Spreedreieck – Planung und Bau e

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Spreedreieck – Planung und Bau einer innerstädtischen Baugrube mit komplexen geologischen Randbedingungen und Verformungsanforderungen
Dipl.-Ing. Jens Hoffmann, Ed. Züblin AG - Zentrale Technik, Technisches Büro Tiefbau, Berlin Dr.-Ing. Jens Mittag, GuD - Geotechnik und Dynamik GmbH, Berlin Dipl.-Ing. Ralf Armbruster, Züblin Spezialtiefbau GmbH, Bereich Nord, Berlin

Das Grundstück Spreedreieck befindet sich in historisch zentraler Lage in Berlin Mitte, unmittelbar neben Tunnelanlagen der S- und U-Bahn, dem Bhf. Friedrichstraße und der Spree. Die Errichtung des Wohn- und Geschäftshauses erfolgte im Schutze einer ca. 10 m tiefen Trogbaugrube aus Stahlbetonschlitzwänden und einer in 26 m Tiefe gelegenen GDT®– Dichtsohle. Aufgrund der empfindlichen Nachbarbebauung und einem damit verbundenen sehr hohen Anspruch an Verformungsminimierung kam ein komplexes, variabel justierbares Aussteifungssystem zur Ausführung. Schwerpunkt ist es, die aus der baubegleitenden Überwachung gewonnenen Erkenntnisse zur Systemreaktion hier vorzustellen und mit den Prognosen zu vergleichen. So grenzt die ca. 4.300 m2 große und etwa 10 m tiefe dreieckige Baugrube im Nordwesten an den im Jahre 1936 eröffneten Tunnel der Nord-Süd-S-Bahn, im Osten an den 1923 in Betrieb genommenen U-Bahn-Tunnel und im Süden an den S- und Regionalbahnhof BerlinFriedrichstraße. Ein die zukünftige Baugrube querender Fußgängertunnel zwischen S- und UBahn musste im Vorfeld rückgebaut und die temporären Abdichtungen der Tunnelstutzen für den späteren Anschluss an eine Passarelle des Neubaus vorbereitet werden.

1. Einleitung 1.1 Allgemeines Mit der Planung und Ausführung der Baugrube für das zweigeschossig unterkellerte Geschäftshaus Spreedreieck in Berlin-Mitte war eine geotechnisch höchst anspruchsvolle Aufgabe zu lösen. Die Besonderheit lag dabei weniger in der Dimension der Baugrube, als vielmehr in der Komplexität der zu berücksichtigenden Randbedingungen.

Bild 1: Gesamtübersicht Baufeld, Blickrichtung West

2 Aber auch das an die Südwestecke der Baugrube angrenzende, zu DDR-Zeiten errichtete Grenzabfertigungsgebäude, der so genannte Tränenpalast, und der auf der anderen Seite der Friedrichstraße befindliche historische Admiralspalast erforderten als denkmalgeschützte Gebäude besondere Aufmerksamkeit. Aufgrund der mit ca. 2 bis 4 m sehr geringen Abstände zu den benachbarten Tunnelbauwerken war zum einen die sonst übliche Rückverankerung der Baugrubenwände nicht möglich. Zum anderen ergaben sich hohe Anforderungen an die zulässigen Verformungen der Tunnelbauwerke, da die Abdichtungssysteme aufgrund ihres hohen Alters sehr empfindlich sind. Die Stützung der Verbauwände erfolgte daher über ein variabel justierbares Steifensystem. Die innerstädtische Lage an der belebten Friedrichstraße und die begrenzte Tragfähigkeit der angrenzenden Tunnelbauwerke erforderte innovative Lösungen für die Baustelleneinrichtung, die Materialandienung und insbesondere die notwendigen Schwerlasttransporte. So dienten beispielsweise Teile der Aussteifungskonstruktion als Standort für Aushubgeräte. horizonte in Form von Grobgeschiebelagen zu rechnen. Im nördlichen Bereich der Baugrube wurden bis in Tiefen von 18 m unter Gelände organische Bildungen mit Mächtigkeiten von bis zu 3 m erkundet. Diese noch unterhalb der späteren Aushubsohle liegende Organik hatte bereits beim Bau der U- und S-Bahn im vergangenen Jahrhundert Probleme bereitet. Der aktuelle Grundwasserspiegel liegt bei ca. +30,8 m NHN und korrespondiert mit der nahen Spree. 2. Baugrube und Gründung 2.1 Allgemeines Die ca. 10 m tiefe Baugrube wurde in Trogbauweise hergestellt. Als horizontale Dichtung kam eine GDT®-Sohle, bestehend aus einem neu entwickelten, grundwasserneutralen Gel zum Einsatz. Aufgrund des anstehenden Grobgeschiebes wurde die Dichtsohle in einer Tiefenlage von ca. 26 m unter Gelände angeordnet (s. Bild 3). Zur vertikalen Umschließung dienten Stahlbetonschlitzwände d = 80 cm, in Teilbereichen durch einen kopfseitigen Steckträgerverbau ergänzt. Die Ausbildung der Wände erfolgte unterhalb der statisch erforderlichen Einbindung unbewehrt. Im Bereich der Nordspitze genügte aufgrund der Gewölbewirkung die Anordnung einer Mindestbewehrung in der Schlitzwand. Zur Entkopplung baubetrieblicher Abläufe war es darüber hinaus erforderlich, die Baugrube in zwei annähend gleich große Teiltröge hydraulisch zu trennen. Hierzu diente eine Einphasendichtwand. Bild 3: Schnitt Verbau zum Reichstagsufer (I2) Um den Einfluss der Baumaßnahme auf die angrenzenden Bahnbauwerke auf ein verträgliches Maß zu reduzieren war es erforderlich, die Verformung der Verbauwände auf ca. 30 mm zu begrenzen. Die diesbezügliche Eignung des geplanten Baugrubenkonzeptes wurde im Vorfeld mit Hilfe der FEM nachgewiesen (vgl. Kapitel 4).

Bild 2: Grundriss Baufeld mit Tunnelanlagen Das Baugruben- und Gründungskonzept wurde gemeinsam, in einer sehr konstruktiven Arbeitsatmosphäre und mit großer Flexibilität von Seiten des Bauherrn entwickelt. 1.2 Baugrundverhältnisse Unterhalb einer bis zu 5,5 m starken Auffüllung wurde eine 1 bis 2 m mächtige, aus breiigen bis weichen holozänen Mudden und Torfen bestehende obere Organik erkundet. Im Liegenden folgen die locker bis mitteldicht gelagerten Talsande (S1-Sande) und die mitteldicht bis dicht gelagerten Schmelzwassersande (S2-Sande). Innerhalb dieser rolligen Böden war mit Überresten ehemaliger Geschiebemergel-

3 2.2 Aussteifung Der Entwurf der einlagigen Aussteifungskonstruktion wurde wesentlich durch den dreieckförmigen Grundriss geprägt. Die nicht orthogonal zu den Verbauwänden anzuordnenden Steifen bedingen Tangentialkräfte in den Schlitzwandscheiben. Deren Ableitung in den Baugrund konnte im Bereich der einspringenden Ecke an der Friedrichstraße nicht nachgewiesen werden. Hierdurch wurde die Anordnung eines separaten Druckgliedes innerhalb der Baugrube erforderlich. Dieser als Traversenbalken bezeichnete Stahlbetonquerschnitt (b/h = 1,0/1,4 m) ermöglichte die Koppelung der Aussteifungskräfte aus dem nördlichen und südlichen Baufeld. Als Steifen kamen mehrheitlich Rohrprofile (Ø 76,2 bzw. 91,4 cm) zum Einsatz. Zur Stützung der einspringenden Ecke des Tränenpalastes dienten vier Stahlbetonsteifen (b/h = 0,8/0,5 m). Vertikal aufgelagert wurde das System auf insgesamt 33 Primärstützen (HEB400), eingestellt in Bohrpfähle ∅ 90 cm. Aufgrund des gewählten Steifenabstandes von i.M. 6,5 m war eine Gurtung erforderlich. Diese Funktion übernahmen auf den Schlitzwänden angeordnete Stahlbetonkopfbalken bzw. Stahlgurte (2HEB400) vor den Wänden. terminierten Bauablauf vorgegebene Teilbauzustände berücksichtigt. Beim Nachweis der Tragfähigkeit wurde die rechnerische Stützkraft aus der Verbaubemessung (50 % E0 + 50 % Ea) als Einwirkung angesetzt. Betrachtungen zum Verformungszustand hingegen erfolgten unter Ansatz des aktiven Erddruckes, wobei die zulässige Verformung der Schlitzwand das Grenzmaß für die Nachgiebigkeit der Aussteifung definierte. Aus beiden Berechnungsläufen resultierten maßgebende Bemessungszustände, die eine iterative Anpassung der Modelle erforderlich machten. So ergab sich u.a. die Notwendigkeit einer Verankerung unterhalb des Tränenpalastes. Des Weiteren mussten die Steifen mit statisch wirksamen, d.h. zug- und druckfesten Auskreuzungen versehen und Aussteifungsscheiben aus Stahlbeton (t = 20 cm) im südöstlichen Bereich zur Friedrichstraße angeordnet werden. Hierdurch konnte die rechnerische Gesamtverformung auf das erforderliche Maß minimiert und das globale Gleichgewicht hergestellt werden. Temperaturlasten fanden bei der Steifendimensionierung in Form von Zuschlägen auf die Bemessungslast Berücksichtigung (Stahl +20 K / Stb. +15 K). Um die Temperaturdehnung der Profile bei direkter Sonneneinstrahlung zu reduzieren, wurden die Steifen mit einem weißen Anstrich versehen. Mit dem Ziel die Funktionsfähigkeit der Aussteifungskonstruktion ggf. auch im Winter sicherzustellen, wurden die Hauptsteifen mit insgesamt 20 Kapselpressen (∅ 700 mm) ausgerüstet. Hierdurch bestand die Möglichkeit, unverträgliche temperaturbedingte Verkürzungen bei Bedarf kompensieren zu können. Diese Kapselpressen mussten nach Einbau der Bild 4: Grundriss Baufeld mit Aussteifung und Lage der Aussteifung initialisiert, Berechnungsschnitte d.h. vorab zu einem Die Berechnung der Aussteifungskonstruktion gewissen Teil aufgepresst werden. Mit Rücksicht erfolgte mit Hilfe eines 2D-FE-Modells und auf die benachbarten Tunnelanlagen erfolgte dies separaten Durchläufen für die Tragfähigkeit und in zwei Schritten, unmittelbar nach Einbau der Gebrauchstauglichkeit. Neben dem Vollaushub- Steifen auf ca. 100 kN/m sowie mit Erreichen zustand wurden dabei weitere, durch den eng eines Aushubniveaus bei ca. +27,50 m NHN auf ca. 250 kN/m. Zur Festlegung dieser Vorspann-

4 kräfte diente eine separate FE-Berechnung, bei der die resultierende, auf das Tunnelbauwerk einwirkende Bodenpressung auf das Maß des Erdruhedruckes begrenzt wurde. Insgesamt ergaben sich hierbei Vorspannkräfte in der Größenordnung von ca. 50 % der Bemessungslast der Steifen. Bodenverbesserung und Auftriebsicherung Neben der sensiblen Umgebung stellten auch Baugrund und Tragwerk selbst besondere Anforderungen. So machte die im nördlichen Bereich des Baufeldes unterhalb der geplanten Flachgründung anstehende Organik eine Baugrundverbesserung erforderlich. Hierzu wurden insgesamt 42 unbewehrte Betonpfähle (Ø 90 cm) mit bis zu 7,0 m Einbindung unter Aushubsohle abgeteuft. Die Dimensionierung dieser Pfähle erfolgte in Analogie zu einer Kombinierten Pfahl-Plattengründung (KPP). Der nicht überbaute, südliche Tiefgaragenbereich benötigte zudem eine permanente Auftriebsicherung aus 102 Kleinverpresspfählen (GEWI ∅ 50 mm). 3. Messtechnische Überwachung 3.1 Messprogramm Baugrube Um eine sichere Ausführung der Baugrube gewährleisten zu können war es erforderlich, die Reaktionen des Systems messtechnisch zu erfassen und baubegleitend auszuwerten. Die während der Planungsphase erstellen Prognosen dienten hierbei als Bewertungsgrundlage. Zur Erfassung der Verbauwandverformungen wurden insgesamt 10 Meßrohre umlaufend in den Schlitzwänden angeordnet (vgl. Bild 4). Diese wurden an den Bewehrungskörben befestigt und bis zur Unterkante der Schlitzwand geführt. Die Inklinometermessungen erfolgten dann in allen maßgebenden Bauzuständen. Ergänzt wurden die Verformungsmessungen durch eine geodätische Überwachung des Schlitzwandkopfes. Die Entscheidung, den überwiegenden Anteil der Steifen mit nachjustierbaren Kapselpressen auszustatten, ermöglichte zugleich die baubegleitende Erfassung des Lastzustandes der Aussteifung. Das Auslesen der Drücke erfolgte täglich und manuell mit Hilfe eines analogen Manometers. 2.3 Darüber hinaus waren zwei Stahlrohrsteifen sowie eine Stahlbetonsteife mit digitalen Temperaturfühlern, jeweils an der Ober- und Unterseite des Querschnittes ausgestattet. Zum Abgleich wurde außerdem die Lufttemperatur im Schatten erfasst. Auf eine genaue Beschreibung des Kraft- und Temperaturverlaufes wird an dieser Stelle verzichtet. Im folgenden Abschnitt wird detailliert auf das Verformungsverhalten der Verbauwände eingegangen. 3.2 Verformung der Verbauwand Erwartungsgemäß korrespondierte der Verformungszustand der Verbauwände mit der Bautätigkeit im Baufeld. Zur Beschreibung der Zusammenhänge wird hierzu der Messquerschnitt I2 herangezogen, wobei sich die aufgezeigten Erkenntnisse prinzipiell auf alle Messquerschnitte übertragen lassen. Nach dem Herstellen der Schlitzwände wurde das Baufeld zunächst einheitlich auf +31,50 m NHN ausgehoben, die Messquerschnitte eingerichtet und nullgemessen. Dieses Voraushubniveau diente als Arbeitsebene zur späteren Injektion der GDT®-Sohle. Hierzu war es erforderlich, Lanzen in einem Raster von 1,60 x 1,40 m mittels Spülbohrungen abzuteufen. Hieraus resultierte eine lineare Verkippung der Verbauwand in Richtung Baugrube (Bild 5, links). Diese Wandverformung erreichte

Bild 5: Verformung infolge Abteufen der Injektionslanzen (linkes Bild), vor Einbau der Aussteifung und bei Endaushub (rechtes Bild)

5 am Schlitzwandkopf (+32,00 m NHN) einen Wert von 7 mm sowie 4 mm auf Höhe der späteren Aushubsohle (+24,75 m NHN). Die anschließende Herstellung der Gründungspfähle im nördlichen Baufeld führte zu einem weiteren Anstieg des bereits aus dem Lanzenbohren hervorgerufenen Verformungsbildes. Der entsprechende Zuwachs betrug ca. 5 mm am Wandkopf und 3 mm auf Sohlniveau. Zusammen mit den Einflüssen aus Sohlinjektion und Pumpversuch erreichte die Kragverformung am Schlitzwandkopf mit ca. 20 mm ihr Maximum. Zu diesem Zeitpunkt waren auf Höhe der späteren Sohle ca. 11 mm Verformung zu verzeichnen (siehe Bild 5, rechts.). Anschließend wurde die Aussteifung hergestellt und vorgespannt. Durch das Aufbringen der ersten Laststufe wurde eine Rückverformung des Schlitzwandkopfes um ca. 3 mm erreicht. Für den Feldbereich hatte die Vorspannung erwartungsgemäß keine Relevanz. Infolge der nahezu unnachgiebigen Stützung des Wandkopfes durch die Aussteifung, beschränkte sich die weitere Verformungszunahme beim fortschreitenden Aushub auf das Feld. Diese maß nach Erreichen der Aushubsohle maximal ca. 27 mm und blieb somit unterhalb des geforderten Grenzmaßes von ca. 30 mm (Bild 5, rechts). 3.3 Messprogramm Peripherie Als Bestandteil der nachbarschaftlichen Vereinbarungen mit der Deutschen Bahn und der BVG wurde eine umfangreiche messtechnische Überwachung der Tunnelbauwerke sowie des Bahnhofs Friedrichstraße und der Bahnbrücken vereinbart. Abgestimmt auf die verformungsrelevanten Bauphasen erfolgte eine Kontrolle an insgesamt ca. 185 Bauwerks- und 220 Gleismesspunkten. Im Zuge der Beweissicherung wurden auch an der Spreeuferwand, der Weidendammbrücke sowie den Gebäuden auf der anderen Seite der Friedrichstraße Messungen durchgeführt. 4. Verformungsprognose mittels FEM 4.1 Modellbildung Die zweidimensionalen numerischen Berechnungen erfolgten mit dem Programm PLAXIS, Version 8. Im Zuge der nachbarschaftlichen Abstimmungen mit der Deutschen Bahn und der BVG wurde eine Verformungsprognose mit Risikobewertung für zwei Berechnungsschnitte vereinbart. In der hier vorgestellten Modellierung erfolgte die Schnittführung in NW-SO-Richtung durch den nördlichen Baugrubenteil und die Tunnel der S- und U-Bahn (siehe Bilder 4 und 6). Ein weiterer, hier nicht betrachteter Berechnungsschnitt, erfasste den südlichen Baugrubenteil und den Bahnhof Friedrichstraße. Die Modellabmessungen betrugen 120 x 75 m. Sämtliche Baugrundschichten wurden mit dem Hardening-Soil-Stoffgesetz beschrieben, die Konstruktionsteile als linear-elastisch. Die Vernetzung erfolgte über insgesamt etwa 6740 6-Knoten-Dreieckselemente. Bis zur Fertigstellung des Gebäudes umfasste

Bild 6: FE-Modell, Schnitt durch Baufeld Nord mit Lage der Verformungskontrollpunkte

6 der modellierte Bauablauf über 20 Berechnungsphasen. Neben der Aktivierung der Elemente der Baugrubenumschließung sowie den verschiedenen Aushubzuständen sind überdies auch zwei Pumpversuche, die beiden Vorspannvorgänge auf 100 und 250 kN/m, der Rückbau der Steifenebene sowie das schrittweise Aufbringen der Gebäudelasten enthalten. 4.2 Ergebnisse Für die nachbarschaftlichen Vereinbarungen und die Festlegung von Verformungsgrenzwerten waren vor allem die Bewegungen der Tunnelbauwerke von Interesse. Um diese zu prognostizieren wurden die horizontalen und vertikalen Verschiebungen ausgewählter Bauwerkspunkte ermittelt. Dabei waren neben den numerisch berechneten Anteilen auch die aus den Bauverfahren resultierenden, sich einer Berechnung entziehenden Verformungen zu berücksichtigen. Außer dem bereits erwähnten Abteufen der Injektionslanzen sind hier vor allem die Herstellung der Schlitzwände sowie die Ausführung der Austauschbohrungen zu nennen. In Bild 7 werden die berechneten und die
3 Tunnel kippt in Richtung Baugrube 2,5
40 40 40

gemessenen Differenzsetzungen für die Beobachtungspunkte E und F des Tunnelquerschnittes der S-Bahn für die messtechnisch erfassten Bauzustände dargestellt. Die Setzungsdifferenzen sind auf den Zustand nach Fertigstellung des Voraushubes bezogen. Nach der messtechnischen Überwachung weist der Tunnel bei insgesamt sehr kleinen Absolutwerten eine Kippbewegung in Richtung Baugrube auf. Unter Berücksichtigung der vorhandenen Messtoleranzen sind die im Zuge der Baugrubenerstellung aufgetretenen Schiefstellungen des SBahntunnels vernachlässigbar. Die Unterschiede zwischen gemessener und berechneter Schiefstellung sind auf die nach dem Voraushub durch die Herstellung der Injektionslanzen und der Gründungspfähle ausgelösten, numerisch aber nicht erfassten Verformungen der Schlitzwand zurückzuführen. In deren Folge haben sich auch entsprechende Setzungen der baugrubennahen Tunnelseite eingestellt, welche mit ca. 2 bis 3 mm im Verhältnis zu den nachfolgend beschriebenen zugehörigen

35

35

35

Messung Berechnung

Setzungsdifferenz [mm] .

2
30

OK SLW
30 30

Tiefe [m NHN]

1,5 S-Bahn - gemessen 1 S-Bahn - berechnet

25

25

Aushub

25

20

20

20

0,5

1 5

1 5

1 5

1 0

0
5

1 0

1 0

5

5

-0,5 Tunnel kippt in Richtung Spree -1 Nach Voraushub auf +31,0 m NHN Zwischenaushub auf +27,0 m NHN GW-Absenkung auf +24,0 m NHN 2. Pumpversuch auf +27,2 m NHN Endaushub auf +24,75 m NHN

Bild 8: Berechnete und gemessene VerformungsPhase 19 Phase 23 Phase 16 0 0 0 verläufe der Schlitzwand am Inklinometer I2 für -1 0 0 1 0 30 -1 1 0 20 die Phasen 20 30 -10 0 1auf20+27,00m 0NHN), 30 16 (Aushub 0 Verformung [mm] 19 (Endaushub auf +24,75 m NHN) und 23 (Rückbau der Steifen) Wandverformungen plausibel erscheinen. Bild 8 stellt die für die Schlitzwand neben dem S-Bahntunnel numerisch berechneten und die am Inklinometer I2 gemessenen Wandverformungen exemplarisch für drei Berechnungsphasen dar. Tendenziell wächst der Unterschied zwischen berechneten und gemessenen Verformungen mit

Bild 7: Vergleich der numerisch prognostizierten und der gemessenen Setzungsdifferenzen des S-Bahntunnels

7 dem Baufortschritt an, wobei jedoch die in Abschnitt 3.2 beschriebenen verfahrensbedingten Verformungen mit insgesamt 12 mm in Höhe des Schlitzwandkopfes zu berücksichtigen sind. Damit entspricht der in Phase 16 bei Erreichen eines Aushubniveaus von +27,0 m NHN am Schlitzwandkopf gemessene Verformungsbetrag von ca. 14 mm bis auf 2 mm dem numerisch prognostizierten Wert. Für die Phase 19 bei Endaushub sind es 17 mm gemessene Feldverformung bzw. 5 mm Abweichung und in der Phase 23 nach dem Rückbau der Steifenebene am Wandkopf etwa 20 mm bzw. 8 mm. Diese Entwicklung legt die Vermutung nahe, dass die verfahrensbedingten Einflüsse aus dem Abteufen der Injektionslanzen und dem Bohren der Gründungspfähle nicht nur zu den messtechnisch nachgewiesenen, einmaligen Verformungszuwächsen von etwa 12 mm am Schlitzwandkopf führten, sondern das Erdwiderlager auch für spätere Bauphasen veränderten. Das nachfolgende Bild 9 zeigt die Erddruckverläufe sowie die Steifenkraft bei Erreichen des Endaushubniveaus von +24,75 m NHN. Der Steifenkraft von 313 kN/m und der Bodenreaktionskraft von 2.274 kN/m stehen ein Erddruck von 1.313 kN/m sowie der Wasserdruck mit 1.274 kN/m gegenüber. Die numerisch prognostizierte Steifenkraft von 313 kN/m stimmt gut mit der nach Erreichen des Endaushubzustandes an der Steife 23 beim Inklinometer I2 gemessenen Kraft von 291 kN/m überein. Bild 9: Erddruckverläufe und Steifenkraft im Endaushubzustand

5. Berechnung mit dem Bettungsmodulverfahren nach EAB - EB102 5.1 Allgemeines Die Verformungsprognose für die Verbauwände wurde aufgrund der komplexen Randbedingungen nach der FEM – Methode entsprechend der Empfehlung EB 103 der 4. Auflage der EAB (1) durchgeführt. Die Ermittlung der Stützkräfte und die Bemessung im Rahmen der Ausführungsplanung erfolgte mit einem Verbauprogramm unter Ansatz einer für Berliner Verhältnisse bewährten Größe der elastischen Bettung für das Erdauflager. Der Bettungsmodul ksh kann alternativ mittels der in EB 102 der EAB (1) vorgeschlagenen drei Verfahren bestimmt werden. Diese liefern hier höchst unterschiedliche Ergebnisse. Zur Verdeutlichung wurde im Nachgang zur Ausführungsplanung der Bettungsmodul für den Zustand Vollaushub am MQ I2 nach allen drei Verfahren ermittelt sowie die wesentlichen Ergebnisse gegenübergestellt und kritisch bewertet.

Bild 10: Lastbild für elastische Bettung bei Vollaushub am Messquerschnitt I2 Es wird in diesem Berechnungsbeispiel die volle Einbindelänge der Wand bis UK HDI Sohle angesetzt und nicht nur die Länge bis UK Bewehrungskorb, da auch in UK Korb noch Verformungen gemessen wurden und von einer zumindest partiellen Aktivierung der Bettung

8 bzw. des Erdwiderstandes auch unterhalb des Korbes ausgegangen werden kann. 5.2 Ermittlung von ksh auf Grundlage einer Mobilisierungskurve Nach Absatz 4 der EB 102 (1) kann der Bettungsmodul auf Grundlage einer Mobilisierungskurve ermittelt werden. Dieses Verfahren wird als das „zuverlässigste“ bezeichnet. Der Bettungsmodul berechnet sich nach der Gleichung B Bh k sh = [1] (s − s v ) ⋅ t 'B Dabei ist: BBh = resultierende Bettungsreaktionskraft = mob Eph - Ev s = zu mob Eph gehörige Verschiebung sv = zu Ev gehörige Verschiebung = die von der Bettung erfasste tB Einbindelänge Alle Berechnungen werden mit charakteristischen Werten durchgeführt. Sämtliche Einwirkungen sind hier ständig. Es wird der aktive Erddruck und eine großflächige Verkehrslast von p = 10 kN/m² angesetzt. Die berechneten Auflagerkräfte Bh = mob Eph und Ah können Bild 10 entnommen werden. Ergänzend sei angemerkt, dass der bei der FEBerechnung ermittelte H–Druck von 2.587 kN/m (siehe Bild 9) wie auch die Stützkraftverteilung eine sehr gute Übereinstimmung mit den Ergebnissen für aktiven Erddruck zeigen (∑ H = Ah + Bh = 2.530 kN/m). Auf die Vergleichbarkeit zwischen der tatsächlichen Systemreaktion und der rechnerisch ermittelten Auflagerkraft in Steifenebene wurde bereits in Abschnitt 4.2 hingewiesen. Der Grenz – Erdwiderstand für eine Parallelverschiebung des Wandfußes ergibt sich zu EphP = 9.864 kN/m. Da aufgrund der hohen Einbindelänge tg =17,25 m zumindest mit einer teilweisen Fußpunktdrehung zu rechnen ist, wird hier sinngemäß nach Absatz 12. der EB 102 (1) EphPF = 0,80 ⋅ EphP = 7.891 kN/m angesetzt. Die im Erdauflager verbleibende Kraft Ev und die Erdruhedruckkraft unterhalb der Aushubsohle E0 können Bild 11 entnommen werden, die bettungswirksame Einbindelänge ermittelt sich zu tB = 16,6 m (siehe Bild 10). Die Bruch–Verschiebung des Erdwiderlagers wird nach (2, Gl. 6b) für mitteldicht gelagerten nichtbindigen Boden, der unter Grundwasser ansteht und für den Mittelwert aus Parallelverschiebung und Fußpunktdrehung zu sBruch = 0,136 ⋅ 17,25 m = 2,35 m berechnet. Die weiterhin erforderlichen Verschiebungsgrößen s und sv werden aus der nachfolgend dargestellten Mobilisierungskurve abgeleitet.

Bild 11: Mobilisierungskurve nach (3) für Mittelwert aus Parallel- und Fußpunktverdrehung (Exponent b = 1,26) Es ergibt sich nach diesem Verfahren ein Bettungsmodul ksh = 0,35 MN/m³. Ginge man indes von einer reinen Fußpunktverdrehung aus und minderte EphP entsprechend auf ca. 60 % ab, so ergäbe sich ksh ≈ 0,2 MN/m³. 5.3 Ermittlung von ksh aus dem Steifemodul Nach Absatz 5. der EB 102 (1) darf der Bettungsmodul „näherungsweise“ aus dem Steifemodul ESh wie folgt abgeleitet werden:

k sh =

E sh tB

[2]

Der Steifemodul Esh wird entsprechend Absatz 5c) der EB 102 (1) aus dem vertikalen Steifemodul Esv näherungsweise mit Esh = 0,7 ⋅ Esv ermittelt. Das Baugrundgutachten gibt für die Sandschichten einen mit z ansteigenden vertikalen Steifemodul an. Hiermit errechnet sich ein über die Höhe von 23,00 m NHN (UK Organik) bis 7,50 m NHN (UK SW) gemittelter Erstbelastungsmodul von Esvm = 80 MN/m² und daraus Esh = 0,7 ⋅ 80 = 56 MN/m². Die von der Bettung erfasste Einbindelänge wurde unter Absatz 5.2 zu tB = 16,6 m ermittelt. Der Bettungsmodul ergibt sich dann zu:

9

k sh =

56 MN / m ² = 3,37 MN / m ³ 16,60 m

[3]

5.4 Ermittlung von ksh über Tabellenwerte Nach Absatz 6. der EB 102 (1) können „Anhaltswerte“ für ksh [MN/m³] aus einer Tabelle in Abhängigkeit vom Ausnutzungsgrad des Erdwiderstandes entnommen werden.

Tabelle 1: Bettungsmodul ksh für nichtbindigen Boden in Abhängigkeit vom Mobilisierungsgrad und der Lagerungsdichte aus (1) Anhang A5 Mobilisierungsgrad mob Eph / Eph 25,0 % 37,5 % 50,0 % 75,0 % Lagerungsdichte mitteldicht locker dicht 15,0 30,0 60,0 3,0 6,0 12,0 1,2 2,5 5,0 0,5 1,0 2,0

Bettungsmodul wie nach dem Verfahren auf Grundlage einer Mobilisierungskurve. Eine Variationsberechnung mit reduzierter Einbindelänge bis UK Korb = 15,50 m NHN weist nach dem ersten und dritten Verfahren deutlich geringere Werte aus, was sich durch den wesentlich höheren Mobilisierungsgrad erklären lässt. Nach dem 2. Verfahren ermittelt sich nahezu selbiger Wert, da die wirksame Einbindelänge hier ungefähr im gleiche Maße sinkt wie der mittlere Steifemodul. Zur Veranschaulichung, welchen Einfluss der Bettungsansatz hat, wurde der Schnitt I2 unter Ansatz aller drei Moduli mit einem Verbauprogramm berechnet. Dabei wurde für die Verfahren 2 und 3 wegen der großen Einbindelänge der Wand ein mit der Tiefe ansteigender Bettungsmodul gewählt, der im Mittel dem jeweiligen Rechenwert entspricht. Der Modul wurde so adaptiert, dass die resultierenden Bettungsspannungen kleiner als eph bleiben. Weiterhin sind bei allen Berechnungen die verbleibende Erdruhedruckspannung ev vom einwirkenden Horizontaldruck abgezogen, so dass diese nicht bettungswirksam werden (siehe Bild 10). Tabelle 3: Berechnungsergebnisse für Schnitt I2 Verfahren nach EB 102 1 2 3 Stützkraft Ausst.
[kN/m]

Für Böden unter Auftrieb sind diese Werte zu halbieren. Aus den Berechnungen unter 5.2 ergibt sich hier ein Mobilisierungsgrad mob Eph / Eph = 2.200 / 7.891 ⋅ 100 % = 27,9 %. Für die mindestens mitteldichte Lagerung der Sande unter Auftrieb lässt sich ksh = 0,5 ⋅ 24,5 = 12,25 MN/m³ aus der Tabelle 1 interpolieren. Ginge man auch hier exemplarisch von einer reinen Fußpunktverdrehung aus und minderte EphP entsprechend auf ca. 60 % ab, so ergäbe sich ksh ≈ 3,3 MN/m³.
5.5 Gegenüberstellung und Bewertung der Ergebnisse

max. mFeld
[kNm/m]

fBGS

fWandfuß

[mm]

[mm]

399 348 307

1.213 871 628

102 31 15

77 ≈0 ≈0

Tabelle 2: Zusammenstellung Ergebnisse für ksh Verfahren nach EB 102 (1) 1. „zuverlässig“ nach Absatz 4 2. „näherungsweise“ nach Absatz 5 3. „Anhaltswert“ nach Absatz 6 ermittelter Bettungsmodul ksh [MN/m²] 0,35 3,37 12,25

Nach dem Tabellenverfahren ergibt sich mit den hier getroffenen Annahmen der 35-fache

Reduziert man die im Vollaushubzustand gemessenen Verformungen um die herstellungsbedingten Anteile, die in der Berechnung mit Bettung auch nicht erfasst sind, so ergibt sich in BGS eine maximale Verformung von ca. 20 mm, also ungefähr ein Mittelwert aus den Verfahren 2 und 3. Die Ergebnisse der beiden Verfahren sind auch qualitativ mit der gemessenen Biegelinie übereinstimmend, da die Verformung am Wandfuß auf ca. Null zurückgeht. Nicht plausibel erscheinen in diesem Fall die Ergebnisse des Verfahrens auf Grundlage einer Mobilisierungskurve (Zeile 1), da der Bettungsmodul zu gering ist. Auch eine mit der Tiefe

10 ansteigende Verteilung Verbesserung. bringt hier keine Verfahren mit Steifemodul als auch das Tabellenverfahren hier Bettungsansätze, aus denen Verformungsverläufe in der Größenordnung der gemessenen resultieren. Die Ermittlung auf Basis der Mobilisierungskurve hingegen lässt in vorliegendem Beispiel auf eine Unterschätzung der tatsächlich vorhandenen Steifigkeit des Bodenauflagers schließen, da sich gerade bei Böden unter Auftrieb sehr hohe rechnerische Grenzverschiebungen ergeben. Die bettungswirksame Einbindelänge einer Wand sowie die Bewegungsart des Wandfußes sind für mobilisierungsabhängige Berechnungsverfahren entscheidende Eingangsgrößen, deren Festlegung weiter diskutiert werden sollte. Soweit es nur um die Bemessung der Konstruktion geht, kann ein geringer Bettungsmodul ggf. hingenommen werden. Im Absatz 1. der EB 102 wird allerdings beschrieben, dass das Bettungsmodulverfahren auch beim Nachweis der Gebrauchstauglichkeit angewendet werden darf. Allein auf Grundlage der EB 102, also ohne die hier vorliegende FEM-Rechnung, fällt es dem Anwender aufgrund der großen Spannweite der Ergebnisse schwer, die Verformung der Verbauwand „wirklichkeitsnah“ zu prognostizieren.
7. Quellennachweis

6. Zusammenfassung und Ausblick

Vorgestellt wurde eine innerstädtische Baumaßnahme mit komplexen Randbedingungen und hohen Anforderungen an die Minimierung der Verformungen, erfolgreich realisiert durch die Züblin Spezialtiefbau GmbH. Die im Rahmen der nachbarschaftlichen Abstimmungen durchgeführten numerischen Berechnungen, die Abschätzung von möglichen und wahrscheinlichen Verformungen und die darauf basierende gutachterliche Bewertung der Ausführungsrisiken war eine wesentliche Voraussetzung für die Zustimmung zur Baumaßnahme durch die Betreiber der Bahnanlagen. Das im Ergebnis der Diskussion entwickelte Verbaukonzept mit variabel justierbarem Aussteifungssystem erwies sich als praxistauglich und gewährleistete während der Baugrubenerstellung eine Minimierung der Tunnelverformungen. Darüber hinaus ist die Bedeutung der FEM in Kombination mit einer baubegleitenden messtechnischen Überwachung als wichtiges Werkzeug der Beobachtungsmethode nach DIN 1054 hervorzuheben. Angesichts der sehr verformungsarmen Verbaukonstruktion war es bei den erstellten Prognosen unabdingbar, die herstellungsbedingten Einflüsse angemessen zu berücksichtigen. Wie aufgezeigt lieferten die numerisch kaum erfassbaren Auswirkungen aus der Herstellung von Schlitzwand, Injektionslanzen und Bohrpfählen einen signifikanten Anteil an den Gesamtverformungen aus der Baugrubenherstellung. Die beobachteten Phänomene bestätigen die Notwendigkeit, die Ursachen dieser Effekte weiter baupraktisch und wissenschaftlich zu untersuchen. Die intensive messtechnische Überwachung des Tragsystems im Zuge der Ausführung einerseits als auch die verhältnismäßig klar definierten Stützungsverhältnisse der Verbauwand andererseits werden als gute Voraussetzungen für die Durchführung vergleichender Untersuchungen angesehen. Die nach den drei Verfahren der EB 102 geführten Berechnungen zeigen höchst unterschiedliche Ergebnisse. So liefern sowohl das

1. DGGT (Hrsg.): „Empfehlungen des Arbeitskreises Baugruben“ (EAB). Verlag Ernst&Sohn, 4. Aufl., Berlin 2006 2. A. Hettler / T. Maier: „Verschiebungen des Bodenauflagers bei Baugruben auf der Grundlage der Mobilisierungsfunktion von Besler“. Bautechnik, 2004, 81 3. DIN 4085:2007, Anhang B, Gleichung [88]


				
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