure was provided by the laborato-pressurery compressed air system. This pressure is regulated to the target value by an electronic airregulator and is recorded before it enters the specimen. A “T shape” connection allows the t samepressuree to be applied to the topand to bottom bases ofthe specimen. Two pressure/volumee control-ex-lers weree used to apply water pressure independently at each basee and to record water volumechangesthrough thebases. A custom flushing system ensured that air a bubbles moved awayfrom thecaps without alteringthe measures of exchanged water volumes and without lowering water pressuresin the caps.91

(Figure 11) High pressure and high temperature THM triaxial cell: special caps forr the application ofthe axis translation technique.5 ConclusionsDifferentexperimental devices and techniques have been presented to study the thermo-hydro-suchmechanical behaviorof highly overconsolidated clayey materials. Thee major issues in developingexperimental tools are the simultaneous control of the stress, the strain rate, the thermal and hydraulicstates and the measurement of water content variations. The results provided were selected todemonstrate the potential applications of some novel technologies.6 References[3] Sultan N., Delage P., Cui Y. J., 2002. Temperaturee effects on the volumeBoom clay, Engineering Geology, vol. 64, p. 135-145.[1] François B., 2008Thermo-Plasticity of Fine-Grained Soils at Various Saturation States: Applicationto Nuclear Waste Disposal, PhD thesis, EPFL, Lausanne.[2] Hueckel T., Baldi G., 1990. Termoplasticc Behavior of Saturated Clays: an ExperimentalConstitu-tive Study, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, vol. 116 no. 12, 1 p. 1778-1796.change behaviour of[4] Salager S., François B., El Youssoufi M. S., Laloui L., Saix C., 2008. 2 Experimental investigationson temperature and suction effects on mechanical behaviour of a sandy silt, Soils and Foundations,vol. 48 no. 4, p. 453-466.[5] Cekerevac C., Laloui L., 2010. Experimental analysiss of the cyclicc behaviour of Kaolin at high temmodellingof unsaturated soils, Computer and Geotechnics, vol. 36, p.perature, Géotechnique.[6] Laloui L., Nuth M., 2009. On the t use of the generalised effective stress in the constitutive 20-23.[7] Nuth M., Laloui L., 2008. Advances in modelling hysteretic water retentionsoils, Computers andGeotechnics, vol. 35 no. 6, p. 835-844.curve in deformable[8] Salager S., El Youssoufi M. S., Saix C., Definition andexperimental determination of a Soil WaterRetention Surface, Canadian Geotechnical Journal, in press.[9] Romero E., 1999. Characterization and thermo-hydro-mechanical behaviour of unsaturated Boomclay: an experimental study, Ph.D. thesis, Universitat Politècnica de Catalunya, C Barcelona, Spain.[10] Salager S., El Youssoufi M. S., Saix C., 2010. Temperature effect on water retention phenomenain deformable soils - Theoretical and experimental aspects, European Journal of f Soil Science, vol. 61no. 1, p. 97-107.92

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159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneCharakteristische Baugrundwerte:Erfahrung, Versuchswerte und StatistikProf. Dr. Hansruedi Schneider,dipl. Bauing. FHPhilipp Fitzedip. Bauing. FH und M.Sc. Student95

Charakteristische Baugrunndwerte:Erfahrung, Versuchswertee und Statistik1 EinleitungIn kaum einem anderen Spezialgebiet des Bauingenieurwesens streuen die für die Bemessung erforderlichenMaterialparameter so stark wie in der Geotechnik. Heterogenität des Baugrundes,, geologi-klimatische Bedingungen, unerwartete Bruchmechanismen, Vereinfachungenim Baugrundmodell,Veränderungen der Baugrundwerte währendd des Bauprozesses und menschliche Fehler inBemes-sche Anomalien, meist zu wenig Baugrunddaten von Feld- und Laborversuchen, sich veränderndesung und Ausführung sind Faktoren, die sichh zu einer beträchtlichenn Unsicherheit aufaddieren. Trotzdieser Unsicherheiten müssen geotechnischee Bauwerke sowohl sicher wie auch kostengünstig erstelltwerden.Wie die geotechnische Bemessung trotz dieser vielen Unsicherheiten gemeistertt worden ist seit etwa1920, dem Beginn der Geotechnik als eigenständigem Fachgebiet, wird w in (Bild 1) schematisch illustriert.(Bild 1) Entwicklungder Grundlagen für die geotechnische Bemessung(angepasst nach [1]).SWISSCODESSInteressant sind in diesem Zusammenhang folgende Haupttrends: Früher haben Geotechniker die Baugrundkenngrössen fast ausschliesslicach aufgrund von persubjektiveFestlegung istheute praktisch nicht mehr sönlicher Erfahrung für diemeist auchh subjektive Bemessung festgelegt. f Eine solchemöglich.Berechnungenn aufgrund der vor etwa 30 – 60 Jahren entwickelten Theorien (Stabilitätsberech-mehr ein-nungen, Tragfähigkeit, Erddrücke für Stützbauwerke, etc.) sindd ab etwa 1950 immergesetzt worden und werden ab etwa 1980 fliessendvon numerischen Simulationen abgelöst.In den letzten etwa 20 Jahren werden zunehmendauch probabilistische Methoden (z. B. MonteCarlo) als Ergänzung zu den herkömmlichen deterministischen Berechnungen verwendet. Zu-97

gleich erlebt aber auch die persönliche Erfahrung eine Renaissance: nämlich bei Plausibilitätsüberprüfungenvon numerischen und probabilistischen Analysen wie auch bei komplexer werdendenBaugrundmodellierungen.Die Eurocodes, Mutternorm und Konzeptvorlage der Swisscodes, sind ein typisches Produktder letzten etwa 20 Jahre, mit einem auf probabilistischer Grundlage entwickelten Partialsicherheitskonzept.2 Geotechnische Bemessungskonzepte2.1 Bemessung mit GlobalsicherheitsfaktorenBis zur Einführung der Swisscodes sind geotechnische Bemessungen auf der Basis von GlobalsicherheitswertenF global ausgeführt worden. Sowohl die Belastungen (= destabilisierende Kräfte) wieauch die Widerstände (= stabilisierende Kräfte) sind als vorsichtig geschätzte Mittelwerte ermitteltworden. Der Sicherheitsfaktor wurde wie folgt definiert: ä Die für die Bemessung erforderlichen Sicherheitswerte F Global sind über Jahrzehnte lange Erfahrunggeeicht und festgelegt worden. Für jedes Gefährdungsbild (Böschungsstabilität, Tagfähigkeit, Auftrieb,etc.) musste der jeweilige Sicherheitswert bekannt sein.Einige typische Sicherheitswerte F Global waren für: Böschungsstabilität: F Global = 1.2 – 1.5 Tragfähigkeit F Global = 2.0 – 3.0 hydraulischen Grundbruch F Global = 1.5 – 5.0Mit diesem einzigen Sicherheitswert F Global , der alle eingangs erwähnten Unsicherheiten im Baugrundmodell,der Belastungen, des Berechnungsmodells, etc. gesamthaft in sich vereinigte, warenzwar die Bemessungen relativ einfach, aber auf Kosten von fehlender Transparenz. Man konnte innerhalbdieses Systems mit den „vorgegebenen“ Sicherheitsfaktoren F Global nicht zielgerichtet diegrössten Unsicherheiten z.B. durch zusätzliche Baugrunduntersuchungen reduzieren und dies dannmit einem reduzierten F Global quantitativ berücksichtigen. Oder eine Berücksichtigung der beträchtlichgrösseren Unsicherheit im Wert der Kohäsion c im Vergleich zum Reibungswinkel führte nicht dazu,dass damit der Wert von F Global verändert wurde.2.2 Bemessungskonzept nach SwisscodesBereits Taylor [2] und Brinch Hansen [3] erkannten die Unzulänglichkeiten des Globalsicherheitskonzeptesund empfahlen Alternativen, um die Unsicherheiten mit Partialsicherheitsfaktoren gezielt beidenjenigen Bemessungskomponenten zu berücksichtigen, wo sie in der Realität auch auftreten.Etwa vor 20 Jahren begann die Entwicklung der Eurocodes, auf der konzeptionellen Basis der beidengeistigen Väter Taylor und Brinch Hansen. Seit Beginn ist die Schweiz als Vollmitglied (auch als Nicht-EU-Nation) aktiv an der Ausgestaltung der Eurocodes beteiligt.Die Schweiz, wie alle anderen europäischen Nationen, hat sich verpflichtet, im Sinne einer europäischenHarmonisierung die Prinzipien der Eurocodes in den nationalen Normen zu übernehmen; diesheisst vor allem das Partialsicherheitssystem einzuführen. Damit die nationalen Sicherheitsstandardsund Traditionen allerdings gewahrt werden können, dürfen die Partialwerte national festgelegt werden.Daraus haben sich aus der Mutternorm „Eurocodes“ die Swisscodes ergeben, die in der Schweiz2004 offiziell eingeführt worden sind und die entsprechenden früheren SIA-Normen ersetzt haben.Für geotechnische Bemessungen sind die folgenden Normen (2003) jeweils zusammen zu verwenden:SIA 260 Grundlagen der ProjektierungSIA 261 Einwirkungen auf TragwerkeSIA 267 Geotechnik98

SIA 267 „Geotechnik“ entspricht Eurocode 7 „Geotechnical Design – Part 1“ (EN 1997-1). Bereitsausgearbeitet ist ebenfalls Eurocode 7 „Geotechnical Design – Part 2: Ground Investigation and Testing“(EN 1997-2). Dieser Teil 2 von SIA 267 ist in der Schweiz noch nicht allgemein verfügbar, wirdaber nächstens erscheinen.2.2.1 Sicherheitsphilosophie SwisscodesAnstelle des einzigen früheren Sicherheitsfaktors F global werden nach Swisscodes Partialsicherheitsfaktorenverwendet, die differenziert und gezielt dort angewendet werden, wo die Unsicherheiten tatsächlichauftreten. Damit werden die Unsicherheiten im gesamten Bemessungsablauf für den Geotechnikererstens sichtbar gemacht und zweitens auch auf einer rationalen (probabilistischen) Basisnachvollziehbar quantifiziert.Das Bemessungskonzept – sehr vereinfacht – dargestellt, ist wie folgt:Bemessungsgleichung: d.h. die Auswirkungen E d (d.h. Belastungen) auf Bemessungsniveaumüssen gleich gross oder kleiner sein als dieWiderstände R d auf Bemessungsniveau. Berechnet werdenE d und R d mit Bemessungswerten.Was ist Bemessungsniveau? Das Bemessungsniveau isteine Zielgrösse – im Hintergrund probabilistisch definiert –die von der Gesellschaft sozusagen erwartet wird. In derSchweiz wie in andern Ländern wird ein gewisses Sicherheitsniveaubei Bauwerken erwartet. Entsprechend demnationalen Lebensstandard und den Traditionen leistet sichjedes Land eine gewisse Sicherheit bei Bauwerken undmuss bereit sein dafür den Preis (höherer Erstellungspreisbewirkt kleinere Schadenanfälligkeit oder umgekehrt) zubezahlen.Das Bemessungsniveau wird deshalb national durch fixePartialfaktoren festgelegt. In Europa kann jede Nationdiese Partialfaktoren individuell festlegen.Die Bemessungswerte werden immer auf der Basis von charakteristischen Werten berechnet, mit Hilfeder in den Swisscodes für die Schweiz vorgegebenen Partialfaktoren.Bemessungswert einer Baugrundgrösse: ⋅ darin sind: x d = Bemessungswert von x m = Partialfaktor gemäss SIA 26xx k = charakteristischer Wert von xIm Folgenden wird im Detail auf die Definition und Bestimmung des charakteristischen Wertes x k eingegangen.99

2.2.2 Unsicherheiten bei der geotechnischhen Bemessung(Bild 2) Sicherheitskomponenten in Swisscodes nachKrebs-OvesenBei Nachweisen in der Geotechnik sind demzufolge die folgenden Komponenten – alle mit Unsicher-heiten behaftet - zu berücksichtigen, die in (Bild 2) dargestellt sind:BelastungenBaugrundmodellmit Schichten und BaugrundwertenSicherheitsfaktorenBerechnungsmodelle3 CharakteristischeBaugrundwertee3.1 Bedeutungdes charakteristischen Wertes x kDie Bemessungsgrössen x d für alle Baustoffee basieren auf charakteristischen Werten. Der charakteris-zu unter-tische Wert ist der einzige Materialquantifizierungswert in den Swisscodes; d.h. die für densuchenden Grenzzustand massgeblichen Materialeigenschaften können nur mit dem charakteristi-Bedeu-schen Wert beschrieben werden. Somit kommt dem charakteristischen Wert eine überragendetung zu. Die Sicherheit einer Bemessung ist t direkt abhängig von der Grösse undd Zuverlässigkeit descharakteristischen Wertes.Partialfaktoren m , die charakteristische Werte in Bemessungswerteumwandeln, sind mit einer Viel-kann derBemessungswert immer nur so genau oder zuverlässig seinn wie der charakteristische Wert.zahl vonprobabilistischen Analysen und Plausibilitätsüberlegungen ermittelt worden. DemzufolgeDer charakteristische Baugrundwert x k ist die unsicherste bzw. schwächste Stelle inder Si-cherheitskette des Eurocode- und Swisscodesystems.Es ist eine der schwierigstenund wichtigsten Aufgaben der GeotechnikeGer die charakteristi-schen Baugrundwerte x k zu ermitteln.100

Es muss unser Bestreben sein den x k -Wert nachvollziehbar und transparent zu bestimmen, basierendauf Versuchen und „vergleichbarer Erfahrung“. Die Unsicherheit sollte explizit berücksichtigt werden,damit die damit gesammelten Kenntnisse an Fachkollegen und Studierende weitergegeben und vonerfolgreichen Anwendungen oder allenfalls auch Fehlern nachhaltig gelernt werden kann.3.2 Zitierte Definitionen des charakteristischen Wertes x k aus Swiss- undEurocodes3.2.1 aus Eurocode EN 1990 „Basis of Design“ (entspricht SIA 260)§ 4.2(3) definiert: “The characteristic value (of any material) should be defined as the 5% fractile value”Dazu bemerkt [4]: Diese Definition liefert bei künstlich erzeugten Baustoffen wie Beton, Stahl, etc.vernünftige Werte, aber wird dem natürlich entstandenen Baustoff „Boden“ wegen grösserer Streuungund Unsicherheit nicht gerecht.b) aus Eurocode EN 1997 „Geotechnical Design“ (entspricht SIA 267)§ 2.4.5.2 spezifiziert weiter: “The characteristic value of a geotechnical parameter shall be selected asa cautious estimate of the value affecting the occurrence of the limit state”.Dabei sollen die folgenden Faktoren berücksichtigt werden: Geologische Informationen Streuung der gemessenen Baugrunddaten Ausmass und Umfang der Feld- und Laboruntersuchungen Art (Qualität) und Anzahl der untersuchten Bodenproben Grösse der vom Bruchvorgang oder den Deformationen beeinflussten Bodenzone Sprödes oder duktiles Verhalten des Bodens bei Deformationen, z.B. bei der Böschungsstabilitätin einem überkonsolidierten Boden, wo die rückhaltenden Scherkräfte mit zunehmendenDeformationen lokal vom Höchstwert der Scherfestigkeit bis auf die Restscherfestigkeit abfallenkönnen.c) aus SIA 260 und 267Nach SIA 260, Ziffer 1.1: „Der charakteristische Wert ist ein in der Regel auf statistischer Basis festgelegterWert einer Einwirkung, einer geometrischen Grösse oder einer Baustoff- bzw. Baugrundeigenschaft(Mittelwert, oberer oder unterer Wert), gegebenenfalls auch Nennwert oder vorsichtiger Erwartungswert“Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.1: „Baustoff-, Bauprodukte- und Baugrundeigenschaften werden durch charakteristischeWerte dargestellt, die in einer hypothetisch unbegrenzten Versuchsreihe mit einer bestimmtenWahrscheinlichkeit nicht unter- bzw. überschritten werden.“Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.2 und 3.3.3.3: „Sofern ein Nachweis eines Grenzzustandes empfindlich aufÄnderungen einer Baustoff- oder Baugrundeigenschaft reagiert, sind untere bzw. obere charakteristischeWerte (im Allgemeinen die 5%- und 95%-Fraktilwerte) zu verwenden. Sofern ein Nachweis einesGrenzzustandes wenig empfindlich auf Änderungen einer Baustoff- oder Baugrundeigenschaft reagiertund diese eine geringe Streuung aufweist, darf als charakteristischer Wert der Mittelwert angenommenwerden.“Nach SIA 260, Ziffer 3.3.3.5: „Bei Baugrundeigenschaften entspricht der charakteristische Wert in derRegel einem vorsichtigen Erwartungswert (5%- oder 95-% Fraktilwert der Mittelwertstreuung)“Nach SIA 267, Ziffer 4.2.3.1: „Der charakteristische Wert x k einer geotechnischen Grösse ist der fürdie betrachtete Bemessungssituation vorsichtige Erwartungswert. Der Abstand zum geschätzten Erwartungswertist in Abhängigkeit der Wertstreuung und der Zuverlässigkeit der Wertbestimmung anzunehmen.Aus statistischer Sicht wäre der charakteristische Wert einer geotechnischen Grösse so zubestimmen, dass die Wahrscheinlichkeit eines für die betrachtete Bemessungssituation ungünstigerenWerts unter 5% liegt. Der charakteristische Wert entspricht nach wahrscheinlichkeitstheoretischenÜberlegungen einem repräsentativen Wert mit einem Vertrauensniveau von 95%“101

Obwohl gerade der charakteristische Wert die fundamentale Ausgangsgrösse füralle Nachweise und Bemessungen in den Swisscodes und Eurocodes darstellt, istdie Definition oder Bestimmung keineswegs einfach oder klar. Praktisch tätigen Ingenieurenwird kaum eine verständliche Hilfe für die Bestimmung der charakteristischenBaugrundwerte angegeben.Zusammengefasst sollte der charakteristische Baugrundwert sein:ein 5%-Fraktilwertein Wert, in welchen sowohl Labor- und Feldversuchswerte wie auch Erfahrungeinfliesstein Wert, der die Grösse des durch den Grenzzustand beeinflussten Bodenzoneberücksichtigt3.3 Vorschlag zur Ermittlung des charakteristischen Baugrundwertes x k3.3.1 für alle BaumaterialienStatistisch kann der charakteristische Wert x k allgemein gültig wie folgt beschrieben werden [9]: ⋅ ⋅ ⋅ mit: x m = Mittelwert aus Labor- und/oder FeldversuchenN = Faktor um einen allfälligen systematischen Fehler zu korrigierenk = Faktor für die 5%-Fraktile und die Verteilung (z.B. 1.645 für Normalverteilung)COV tot = totaler VariationskoeffizientIn obiger Gleichung umfasst der totale Variationskoeffizient sowohl die epistemische wie auch die aleatorischeUnsicherheit. Nach [5], [6] und [7] können die verschiedenen Unsicherheitskomponenten miteinem additiven Modell kombiniert werden zu einer für alle Baumaterialien gültigen Gleichung: ⋅ ⋅⋅ ⋅ ä Darin ist die Varianzreduktionsfunktion, die von der Grösse (Länge, Fläche oder Volumen) des Versagensmechanismusim Vergleich zu der Grösse der Versuchsprobe abhängt. Nach [6], [7] und [8]kann für praktische Anwendungen die Varianzreduktionsfunktion vereinfachend wie folgt gesetzt werden: ü ü mit: = Scale of fluctuation = Länge innerhalb welcher die Bodenkennwertemit sich selber korreliert sind (autokorreliert), typische Werte sind in[6] und [7] zu findenL = Länge der massgebenden BruchflächeCOV = Variationskoeffizient = Standardabweichung / Mittelwert3.3.2 Vereinfachte Gleichung für praktische Anwendungen für BetonMit N=1, k = 1.65 für die Normalverteilung, einer hypothetisch unbegrenzten Anzahl Versuche, mitvernachlässigbaren Messfehlern, = 1 m typischerweise und L < 1 m wird die obige allgemeine Gleichungnach [10]: ≅ ⋅ . ⋅ ä für Beton102

3.3.3 Vereinfachte Gleichung für praktische Anwendungen für BodenMit N=1, k = 1.65 für die Normalverteilung, einer hypothetisch unbegrenzten Anzahl Versuche und mitebenfalls vernachlässigbaren Messfehlern, wird die obige allgemeine Gleichung nach [10]: ≅ ⋅ . ⋅ ⋅ für BodenWir brauchen als 3 Grössen um eine ausreichende Beschreibung für quantitative Aussagen zuerhalten: Mittelwert x m aus den MesswertenStreuung (z.B. Standardabweichung) der Messwerte S xLänge innerhalb welcher die Bodeneigenschaften autokorreliert sind, im Verhältnis zur massgebendenBruchlänge L4 SchlussbemerkungDie Definitionen des charakteristischen Wertes x k in Eurocode und Swisscode sind schwierig zu verstehenund können von praktizierenden Ingenieuren kaum umgesetzt werden, weil entsprechendeAnwendungsrichtlinien fehlen. Zudem sind z.B. für Beton und Boden verschiedene Definitionen gegeben,die einen Anwender verwirren können.Es wurde in diesem Aufsatz eine allgemein gültige Gleichung präsentiert, die alle Baumaterialien umfasstund trotzdem kompatibel ist mit Eurocode und Swisscode. Zudem wurde ebenfalls die Grösseder durch den Bruchmechanismus beeinflussten Bodenzone berücksichtigt, basierend auf dem Ansatzder Autokorrelation.Für praktische Anwendungen wurde eine stark vereinfachte Form der allgemein gültigen Gleichungentwickelt.5 Literatur[1] Lacasse, S. and Nadim, F., 1997. Uncertainties in characterizing soil properties. NGI PublikationNo. 201[2] Taylor, D.W., 1948. Fundamentals of soil mechanics. John Wiley & Sons, Inc., New York.[3] Brinch Hansen J., 1956. Limit State and Safety Factors in Soil Mechanics. Danish GeotechnicalInstitute, Copenhagen, Bulletin No. 1[4] Bond, A. and Harris, A., 2008. Decoding Eurocode 7. London, Taylor & Francis, 616 pages[5] Tang, W.H., 1993. Recent developments in geotechnical reliability, Balkema[6] Phoon, K.K. and Kulhawy, F.H., 1999. Evaluation of geotechnical property variability. CanadianGeotechnical Journal, 36: pp. 625 – 639[7] Phoon, K.K. and Kulhawy, F.H., 1999. Characterization of geotechnical variability. CanadianGeotechnical Journal, 36: pp. 612 – 624[8] Vanmarcke, E.H., 1977. Probabilstic modeling of soil profiles. Journal of the Geotechnical EngineeringDivision, ASCE, 103 (GT11), pp 1227 – 1246[9] Schneider, H.R., 1997. Definition und Determination of characteristic soil properties, Proc. 14 thInt. Conf. on SMFE, Hamburg103

[10] Schneider, H.R., 2010. Characteristic Soil Properties for EC7: Influence of quality of test resultsand soil volume involved. Proc. 14 th Danube-European Conference on Geotechnical Engineering,Bratislava[11] Uzielli, M., 2008. Statistical analysis of geotechnical data. In Geotechnical and Geophysical SiteCharacterization – Huang & Mayne (eds), Taylor & Francis Group, LondonAutoren:Hansruedi Schneider, Prof. Dr.Philipp Fitze, dipl. Bauing. FH und M.Sc. StudentHSR Hochschule RapperswilOberseestrasse 108640 RapperswilRapperswil, 17.5.2010104

159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneErmittlung wichtiger geotechnischerEigenschaften für weichen BaugrundDr.sc. Walter Steinerdipl. Bauing. ETH105

106

Ermittlung wichtiger geotechnischer Eigenschaften fürweichen Baugrund1 EinleitungWährend der letzten Jahrzehnte wurden in der Umgebung von Bern verschiedene Bauwerke in Baugrundverhältnissenerstellt, welchen man früher ausgewichen war. Es handelt sich meist um nacheiszeitlicheSeeablagerungen, welche in Zungenbecken der sich zurückziehenden Gletscher abgelagertwurden. Die Anwendung von in-situ Versuchen, insbesondere des Flachdilatometers DMT von Marchettiund der Drucksonde mit Messung des Porenwasserdrucks CPT-U, hat bei verschiedenen Bauteneine zuverlässigere bodenmechanische Beschreibung erlaubt. Die Anwendung dieser Gerätewurde durch die elektronische Aufzeichnung und geeignete Auswertesoftware vereinfacht und gefördert.Die während über 2 Jahrzehnten gewonnenen Erfahrungen aus Ausführungsdetails von in-situ,Laborversuchen und Analysen werden hier beschrieben sowie deren Anwendung an zwei kürzlichdurchgeführten Baugrunduntersuchungen aufgezeigt. Die Beispiele zeigen wie mit den richtigen Baugrunduntersuchungenwesentlicher baulicher Aufwand gespart werden kann und sichere Bauwerkeerstellt werden können. Die Kosten der Baugrunduntersuchungen betrugen in beiden Fällen etwa 30bis 40 Tausend Franken, resultierend aus diesen konnte aber auf mehrfach teurere Pfahlfundationenverzichtet werden.1.1 Weltweite ErfahrungenWeiche Tonböden kommen weltweit vor. In Nordamerika sind der Boston Blue Clay (blauer Ton vonBoston), der Ton im St. Lorenz Tal (Champlain clay) in Kanada, die Tone im Mississippi Delta besondersbekannt und erforscht. In Asien sind es die Tone unter den Grossstädten Bangkok und Singapur.In Europa sind in Skandinavien vor allem die norwegischen und schwedischen marinen Tone mit Auslaugungserscheinungenbekannt. Der Bothkennar Ton in Schottland wurde auch intensiv erforscht,ebenso sind in Italien verschiedene Tonablagerungen wie Pisa und Porto Tolle sehr bekannt. Die geotechnischenUntersuchungen über diese Tonarten sind in Berichten auf dem Stand der Forschung anverschiedenen internationalen Geotechnik-Konferenzen veröffentlicht worden, wie von Ladd et al.1977 in Tokyo und Jamiolkowski et al. 1985 in San Francisco. Weitere Spezialkonferenzen, die sichmit der Beschreibung des Untergrunds befassten (Site Characterisation) fanden in Atlanta, 1998; Porto,2004, und Taipei, 2008 statt. Seeablagerungen in den Alpen sind meist von geringerer Ausdehnungals an früheren und heutigen Meeresküsten und sind eher weniger erforscht.1.2 Seeablagerungen in der SchweizIn der Schweiz kommen Seeablagerungen im Mittelland um verschiedene Seen vor, beispielsweiseum den Bodensee und den Untersee, oberhalb des Zürichsees und um die Jurafuss Seen (Bieler-,Neuenburger- und Murtensee). Im Rhônetal von Brig bis an die Mündung in den Genfersee sind auchverschiedene Seeablagerungen bekannt. Im Tessin kommen Seeablagerungen vor allem in derMagadino Ebene (Togliani & Beatrizotti, 2004) vor, aber auch um den Luganersee, wie im Pian Scairolo,südlich von Lugano, sowie bei Stabio westlich von Mendrisio.1.3 Erfahrungen im Raum BernIn der Umgebung von Bern wurden während dem Rückzug der Rhône- und Aaregletscher verschiedeneZungenbecken hinterlassen. Die darin gebildeten Gletscherrandseen wurden allmählich durchTonablagerungen aufgefüllt, welche oft normal konsolidiert sind oder nur durch die Alterung eine leichteÜberkonsolidation erfuhren. Nördlich von Bern um Schönbühl wurden erste Erfahrungen in solchenAblagerungssedimenten durch Verkehrsbauten gemacht. Als erstes beim Bau der Bahnlinie Bern-Solothurn des heutigen RBS, bei welchem es zu statischen Grundbrüchen von Dämmen kam. Im Jahr1955 kamen beim Bau der Bahnunterführung SBB, in der nördlichen Zufahrt des Sandrains zum Einsatz.Bei der Betriebszentrale der Bahnunterführung und beim Bau des Einkaufszentrums Shoppylandmusste gepfählt werden. Beim Bau des Tagbautunnels zur Entflechtung der Bahnlinie RBS nach Solothurn(Steiner & Rieder, 1997, Steiner, 1998 und 2001) wurden Schlitzwände in sensitivem Ton erstellt.Besonders herausfordernd war der Bau der Schüttung und des Einschnittes Ittigenmösli für dieGrauholzlinie (Steiner, 1993). Unter dem Weyermannshausviadukt im Westen von Bern wurden in107

verschiedenen Tiefenabschnitten schwierige Verhältnisse angetroffen (Steiner, 2008). Die in dieserSchrift enthaltenen neusten Erfahrungen betreffen zwei Baustellen bei Belp, im Süden von Bern.2 Einfluss der geologischen Verhältnisse2.1 Generelle geologische VerhältnisseDie Baugrundverhältnisse im Schweizer Mittelland sind wesentlich von Gletschern beeinflusst worden.Besonders ausgeprägt ist dies in der Umgebung der Stadt Bern, wo der östliche Teil des Rhonegletschersund der Aaregletscher zusammenflossen. Verschiedene Vorstösse, Rückzüge und Wiedervorstössehinterliessen stark wechselnde Untergrundverhältnisse. Moränen sind als generell guteBaugrundarten anzusehen, glaziale Fluss- und Seeablagerungen können wesentlich schwierigereBaugrundverhältnisse darstellen. In früheren Jahrhunderten wurden schlechte Baugrundverhältnissegemieden, was an der Linienführung vieler alter Strassen sichtbar ist. Heute werden auch solche Gebieteüberbaut und für Infrastrukturbauten genutzt. Die geologischen Verhältnisse sind lokal sehr unterschiedlichund Seeablagerungen können je nach Belastungsgeschichte sehr unterschiedliche bodenmechanischeEigenschaften aufweisen. Dies betrifft vor allem die Vorbelastung der Seeablagerungen.2.2 Geologische Verhältnisse im Becken von BelpIm Becken von Belp mit dem Flughafen Bern im Belpmoos bildete sich nach dem Rückzug des Aaregletschersgrossräumig ein See, der von Stirnmoränen beim Zusammenfluss von Aare und Gürbe umfasstwird. Ein weiteres südlich gelegenes Becken wird von diesem mit der Stirnmoräne des Fahrhubelsbei der Hunzikenbrücke abgetrennt. Die Lockergesteinsfüllung des Beckens beträgt etwa 250Meter, die Mächtigkeit der Seeablagerungen wurde dort mit 40 Meter bis zu einer ersten Kiesschichterbohrt. Die östlichen Teile des Beckens wurden vermutlich von Sedimenten der Aare aufgefüllt. Imsüdwestlichen Teil hatte die Gürbe eher schlechtere, teilweise organische Sedimente abgelagert. DerGrundwasserspiegel befindet sich etwa 1.5 Meter unterhalb der Geländeoberfläche. Bei starken Niederschlägenkommt es auch zu Überschwemmungen. Über den Seeablagerungen stehen fluvioglazialeAblagerungen (Kiese und Sande) von einigen Metern Mächtigkeit an, die von einigen Metern Verlandungssedimentenüberdeckt sind.3 Bestehende und geplante Bauten3.1 Bestehende BautenDie Bauten weisen sehr unterschiedliche Fundationsarten auf. So gibt es Gebäude, welche mit Untergeschossenund Gewichtausgleich fundiert sind, andere tief fundierte Gebäude mit zwei Untergeschossenmussten gegen Auftrieb gesichert werden. Diverse Gebäude mit oberflächennaher Fundationsind auf Pfählen fundiert.3.2 GewerbebauDie beiden neu geplanten bzw. beim Verfassen dieses Berichtes fertig gestellten Gebäude liegen etwa800 Meter auseinander. Beim ersten Bau handelt es sich um einen Gewerbebau für ein graphischesUnternehmen. Das Gebäude besteht aus zwei Teilen, einer 30 m breiten und 60 m langen Produktionshalleund einem 15 m langen und 30 m breiten Büroteil, der vorläufig zwei Geschosse aufweist,aber um ein drittes Geschoss ergänzt werden kann. Die gleichmässigen Lasten von etwa 40kPa werden durch eine Bodenplatte auf die über dem Seeton liegende Kiesschicht abgegeben. Fürdieses Bauwerk wurde eine 40 m tiefe Bohrung abgeteuft, in welcher in mehreren TiefenabschnittenFlachdilatometer DMT Messungen durchgeführt und zwei Bodenproben mit dem Osterberggerät entnommenwurden. Ebenso wurden drei Drucksondierungen bis in eine Tiefe von jeweils 25 m ausgeführt.Die Verlandungssedimente und die Schotter wurden dafür vorgängig bis 4 m unter Terrain vorgebohrt.108

3.3 Pumpstation mit SpeicherbeckenBeim zweiten Bau handelt es sich um ein Ersatzbauwerkfür die bestehende Kläranlage Belp, welcheeingestellt und mit einem Zwischenbecken an die Kläranlage der Region R Bern angeschlossen wird.Die bestehende Kläranlage wies4 m tiefe Becken von etwa 20 auf 20 m Flächee auf, welchee mit Ge-hatten.wichtsausgleich flachfundiert waren und sich seit dem Bau Ende der d 1960er Jahre bewährtDie neuee Pumpstation ist 20 m lang, 12 m breit und 5 m tief. Es lag ein geologisches Gutachten vor,das auf einer Bohrung mit einemSPT-Versuch beruhte und eine Pfahlfundationn verlangte. Aufgrundder Erfahrungen mit der erstgenannten Baustelle schlugder Verfasser dem Bauherrn vor, eine 15 mlange Bohrung mit Flachdilatometer, zwei Spezialprobenmit dem Osterberggerät und zwei 25 m tiefeDrucksondierungen CPT-U auszuführen.4 Verwendete UntersuchungsmethodenDie Untersuchungsmethoden werden der Problemstellung angepasst, in den beiden Fällen handeltees sich um Setzungsprobleme. Als in-situ Versuche wurden verwendet: Flachdilatometer DMT Drucksonde mit Porenwasserdruckmessung CPT-U und Dissipationsversuchen4.1 Flachdilatometerversuche nach Marchetti DMTIm Labor wurden Zusammendrückungsversuche im Oedometer durchgeführt, um die Vorbelastungs-spannung und die Verformungs-und Konsolidationseigenschaften zu ermitteln.Der Flachdilatometer von Marchetti (1980) wurde in Italien entwickelt und seit anfangs der 1980erJahren in Europa und Nordamerika eingesetzt. Es besteht eine europäische Norm (EN-TS-22476-10)mit Schweizer Vorwort (SN 670 318-10). Im Jahre 2006 wurde die zweite Konferenz über dieAnwendungdes Flachdilatometers (Failmezger et al., 2006) durchgeführt. Das D Gerät istt in diesen Dokumen-ten detailliert beschrieben und besteht aus einem 200 mm langen, 959mm breiten und 14 mm dickenSpaten ähnlichen Teil (Abb. 1), das an das Bohrgestänge montiert werden w kann. Darin ist eine Stahlmembranevon 65 mm Durchmesser montiert, welche im Innern mit m Druckgass (Stickstoff N 2 ) nachaussen gegen den Boden gedrückt werdenn kann. Mit einem elektrischen Kontakt kann festgestelltwerden, bei welchemDruck sich die Membrane abhebt, dieser Abhebedruck bei 0.1 mm Bewegung istein Parameter für die Messung. Die Membrane wird weiter bis 1.1 mm Weg herausgerücktt und derDruck gemessen. Weiter sind noch Kalibrierungswerte zu messen. Die D Messungg wird normalerweisealle 200 mm durchgeführt, d.h. wenn das Gerät um seinee Länge vorgestossen ist. .Abb. 1 Flachdilatometer DMT an Bohrgestänge geschraubt109

Aus diesen Messungen können verschiedene Bodenparameter wie Bodenart B undd bodenmechanischeEigenschaften abgeleitet werden, die in Tabellen und Grafiken dargestellt werden (Marchetti, 1997;2006; Marchetti et al. 2001). Aufgrund unserer Erfahrungist in undrainierten Böden (Tone) die undrai-undnierte Scherfestigkeit zuverlässigzu ermitteln. In Sand und Silt kann die Verformbarkeit (E-Modul)die Scherfestigkeit zuverlässig ermittelt werden. Bei anderen Parametern sind andere zusätzliche Untersuchungenwie Laboruntersuchungen zur besseren Beurteilung mit einzuziehen. Mit dem Flachdila-tometer DMT lassensich Profileder bodenmechanischen Eigenschaften ermitteln, so dasss die Ent-wicklungder Eigenschaften mit der Tiefe beurteilt werden kann. Der pneumatische Betrieberlaubt,dass derDruck, ohneVerluste wie bei einemm Gestänge, auf das Versuchsgerät aufgebracht wird.Als besondere praktische Erfahrung kann erwähnt werden, dass unter u einem Bohrloch der Bodenmehreree Dezimeter oft nahezu ein Meter gestört ist, dies geht aus dem Verlauf der undrainiertenScherfestigkeit mit der Tiefe hervor. Diesess Phänomenn wurde bei den Untersuchungen imWeyer-mannshaus (Steiner, 2008) festgestellt (Abb. 2).Abb. 2 Verlauf der undrainiertenScherfestigkeit im Weyermannshaus, Bern mit Messungen aus Bohrlochtiefstennach jeweiligem Vorbohren des DMT 1 oder durchgehendd bei CPT 1, DMT 2 und CPT 2.Die in Bohrung CPT 1 ausgeführten Flachdilatometer DMT Versuchee wurden vorgebohrt und vom Bo-den der Bohrung ausgeführt, da die Möglichkeit bestand, noch Zwischenschichten aus Kies anzutref-110

4.2 Drucksonde mit Porendruckmessungenfen. Die ersten 3 bis 4 Messungen nahmen imm noch gestörten Boden sehr stark zu und pendelten sichin der weiteren Tiefe ein.Die aus dem parallel durchgeführten CPT 1 Versuch ermittelten undrainierten Scherfestigkeiten zei-dergen keine solchen Anstiege. DieSondierung DMT 2 imweichen Ton wurde nach DurchbohrenDeckschicht auf die ganze Bohrlänge durchgeführt, diese und die parallel p durchgeführte SondierungCPT 2 zeigen keine „Sprünge“ wie in Sondierung DMT 1. In Sondierung DMT 1 ist, unter einer vorge-worden.bohrten Kiesschicht, in 22 – 24 m Tiefe eine Schicht ausüberkonsolidiertem Tonn angetroffennZum Verlauf der undrainierten Scherfestigkeeit ist anzumerken, dasss eine Verlängerung des Verlaufsder undrainierten Scherfestigkeit direkt zur heutigen Geländeoberfläche führt, der Ton alsowirklichnormal konsolidiert ist. Dies ist die Folge einer Aufschüttung um etwa 4-5 Meter auf die Seeablage-rungen vor vermutlich 40 Jahren, welche die Vorbelastung aus „Alterung“ kompensierte.Die Drucksonde wurde ursprünglich mit mechanischemGestänge vor allem in den Niederlanden an-Ge-gewendet. Der Widerstand eines Konus vonn 10 cm2 (oder 15 cm2) wurde durch ein zentralesstänge gemessen und die Mantelreibung über das Mantelrohr. Diee mechanischen Sondenn werdenheute noch verwendet, vor allemin kiesigen Böden, wo eine Sonde mit elektronischen Komponentenbeschädigt werden könnte. Es besteht eine europäischee Norm (EN 22476-12) mit schweizerischemVorwort (SN 670 318-12) für diemechanische Drucksonde CPT-M (Cone(Penetration Test – Mechanical).Mit den elektronischen Messverfahren wurdee die Messung in die Spitze der Sonde verlegt. Die an derSpitze und am Mantel angreifenden Kräfte werden mit Dehnmessstreifen elektronisch ermittelt und anein Aufnahmegerät übermittelt. Ende der 1970er Jahre wurde die Porenwassermessung an der Sondeentwickelt (Abb. 3 und 4). Diese bildet einen dritten Parameter, mit welchem w sichh der Untergrund bes-weiterser beschreiben lässt. Die Anwendung der Drucksonde ist von Lunnee et al (1997) beschrieben,besteht ein Normentwurf EN 22276-1 für CPT-U Versuche mit elektrischen Messwertaufnehmern undelektronischer Aufzeichnung, der nächstenss zur Schlussabstimmungg bei der europäischenNormen-zentrale gelangt. DieMessungen werden normalerweisee mit einem Lastwagen mit Aufbau durchge-durch-führt, der genügend Gegengewicht darstellt, um die Versuche auch in dicht gelagertem Bodenführen zu können (Abb. 5).Abb. 3 Drucksonde mit elektronischerAufzeichnung und Porenwasserdruck-ist dermessung. Der silberfarbige TeilMantel von 150 cm 2 Fläche und 133.7 mmLänge zur Messungder MantelreibungAbb. 4 Details der Spitze: Konus mit 60° Spitze,10 cm 2 Grundfläche, zulässiger Durchmesser:34.8 – 37 mm. Bronzener Ring ist der 5 mmmbreite Filter für die Porenwassermessung u 25mm hinterr dem Konuss111

Abb. 5 Gewerbebau:vorne Fahrzeug mit Drucksondeneinrichtung CPT-U, im Hintergrund Vorbohrun-welche eine der Aufgabe angepasste Auswertung erlaubt. Diese Auswertung ist Sache des Geotech-gen durch DeckschichtFür die Auswertung der umfangreichen Daten stehen heute verschiedene Programme zur Verfügung,nik-Ingenieurs. Die Sondierfirmen liefern eine Aufzeichnung der Basisdaten, Bd,h. Spitzendruck q c ,spezifische Mantelreibung fs undPorenwasserdruck u 2 hinter dem Konus. K Die detaillierte Auswertungergibt Bodenverhaltensklassifikationen nach verschiedenen Methoden und verschiedene Bodenpara-der Rei-meter für tonige Böden wird die undrainierte Scherfestigkeit ermittelt, für sandige Bödenbungswinkel. Die berechneten Parameter können auch mit der Sondiertiefe undd dem Grundwasser-die aberdruck normalisiert werden. Dadurch ergeben sich vielfältige Interpretationsmöglichkeiten,entsprechendes ingenieurmässiges Beurteilungsvermögen, d.h. „Engineering Judgement“ vorausset-Dieserzen.Für die Ermittlung der undrainierten Scherfestigkeit S u = q/N k ist der d Faktor N k erforderlich.Faktor ist nicht eine Materialkonstante, sondern vom lokalen Bodenn abhängig. Wir benutzen die mitdem Flachdilatometer DMT von Marchetti ermittelten Werte der undrainierten Scherfestigkeit S u zurKalibrierung des Faktors N k bei der Drucksonde CPT-U.4.3 Zusammendrückungsversuche im OedometerBei der Anwendung in diesen weichen Böden handelt essich meist um möglichee Setzungsprobleme,die Vorbelastungsspannung ist daher ein wichtiger Faktor. Dieser istt aus den in-situ oder weniger zuverlässigen Kor-Versuchen, wel-che wesentliche plastische Verformungen verursachen, nur mit mehrrrelationen zu ermitteln. Deshalb lassen wir Zusammendrückungsversuche im Oedometer durchführen.Die ermittelte Vorbelastungsspannung ist nicht nur abhängig von der Belastungsgeschichtee des Un-tergrundes, sondern hängt auchvon der Versuchsdurchführung ab. Normale Zusammendrückungs-versuchee im Oedometer gehen von 24 Stunden dauernden Laststufen aus, derr Boden wirdin einerersten Laststufe mit einer vorgegebenen Last während einem Tag belastet. Bei der nächstenn Laststu-Bei fe wird diese Last verdoppelt unddie zeitabhängige Setzung währendd 24 Stunden gemessen. den112

Seetonen aus der Schweiz beträgt die wirkliche Konsolidationszeit im Oedometer etwa eine halbe biseine Stunde, während der restlichen Zeit werden bloss Sekundärsetzungen erzeugt. Damit wird die imLaborversuch ermittelte Vorbelastungsspannung geringer (Holtz & Kovacs, 1995) als die Wirkliche.Werden die Laststufen eine halbe bis eine Stunde nach Erreichen der Konsolidation (t 100 + 1h) aufgebracht,so ergeben sich höhere Vorbelastungsspannungen. Solche Beobachtungen wurden schon beiunterschiedlich durchgeführten Versuchen bei der Schüttung Ittigenmösli gemacht (Steiner, 1993). MitLaststufen von einem Tag Dauer ergaben sich Vorbelastungsspannungen von ’ p = 260 bis 380 kPa,mit kurzen Laststufen (t 100 + 1h) solche von ’ p = 400 bis 600 kPa. Dies war bei der erwähnten Schüttungentscheidend, die Proben hatten eine effektive Überlagerungsspannung von 150 bis 300 kPa, dieaufgebrachte Last betrug 150 bis 250 kPa, die gesamte Vertikalspannung erreichte 300 bis 500 kPa.Die detaillierte Untersuchung zeigte, dass die Zusatzbelastung im Bereich der Vorbelastung verblieb.Dieses Vorgehen ist in der amerikanischen Norm ASTM D 2435 als Methode b genormt.Zusammendrückungsversuche können auch mit konstanter Stauchungsgeschwindigkeit (ConstantRate of Strain, CRS) und Messung der entwickelten Porenwasserspannung durchgeführt werden.Beim Übergang vom vorbelasteten in den normal konsolidierten Zustand steigt die Porenwasserspannungrasch an und aus dem Knick des Anstieges kann der Überkonsolidierungsgrad abgeschätztwerden. Im Rahmen eines Forschungsprojektes der EPFL konnten solche Versuche parallel zusätzlichdurchgeführt werden. Die Resultate sind in Abschnitt 5.2 dargestellt und erläutert.5 Untersuchungen im Ton von BelpDie Baugrunduntersuchungen in Belp wurden für zwei unterschiedliche, 800 m voneinander entfernteBauvorhaben in ähnlichem Untergrund durchgeführt, die Resultate dieser Untersuchungen werdenzusammen dargestellt und verglichen.5.1 Untersuchungen im FeldBei jedem Bauvorhaben wurden eine Sondierbohrung und drei bzw. zwei Drucksondierungen nachVornahme einer Vorbohrung durch den überlagernden Kies gemäss Tabelle 1 durchgeführt.Table_____________________________________________________________________________________________1. Im Feld durchgeführte UntersuchungenType of test RB1-1 CPTU-1-1 CPTU 1-2 CPTU 1-3 RB 2-1 CPT 2-1 CPT 2-2_____________________________________________________________________________________________m m m m m, m mAnfang 0 5 5 5 0 7.5 7.5Endtiefe_____________________________________________________________________________________________40 25 25 25 15 25 25DMT 1 16.2-18.0 8.2-10.0DMT 2 21.2-23.0 12.2-14.0DMT 3 28.2-30.0DMT_____________________________________________________________________________________________4 36.2–37.4Osterberg 19.3-19.6 10.5-11.0Probe_____________________________________________________________________________________________25.3-26.7 14.4–15.0Die Messresultate der Sondierfirma wurden in elektronischer Form aufgezeichnet und als Rohdaten(fs, q c , u 2 ) geliefert. Eine Interpretation der Daten erfolgte durch den projektierenden Ingenieur, insbesonderewurde die mit dem Flachdilatometer DMT ermittelte undrainierte Scherfestigkeit verwendet,um den Faktor N k zu kalibrieren, mit dem bei der Drucksonde CPT aus dem spezifischen Spitzenwiderstanddes Kegels q c die undrainierte Scherfestigkeit ermittelt wird. Die detaillierte Auswertung derDaten der Drucksonden erfolgte mit einem kommerziellen Programm und die Resultate wurden mitTabellenprogrammen weiterbearbeitet. In Abb. 6 und 7 sind die undrainierten Scherfestigkeiten dargestellt.Diese sind für beide Bauwerke vergleichbar, beim Gewerbebau ist eine grössere Streuungauszumachen, deren Ursache aber nicht im Detail ermittelt werden konnte.Messungen am Bohrkern mit dem Taschenscherflügel ergaben undrainierte Scherfestigkeiten von 50bis 60 kPa praktisch unabhängig von der Tiefe. Diese Werte sind wesentlich tiefer als die mit CPT-Uund DMT ermittelten Werte und sind als unzuverlässig zu betrachten. Sie entsprechen praktisch dengestörten Scherfestigkeiten der Seetone, vgl. Abb.7.113

Abb. 6. Undrainierte Scherfestigkeit unter Ge- Abb. 7 Undrainierte Scherfestigkeit unter ARAwerbebau ermittelt mit DMT und kalibriertenermittelt mit DMT, kalibrierten Werten aus CPTWerten aus CPT.und Scherflügelversuchenn aus dem Jahr 1966.Der Bereich zwischen 4 und 8 Meter besteht nur unter dem Gewerbebau aus Ton, dieser ist stärkervorbelastet. Die Messungen mit dem Flachdilatometer zeigen, dass unter 25 Meter Tiefe die undrai-unterenierte Scherfestigkeit stärker ansteigt, deshalb muss davon ausgegangen werden, dass dieseSchicht von einem zwischeneiszeitlichen Gletschervorstoss vorbelastet wurde.Für die Beurteilung des Setzungsverhaltenss sind die Kenntnisse der Vorbelastungsspannungen notwendig.Aus den Messungen derr CPT-U undd der DMT und aus Laborversuchen wurden die Vorbelas-tungsspannungen ermittelt (Abb.. 8 und 9). Mit der Drucksonde ergeben sich Profile der Vorbelastungüber diegesamte Sondiertiefe. Aus einem Laborversuch im Oedometer ergibtt sich jeweilsnur einPunkt.114

Abb. 8. Vorbelastungsspannungen ermitteltaus Drucksonden CPT-U und Laborversuchenmit Stufen 24 Stunden und CRS Oedometerfür Gewerbebau.Abb. 9. Vorbelastungsspannungen ermitteltaus DMT; Drucksonden CPT-U und Laborver-fürsuchen mit Laststufen T 100 0 + 1h StundenARA.115

5.2 LaboruntersuchungenLaborversuche sind nötig, um die Verformungseigenschaften im Vor- und Erstbelastungsbereich zuverlässigerzu ermitteln. Die mit in Oedometern durchgeführten Konsolidationsversuche wurden mitunterschiedlichen Methoden belastet, die Versuche für den Gewerbebau mit Laststufen von 24 StundenDauer, parallel konnte im Rahmen eines Forschungsprojektes der EPF Lausanne ein Oedometermit konstanter Stauchungsgeschwindigkeit durchgeführt werden. Die beiden Oedometer für die ARAwurden mit verkürzten Laststufen durchgeführt, welche t 100 + 1h entsprechen, dies entspricht der MethodeB nach der amerikanischen ASTM Norm D 2435. Mit dieser Methode wird während der Laststufenweniger Sekundärsetzung erzeugt und die Vorbelastungsspannung wird höher und entsprichtdeshalb mehr der wirklichen Vorbelastung. Diese Feststellung wurde schon beim Bau der SchüttungIttigenmösli gemacht (Steiner, 1993), wo dies wesentliche Auswirkungen auf die Beurteilung der Sicherheithatte. Bei den vorliegenden Versuchen bestätigt sich dieser Unterschied, so sind die mit 24Stunden Laststufen Oedometer ermittelten Vorbelastungsspannungen geringer als die aus dem mitkonstanter Stauchgeschwindigkeiten (CRS) ermittelten Versuche. Die mit kurzen Laststufen ermitteltenVorbelastungsspannungen liegen dazwischen.Die Klassifikationsversuche sind in Tabelle 2 zusammengefasst. Die Seeablagerungen sind als magererTon, CM, nach SN 670 004-2NA klassiert und sehr homogen.Tabelle 2: Resultate der Laboruntersuchungen: Raumgewichte, Atterberggrenzen, Wassergehalt_________________________________________________________________________________DichteWassergehaltTrockendichteFliessgrenze_________________________________________________________________________________AusrollrollgrenzePlastizitätsindexLiq. Ton Akt. KlasseSymbol d w LL PL PI LI q A USCSEinheit_________________________________________________________________________________t/m3 t/m3 % % % % -- % --RB1- 1 1.93 1.44 34RB1 - 2 1.94 1.48 31.5 37.6 22.1 15.4 .607 52.5 0.293 CMRB1 - 3 1.91 1.44 33.3 38.4 21.4 16.9 0.7 56.8 0.298 CMRB1 - 4 1.92 1.47 31.1 40.4 21.4 19 0.51 ---- CMB4-1 1.966 1.522 29.2 32.7 18.5 14.2 0.79 47 0.302 CMB4-2 1.945 1.486 30.9 31.6 17 14.6 .952 48 0.304 CMTabelle 3: Kennwerte aus Zusammendrückungsversuchen___________________________________________________________________________________WiederbelastungErstbelastungVorbelastungsdifferenzKonsolidationskoeffizientPorenzifferEntlastungSymbol e 0 C r C ru C c= p - ’ v c vEinheit - - - - kPa_________________________________________________________________________________m 2 /sRB1 - 2 0.851 0.012 0.039 0.322 58 (CRS =208)RB1 - 3 0.902 0.009 0.046 0.375 81B4-1 0.82 0.073 0.045 0.25 124 8-12 x 10 -7B4-2 0.78 0.072 0.045 0.225 147 7-1.1 10 -7Design_________________________________________________________________________________0.90 0.034 0.034 0.285116

6 Folgerungen6.1Geotechnische FolgerungennAus denFeld- und Laborversuchen konnte nachgewiesen werden, dass d der amm Ende der Eiszeit imBecken von Belp abgelagerte Seeton eine Vorbelastungsspannung von v 120 bis 200 kPa über die ver-Die Beurteilung setzt den kombinierten Einsatz von Feldversuchen, d.h. Flachdilatometer DMT undtikale Spannung aufweist, dies entspricht einer flächenhaften Schüttung von 6 biss 10 Meter Höhe.Drucksonden CPT-Uund Laborversuchen imm Oedometer mit stufenweiser Vorbelastung mit t 100 + 1hvoraus.Für andere Bauaufgaben wie grössere Aushübe könnten andere Untersuchungen im Labor nützlichsein.6.2 Bautechnische Folgerungen6.2.1 GewerbebauBeim Gewerbebau sind folgendee Bodenschichten vorzufinden. Als erstes die Deckschicht aus Verlan-unddungssedimenten (Abb. 10), darunter in 2 biss 4 Meter Tiefe fluvioglaziale Ablagerungen (Schotter)danach Seeton (Abb. 11). Der Gewerbebauu besteht aus einem vorerst zweigeschossigenBürotraktmit der Möglichkeit der Erweiterung um ein drittes Geschoss in Leichtbauweise,, dies ergibt eine vermLängeteilte Last von 40 kPa. Daneben ist der Produktions- undLagertrakt von 35 m Breite und 60vorgesehen mit Druckmaschinenn und Papierlager, die Last wurde zu 25 kPa abgeschätzt. Dieverteiltegrösste Belastung beträgt etwa 40 kPa, also einer Schütthöhe von 2 m Kies.Setzungsberechnungen zeigten, dass im Seeton Initialsetzungen vonn etwa 6 mmm und Konsolidations-setzungen von 20 bis30 mm zu erwarten sind. Die Verlandungssedimente sind mit besseremMaterialzu ersetzen, aus Abschätzungenn ergaben sich mit vorhandenen Sedimenten bis zu 20 mm Setzungenund es wären grosse Setzungsdifferenzen zu erwarten gewesen. Mit Materialersatz wurden aus denoberen Schichten Setzungen von wenigen Millimetern abgeschätzt.Die beiden Gebäude werden mitdurchgehenden Betonplatten auff dem ausgetauschten Boden fundiert.Abb. 10 Bohrkern beim Gewerbebau durch Deckschicht (0-2m) und fluvioglazialeAblagerungen (2-4m) (Schotter).Abb. 11 Bohrkern imSeeton (4 – 40 m) beimm Gewerbebau117

6.2.2 Becken der PumpstationDas Speicherbecken bedingte einen Aushub von 5 Meter in den Untergrund. Für die meisten Lastfällebedeutete dies eine Nettoentlastung gegenüber dem heutigen Zustand.Ein eher unwahrscheinlicher Zustand mit gefülltem Speicherbecken, aber tiefem Grundwasserstandergab eine geringe Zusatzbelastung gegenüber dem heutigen Zustand von etwa 20 kPa. Mit einervorhandenen Vorbelastung über 120 kPa verbleibt auch dieser Fall im vorbelasteten Bereich. Das Beckenist im Frühjahr 2010 ohne Probleme fertig gestellt worden.6.3 Folgerungen für die VersuchsdurchführungUnter dem Bohrloch ist der Boden oft bis in etwa 0.5 bis 1.0 m Tiefe gestört. Flachdilatometer DMTMessungen sollten deshalb genügend tief reichen bis in etwa 2 Meter Tiefe bzw. bis beurteilt werdenkann, dass der gestörte Bereich verlassen ist.Der Umrechnungsfaktor N k für die Abschätzung der undrainierten Scherfestigkeit S u aus dem Spitzenwiderstandq c kann an parallel durchgeführten DMT Versuchen kalibriert werden.Bei Zusammendrückungsversuchen ist die Durchführung der Laststufen entscheidend. Oedometerversuchemit 24 Stunden dauernden Laststufen geben zu geringe Vorbelastungsspannungen an. Wirempfehlen die Anwendung von Laststufen entsprechend der Konsolidationszeit (t 100 ) plus eine Stundegemäss ASTM D 2435, Methode b oder von Versuchen mit konstanter Dehnungsrate (CRS).7 LiteraturASTM (2004) Standard Test method for one-dimensional consolidation properties of soils using incrementalloading. ASTM D-2435-04, ASTM Pennsylvania, 10 p.EN ISO 22476-1 Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Felduntersuchungen – Teil 1: Drucksondierungenmit elektrischen Messwertaufnehmern und Messeinrichtungen. Europäische Norm.Failmezger, R.A. & Anderson, J.B. eds. The Flat Dilatometer Test (2006). Washington.Holtz, R.D. . Kovacs, W.D. (1981) Introduction to Geotechnical Engineering, Prentie-Hall, 733 p.; enfrançais: 1991. Introduction à la géotechnique. Editions de l'Ecole Polytechnique de Montréal.Ladd, C.C., Foott, R., Ishihara, K.; Schlosser, F. & Poulos, H.G. (1977) Stress-deformation andstrength characteristics: SOA Report, Proc. 9 th ICSMFE, Tokyo, 2, 421 – 494.Lancellotta, R. 2007. Geotechnical Engineering, Taylor & Francis, London, 499p.Ladd, C.C. 1990. Stability Evaluation during staged Construction, 22nd Terzaghi Lecture, Journal ofGeotechnical Engineering, 117, No. 4, 537 – 615.Lunne, T.; Robertson, P.K.; Powell,J.J.M. 1997. Cone Penetration Testing in Geotechnical Practice,Blackie Academic, London, 231p.Marchetti, S. 1980. In-situ tests by flat dilatometer. ASCE Journal Geotech. Eng. 106 (3) 299-321Marchetti, S. 1997. The flat dilatometer: design applications. Proc. 3 rd Geotechnical Engineering Conference,Cairo.Marchetti, S. 2006. Origin of the Flat Dilatometer. Proc. 2 nd Conference on the Flat dilatometer,Failmezger, R.A. & Anderson, J.B. eds. Washington, 2-3.Marchetti, S. Monaco, P, Totani, G & Calabrese, M. 2001. The Flat Dilatometer test (DMT) in soil investigations:A report by the ISSMGE Committee TC-16. Proc. 2 nd Conference on the Flat dilatometer,2006.Failmezger, R.A. & Anderson, J.B. eds. Washington, 8-48.EN ISO 22476-1 Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Felduntersuchungen – Teil 1: Drucksondierungenmit elektrischen Messwertaufnehmern und Messeinrichtungen. Europäische Norm.Schlüchter, C. 1976. Geologische Untersuchungen im Quartär des Aaretals südlich von Bern. Beiträgezur Geologie der Schweiz, New Series 148.SN 670 218-11 Nationales Vorwort zu TS-ISO-EN 22476-11 Flachdilatometer Marchetti DMT118

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159MITTEILUNGEN der Schweizerischen Gesellschaft für Boden- und FelsmechanikPUBLICATION de la Société Suisse de Mécanique des Sols et des RochesHerbsttagung, 6. November 2009, - Réunion d’automne, 6 novembre 2009, LausanneBestimmung dynamischer BodenkennziffernDr. sc. techn. Jost A. StuderDr. sc. techn. Thomas M. Weber121

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Bestimmungdynamischerr Bodenkennziffern1 Einführung1.1 AnwendungsbereicheModernee Lebensbedingungen und die stärker werdendee Verflechtung der Infrastruktur erfordern imsind.Bei-mer mehr Analysen, bei denen die Kenntnisse dynamischer Bodenkennziffernnotwendigspiele sind die Vorhersage und die Planungg von Massnahmen gegen Erschütterungen aus Verkehr,Bau oder industrieller Tätigkeit sowie Untersuchungenim Rahmenn des Erdbebeningenieurwesens.Bild 1 zeigt, dass diese Problemstellungen einen breitenBereich der dabei auftretenden Dehnungeneines Bodenelementes abdecken. So sind bei Erschütterungsproblemen und Maschinenfundamentendie Dehnungsbereiche sehr klein (Bereich unter 10 -3 % der Schubdehnung) während bei Erdbeben,Sprengungen oder Waffenwirkungen die Dehnbereiche bis zu Bruchdehnungen gehen können.Bild 1: Dehnungsamplituden verschiedenner dynamischer Problemstellungen, Feld- und Labor-versuche (Studer etal. 2007).123

Das Bild 1 zeigt ferner die Dehnbereiche typischer Labor und Feldversuche zur Bestimmung dynamischerBodenkennziffern. Es wird deutlich, dass kein Versuch den ganzen interessierenden Bereichder Scherdehnungen, zum Beispiel bei Erdbeben, abdeckt. Das heisst, dass oft unterschiedliche Versuchezur Untersuchung des dynamischen Bodenverhaltens benötigt werden.2 BodenmodelleObwohl heute komplexe Bodenmodelle existieren, die sowohl Deformations- und Festigkeitsbereichegleichermassen erfassen, hat sich in der Praxis noch weitgehend die klassische Trennung in Deformationsberechnungmittels Deformationskennziffern und Bruchuntersuchungen mittels Festigkeitskennziffernerhalten.Boden ist ein drei Phasensystem bestehend aus dem Korngerüst, dem Porenwasser und der Porenluft.Die bei einer dynamischen Anregung eingeleitete Energie strahlt in Form von Wellen in den Raumab. Es werden Raumwellen und Oberflächen unterschieden. Raumwellen treten als Druckwellen undScherwellen auf. Eine Druckwelle pflanzt sich im Korngerüst und im Wasser fort, die Scherwelle nurim Korngerüst. Die Druckwellenausbreitungsgeschwindigkeit im Wasser ist sehr stark vom Gehalt derPorenluft abhängig. Deshalb wird in der Bodendynamik meist der Schubmodul und nicht der Elastizitätsmodulals relevante Bodenkennziffer verwendet, und in vielen Fragestellungen die Scherwellenmassgebend sind.Boden ist ausser bei sehr kleinen Dehnungen ein nichtlineares Material. Das Spannungs-Dehnungsverhalten hängt dabei von einer Vielzahl von Parametern, wie der mittlere Hauptspannungszustand,die Lagerungsdichte, die Belastungsgeschichte, die Korngrössenverteilung etc., ab.Die wichtigsten Kennziffern für Deformationsberechnungen sind bei dynamischen Fragestellungen derSchubmodul und die Materialdämpfung.Der Winkel der inneren Reibung wird bei den Frequenzen, wie sie bei Erdbeben auftreten, nicht wesentlichbeeinflusst. Unter dynamischen Lasten kann sich aber ein unter sonst statischen Lasten dränierterBoden, wie zum Beispiel ein Kies-Sand, undrainiert verhalten. Ebenso treten bei dynamischen,namentlich zyklischen Wechsellasten, Phänomene auf, die unter statischen Lasten unbekannt sind.Bei gesättigten, speziell kohäsionslosen Böden mit steiler Korngrössenverteilung werden unter WechselscherspannungenPorenwasserdruckanstiege beobachtet, die die Scherfestigkeit herabsetzten. ImExtremfall kann es dabei zu einer Bodenverflüssigung kommen, bei der der Boden sich vorübergehendwie eine schwere Flüssigkeit verhält. Diese Porenwasserdruckanstiege müssen sowohl bei Deformations-wie auch bei Festigkeitsuntersuchungen berücksichtigt werden.Im Folgenden soll auf die in der Praxis am meisten verwendeten Materialgesetze namentlich für Deformationsberechnungeneingegangen werden.2.1 Linear elastisches BodenmodellWie aus Bild 2 bzw. Bild 3 hervorgeht, verhält sich Boden im sehr kleinen Dehnungsbereich weitgehendlinear elastisch. Bei Erschütterungsproblemen, Maschinenfundamenten und bei seismischenProspektionsuntersuchungen darf deshalb mit linearelastischen Bodenmodellen gearbeitet werden.Bei der Berechnung von Maschinenfundamenten darf der linear elastische Ansatz verwendet werden,wenn auch bei langjährigem Betrieb keine plastischen Deformationen auftreten.Es dürfen im Allgemeinen folgende vereinfachte Annahmen gemacht werden:Konstantes Schermodul G für eine Bodenschicht.Wichtigster Parameter – Schwellengeschwindigkeit v s . Die Schwellengeschwindigkeit v s korreliertmit dem Schermodul G entsprechend der Gleichung (1). Das gleiche gilt für die Kompressionswellengeschwindigkeitund dem Elastizitätsmodul E entsprechend der Gleichung (2) fürden elastischen Halbraum. (1) (2)124

Die Dichte des Bodens zeigt im Vergleich zum Schermodul G nur eine geringe Variation.Für viele Anwendung istt deshalb eine gute Schätzung der Dichte des Untergrundes ausrei-chend.Die Materialdämpfung darf im Allgemeinen vernachlässigt werden, da siee im Vergleich zur ge-ometrischen Dämpfung sehr klein ist. Die geometrische Dämpfung entspricht der Amplituden-reduktion mit der Distanzinfolge derr geometrischsich ausdehnenden Oberfläche der Wellen-front bei gleichbleibendem Energiegehalt.a)b)2.2 Linear äquivalenteBodenmodelleLinear-äquivalente Bodenkennziffern sind das zurzeit im mittleren Dehnungsbereich bei Erdbebenana-solysen ammeisten angewendeteBodenmodel. Linear äquivalenten BodenkennzifBffern sind deshalbbeliebt, da die Nichtlinearität desBodens unter zyklischen Lasten iterativ berücksichtigt werden kann.Allerdings können plastische Enddeformationen infolge eines Erdbebens damit nicht ermittelt werden.An Handeines Scherversuchessoll das Model erklärt werden. Der Schermodel SG des Bodens ist ab-hängig von der aufgebrachten Scherdehnunng einer Belastung. Mit zunehmender Scherdehnungverringert sich der Schermodul G des Bodens. Durch eine iterative Berechnung B kann in einerr Analysedie Abnahme des Schermoduls berücksichtiggt werden. Daraus ergeben sich sogenannte linearäquiva-Be-lente Bodenkennziffern, da der Schermodul der Scherdehnung angepasst wird, , aber für diesenreich linear approximiert wird.Bild 2: Zyklische Belastung, a) ) Belastungsverlauf im Scherversuch, b) Hysterese-Schleifen beiunterschiedlichen Amplituden (Studer et al. 2007)Die Materialdämpfung lässt sichaus der Fläche der Hysterese ableiten (Details siehe Studer et al.2007)Aus denResultaten für den Schubmodul und die Dämpfung lässt sich s ein Verlauf mit der Dehnunggemäss Bild 3 ableiten.Schermodul GDämpfungsmass DScherdehnung Scherdehnungg Bild 3: Schubmodul und Dämpfung in Abhängigkeit von der Dehnung (Studer et al. 2007).125

2.3 Nichtlineare BodenmodelleModernee numerischee Berechnungsprogramme, mit denen dynamische Phänomene in der Bodenme-chanik modelliert werden können, bieten auch die Möglichkeit nichtlinearer Berechnungsmethoden.Beispielsweise können mit den Finite-Elemente Programmen Plaxiss 2D v9 (Brinkgreve et al. 2008)und Z_Soil.PC 2009(ZACE 2009) dynamischen Berechnungen im Zeitschrittverfahren durchgeführtwerden. Nichtlinearee plastische Stoffgesetzee wie Hardening-Soil und Hardening-Soil-Smallermögli-zusätzlich die Dehnungsabhängigkeit des Schermodulsmittels eines hyperbolischen Ansatzes. Bo-chen diespannungsabhängigeModellierungg des Schermoduls. Hardening-Soil-Small berücksichtigtdenverflüssigung kann mit diesenbeiden Programmen nicht simuliert werden.(a)(b)3 Auswahlkriteriendes UntersuchungsprogrammssBild 4: Funktionen zur Beschreibung dess Verflüssigungsverhaltens von Böden a) Porenwas-die Mög-serdruckfunktion; b) Verflüssigungs-Widerstandsfunktion (Krahnn 2004).Alternativ bietet die FE-SoftwareQUAKE/W von Geo-Slope International Ltd (Krahn 2004).lichkeit der nichtlinearen Berechnung unter Ansatz eines linear äquivalenter Schermoduls undder Be-mittelsrücksichtigung dynamisch induzierter Porenwasserdrücke. Der Porenwasserdruckanstieg wirdzwei Funktionen, der Porenwasserdruckfunktion und der Verflüssigungs-Widerstandsfunktion model-liert (sieheBild 4). Die Porenwasserdruckfunktion beschreibt die Abhängigkeit dess Porenwasserdruck-deranstieges von der Zyklenzahl. Die Verflüssigungs-Widerstandsfunktion beschreibt das EinsetzenBodenverflüssigungnach einer bestimmten Zyklenzahl in Abhängigkeit vom Verhältnis der Scher-Es gibt noch weiter nichtlineare Bodenmodelle, wie zum Beispiel die Modellierung zyklischerr Mobilitätspannung zur mittleren Normalspannung. Beide Funktionen stehen imm direkten Zusammenhang.nach Iai et al. (1992), auf die hier aber nicht im Detail eingegangen wird. w Alle komplexen Stoffmodellehaben jedoch Eins gemeinsam, sie erfordernn eine Kalibrierung der ModellparamMmeter durch Versuche.Für einfache Stoffmodelle existieren häufig Erfahrungswerte der Parameter, die auf komplexee Modellenicht übertragbar sind. In den Handbüchern der Softwarefinden sich im Allgemeinen Hinweise zu denStoffmodellen und Referenzen zu deren Bestimmung. Für die genaue Ermittlung komplexerr Stoffpa-rameter sind zum Teil umfangreiche und aufwendige Versuchsprogramme erforderlich.Die Wahl des Untersuchungsprogramms, namentlich ob Labor- oder Felduntersuchung, hängt we-sentlich von der Fragestellung ab. So wird man sich bei Fundationsproblemen stark auf Felduntersu-künst-chungenn abstützen, während man sich zum Beispiel für Schwingungssuntersuchungen an einemlich geschütteten Damm stark auf die Laboruntersuchungen konzentriert. Die Problematik der gestörUnter-ten / ungestörten Bodenproben ist gleich zu berücksichtigen, wie bei allen bodenmechanischen suchungen.126

Tabelle 1 zeigt eine Übersicht der gebräuchlichsten Untersuchungsmethoden im Feld und im Laborzur Bestimmung der maximalen Schubmoduln G max (entspricht Schubmodul bei kleinen Dehnungen),dem Verlauf von G/G max , der Materialdämpfung sowie der Festigkeitseigenschaften. Tabelle 2 listetdie Vor- und Nachteile der verschieden Untersuchungsmethoden auf, welche in Kapitel 4 näher beschriebenwerden.4 Ermittlung der Bodenkennwerte für Schwingungsberechnungen im kleinen Dehnungsbereich4.1 FeldversucheAus Felduntersuchungen lässt sich der Schubmodul bei kleinen Dehnungen bestimmen. Sie beruhenauf der Messung der Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit. Der Vorteil der Felduntersuchungenist, dass die Verhältnisse real erfasst werden und weitgehend die Probleme, die bei einer Probenentnahmeauftreten, nicht vorhanden sind. Aus Felduntersuchen kann die Materialdämpfungen nicht ermitteltwerden, da die Materialdämpfung im Vergleich zur geometrischen Dämpfung sehr klein ist.Die Genauigkeit der Resultate ist weitgehend davon abhängig, wie zuverlässig die Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeitgemessen werden kann. Dies ist oft nicht einfach, da die Druckwellengeschwindigkeitgrösser als die Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit ist und deshalb zuerst beimEmpfänger eintrifft.4.1.1 BohrlochseismikCrossholeBei der Crosshole-Messung wird die Scherwellengeschwindigkeit zwischen Quelle und Aufnehmeroder zwischen zwei Aufnehmern gemessen. Dabei ist wichtig, dass wirklich die direkte Welle gemessenwird und nicht eine refraktierte Welle aus einer benachbarten steiferen Schicht. Um gleiche Ankopplungsverhältnissebei den Aufnehmern zu erzielen, sind 3 Bohrungen vorteilhaft. In den letztenJahren hat sich gezeigt, dass auch mit nur 2 Bohrlocher gute Resultate erreicht werden können. DerVerzicht auf ein drittes Bohrloch bringt natürlich Kosteneinsparungen.Deshalb sind folgende Punkte wesentlich: Die Bohrlöcher müssen mit Kunststoff verrohrt sein. Die Abstände der Bohrungen müssen relativ klein sein. Bei geschichteten Böden 5 bis 12 Meter,bei homogenen Böden sind grössere Abstände möglich. Die Bohrlöcher müssen sowohl vertikal wie horizontal gegeneinander genau vermessen sein. Es ist wichtig, die Einsätze der Scherwellen genau zu ermitteln. Dazu sind Quellen, die polarisierendeWellen erzeugen (siehe Bild 5b) und Signalenhancement Prozeduren vorteilhaft.Gleichung (1) zeigt dass sich eine Ungenauigkeit von 10% bei v s mit 20% beim Schubmodulauswirkt. Ungenauigkeiten sind beim Übergang zu oder von einer steifern Schicht zu erwarten. Zu beachten ist, dass viele Felsformationen anisotropes Verhalten aufweisen. Das bedeutet,dass die Wellenausbreitungsgeschwindigkeit vertikal wandernder Wellen unterschiedlich zuhorizontal wandernden Wellen ist.Crosshole-Messungen ergeben bei der richtigen Durchführung allgemein die genausten Resultate.128

(a)(b)Bild 5: Crossholemessung, a) Messprinzipp mit Erregerquelle undd Empfängern in 2 Bohrlöchern,b) Seismogramm mit Ankunftszeiten der Scherwellenin Bohrloch 2 und 3 (Studer et al. 2007).DownholeBei der Downhole-Messung wirddie Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeitzwischen der Quellean der Oberfläche und dem Aufnehmer im Bohrloch gemessen. Bild 6 zeigt den prinzipiellenn Aufbau.Dabei wird der Messaufnehmerschrittweisee für verschiedene Einzelmessungenn von der Oberflächetiefer insBohrloch eingeführt. Auch hier ist es wichtig, dass das Bohrloch kunststoffverrohrt ist. DieGenauigkeit der Resultate ist im Vergleich zur Crosshole-Messung geringer, da sich Ungenauigkeitenmit der Tiefe aufsummieren. Bild 7 zeigt Beispiele für die Anregung von Druckwellen und Scherwellen.(a)(b)Bild 6: Prinzip der Downhole-Messung, (Studer et al. 2007).a) Versuchsaufbau in Grund G und Aufriss, b) Auswertungder Wellenlaufzeiten UpholeDas Prinzip der Uphole-Messungist analog zur Downhole-Messung,nur dass die Quelle im Bohrlochsitzt undsich das Messgerät an der Oberfläche befindet.Seismische TomographieMit der immer grösseren Leistungsfähigkeit der Auswertungscomputer haben sich in den letzten Jah-Zeit imren auch2-dimensionale und 3-dimensionalee Tomographie, vorerst imm Fels aber auch in letzterLockergestein, fest etabliert. Dabei werden inn Bohrlöchern die Signalee von mehreren Quellen mit mehräumlichereren Aufnehmer gleichzeitig registriert oder r bei der Auswertung überlagert. Damit können r129

BohrlochloggingMit speziellen Bohrlochaufnehmern lassen sich in einemBohrloch unterschiedlicuche geophysikalischeGrössenmessen, so auch z.B. die Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit entlang der Bohrloch-wandungmit zwei auf der Sondeübereinander angeordneten Messaufnehmern.4.1.2 OberflächenseismikDie Oberflächenseismik ist eine zerstörungsfreie Messmethode, mit der die Wellengeschwindigkeitenverschiedener Bereiche des Untergrundes bestimmt werden können. Aus den Messwerten lässt l sichder Schichtenaufbauu ableiten. Die Grundlage der Methodik bildet die Reflektionn und Refraktion vonmechanischen Wellen an Schichtgrenzen, die mit dem Snellschen Gesetz G beschrieben werden köni1 an dernen (siehe Bild 10) . Eine einfallende Wellee im Winkell i 1 wird mit dem gleichen WinkelSchichtgrenze reflektiert. Ein Teil der Wellenenergie wirdrefraktiert und u im Winkel i 2 abgestrahlt. DerRefraktionswinkel i 2 ist abhängigg vom Einfallswinkel unddem Verhältnis der Wellenausbreitungsge-i c trittschwindigkeiten der beiden angerenzendenSchichten. Ab einem bestimmten kritischen WinkelTotalreflektion auf, und es wird keine Welle refraktiert, wenn die Wellenausbreitungsgeschwindigkeitder Schicht 1 kleinerist als die Wellengeschwwindigkeit der Schicht 2.Bild 10: Snellschess Gesetz zurr Wellenreflektion und –refraktion an a einer Schichtgrenze.RefraktionsseismikDie Refraktionsseismik dient demglobalen erfassen der Untergrundstruktur und dem ErmittelnderWellenausbreitungsgeschwindigkeit der Bodenschichten.Das Prinzipp der RefraktionsseismikzeigtBild 11. Eine Quelle an der Oberfläche strahlt Wellen in den Untergrund ab, die sich an Schichtgren-refrak-zen entlang ausbreiten, refraktiert und an diee Oberfläche zurückgeworfen werden. Dort wird dietierte Welle von einer Empfängerreihe aufgezeichnet. Beii einer begrenzten Anzahl von Empfängernkönnen diese umgesetzt werden, wenn die Erregerqueller am Standort bleibt und das gleiche Signalerneut erzeugt. Die räumliche Auslegung derr Empfänger entspricht mindestens m dem vierfachem derErkundungstiefe. DieMessung und Auswertung erfolgt durch SpezialfirmenBild 11: Schema des Versuchsaufbaus2009).und Wellengangs beii der Refraktionsseismik (Frei131

Bild 12 zeigt die Auswertung der Wellenmesswerte in Form eines Entfernungs-Laufzeit-Diagramms.Dabei wird die Entfernung der Geophone zurr Erregerquelle aufgetragen. Wenn die Erregerquelle ver-schobenwird kann über die gemeinsame Mittenposition (CMP) eine Serie S von Entfernungs-Laufzeit-Diagrammen für alle unterschiedlichen Erregerquellstandorte aufgetragen werdenn (Bild 13).Bild 12: 2-dimensionales Entfernungs-Zeitt Diagrammm für die Ableitung der Wellengeschwindig-keiten aufgrund desImpedanzkontrasts der Bodenschichten (Frei 2009).Bild 13: 3-dimensionales Entfernungs-Zeit Diagrammm zur Auswertung der Refraktionsmessun-Profilsgen (CMP – Common Mid Point, Punkt zwischen 2 Messsensoren) (Frei 2009).Aus der Serie von Laufzeitmessungen an verschiedenenn Erregerquellstandortenentlang eines(Bild 13)kann ein Messquerschnitt ausgewertet werden. Die Darstellung erfolgt anhand der räumli-(Bild 14) ). Die Steifigkeit des Untergrundesist proportional zur Wurzel der Wellenausbreitungsge-schwindigkeit (siehe Gleichung 2). Der Felsuntergrund kann am Beispiel von Bild 14 deutlich identifi-chen Verteilung der Kompressionswellengeschwindigkeit über diee Tiefe entlang des Messprofilsziert werden.Bild 14: Darstellungder Messergebnissemittels Refraktionsseismik, Verteilung der Kompres-sionswellengeschwindigkeit über einen Messquerschnitt (Frei 2009).132

Bild 15:2009).ReflexionsseismikDie Reflexionsseismik dient demglobalen erfassen des Untergrundes und dem Ermitteln der WellenderOber-ausbreitungsgeschwindigkeit derr Bodenschichten. Das Prinzip zeigt Bild B 15. Einee Quelle anfläche strahlt Wellen in den Untergrund ab, die an Schichtgrenzen reflektiert und an die Oberfläche zurückgeworfenwerden. Die Auslegung der Empfänger entspricht etwa der Erkundungstiefe. WeicheSchichten unter harten können nicht erkannt werden. Die Messung und Auswertung erfolgt durchSpezialfirmen. Bild 16 zeigt beispielhaft diee Aufzeichnung der Wellenmessungaus der Reflexions-seismik.Schema des Versuchsaufbaus und des Wellengangs bei b der Reflexionsseismik (FreiBild 16: Darstellung der Messergebnissemittels Reflexionsseismik, Querschnitt überr Reflexi-onstiefee (gleicher Querschnitt wie in Bild 14) (Frei 2009).133

HybridseismikDie Methoden der Refraktions- und Reflexionsseismik haben ihre Vor- und Nachteile. Tabelle 3 zeigteinen Vergleich der beiden Methoden bezüglich ihrer Eignung für bestimmt Aufgaben. Anhand derÜbersicht wird deutlich, dass sichbeide Methoden ergänzen und einee Kombination sinnvoll ist, um dieVorteile jeder Methode zu nutzen. Mittels moderner Rechentechnik ist es möglichh die Auswerteverfah-Re-ren der Refraktions- und Reflexionsseismikk zur Hybridseismik zu kombinierenn und in einemchenalgorithmus zu analysieren. Die Datengrundlage für die Refraktions- und Reflexionsseismik istidentisch, aber die Auswertung wird unabhängig voneinander durchgeführt. Am Ende erfolgt die Zu-Auswertung der Messwerte ergibt sich eine grössere Zuverlässigkeit der Resultate. Ein Beispiel dessammenfassung dereinzelnen Ergebnisse zum Resultat der Hybridseismik. Durch die unabhängigeErgebnisses der Hybridseismik ist in Bild 177 dargestellt. Hybridseismik wird von Spezialfirmen durch-geführt und erfordertErfahrung inder Auswertung und Interpretationder Daten.Tabelle 3: Vergleichvon Refraktions- und ReflexionsseismikAuflösung in geringeTiefe (bis 10 m)Auflösung in grösserer Tiefe (ab 20 m)UntersuchungstiefeErkundung der UntergrundqualitätErkundung inverser BodenprofileeErkundung von VerwerfungenRefraktiongutbegrenztbegrenztgutgutbegrenztReflexionbegrenzttguthochschlechttschlechttgutBild 17:Darstellung der Ergebnisse der Hybridseismik, Überlagerung der r Ergebnise aus Refraktion(Bild 14) und Reflexion(Bild 16) (Frei 2009).SASWDie Spektralanalysevon Oberflächenwellen(Spectral Analysis of Surface S Waves – SASW) ist eineUntersuchungsmethode,die auf der AnalysedesAusbreitungsverhaltens von Rayleigh-Oberflächenwellen basiert (z.B. Nazarian et al. 1983, Nazarian 1984, Gucunski & Woods 1991). DasWirkprinzip ist in Bild18a dargestellt und beruht auf der unterschiedlichen Eindringtiefe derr Oberflä-chenwellen verschiedener Wellenlängen in den Boden. Wellen grösserer Wellenlänge habenauch eiauchdiene grössere Eindringtiefe in den Untergrund. Durch die unterschiedliche Eindringtiefe werdenEigenschaften unterschiedlich tief liegender Bodenschichten in der WellencharaWakteristik wiedergege-ben. Damit lässt sichzerstörungsfrei ein Bodenprofil der Schwerwelleengeschwindigkeit bestimmen.134

(a)Bild 18:Spektralanalyse von Oberflächenwellen, a)ghwellen, b) Messaufbau (Nazarian et al. 1983),(b)Ursprünglich bestand der Messaufbau aus mindestens 2 Geophonen und einer Erregerquelle(Bild 18b). Es wurden unterschiedliche Messaufnehmerabstände nacheinander untersucht, wobei dieErregerquelle den gleichen Abstand hatte, wie die Geophone untereinander. Zum Ausgleichvon ge-aufneigten Schichtungen wird auch einer Reverse Messungdurchgeführt, bei der die Erregerquelledie andere Seite derMessanordnung platziert wird. Als Erregerquellee dient im Allgemeinen ein schwe-res Fallgewicht.Wirkprinzipp und Ausbreitung vonRaylei-Die Auswertung der Messdaten erfolgt in einer Serie von Analyseschritten. Zuerst werden die Mess-signale mittels Fourier-Transformation in den Spektralbereich transformiert. Anschliessendwerdendas Kreuz-Leistungs-Spektrumund das Phasenspektrum unterschiedlicher Messgebersignale be-Raylei-rechnet. Kernstück der Datenverarbeitung ist dann die Bestimmungder Dispersionskurve derghwellen(Bild 19 a). Dispersionbedeutet, dass die Phasengeschwindigkeit der Oberflächenwellenvon der Wellenlängee bzw. von der Frequenz abhängig ist. Die Dispersionskurve bildet die Charakteris-tik des Standortes ab.(a)(b)Bild 19: Auswertung der SASWMessung, a) gemessene Dispersionskurven der Rayleighwel-ermit-len, b) Ableiten eines Bodenmodells (Nazarian 1984).In einemzweiten Auswerteschrittt wird durch Inversion aus der Dispersionskurve ein Bodenprofiltelt. Bei sehr einfachen Auswerteverfahren wird direkt aus der Dispersionskurvee das Bodenprofil be-einestimmt ( Bild 19b). In fortgeschrittenen Verfahren erfolgt die Inversion der Dispersionskurve durchnichtlineare Optimierung. Für ein anfänglichh gewähltes numerisches Bodenprofil wird eine theoretischeDispersionskurve berechnet. Diese theoretische Kurve wird dann mit der gemessenenDispersi-onskurveverglichen und solangevariiert bzw. optimiert, bis eine gutee Übereinstimmung der gemesse-nen und berechnetenn Dispersionskurven erzielt wird (Bild20).135

(a)(b)Bild 20:a) Dowhole-Messungen mit gemitteltem Profil und durch Inversion berechnetes Bo-berechnete Dispersionskurveam Ende des Optimierungsprozesses der SASW (Park et al.denprofil am Ende des Optimierungsprozesses der SASW, b) gemessene und durch Inversion1997).Die Inversionsberechnungen sind zum Teil sehr kompliziert, da in der Feldmessung auch verschiede-starkne höhere Modi der Oberflächenwellen enthalten sind, welche bei ungünstiger Bodenschichtung an Bedeutung gewinnen. Der Inversionsalgorithmus wird dementsprechend komplexer, wenn mansolche Effekte mit berücksichtigen möchte. Die Eindeutigkeit der gemessen Dispersionskurven istebenfallsbegrenzt, so dass es eine Bandbreiten von theoretischen BodenprofileBn gibt, die fast identi-sche theoretische Dispersionskurven erzeugen.MASWDie MASW Methodee (Multichannel Analyis of Surface Waves) ist eine Weiterentwicklung der SASWMethode. Zur Messung der Oberflächenwellen werden demnach nicht nur zwei sondern eine ganzeReihe von Messsensoren (Geophonen) verwendet. DerAufbau kann in einer Reihe (Bild 21) oderauch in einer flächigen Anordnung (Bild 22) erfolgen. AlsErregerquellen dienen im Allgemeinen Fall-gewichte, aber es können auch Wellen der Bodenunruhe(ambiente Wellen) W ausgewertet werden.Bild 21: Versuchsaufbau für die MASW-Messung (Park et al. 1997)136

Bild 22: Layout einer Arraymessung zur Analyse von Oberflächenwellen,Schwingungen erzeugt werden(Résonance 2009).die durch ambienteBild 23 zeigt die Dispersionskurve einer MASW Messungfür einen Standort. S Durch den Einsatz vielerGeophone und die spezielle Auswertung der Schwingungsmesswerte, lassen sich auch die höherenModi der Oberflächenwellen analysieren. Imm Bild 23 erkennt man die d höheren Modi als dunkle Abschnitteoberhalb der Grundline. Die Bestimmung einesBodenprofils für einen bestimmten Standorterfolgt dann analog zur Methode der SASW(Bild 24). Durch Inversionsrechnung und Optimierungwird ein theoretisches Bodenprofil berechnet, welches die Charakteristiken der gemessenenDispersi-onskurvewiedergibt.Bild 23: Zwischenresultat einer MASW Messung, Dispersionskurve der Phasengeschwindigkeit(Frei 2009).137

Bild 24: Resultat der MASW, Bodenprofilee der Scherwellengeschwindigkeit (Frei 2009).Bild 25: Dispersionskurven von Oberflächenwellen durch passive ambiente Anregungg (oben),durch aktive Anregung (Mitte) und durch Kombination aktiver und passiverr Dispersionskurven(unten) zur Vergrösserung derr Frequenzbandbreite,2 Beispielee unterschiedlicher Standorte –links und rechts (Park 2008).138

Bild 25 zeigt ein kombiniertes Verfahren der MASW Methode anhand von 2 Beispielstandorten linksund rechts in der Abbildung. Durch unterschiedliche Anregungsarten, Bodenunruhen (Bild 25 oben)und aktiver Anregung mit Fallgewicht (Bild 25 mitte), werden verschiedenen Frequenzbereiche ange-bewirkt (Bild 25 unten). Anhand der bereinigten Dispersionskurvenlässt sich die Unschärfebei derregt. Durch die Zusammensetzung der Dispersionskurven wird eine Verbesserung der SignalqualitätBestimmung des theoretischen Bodenprofilsreduzieren.15H/V10500 12 34 56 7 89 10(a)(b)Ambiente H/V MessungenOft musss ein Bodenprofil aufgrund von ungenügenden Messdaten und u Aufschlüssen erstelltt werden.Das Bodenprofil kann verbessertt werden, indem die Eigenfrequenz des d Standortes im Feld gemessenwird. DieBodenkennziffern des anfänglich und lückenhaft bestimmten Bodenprofils können so an-Eigenfrequenz in Übereinstimmung gebracht t wird. Die Messung ist relativ einfachh und kostengünstig.passt und variiert werden, dass die berechnete Eigenfrequenz des Standortes mit der gemessenenf (Hz)Bild 26:H/V Kurveaus Standortmessung, bei ca. 3.3 Hz Eigenfrequenz der Lockergesteins-schicht.Bild 27: Resultate des SESAME-Projektess für 19 Standorte: a) Vergleich V der Frequenzgemessenermaximaler Amplifikationhorizontaler Bodenbewegung bei Erdbeben mit der Frequenzgemessener H/V-Maxima, b) Vergleich der gemessenen maximalen Amplifikation horizontalerBodenbewegung bei Erdbebenmit der Amplitude gemessener H/V-Maxima (SESAME 2004).Nakamura (1989) hat festgestellt, dass die Grundfrequenzen einer Bodenschicht mit dem Maximumdes H/VVerhältnisses (horizontale über vertikale Komponente) derr Oberflächenwellen übereinstim-Schichtmen. Dies tritt allerdings ausgeprägt nur bei starken Impedanzunterschieden (d.h. eine weicheliegt auf einer hartenSchicht) angerenzender Bodenschichten auf. Bild B 26 zeigtt das Resultat bei ei-nem starken Impedanzsprung der Bodenschicht zum Felsuntergrund. Die Eigenfrequenz kann einfach139

ei 3.3 Hz abgelesenwerden. Die Amplitudee der H/V-Kurve wird gelegentlich alss Standortverstärkungder weichen Bodenschichten beii einem Erdbeben im Vergleich zu einem reinen Felsstandortt interprezeigtdentiert. Diese These entbehrt jeglicher wissenschaftlicher Grundlage.Bild 27 zeigt die Resultate des internationalen SESAME Projektes (SESAME 2004). Bild 27aVergleich gemessener maximaler Amplifikation horizontaler Bodenbewegungen bei Erdbebenund derFrequenz des H/V Maxima an 19 Standorten. Der Vergleich ergibt eine gute Übereinstimmung derFrequenzen. Bei Bild27b, welches die maximale Amplitude zeigt, kann keine Übereinstimmung bzw.Korrelation zwischengemessenen H/V Maxima und der Standortampplifikation festgelellt werden.4.2 LaborversucheNeben den bereits erwähnten Feldversuchenn gibt es einee Reihe von Laborversuchen zur Bestimmungdynamischer Bodenkennziffern im kleinen Dehnungsbereich. Im Unterschied zur den Feldversuchenkann das dehnungsabhängige Materialverhaalten und die Materialdämpfung untersucht werden. Wiebei anderen bodenmechanischen Laborversuchen auch ist der Entnahme repräsentativer Bodenpro-ben besondere Aufmerksamkeitzu widmen. . Ferner muss die Problematik der Verwendungvon ge-störten und ungestörten Proben genau betrachtet werden. Die Randbedingungenn im Versuchmüssenso gewählt werden, dass anhand der Laborversuche auf das Bodenverhaltenim Feld geschlossenwerden kann. In denfolgenden Abschnittenwerden die beiden üblichen dynamischen Laborversuchezur Bestimmung der dynamischen Eigenschaften im kleinen Dehnungsbereich vorgestellt.4.2.1 Resonant-Column-VersuchDer Resonant Column Versuch ist heute einn Standartversuch der BodendynamBmik. Er beruht auf dereindimensionalen Wellenausbreitung. Durch harmonische Anregungg einer zylindrischen Bodenprobewerden Kompressionswellen oder Scherwellen erzeugt. Aus den Resonanzfrequenzen und den geo-werden.metrischen Abmessungen der Bodenprobekönnen Elastizitäts- bzw. Schubmodul ermittelttDie Materialdämpfung lässt sichaus der Form der Resonanzkurve,aus dem Verstärkungsfaktor beiResonanz oder aus dem logarithmischen Dekrement bestimmen. Mit modernen Geräten kann heuteder Schubdehnungsverlauf vom kleinen bis in den mittleren Dehnungsbereich ermittelt werden (Bild30).Bild 28azeigt das Schema eines Gerätes für Proben grösseren Durchmessers.. Bild 28b zeigt einenkompakten Tischapparat für kleinere Proben. Bild 29 zeigt gemessene Resonazkurven einer Boden-lässtprobe, wie sie durcheine Anregung mit Frequenzsweeperzeugt werden. Aus den Resonanzensich die Wellenausbreitungsgeschwindigkeitund damit die Deformationskennziffer ermitteln.a)b)Bild 28: Resonant Column Gerät, a) entwickeltes Grossgerät amm IGB der ETH Zürich (Studer etal. 2007) ), b) kompakter Tischapparat von GDS (GDS 2009b).140

Bild 29: Resonanzkurve des Resonant-Column-Versuchs (Studerr et al. 2007) ).(a)(b)Bild 30: Ergebnissee der Dehnungsabhängigkeit aus Resonant-Coolumn-Versuchen, a) Verhältnisder Schermoduln G/G max , b) Dämpfungsverhältnis (Engel & Lauer 2009).4.2.2 Bender-Element-VersuchBender-Elemente sind Piezokristalle, die sichh durch elektrische Signale verformenn bzw. umgekehrt beiVerformung eine elektrisches Signal aussenden. Je nach Kristallstruktur des Bender-Elementes kön-Fürnen Scherwellen oder Kompressionswellen in einer Bodenprobe erzeugt bzw. gemessen werden.Bender-Element-Versuche sind mindestens ein Anreger-Verbindungmit einem anderen a bodenmechanischen La-oder ein Empfängerelement erforderlich.Der Bender-Element-Versuch erfolgt meist innborversuch, z.B. demTriaxialversuch. Die Kopf- und Fussstücke der Versuchsapparatur sind mit BendenAb-der-Elementen ausgestattet. DieMessung erfolgt meistüber die Probenhöhe,sprich überstand zwischen Kopf- und Fussstück (siehe Bild 31a). Eine Messung über die Probendickee ist auchmöglich (siehe Bild 31b), aber aufwendiger,das die Sensoren an der Probe speziell befestigt werdenmüssen.In Abhängigkeit der verwendetenn Bender-Elemente können die Schwerwellengeschwindigkeit und derKompressionswellengeschwindigkeit einer Bodenprobegemessen werden. Bei gesättigtenProbenentspricht die gemessene Kompressionswellengeschwindigkeit meistens der Wellengeschwindigkeitdes Porenwassers. Die Bender-Elemente erzeugen kleine Dehnungen im Bereich um 10 -6 . Damit lie-der Probe.Die gemessene Scherwellengeschwindigkeit ist stark vom Einbau der Probe und vom gewähltenSpannungszustandim Versuch abhängig. Bei tonigen Böden hängtt die Scherwellengeschwindigkeitzusätzlich von der Spannungsgeschichte des Bodens und bei sandig siltigen Böden von der Lage-gen die Messwerte im Bereich der maximalen Wellengeschwindigkeiten bzw. maximalen Steifigkeitenrungsdichte ab. Für brauchbare Resultate muss der Zustand der Probe im Labor dem Zustand im Feldentsprechen.Die guteAnbindung der Bender-Elemente hängt auch von Bodenmaterial ab. Die exakte Identifikation des Welleneinsat-zes am Empfängersignal ist ebenfalls von Bedeutung. Manchmal istt der Einsatzz nicht eindeutig oderin die Bodenprobe ist für eine genaue Messung wichtig. DieQualität der Anbindungvon Rauschen gestört. Je kleiner die Bodenprobe ist, desto grösser kann der Messfehler werden. Fürsehr präzise Messungen hat es sich als günstig erwiesen, mit einemm Anregerelement und zwei Emp-fängerelementen zu arbeiten. Die Auswertung der Wellengeschwindigkeit erfolgt dann anhand der141

Zeitsignale der beiden Empfängerelemente entlang der Probenhöhe.Für einfache Anwendungen sindein Anreger- und ein Empfängerelement jedoch ausreichend.(a)(b)(c)Bild 31: Bender-Element-Versuch, a) Bender-Elemente in Kopf-c) mögliche Anordnungen der Bender-und Fussstück der Versuchs-apparatur, b) horizontale Bender-Element-Anordnung, Elemente und schematischer Wellengang(GDS 2009a).Bild 32: Wellenmessung beim Bender-Element-Versuch (Engel & Lauer 2009).5 Ermittlung der Bodenkennwertefür grosse Dehnungen5.1 Zyklischer Scherversuch im LaborMit dem Scherversuch können sowohl die Festigkeitseigenschaftenals auch diee Deformationseigen-Dämp-schafteneiner Bodenprobe bestimmt werden. Bei zyklischen Scherversuchen kann zudem diefung desBodenmaterials analysiert werden. In der Bodenmechanik gibt g es unterschiedliche Arten vonScherversuchen, wobei für dynamische bzw. zyklische Zwecke vor allen der Triaxialversuchzur An-Diewendungkommt, aber auch der Einfachscherversuch inSpezialfällen seine Anwendung findet.Scherversuche können unter drainierten oderr undrainierten Bedingungen gefahren werden.Bild 33 zeigt den prinzipiellen Aufbau einess Triaxialversuchsapparates. Zur Untersuchungdes Ver-so-flüssigungspotentialss im Triaxialversuch ist es wichtig, dass die Spannungszyklenn in Kompressionwie auchin Extension gefahren werden können, das heisst, dass die Kopfplatte der Probe fest mit derKrafteinrichtung verbunden sein sollte, um gegen den hydrostatischen Wasserdruck eine Entlastungder Bodenprobe in axiale Richtung zu erzielen.142

Bild 33: Schematische Darstellung des zyklischen Triaxialversuchs (Studer et al. 2007)(a)(b)Drainierte ScherversucheAus drainierten zyklischen bzw. dynamischenn Triaxialversuchen erhält man bei sukzessiver Erhöhungder Belastung die dehnungsabhängige Steifigkeit des E-Moduls sowie die dehnungsabhängige Dämp-fung. Mittels Volumenmessung der Bodenprobe lässt sich ferner diee Querdehnzahl ermittelnund dieDehnungsabhängigkeit des Schermoduls bestimmen. ImVergleich zum Resonant Column Versuchsind die aufgebrachten Dehnungen im Triaxialversuch wesentlich grösser (siehe Bild 1), so dass sichdiese beiden Versuche idealerweise ergänzen. Bei Einsatz des drainierten zyklischen Einfachscher-wer-versuches kann nur die Dehnungsabhängigkeit des Schermoduls und der Dämpfung bestimmtden.Bild 34: Ergebnissee der Dehnungsabhängigkeit aus drainiertenn zyklischenn Triaxialversuchen,a) Schermodul, b) Dämpfung (Engel & Lauer 2009).Bild 34 zeigt Ergebnisse drainierter zyklischer Triaxialversuche für die Bestimmung des dehnungsab-Fall un-hängigenn Schermoduls und der Dämpfung. Bei kleinen Scherdehnungen, wie im vorliegendennter 10 -4 (Bild 34), istmit Kopplungsproblemen der Triaxialapparaturzur Bodenprobe zu rechnen, sodass diese Werte mit Vorsicht zuinterpretieren sind.Undrainierte ScherversucheZur Untersuchung von zur Bodenverflüssigung neigenden Materialien müssen undrainiertezyklischebzw. dynamische Scherversuchee durchgeführt werden. Bei solchen Versuchsreihen ist es zwingend,dass eine Spannungspfadumkehr stattfindet. . Dass bedeutet, dass ein Spanungszyklus im Triaxialver-muss dabei das Vorzeichen wechseln.Schematisch ist derVersuchsaufbau und die zu erwartenden Messresultate fürr einen undrainiertenEinfachscherversuchh in Bild 35 dargestellt. Mit zunehmender Zyklenzahl steigt langsam der such sowohl in Kompression alsauch in Extension stattfindet. Der Deviator D bzw. die ScherspannungPoren-143

wasserdruck an, bis Verflüssigung eintritt und die effektiven Spannungen auf null zurückgehen. VonVerflüssigung sprichtman im Versuch, wenn die Scherdehnungen 5% % übersteigen.Bild 36: Verflüssigungspotential von locker gelagertem Feinsand aus demSerie undrainiertertriaxialer Scherversuche (Roten etal. 2009).Bild 35:Prinzip des zyklischen Scherversuches beiundrainierten Bedingungen, a) zyklischeBelastung, b) Scherdehnung, c) Porenwasserdruckverlauf (Studer et al. 2007).Die Gefährdung zu Verflüssigung neigenderr Böden kann mit dem VerflüssigunVngspotential bestimmtwerden. Diese Kurvein Bild 36 ermittelt sichh aus einer Serie zyklischer undrainierter Scherversuchebei denen spannungsgesteuertunterschiedliche zyklische Spannungsverhältnisse gefahrenwerden.Das bedeutet, dass die Scherspannung in einem bestimmten Verhältnis zur effektiven Normalspan-eingestelltwird. Für jedes Spannungsverhältnis ergibt sich dann eine andere Zyklenzahl, Z bei der 5% Scherdeh-nung erreicht werden, was als Verflüssigunginterpretiertnung bzw. der Deviator in einembestimmtenn Verhältnis zur mittlerenn effektiven Spannungwird.Rhonetal von einerErgänzend zum Verflüssigungspotential können mittels undrainiertenzyklischen Scherversuchen auchder dehnungsabhängige Schermodul und die Dämpfung bestimmt werden. Bei einem zyklischenundrainierten Triaxialversuch ergibt sich noch der undrainierte E-Modul, der aberr im Allgemeinen vonuntergeordneter Bedeutung ist. Bei Volumenkonstanz imTriaxialversuch ergibt sich eine Querdehn-zahl von0.5, womit aus dem undrainierten E-Modul der Schermodul abgeleitet a werden kann.Abschliessend sei bemerkt, dass es sich bei den Scherversuchenum Laborversuche handelt, unddass dieProbleme der Entnahme repräsentativer Bodenproben auch für dynamische Versuche gel-dis-ten. Bei strukturierten Böden bzw. Boden mit einem grossen Anteil an a Überkorn muss unbedingtkutiert werden, inwieweit die Bodenprobe und die Randbedingungenn in der Versuchsappartur die Zu-Beistände imFeld wiedergeben. Dies gilt auch für Resonant-Column und Bender-Element Versuche.ungünstigen Bedingungen ist esfraglich, obb dann Laborversuche sinnvolle Resultate hervorbringen.Bei verhältnismässighomogenenn Bodenverhältnissen lassen sich jedoch mit Laborversuchen präziseResultate erzielen, so dass die Resultate der Laborversuche durchh Feldversuche untermauert bzw.ergänzt werden können.144

5.2 Ermittlungdes Verflüssigungspotentials mittelss SPT Korrelation ausFeldversuchenAn Standorte, bei denen bei Erdbeben Bodenverflüssigungsphänomene beobachtet worden waren,sind umfangreiche SPT Versuche durchgeführt und daraus Korrelationen zur Ermittlung des Verflüssi-gungspotentials abgeleitet worden. In der Literatur finden sich auchh andere Korrelationen (z.B. CPToder Scherwellenausbreitungsgeschwindigkeit). Die SPTKorrelation ist jedoch amm besten abgesichertund auf breiter Datenbasis abgestützt. Die Anwendungerfordert jedoch eine sorgfältig kontrollierteVersuchsdurchführung. Insbesondere ist einee korrekte Einhaltung der Fallenergiee wesentlich. Für De-tails wirdauf Youd et al. (2001) hingewiesen, wo alle Anforderungenan den Versuch und dieAuswer-inBildtung beschrieben sind. Die Analyse des Verflüssigungspotentials erfolgt anhand der Diagramme37, in den das Spannungsverhältnis im Untergrund und die SPT-Schlagzahl bzw. die Scherwellenge-schwindigkeit miteinander ins Verhältnis gesetzt werden.(a)(b)Bild 37: Kriterien der Bodenverflüssigung, a) SPT Kriterium für reinen Sand für Erdbeben derMagnitude 7.5 mit Daten von verflüssigten Böden (Youd et al. 2001), b) Bodenverflüssigung inAbhängigkeit der Scherwellengeschwindigkeit (Finn 1991).6 ZusammenfassungBodendynamische Kennziffern sind von wesentlicher Bedeutung zur Analyse undd Beurteilungdynami-fliessendund die Konzepte greifen konsistent ineinander. Primar sindd die dynamischen Deformations-eigenschaften des Bodens von Bedeutung, da die Festigkeitseigenschaften unter statischen oder dy-scher Prozesse im Untergrund. Dabei ist der Übergang von statischen zu dynamischen Kennwertennamischen Lasten weitgehend gleich betrachtet werden können. Diee wesentlichen dynamischen Bo-Schlüsselparameterist die Scherwellengeschwindigkeitdes Bodens, welche den maximalen Schub-denkennziffern sind der dehnungsabhängige Schermodul und die dehnungsabhängige Dämpfung.modul bei kleinsten Scherdehnungen darstellt.Der vorliegende Beitrag gibt eine Übersicht über die Methoden zur Bestimmung bodendynamischerKennziffern. Dabei wird in Feld- und Labormethoden sowie in Versuche mit kleiner und grosser Deh-er-nungsamplitude unterschieden. Die einzelnenn Verfahren werden kurzz vorgestellt und die Prinzipienläutert. Die für die Praxis relevanten Einsatzgrenzen undzu erwartende Resultate werden aufgezeigtund diskutiert.145

DanksagungDie Autoren möchten Herrn W. Frei für die zur Verfügung gestellten anschaulichen Unterlagen zurOberflächenseismik danken.ReferenzenBrinkgreve, R.B.J., Broere, W. & Waterman, D. (2008) Plaxis 2D - Verion 9.0. Plaxis bv, Delft, Netherlands.Finn, W.D.L. (1991) Assessment of liquefaction potential and post-liquifaction bahaviour of earth structures:developments 1981 - 1991. 2nd Conference on Recent Advances in Geotechnical EarthquakeEngieering and Soil Dynamics, St. Louis. Prakash (ed): 1833-1850.Frei, W. (2009) Method Statement of Hybrid Seismic Surveying. GeoExpert AG Seismic Surveying,Oberfeldstrasse 6, 8514 Amlikon - Bissegg. http://www.geoexpert.ch.GSD (2009a) Bender Element System (BES). GDS Instruments - Firmenprospekt. Ausgabe28/1/2009.GDS (2009b) Resonant Column Apparatus (RCA). GDS Instruments - Firmenprospekt. Ausgabe28/1/2009.Gucunski, N. & Woods, R.D. (1991) Instrumentation for SASW testing. Geotechnical Special publicationNo. 29: Recent advances in instrumentation, data acquisition and testing in soil dynamics.edited by S. K. Bhatia, S. K. and G. W. Blaney, American Society of Civil Engineers: 1-16.Iai, S., Matsunaga, Y. & Kameoka, T. (1992) Strain space plasticity model for cyclic mobility. Soils andFoundations, 32(2): 1-15.Krahn, J. (2004) Dynamic Modeling with QUAKE/W - An Engineering Methodology. Geo-Slope InternationalLtd.Engel, J. & Lauer, C. (2009) PEGASOS Refinement Project - Standortuntersuchungen für KKG &ATEL - Statische und dynamische Versuche. Bericht Nr. 2008 01 003. ZAFT e.V. HTW Dresden.Interoil E&P Switzerland AG.Nagra (1988) Felslabor Grimsel, Seismische Durchschallungstomographie. Nationale Genossenschaftfür die Lagerung radioaktiver Abfälle (NAGRA), Bericht NTB 88-06, Wettingen, Schweiz.Nagra (1999) Grimsel test site, Further development of seismic tomography. Nationale Genossenschaftfür die Lagerung radioaktiver Abfälle (NAGRA), Bericht NTB 97-05, Wettingen, Schweiz.Nakamura, Y. (1989) A method for dynamic characteristics estimation of subsurface using mictotremorson the ground surface. Quarterly Report Railway Technical Research Institute, 30(1):25-30.Nazarian, S. (1984) In situ determination of elastic moduli of soil deposits and pavement systems byspectral analysis of surface waves method. PhD Thesis, University of Texas Austin.Nazarian, S., Stokoe II, K.H. & Hudson, W.R. (1983) Use of spectral analysis of surface waves methodfor determination of moduli and thicknesses of pavement systems. Transportation ResearchRecord, No. 930: 38-45.Park, C.B., Miller, R.D. & Xia, J (1997) Muli-Channel Analysis of Surface Waves (MASW) - "A summaryreport of tehcnical aspects, experimental results, and perspective." Kansa Geological Survey.Open File Report No. 97-10.Park, C.B. (2008) Imaging dispersion of passive surface waves with sctive scheme. Symposium of theApplication of Geophysics to Engineering and Environmental Problems (SAGEEP 2008), Philadelphia,April 6-10, 2009.Résonance (2009) Determination of shear wave velocity profile. Internal Report. June 2009.http://www.resonance.ch.Roten, D., Fäh, D., Bonilla, F., Alvarez-Rbio, S., Weber, T.M. & Laue, J. (2009) Estimation of nonlinearsite response in a deep Alpine valley. Geophysical Journal International, 178(3): 1597 - 1613.146

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