Einschalige Tunnelkonstruktion in Deckelbauweise im Erdbebengebiet für die Metro Thessaloniki
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26. Christian Veder Kolloquium, Graz, 2011 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 1 Einschalige Tunnelkonstruktion in Deckelbauweise im Erdbebengebiet für die Metro Thessaloniki G. Vassilakopoulou1), D. Rizos1), C. Vrettos2) 1) OMETE Consulting Engineers, Athen 2) Technische Universität Kaiserslautern 1 Einleitung - Projektbeschreibung Der Bau der U-Bahn Thessaloniki begann im Jahr 2006 und umfasst die Herstellung von zwei einspurigen Tunnelröhren mit einer Länge von jeweils 9,6 km sowie den Bau von 13 Stationen mit zentralem Bahnsteig. Den Zuschlag für die Durchführung der Bauarbeiten erhielt eine ARGE bestehend aus AEGEK SA, Impregilo SpA, Ansaldo Transport SpA, Ansaldo Breda SpA, SELI SpA. Die Tragwerksplanung wird vom Ingenieurbüro OMETE SA ausgeführt. Die Stationen, die Verzweigungen und die Kreuzungen werden mittels Schlitzwand- Deckelbauweise errichtet, Baldauf & Timm (1988). Wegen der engen Platzverhältnisse musste dabei auf eine Innenschale verzichtet werden, Bär & Bernardi (1996). Der hohe und teilweise artesisch gespannte Grundwasser- spiegel sowie die große Tiefe der Stationen (bis zu 35 m unter GOK) erfordern bei mehreren Stationen den Einbau von Mikropfählen zur Auftriebssicherung. Die Komplexität des Bauvorhabens resultiert aus den bereichsweise schlechten Baugrundverhältnissen entlang der Trasse und der unmittelbaren Nähe von setzungsempfindlichen Gebäuden. Der vorliegende Beitrag befasst sich mit den Besonderheiten bei der Herstellung der Station Venizelou sowie der Kreuzung Sintrivani. Die Nachweisführung folgt den Vorgaben der EN 1997-1, den DIN- Normen sowie den Empfehlungen EAB und EA-Pfähle. 2 Baugrundverhältnisse Im Rahmen der umfangreichen Baugrunduntersuchungen entlang der Trasse wurden über 200 Bohrungen und Pressiometer-Tests sowie einige geophysikalische Erkundungen durchgeführt. Die Pressiometer-Tests dienten hauptsächlich der genaueren Bestimmung des Elastizitätsmoduls sowie der Abschätzung des Erdruhedruckbeiwerts des Bodens. Die durchgeführten Laborversuche umfassten a) Klassifizierungsversuche, b) Versuche zur
2 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos Bestimmung der Scherparameter (Rahmenscher-, Triaxial- und Einaxialversuche) sowie c) Kompressionsversuche. Die Ergebnisse zeigten, dass ca. 2/3 der Trasse durch steife bis halbfeste bindige Böden sowie verwitterten Fels verläuft, während in dem restlichen 1/3 weiche Tone und Schluffe sowie lockere Sande und Kiese anstehen. An einigen Stellen wurden artesisch gespannte GW-Spiegel in Tiefen größer als 25 m festgestellt. Zur Beobachtung des GW-Spiegels wurden mehrere Grundwassermessstellen installiert. 3 Station Venizelou 3.1 Geometrie und Baugrund Die gesamte Länge der Station mit vier Untergeschossen beträgt 76,60 m, die lichte Breite 19,75 m und die Aushubtiefe 27 m, vgl. Abb. 1. Der Bodenaufbau gliedert sich in drei Schichten: - Auffüllungen in einer Mächtigkeit von 11 m, - Schicht A2a von 4 m Mächtigkeit bestehend aus weichen bis steifen sandigen Tonen niedriger bis mittlerer Plastizität sowie mitteldichten tonigen, kiesigen Sanden, - Schicht A2b ab einer Tiefe von 15 m bestehend aus steifen bis halbfesten sandigen Tonen mit Einlagerungen von Sanden und Kiesen. Der GW-Spiegel wurde bei 6,70 m unter GOK festgestellt. Die mittleren charakteristischen Bodenkennwerte sind in Tabelle 1 zusammengestellt. Darin sind: IP: Plastizitätszahl, w: Wassergehalt, E: Elastizitätsmodul, ΕS: Steifemodul, c´: Kohäsion, φ´: Reibungswinkel, cu: undränierte Kohäsion, N: Anzahl der Schläge beim SPT, k: Durchlässigkeit. Tab. 1: Charakteristische Bodenkennwerte IP w Ε ΕS c´ φ´ cu N k Schicht [%] [%] [MPa] [MPa] [kPa] [°] [kPa] [-] [m/s] Station Venizelou Auffüllung - - 7.5 10 5 33 - 7 - Α2a 16,2 19,5 60 80 27 28 140 33 5·10-8 Α2b 15,3 15,1 150 200 100 27 270 >50 1·10-7 Kreuzung Sintrivani Auffüllung - - 7.5 10 5 33 - - - Α2a 19,1 16,5 75 100 50 26 140 44 1·10-8 Α2b 14,6 14,8 110 150 110 28 300 >50 1·10-7 Α2c 14,8 13,9 300 350 100 30 500 >50 1·10-6
Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 3 Abb. 1: Querschnitt der Station Venizelou 3.2 Schlitzwände, Decken und Bodenplatte Die Herstellung der Schlitzwände sowie die Nachweise und die Wahl der Stützflüssigkeit erfolgten nach den Vorgaben der EN 1538 und der DIN 4126. Zum Aushub der Schlitze wurde eine Hydrofräse eingesetzt. Neben der hohen Genauigkeit bei großen Tiefen entfällt dabei auch der Einbau von Fugenkonstruktionen. In der oberflächennahen archäologischen Bodenschicht wurden anfänglich erhebliche Stützflüssigkeitsverluste beobachtet. Eine mögliche Gegenmaßnahme mittels des Mixed-in-Place Verfahrens erwies sich als zu teuer. Die Hohlräume wurden mittels Zementmörtel verfüllt. Nach der Aushärtung begann die Schlitzwandherstellung. Die verwendete Hydrofräse erlaubte eine maximale Schlitzwandtiefe von 36 m, welche jedoch zur Erfüllung der Nachweise gegen Versinken der Wand im Bauzustand, d.h. bevor der volle Auftrieb auf das System wirkt, nicht ausreichend war. Zur Erhöhung der äußeren Tragfähigkeit wurde der Fußbereich der Wand verpresst. Hierzu ist das bei Bohrpfählen gängige Verfahren angewandt worden, Seitz & Schmidt (2000). Die Soll-Wandstärke wurde mittels Ultraschallsensoren überprüft.
4 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos Die obere Deckenplatte ist mit den Schlitzwänden biegesteif monolithisch verbunden. Die Zwischendecken und die Bodenplatte sind mittels im Bereich von Aussparungen angeordneten Anschlussbewehrungen mit der Schlitzwand verbunden. Diese Anschlüsse müssen bei den Nachweisen der Stahlbetondecken sowohl als gelenkig als auch als biegesteif angenommen werden. Die Dicke der oberen Deckenplatte beträgt 1,20 m, die der Zwischendecken 0,90 m und die der Bodenplatte 1,50 m. Die Nachweise für das Gesamtsystem folgen den Vorgaben der EN 1997-1 und beinhalten a) Nachweis der Abtragung von Vertikalkräften in den Untergrund, b) Nachweis gegen Aufbruch der Baugrubensohle c) Nachweis gegen Aufschwimmen, d) Nachweis gegen hydraulischen Grundbruch, e) Nachweis der zur Auftriebssicherung eingebrachten Mikropfähle. Die Nachweisführung sowie die Wahl der Teilsicherheitsbeiwerte erfolgten nach DIN 1054:2005 unter zusätzlicher Berücksichtigung der EAB (2006) und der EA-Pfähle (2007). 3.3 Seismische Lasten Die Beanspruchung infolge Erdbeben wurde nach den Vorgaben der Griechischen Erdbebenorm unter Annahme einer unbeweglichen Wand in Form eines linearen Tiefenprofils der horizontalen Spannungen simuliert mit einem Maximalwert von 1,50·αg·γi·H an der Geländeoberfläche und einem Minimalwert von 0,50·αg·γi·H an der Unterkante des Wand, wobei H die Wandhöhe, γi den Bedeutungsbeiwert und αg den Bemessungswert der Bodenbeschleunigung bezeichnen. Für den Standort beträgt αg = 0,16 g, wobei g die Erdbeschleunigung ist. Zusätzlich wurde eine dynamische Berechnung der Gesamtkonstruktion durchgeführt. Die Bodenreaktion wurde dabei mittels Federn modelliert, welche die Boden-Bauwerk-Wechselwirkung abbilden, Pré et al. (1998). 3.4 FEM-Berechnungen Während die Nachweise des Grenzzustandes der Tragfähigkeit nach EN 1997-1 mittels vereinfachter Methoden durchgeführt werden können, bedürfen die Nachweise des Grenzzustandes der Gebrauchstauglichkeit wegen der Komplexität des Systems der Anwendung von numerischen Verfahren, z.B. der Finite-Elemente-Methode. Gleichzeitig können dadurch die Schnittgrößen der Bauteile an dem Gesamtmodell einer im nicht-linearen Bodenkontinuum eingebetteten Baukonstruktion ermittelt werden. Die Berechnung berücksichtigt alle Bauphasen sowie die relative Steifigkeit Boden/Baukonstruktion. Zur Anwendung kam das Programm PLAXIS 8.5 unter
Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 5 Ansatz des Stoffmodells Hardening Soil Small-Strain. Gleichzeit besteht die Möglichkeit des Nachweises der Standsicherheit am Gesamtsystem unter Ansatz einer stufenweisen Abminderung der Scherparameter. Weiterhin wird der hydraulische Gradient sowie die anfallende Wassermenge während der Aushubphasen und im Endzustand ermittelt. 3.5 Beeinflussung des Grundwasserspiegels Infolge der großen Abmessungen der Stationen und der Einbindung der Baugrubenwände in nahezu undurchlässige bindige Bodenschichten ist die Veränderung des Grundwasserspiegels durch Behinderung der freien Grundwasserströmung unvermeidlich. Eine erste Abschätzung erfolgte nach der vereinfachten Formel nach Schneider (1981). Aus Beobachtungspegeln ergab sich vor Beginn der Bauarbeiten eine mittlere Neigung des GW-Spiegels von 1,2%. Bei senkrechter Anströmung und einer Stationslänge von 80 m errechnet sich ein GW-Aufstau von 0,5 m, während der gemessene Wert 2,3 m beträgt. Es wurden auch drei-dimensionale Strömungsberechnungen für geschichteten Boden durchgeführt. Gegenmaßnahmen in Form von GW-Kommunikations- anlagen (Düker-Systeme), Glitsch & Spang (2008), werden derzeit diskutiert, sind jedoch wegen der beengten Platzverhältnisse schwierig zu realisieren. 3.6 Setzungen Verformungen der Bodenschichten entstehen infolge der Veränderung des GW- Spiegels sowie der Entnahme von Bodenmaterial aus der Baugrube. Ein aufwändiges online System zur Setzungsbeobachtung an kritischen Stellen entlang der Trasse wurde bereits zu Beginn der Arbeiten installiert. Einflussbereiche wurden in Abhängigkeit von der Vulnerabilität der benachbarten Gebäude definiert. Die meisten Gebäude sind auf Streifen- bzw. Einzelfundamenten gegründet. In der Regel führt ein GW-Anstieg infolge der einhergehenden Entlastung des Bodens zu Hebungen. Besitzt jedoch das betroffene Fundament einen hohen Ausnutzungsgrad des Grundbruchwiderstandes, kann in diesem Fall der Anstieg des GW-Spiegels infolge des nicht-linearen Drucksetzungsverhaltens des Bodens auch zu Setzungen führen. Tatsächlich wurden während der Aushubarbeiten Setzungen von bis zu 40 mm beobachtet. Wegen der geringen Setzungs- differenzen benachbarter Fundamente wurden diese als nicht-kritisch beurteilt. Eine Ausnahme bildet die denkmalgeschützte Hamza Bey Moschee (Alkazar), welche nachfolgend behandelt wird.
6 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 3.7 Schutzmaßnahmen an der Hamza Bey Moschee Die Lage des denkmalgeschützten Gebäudes ist in Abb. 2 dargestellt. Wegen des schlechten Baugrundes und der nicht optimalen Gründungssituation sind am Gebäude in den vergangenen 30 Jahren mehrere Schäden entstanden. Zur Stabi- lisierung der Baukonstruktion wurden in der Vergangenheit diverse Eingriffe vorgenommen. Beim Bau der Schlitzwände der benachbarten Station wurde ein Anstieg des GW-Spiegels mit unmittelbar aufgetretenen Setzungen festgestellt. Berechnungen zeigten, dass infolge des GW-Anstiegs eine nennenswerte Abminderung der Grundbruchsicherheit einherging. Zur Gründungsverstärkung wurde an den kritischen Stellen die Herstellung von Unterfangungskörpern mittels Zementinjektion vorgenommen. Der Ablauf der Injektionsarbeiten wurde anhand einer Probeinjektion festgelegt und erfolgte zur Vermeidung von Hebungen in mehreren Stufen. Eine typische Anordnung ist in Abb. 3 dargestellt. Abb. 2: Grundriss der Station Venizelou Abb. 3: Anordnung der Injektionen
Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 7 4 Kreuzung Sintrivani 4.1 Geometrie und Baugrund Die gesamte Länge der Station, die aus vier Untergeschossen besteht, beträgt 104 m, die lichte Breite 19,5 m und die Aushubtiefe 35 m, vgl. Abb. 4. Der Bodenaufbau gliedert sich in vier Schichten: - Auffüllungen in einer Mächtigkeit von 2,7 m, - Schicht A2a von 10,3 m Mächtigkeit bestehend aus steifen sandigen Tonen mit Einlagerungen von dichten tonigen Kiesen und Sanden, - Schicht A2b mit einer Mächtigkeit von 12 m bestehend aus steifen bis halbfesten sandigen Tonen und verwittertem Tonstein mit Einlagerungen von dichten Sanden, - Schicht A2c ab einer Tiefe von 25 m bestehend aus halbfesten kiesigen sandigen Tonen im Wechsel mit Brekzienschichten sowie dichten tonigen sandigen Kiesen. Abb. 4: Querschnitt der Kreuzung Sintrivani
8 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos Der GW-Spiegel wurde zunächst bei 5 m unter GOK angetroffen. Im Rahmen von zusätzlichen umfangreichen Untersuchungen (Piezometer, Pumpversuche) wurde bei 25 m ein weiterer Grundwasserleiter mit artesisch gespanntem Grundwasser angetroffen, dessen Druckhöhe bis zu GOK reicht. Die mittleren charakteristischen Bodenkennwerte sind in Tabelle 1 zusammengestellt. 4.2 Schlitzwände, Decken und Bodenplatte Die Herstellung der Schlitzwände erfolgte analog zu den Ausführungen des Abschnittes 3. Eine Verpressung der Mantelfläche war nicht erforderlich. Die Dicke der oberen Deckenplatte und der Zwischendecken beträgt 1,40 m, die der Bodenplatte 2,0 m. Wegen der hohen Wasserdrücke wird die Bodenplatte mittels Mikropfähle verankert. 4.3 Maßnahmen gegen das artesische Grundwasser Infolge des hohen Wasserdrucks war die Standsicherheit der Baugrubensohle während des Aushubs ohne Gegenmaßnahmen nicht gewährleistet. Hierzu wurde ab einer Tiefe von 16 m eine Grundwasserabsenkung mittels Entnahmebrunnen zugelassen. Die Dimensionierung erfolgte anhand von Pumpversuchen bei gleichzeitigen Verformungsmessungen an dem benachbarten setzungs- empfindlichen Gebäude der Universitätsbibliothek. Während der Herstellung der Schlitzwände wurde auf die ursprünglich vorgeschlagene Grundwasserabsenkung verzichtet, da der Suspensionsdruck zur Kompensation des Wasserdrucks ausreichend war. 4.4 Bemessung der Mikropfähle Die Nachweise nach DIN 1054:2005 §11.4 beinhalten: a) Nachweis der Tragfähigkeit gegen Herausziehen des einzelnen Zugpfahls für den Grenzzustand GZ 1B sowie b) Nachweis gegen Abheben für den Grenzzustand GZ 1A unter der Annahme, dass die Zugpfähle zusammen mit dem umgebenden Boden infolge der Gruppenwirkung einen geschlossenen Bodenkörper bilden, Hettler & Morgen (2008). Die Pfahlgruppe besteht aus 468 Mikropfählen in einem Raster von 1,50 m x 2,08 m. Diese Anordnung ergab sich aus der Entwurfsoptimierung unter Berücksichtigung a) der Ergebnisse von Probebelastungen, die in-situ auf Aushubniveau durchgeführt worden sind, und b) aus der Materialfestigkeit der
Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 9 Mikropfähle. Wegen der einschaligen Tunnelkonstruktion und der unverschieblichen Lagerungsbedingungen zwischen Bodenplatte und Schlitzwand (gelenkig/eingespannt) muss dabei die Wechselwirkung zwischen Pfahlgruppe-Platte-Boden berücksichtigt werden. Aus einer Parametervariation wurde die Umhüllende der Schnittgrößen ermittelt. Die Pfahlprobelastungen zur Bestimmung der Grenztragfähigkeit sowie der Steifigkeit eines Zugpfahls folgten den Vorgaben der EA-Pfähle (2007). Es wurden Versuche an insgesamt 9 Mikropfählen unterschiedlicher Längen und Durchmesser durchgeführt. Zur Qualitätssicherung sind an 4% der Bauwerkspfähle Abnahmeprüfungen ausgeführt worden. Abb. 5 zeigt eine Aufnahme der Belastungseinrichtung während eines Zugversuchs. In Abb. 6 ist das Ergebnis eines repräsentativen Zugversuchs dargestellt. Abb. 5: Zugversuch an einem Mikropfahl: Versuchsanordnung Abb. 6: Ergebnis eines Zugversuchs an einem Mikropfahl
10 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 4.5 Vergleich von Berechnungen mit Messungen Im Rahmen des umfangreichen Messprogramms wurden in den Schlitzwänden Inklinometermessungen und an den Nachbargebäuden Setzungsmessungen durchgeführt. Außerdem wurden die Kräfte in den Hilfsstützkonstruktionen (Stahlsteifen) gemessen. Die Messergebnisse werden mit den Ergebnissen von Finite-Elemente- Berechnungen, die für die Bemessung der Baugruben mit dem Programmsystem PLAXIS 8.5 durchgeführt worden sind, verglichen. Abb. 7 zeigt die Verteilung der Setzungen entlang zweier Querschnitte. Bei der Berechnung wurde der Einfluss der Grundwasserabsenkung (vgl. Abschnitt 4.3) berücksichtigt. Erkennbar ist die gute Übereinstimmung zwischen gemessenen und prognostizierten Setzungswerten. Kraftmessungen an den Hilfskonstruktionen (Stahlsteifen), die zwischen der Deckenplatte des vierten Untergeschosses und der Aushubsohle angeordnet waren, ergaben an drei unterschiedlichen Steifen Werte zwischen 920 kN und 2520 kN. Der berechnete Wert betrug 2900 kN. Abb. 7: Kreuzung Sintrivani: Berechnete und gemessene Setzungen
Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos 11 5 Schlussfolgerungen Die heute zur Verfügung stehenden Bautechniken erlauben die Herstellung tiefer einschaliger Tunnelkonstruktionen im Grundwasser. Die in der EN 1997-1 aufgeführten Richtlinien in Kombination mit den Detailangaben der DIN 1054 und der anderen Empfehlungen (EAB, EA-Pfähle) decken das gesamte Spektrum der erforderlichen Nachweise ab. Für den Nachweis der Gebrauchstauglichkeit sind numerische Verfahren unter Ansatz geeigneter Stoffgesetze für den anstehenden Boden angebracht. Bei Wahl eines geeigneten Modells für den Boden ist die realitätsnahe Erfassung von Verformungen möglich. Die Berechnung von Sohlverankerungssystemen mittels Mikropfählen erfordert die Berücksichtigung der Wechselwirkung zwischen Boden und Bauwerk. Die anstehenden Grundwasserverhältnisse spielen für das gesamte Bauvorhaben eine entscheidende Rolle und müssen bereits in den ersten Planungsphasen mit Hilfe von geeigneten Messungen erkundet werden. Wegen des unvermeidbaren Einflusses des Bauvorhabens auf die Nachbargebäude muss ein geeignetes on-line Messsystem zur Beobachtung von Verformungen installiert werden. Literaturverzeichnis Bär, H.; Bernardi, W. (1996) Tiefe Baugrube in Deckelbauweise. Schweizer Ingenieur und Architekt, Nr. 19, 385-390. Baldauf, H.; Timm, U. (1988) Betonkonstruktionen im Tiefbau. Ernst & Sohn, Berlin. Glitsch, W.; Spang, C. (2008) City-Tunnel Leipzig – Grundwasserkommunikationsanlagen. Taschenbuch für den Tunnelbau 2009, 39-92. Hettler, A.; Morgen, K. (2008) Nachweis der Sicherheit gegen Aufschwimmen bei Baugruben mit verankerten Betonsohlen. Bautechnik 85, H. 6, 374-380.
12 Vassilakopoulou, Rizos, Vrettos Pré, M.; Zhioua, S.; Pecker, A.; Fukushima, M. (1998) Seismic design of a large cut-and-cover reinforced concrete structure in Japan. Proc. 11th European Conference on Earthquake Engineering. Schneider, G. (1981) Berechnung der Beeinflussung des Grundwasserstromes durch Baumaßnahmen. Die Bautechnik, H. 2, 67-69. Seitz, J.M.; Schmidt, H.-G. (2000) Bohrpfähle. Verlag Ernst & Sohn, Berlin. Deutsche Gesellschaft für Geotechnik (2006) Empfehlungen des Arbeitskreises Baugruben EAB, 4. Auflage, Ernst & Sohn, Berlin. Deutsche Gesellschaft für Geotechnik (2007) Empfehlungen des Arbeitskreises Pfähle EA-Pfähle, Ernst & Sohn, Berlin.
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