Stahlspundwände (8) Planung und Anwendung - stahl

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Dokumentation 507
Stahlspundwände (8)
Planung und Anwendung
Stahl-Informations-Zentrum
Stahlspundwände (8) – Planung und Anwendung
Das Stahl-Informations-Zentrum ist eine
Gemeinschaftsorganisation Stahl erzeugender
und verarbeitender Unternehmen. Markt- und
anwendungsorientiert werden firmenneutrale
Informationen über Verarbeitung und Einsatz
des Werkstoffs Stahl bereitgestellt.
Verschiedene Schriftenreihen bieten ein
breites Spektrum praxisnaher Hinweise für Konstrukteure, Entwickler, Planer und Verarbeiter
von Stahl. Sie finden auch Anwendung in Ausbildung und Lehre.
Vortragsveranstaltungen schaffen ein
Forum für Erfahrungsberichte aus der Praxis.
Messebeteiligungen und Ausstellungen
dienen der Präsentation neuer Werkstoffentwicklungen sowie innovativer, zukunftsweisender Stahlanwendungen.
Als individueller Service werden auch
Kontakte zu Instituten, Fachverbänden und Spezialisten aus Forschung und Industrie vermittelt.
Die Pressearbeit richtet sich an Fach-,
Tages- und Wirtschaftsmedien und informiert
kontinuierlich über neue Werkstoffentwicklungen und -anwendungen.
Das Stahl-Informations-Zentrum zeichnet
besonders innovative Anwendungen mit dem
Stahl-Innovationspreis aus. Er ist einer der
bedeutendsten Wettbewerbe seiner Art und
wird alle drei Jahre ausgelobt
(www.stahlinnovationspreis.de).
Die Internet-Präsentation (www.stahlinfo.de) informiert u. a. über aktuelle Themen
und Veranstaltungen und bietet einen Überblick über die Veröffentlichungen des StahlInformations-Zentrums. Schriftenbestellungen
sowie Kontaktaufnahme sind online möglich.
Impressum
Dokumentation 507
„Stahlspundwände (8) –
Planung und Anwendung“
Ausgabe 2008, ISSN 0175-2006
Herausgeber:
Stahl-Informations-Zentrum,
Postfach 10 48 42, 40039 Düsseldorf
Mitglieder des
Stahl-Informations-Zentrums:
• AG der Dillinger Hüttenwerke
• ArcelorMittal Bremen GmbH
• ArcelorMittal Commercial RPS S.à.r.l.
• ArcelorMittal Duisburg GmbH
• ArcelorMittal Eisenhüttenstadt GmbH
• Benteler Stahl/Rohr GmbH
• Gebr. Meiser GmbH
• Georgsmarienhütte GmbH
• Rasselstein GmbH
• Remscheider Walz- und Hammerwerke
Böllinghaus GmbH & Co. KG
• Saarstahl AG
• Salzgitter AG
• ThyssenKrupp Electrical Steel GmbH
• ThyssenKrupp GfT Bautechnik GmbH
• ThyssenKrupp Steel AG
• ThyssenKrupp VDM GmbH
• Wickeder Westfalenstahl GmbH
2
Redaktion:
Ein Nachdruck dieser Veröffentlichung ist –
auch auszugsweise – nur mit schriftlicher Genehmigung des Herausgebers und bei Quellenangabe gestattet.
Die zugrunde liegenden Informationen
wurden mit größter Sorgfalt recherchiert und
redaktionell bearbeitet. Eine Haftung ist jedoch
ausgeschlossen.
Seit 1993 veranstaltet das Stahl-InformationsZentrum Fachseminare unter dem Titel „Stahlspundwände – Planung und Anwendung“. Die
auf diesen Veranstaltungen vorgetragenen Referate werden in Dokumentationen zusammengefasst. Die vorliegende achte Ausgabe dieser
Reihe beinhaltet acht Beiträge aus dem Jahr 2007.
Die bisher erschienenen „Spundwanddokumentationen“ sind beim Stahl-Informations-Zentrum
zu beziehen. Nähere Auskünfte über die Inhalte
erhalten Sie im Anhang auf den Seiten 65 bis 71.
Inhalt
Seite
Beiträge des Fachseminars 2007
Anschriften der Autoren
Zukunft Hafen –
Entwicklungsperspektiven
der bremischen Häfen
Iven Krämer
Dr.-Ing. Stefan Woltering .............................. 5
Iven Krämer
Dr.-Ing. Stefan Woltering
bremenports GmbH & Co. KG
Elbinger Platz 1, 27570 Bremerhaven
Neubau der Kaiserschleuse
in Bremerhaven
Dipl.-Ing. Gerald Giegerich ........................... 13
Neubau Predöhlkai Liegeplatz 2 –
Herstellung einer kombinierten
Spundwand in Bodenklasse 6
Dipl.-Ing. Robert Howe
Dipl.-Ing. Gunter Behncke ............................ 21
Wirtschaftliche Lösung
beim Bau der Kaiwand –
Güterverkehrszentrum Wustermark
Dipl.-Ing. Thomas Behnke ............................ 31
Verminderte Schubkraftübertragung
bei U-Bohlen
Dr.-Ing. Christian Dercks .............................. 37
Uferlinie Neptunwerft Rostock –
Wandel einer Industriebranche
Dipl.-Ing. Ralf Mertz ...................................... 43
Erhöhung und Verstärkung
des Weserdeichs im Stadtgebiet Brake
(Unterweser)
Dipl.-Ing. (TU) Steffen Sohst ......................... 51
Hochwasserschutz –
Einsatz von Spundwänden in
bebauungsnahen Bereichen
Dipl.-Ing. Markus Klinkemeyer ..................... 55
Anhang
Inhaltsübersicht der Spundwanddokumentationen 1 bis 7 .............................. 65
Dipl.-Ing. Gerald Giegerich
Hochtief Construction AG
Universitätsallee 18, 28359 Bremen
Dipl.-Ing. Robert Howe
Ed. Züblin AG
Direktion Nord, Bereich Ingenieurbau
Lübecker Str. 128, 22087 Hamburg
Dipl.-Ing. Gunter Behncke
Per Aarsleff A/S
Friedrich-Ebert-Damm 11c, 22047 Hamburg
Dipl.-Ing. Thomas Behnke
Sehlhoff GmbH
Westhafenstr. 1, 13353 Berlin
Dr.-Ing. Christian Dercks
ARUP Consultants
13 Fitzroy Street, London W1T 4BQ,
Großbritannien
Dipl.-Ing. Ralf Mertz
STRABAG AG
Direktion Straßenbau Hamburg,
Bereich Wasserbau Stralsund
Agnes-Bluhm-Str. 15, 18442 Groß-Lüdershagen
Dipl.-Ing. (TU) Steffen Sohst
Niedersächsischer Landesbetrieb für
Wasserwirtschaft, Küstenschutz und
Naturschutz – NLWKN,
Betriebsstelle Brake/Unterweser-Oldenburg
Heinestr. 1, 26919 Brake-Oldenburg
Dipl.-Ing. Markus Klinkemeyer
ARCADIS Consult GmbH
Johannisstr. 60–64, 50668 Köln
3
4
Zukunft Hafen – Entwicklungsperspektiven der bremischen Häfen
Zukunft Hafen –
Entwicklungsperspektiven der bremischen Häfen
Iven Krämer und Dr.-Ing. Stefan Woltering
1 Einleitung
Die maritime Wirtschaft unterliegt infolge
der fortschreitenden Globalisierung einer bislang
nicht gekannten Wachstumsdynamik, wobei
Häfen als Schnittstellen globaler Warenströme
und Kontinente umspannender Wertschöpfungsketten überproportional profitieren. Insbesondere im Containerverkehr steigen die Umschlagmengen von Jahr zu Jahr weitaus stärker, als
alle Prognosen erwarten ließen, sodass die entsprechenden Umschlagkapazitäten immer knapper werden. Die deutschen und mithin die
bremischen Häfen stehen damit vor der besonderen Herausforderung, innerhalb kurzer Zeit
ihre Kapazitäten den tatsächlichen Erfordernissen anpassen zu müssen. Aber auch abseits des
viel beachteten Containergeschäftes gibt es
spannende Entwicklungen, die neue Beschäftigungsmöglichkeiten im Umfeld der Häfen bieten
und damit die Investitionsbereitschaft öffentlicher und privater Beteiligter nach sich ziehen.
Bremen reagiert auf die vielfältigen Herausforderungen mit dem größten Hafeninvestitionsprogramm seiner Geschichte und setzt derzeit
ein Bündel an Baumaßnahmen um, das hinsichtlich des investiven Aufwandes, des technischen
Anspruchs der Projekte sowie der Beschäftigungsmöglichkeiten für Bauingenieure aller
Fachrichtungen von herausragender Bedeutung
für die Bauwirtschaft ist.
2 Seehäfen – die neuen Wachstumsund Investitionsschwerpunkte im
Norden Deutschlands
Die sehr stark außenhandelsorientierte
deutsche Volkswirtschaft mit ihren Kernbereichen der Automobilwirtschaft, des Maschinenund Anlagenbaus sowie der chemischen Industrie ist seit Jahren aufs engste mit dem Schlagwort „Exportweltmeister“ verbunden, was die
hiesigen Seehäfen, in denen der größte Teil
dieser Exporte auf Seeschiffe verladen wird, zu
immer neuen Rekordmarken führt. Zudem steigt
die nationale Nachfrage nach Konsumgüterartikeln aus zumeist asiatischer Produktion beständig weiter an und auch die stark expandierenden
Warenströme aus und in die Volkswirtschaften
in Mittel- und Osteuropa werden heute zum
größten Teil über die großen Container-Hubs
Bremerhaven und Hamburg organisiert. Die
maritime Logistikwirtschaft an der Küste unterliegt damit einer bislang nicht gekannten Wachstumsdynamik, die – so steht es nach allen verfügbaren Prognosen zu erwarten – lange nicht
abkühlen oder gar zum Erliegen kommen wird.
Um diesem Wachstum gerecht zu werden und
den bereits erkennbaren Kapazitätsengpässen
in den deutschen Häfen entgegen zu wirken,
bedarf es erheblicher Investitionen in die Hafeninfrastruktur, in die Anbindung der Häfen durch
Schiene, Straße und Wasserstraße sowie in Umschlaggerät und Lagerflächen. Die Küstenbundesländer, die nach dem Seeaufgabengesetz für
den Ausbau und Erhalt ihrer Häfen eigenverantwortlich handeln, sind gewillt, diese mit stark
zunehmender Beschäftigungsentwicklung einhergehende Dynamik aufzugreifen, und haben
gemeinsam ein in diesem Umfang einmaliges
Investitionsprogramm aufgelegt.
In Bremerhaven beispielsweise werden derzeit mit der Erweiterung des Container-Terminals
um vier Liegeplätze für die größten Containerschiffe der Welt und den Neubau einer innovativen Seeschleuse zur Stärkung des Automobilumschlags etwa 730 Millionen Euro in die
Hafeninfrastruktur investiert. Niedersachsen
wird zudem in Kooperation mit der Freien
Hansestadt Bremen bis Anfang des nächsten
Jahrzehnts in Wilhelmshaven einen neuen,
dritten Containerhafen in der Deutschen Bucht
errichten. Dieses Projekt ist mit etwa 650 Millionen Euro Infrastrukturaufwendungen das bedeutendste Investitionsvorhaben Niedersachsens.
Und auch der Senat der Freien und Hansestadt
Hamburg hat Anfang Mai 2007 ein MilliardenProgramm für den Hafen beschlossen. Demnach sollen dort bis zum Jahr 2015 insgesamt
rund 2,9 Milliarden Euro für den Ausbau von
Kajenanlagen und die Erweiterung der Hafenbahn, aber auch für die notwendige Elbvertiefung und den Hochwasserschutz aufgebracht
werden.
5
Bild 1: Entwicklung des Containerumschlags
in den Nordrangehäfen
3 Wachstumsmotor
Containerverkehr
Die geschilderte Wachstumsdynamik ist
unmittelbare Folge der vor gut 50 Jahren in den
USA einsetzenden und ein Jahrzehnt später
auch Europa erreichenden Containerisierung,
wobei es vor allem die Steigerung der Effizienz
über die gesamte Transportkette hinweg und
damit die massive Senkung der Transportkosten
war, die zum Durchbruch der standardisierten
Transporteinheiten geführt hat. Insbesondere
der relativ preiswerte Seetransport von Containern, der heute z. B. Bremerhaven transportökonomisch näher an Schanghai als an München
liegen lässt, sowie politische Veränderungen seit
Anfang der 90er Jahre haben zur Folge, dass immer neue Güter und Regionen in den internationalen Warenaustausch einbezogen werden.
Die großen Seehäfen Nordwesteuropas profitieren alle gleichermaßen von dieser Entwicklung,
was sich jeweils mindestens in einer Verdopplung des Containerumschlags innerhalb der vergangenen zehn Jahre ausdrückt (Bild 1).
Wesentliche Aspekte, die für ein weiterhin
starkes Ansteigen der Containerverkehre in der
Deutschen Bucht sprechen, liegen u. a. in der
weiter zunehmenden Integration der Weltwirtschaft, der steigenden Arbeitsteilung mit der
Verlagerung von Produktionsstätten, dem bislang anhaltenden Boom der chinesischen Volkswirtschaft, dem absehbaren Boom der Volkswirtschaften Indiens, Brasiliens und Russlands,
der zunehmenden Containerisierung durch die
6
Containerisierbarkeit von immer geringwertigeren Gütern, Massengütern und Massenstückgütern, der deutlichen Zunahme von Transshipment- bzw. Feederverkehren für den baltischen und skandinavischen Wirtschaftsraum,
dem anhaltenden Wachstum der Transitverkehre
(getrieben von MOE-Staaten) sowie der dauerhaften Notwendigkeit von Leercontainertransporten durch die strukturelle Unpaarigkeit
einzelner Verkehre und saisonale Aufkommensspitzen.
Als Auslöser für den im Vergleich zu den
großen Nordrangehäfen Antwerpen, Rotterdam
und Hamburg zuletzt überproportionalen Anstieg der Bremerhavener Umschlagmengen ist
zudem die bahnbrechende Entscheidung der
verantwortlichen bremischen Unternehmer und
Hafenpolitiker zu werten, die beiden größten
Containerschifffahrtgesellschaften der Welt,
Maersk Line aus Dänemark und die in der
Schweiz beheimatete Mediterranean Shipping
Company (MSC), unmittelbar am Betrieb des
Hafens zu beteiligen und ihnen im Zuge der Einrichtung so genannter „dedicated Terminals“
quasi exklusive Zugangsmöglichkeiten zu garantieren. Beide Unternehmen verfügen über ein
Netz weltweiter Container-Linienverbindungen
und sind sowohl durch organisches Wachstum –
Inbetriebnahme ständig neuer Schiffe – als auch
durch Akquisitionen extrem wachstumsorientiert.
Unter Berücksichtigung dieser Faktoren
steht nach einer aktuellen Untersuchung der
PLANCO Consulting aus Essen, im Auftrag des
Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung durchgeführt, zu erwarten, dass der
Containerumschlag in Bremerhaven somit in
den nächsten Jahren jeweils um etwa 5,8 % zunehmen wird.
Bild 2: Der Container erreicht Deutschland (06.05.1966)
Bild 3: Bauabschnitte des Container-Terminals Bremerhaven bis 2003
4 Beständiger Ausbau der
Containerumschlagkapazitäten
In den bremischen Häfen begann das Containerzeitalter am 06.05.1966 als das US-Containerschiff MS „Fairland“ mit einem eigenen
Bordkran im Bremer Überseehafen den ersten
Container auf deutschem Boden absetzte (Bild
2). Bereits kurz darauf wurde im gerade neu
geschaffenen Neustädter Hafen auf Bremens linker Weserseite ein eigener Container-Terminal
mit einer speziellen Containerverladebrücke
eingeweiht und ebenfalls noch Ende der 60er
Jahre in Bremerhaven mit dem Bau der heute
viertgrößten Containerverladeanlage des Kontinents begonnen. Im Jahr 1972 mit zunächst
1.000 m Kajenlänge als Container-Terminal 1 eröffnet, wurde die Anlage beständig der Nachfrage entsprechend erweitert, wobei die wesentlichen Meilensteine in der Fertigstellung zusätzlicher Bauabschnitte lagen. Der Container-Terminal 2 wurde 1983, der Terminal 3 1997 und
der aus finanziellen sowie bautechnischen
Aspekten zunächst zurückgestellte Abschnitt 3a
im Jahr 2003 seiner Bestimmung übergeben.
Der Terminal verfügte damit über eine Gesamtlänge von 3.237 m und bildete die längste Stromkaje der Welt (Bild 3).
5 Ausbauprojekt Container-Terminal 4
Mit Blick auf die schon damals als herausragend erkannten Perspektiven der maritimen
Wirtschaft und ohne Erweiterung drohenden
Kapazitätsengpässe wurde noch während der
Bauphase des Container-Terminals 3a, im September 2002, vom Senat der Freien Hansestadt
Bremen der Beschluss gefasst, die Hafenanlage
um einen weiteren Bauabschnitt mit vier Liegeplätzen für Großcontainerschiffe zu erweitern.
Dieser Abschnitt, der der Logik der vorangegangenen Bauvorhaben folgend konsequent Container-Terminal 4 (CT 4) genannt wurde, war
aufgrund seines Investitionsvolumens von ca.
500 Millionen Euro nicht nur das bislang bedeutendste Investitionsvorhaben innerhalb der
bremischen Häfen, sondern zum damaligen Zeitpunkt gleichzeitig das größte Hafenbauprojekt
in Nordwesteuropa.
5.1 Herausforderungen an die Planung
Zwar konnte bei der Planung dieses Großvorhabens an die im Rahmen der vorangegangenen Terminalbereiche gewonnen Erfahrungen angeknüpft werden, dennoch galt es vor
allem bei der konstruktiven Gestaltung der Kaje
neben dem außerordentlich ungünstigen Baugrund eine Reihe von spezifischen Veränderungen in der Containerschifffahrt zu berücksichtigen.
So hatte sich beispielsweise die Größe der
in der weltweiten Fahrt eingesetzten Containerschiffe seit Ende der 60er Jahre sprunghaft gesteigert und trotz vereinzelter gegenläufiger
Einschätzungen war ein Ende des Wachstumstrends nicht abzusehen. Die neue Anlage sollte
deshalb prinzipiell in der Lage sein, auch extrem große Schiffe aufzunehmen. Wie wegweisend dieser Gedanke war, zeigt sich heute,
nur wenige Jahre später, darin, dass seit September 2006 die derzeit weltgrößten Containerschiffe vom Typ der Emma Maersk mit knapp
400 m Länge, über 56 m Breite und etwa 15 m
Tiefgang regelmäßig Bremerhaven anlaufen
7
Bild 4: Das derzeit weltgrößte Containerschiff Emma Maersk
(Bild 4). Dass Schiffe dieser Dimension bei der
Planung des CT 4 bei der Mehrheit der maritimen Experten noch als kühne Vision galten,
unterstreicht zum einen die Schnelllebigkeit
der weltweiten Containerschifffahrt, bestätigt
zum anderen aber auch die zwingende Notwendigkeit mutiger Entscheidungen im Hafenbau.
Eine weitere Herausforderung für die Kajenkonstruktion ergab sich aus den zusammen mit
den Schiffen gewachsenen Containerverladebrücken. Diese haben mit denen der 60er und
70er Jahre nur noch die Funktion des Be- und
Entladens gemein, unterscheiden sich aber hinsichtlich ihrer Spurweite, ihrer Höhe, Auslage
und Tragfähigkeit und damit vor allem in den
Lasten, durch die sie auf das Bauwerk einwirken, in erheblicher Weise. Erschwerend kommt
hinzu, dass die Nettocontainergewichte seit
Jahren tendenziell zunehmen und eine Steigerung der Umschlageffizienz mit der Aufnahme
von gleichzeitig mehreren Containern durch
die Verladebrücken einhergeht.
5.2 Stand der Bauarbeiten
Der Startschuss für den Bau des ContainerTerminals 4 erfolgte am 15.06.2004; als von der
Wasser- und Schifffahrtsdirektion Nordwest in
Aurich, einer Dienststelle des Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung,
der mehr als 500 Seiten umfassende Planfest8
stellungsbeschluss vorgelegt und damit die offizielle Baugenehmigung erteilt wurde. Unmittelbar im Anschluss begannen die Arbeiten zur
Aufspülung des Hinterlandes und zum Bodenaustausch der nicht tragfähigen Schichten im
Bereich des späteren Kajenbauwerkes. Bis zum
Sommer 2007 sind die Arbeiten so weit vorangeschritten, dass bereits größere Teile des neuen
Terminals durch den Betreiber genutzt werden
können. Das Kajenbauwerk ist bis auf letzte
Betonarbeiten im Norden und Ausrüstungen im
Bereich der Fender abgeschlossen, die Flächen
sind zu mehr als 90 % aufgespült und auch ein
das Hinterland entwässerndes Kanalbett ist
bereits vollständig an den Rand des neuen Terminals verlegt worden. Zu den abschließenden
Maßnahmen bis April 2008 gehörten die Herstellung eines Sturmflutschutzdeiches als nördlicher Bauwerksabschluss, der Neubau eines
Sielbauwerkes, die Errichtung eines sechs zuglange Gleise umfassenden Container-Verladebahnhofs sowie die Herstellung der erforderlichen Wassertiefen. Dank der zuletzt milden
Winter, dem weitgehend störungsfreien Verlauf der Arbeiten sowie der reibungslosen Zusammenarbeit der beteiligten Bauunternehmen
wird das Gesamtvorhaben insgesamt neun
Monate eher fertig als ursprünglich geplant, was
angesichts der zunehmenden Kapazitätsengpässe
auch unter Wettbewerbsgesichtspunkten für
Bremerhaven besonders positiv ist. Dem erklärten Ziel der bremischen Hafenpolitik, in einem
insgesamt wachsenden Containergeschäft schneller zu sein als der Markt und zusätzliche Anteile zu generieren, kann so in besonderer Weise
entsprochen werden.
5.3 Neubau einer Schiffswendestelle
vor dem Containerterminal
Parallel zum Bau der neuen Containerkaje
und der Aufspülung der insgesamt 90 ha umfassenden Hinterlandfläche mit etwa 10 Millionen m3 Sand – fast ausschließlich aus der Außenweser-Fahrrinne – wurde im Rahmen eines separaten Planfeststellungsverfahrens auch der Bau
einer neuen, hafenbezogenen Wendestelle vor
dem Container-Terminal vorangetrieben. Unter
der Prämisse des Erhalts der Sicherheit und
Leichtigkeit des Schiffsverkehrs war sie erforderlich geworden, um bei beständig anwachsenden Schiffsverkehren am Container-Terminal
nicht die weiter weseraufwärts gelegenen Hafenreviere in Bremerhaven, Nordenham, Brake
und Bremen vom internationalen Seeverkehr
abzukoppeln. In dem Moment nämlich, in dem
Containerschiffe vor dem Terminal bei Ankunft
bzw. Abfahrt gedreht werden, ist die Passage
anderer Schiffe untersagt. Die neue Wendestelle
mit einer Breite von 600 m und einer Länge von
etwa 2,6 km stellt deshalb sicher, dass nun zwei
sehr große Schiffe gleichzeitig gedreht werden
können, was die Behinderungen des durchgehenden Verkehrs erheblich verringert. Bemerkenswert bei der Planung war hier, dass das formalrechtliche Verfahren durch frühzeitige und
umfassende Information sowie eine enge Abstimmung mit allen beteiligten und betroffenen
Institutionen, Verbänden und Behörden in einem
für deutsche Verhältnisse sehr kurzen Planungszeitraum von unter einem Jahr erfolgte. Die
eigentlichen Baggerarbeiten dauerten danach
ebenfalls nur wenige Monate, sodass die neue
Wendestelle Ende 2006 fertiggestellt werden
konnte.
mobilgeschäft, dem klassischen Stückgutsektor,
der Energiewirtschaft und hier insbesondere der
Offshore-Windenergie sowie der hafenbezogenen Logistikwirtschaft interessante Entwicklungen ab, die neue Beschäftigungsmöglichkeiten
bieten und damit die Investitionsbereitschaft
öffentlicher sowie privater Beteiligter nach sich
ziehen.
7 Bremerhaven –
Automobildrehscheibe für die Welt
Bezogen auf die bremischen Häfen ist hierbei an erster Stelle der Automobilumschlag zu
nennen, der mit ähnlich hohen Steigerungsraten
wie im Containerverkehr inzwischen zum zweiten Standbein geworden ist (Bild 5). Bremerhaven ist bei einer im laufenden Jahr erwarteten Umschlagleistung von zwei Millionen Automobilen die bedeutendste interkontinentale
Fahrzeugdrehscheibe weltweit. Hier werden
die Fahrzeuge der großen deutschen Hersteller –
insbesondere von Daimler und BMW – zum Export in die überseeischen Märkte auf Schiffe
verladen und gleichzeitig Importfahrzeuge aus
asiatischer oder nordamerikanischer Produktion
für den nationalen bzw. europäischen Markt
empfangen. Bedingt durch diese Verteilerfunktion und die im Vergleich zu vielen Wettbewerbsstandorten relativ ausgewogenen einund ausgehenden Ladungsmengen (Exportanteil 2006 = 61%) ist Bremerhaven heute an den
Linienverkehr durch alle bedeutenden Auto-
6 Entwicklungen außerhalb der Box
Die geschilderten Ausbauvorhaben CT 4
und Wendestelle und der damit verbundene
finanzielle Kraftakt machen deutlich, dass die
Zukunft der bremischen Häfen – wie auch der
meisten anderen weltweit – maßgeblich vom
Containerverkehr, also dem Geschäft mit der
Box, abhängen wird. Daneben jedoch zeichnen
sich auch in anderen Segmenten wie dem Auto-
Bild 5: Entwicklung des Automobilumschlags
in Bremerhaven
9
Bild 6: Umgestaltung des Osthafens
mobilreedereien mit ihren speziellen CarCarriern angebunden, was den Standort für die
Automobilhersteller umso attraktiver macht.
Hinzu kommt, dass Bremerhaven als größter
Parkplatz der Welt mit Stellplätzen für bis zu
120.000 Autos, kurzen Wegen zwischen Lagerflächen und Umschlagbereichen, direkten Anbindungen an das überregionale Straßen- und
Schienennetz, leistungsfähigen Dienstleistern
sowie der größten Autowerkstatt Europas über
eine Reihe von Alleinstellungsmerkmalen verfügt, die die Perspektive des Autoumschlags
absichern. Wachstum ist jedoch auch hier kein
Selbstläufer, sondern setzt eine entsprechend
vorbereitete und leistungsfähige Hafeninfrastruktur voraus. Bremenports, die Hafenmanagementgesellschaft der Freien Hansestadt Bremen, hatte deshalb zur Identifikation notwendiger Maßnahmen im Jahr 2003 im Dialog mit Kunden
und Dienstleistern eigens einen Masterplan zur
Optimierung des Automobile-Logistics-Centers
Bremerhaven erarbeitet, der im Wesentlichen
die Schaffung zusätzlicher Schiffsliegeplätze und
den Neubau einer Großschleuse vorsah, die die
inzwischen 110 Jahre alte Kaiserschleuse ersetzen sollte. Beide Vorhaben sind dann umgehend vorangetrieben und nach eingehender
Vorplanung, Nutzen-Kosten-Untersuchung und
Umweltfolgenabschätzung vom Senat der Freien
Hansestadt Bremen beschlossen worden.
Laut Masterplan sollten die zusätzlichen
Schiffsliegeplätze im Bremerhavener Osthafen
durch die Verfüllung eines zwischenzeitlich
10
nicht mehr effizient genutzten Bereiches entstehen (Bild 6). Dazu wurde zunächst vom
Wasser aus eine 550 m lange Spundwand in
das Hafenbecken gerammt und das dahinter
liegende, etwa 6 ha große Areal anschließend
unter Anwendung eines neuartigen Verfahrens
lagenweise mit dem beim Ausbaggern des Hafenbeckens anfallenden Sediment sowie Sand verfüllt. Zudem wurde in die neue Fläche eine
großflächige geotextile Matte eingebaut und zur
Beschleunigung der Setzungen über mehrere
Monate eine Vakuumentwässerung über ein
dichtes Netz vertikaler Drainagen betrieben.
Diese so vorgenommene Umgestaltung des Osthafens, die mit einer Investition in Höhe von
etwa 30 Millionen Euro verbunden war, konnte
nach dreijähriger Bauzeit im April 2007 mit der
Übergabe der neuen Schiffsliegeplätze an den
Betreiber abgeschlossen werden.
Ergänzend erfolgte ebenfalls im Frühjahr
2007 durch die Vergabe des Bauauftrages der
offizielle Startschuss zum Neubau der so genannten Kaiserschleuse. Diese bei ihrer Inbetriebnahme im Jahr 1897 größte Seeschleuse Europas
bildet gemeinsam mit der 30 Jahre später fertiggestellten Nordschleuse die Zufahrt zu den
Kajen und Terminals des Nord-, Ost- und Verbindungshafens sowie der Kaiserhäfen. Aufgrund
ihrer Abmessungen, die lediglich eine Schleusung von Schiffen mit bis zu 185 m Länge, 25 m
Breite und einem Tiefgang von 8,5 m zulassen,
sowie ihrer altersbedingt hohen Reparaturanfälligkeit war sie zuletzt nur noch eingeschränkt
Bild 7: Plan der neuen Kaiserschleuse
nutzbar und für die modernen Automobiltransportschiffe mit einer Regelbreite von 32 m und
einer Länge von bis zu 240 m längst zu klein.
Der mit Gesamtprojektkosten von 230 Millionen
Euro verbundene Neubau wird deshalb deutlich größer ausfallen und die Passage von 305 m
langen, 50 m breiten und tideunabhängig bis
zu 11 m tief gehenden Schiffen ermöglichen,
sodass langfristig nicht nur die störungsfreie
Erreichbarkeit des Automobile-Logistics-Centers,
sondern auch die Perspektive der sonstigen im
abgeschleusten Bereich gelegenen Unternehmen
wie der Lloyd Werft gesichert wird (Bild 7).
8 Zukunftsmarkt Offshore-Windenergie
Zukunftsmusik spielt auch im südlichen
Hafenbereich Bremerhavens, dem traditionsreichen Fischereihafen, wo aufgrund struktureller
Veränderungen heute zwar noch in großem Stil
Fisch verarbeitet, aber kaum mehr per Schiff
angelandet wird. Die Kajen mit den unmittelbar
dazugehörigen Flächen bieten somit Potential
für neue Nutzungen, die vor allem im Bereich
der Energiewirtschaft gesehen werden. Mit Blick
auf die im kommenden Jahrzehnt zu hunderten
in der Deutschen Bucht zu errichtenden Windkraftanlagen sind deshalb bereits eine Vielzahl
von Aktivitäten entfaltet und umgesetzt worden,
die zu einer klaren Standortprofilierung Bremerhavens in der Offshore-Windindustrie geführt
haben. So wurden seit 2003 u.a. etwa 30 ha
Fläche im Industriegebiet Luneort aufgesandet
und erschlossen, neue Produktionshallen für
den Bau von Windkraftanlagenkomponenten
errichtet und mehrere Test-Windkraftanlagen
der 5-MW-Klasse im Stadtgebiet aufgestellt.
Dazu entstehen in Bremerhaven momentan
der größte Windkanal Europas sowie ein Kompetenzzentrum für die Entwicklung von bis
zu 90 m langen Offshore-Rotorblättern, was
den vor Ort ansässigen Entwicklungs- und Forschungseinrichtungen optimale Bedingungen
für ihre Untersuchungen bieten wird. Zur Verladung der bis zu 400 t schweren Motorgondeln
und Fundamentkörper auf Spezialschiffe oder
Pontons wird in den kommenden Jahren außerdem eine diesen Lasten entsprechende Umschlaganlage entstehen.
Weitere Potentiale für die bremischen Häfen
erwachsen auch in anderen Segmenten der
Energiewirtschaft, wobei an erster Stelle die
Planung eines neuen Großkraftwerkes in Bremen-Stadt zu nennen ist. Nach den Vorstellungen der Stadtwerke Bremen soll auf dem an die
Weser angrenzenden Bereich der Stahlwerke
Bremen bis 2012 ein neues Kohlekraftwerk entstehen, was aus hafenwirtschaftlicher Perspektive mit zusätzlichen Umschlagmengen von
etwa 2 Millionen t Importkohle einherginge.
Ähnliche Überlegungen liegen auch für Bremerhaven vor, wo außerdem Optionen zur Ansiedlung von Unternehmen aus dem Bereich der
nachwachsenden Rohstoffe geprüft werden.
11
9 Bremen-Stadt – Marktführer im
Umschlag konventioneller Stückgüter
10 Bauprojekte
der Logistikwirtschaft
Da sich die öffentliche Diskussion zur künftigen Entwicklung von Häfen, wie schon gezeigt,
sehr stark auf das Segment des Containerumschlags verengt, findet der klassische oder konventionelle Stückgutumschlag in vielen Großhäfen immer weniger Beachtung. Aus der Perspektive der Häfen in Bremen-Stadt ist dies nicht
mal schlecht, denn genau hier, im Neustädter
sowie im Industriehafen, profitieren die Unternehmen davon, dass in Wettbewerbshäfen immer mehr Platz für Container gemacht wird und
dadurch konventionelle Reedereien und Umschlagbetriebe vertrieben werden. Gestützt auf
diesen Trend und die ausgeprägte Spezialisierung der vor Ort tätigen Unternehmen konnte
sich Bremen mit 5,1 Millionen t (2006) im konventionellen Stückgutumschlag klar als nationaler Marktführer profilieren.
So werden in Bremen beispielsweise Rohre
für weltweite Pipelineprojekte verladen. Hinzu
kommen große Mengen an Stahl- und Forstprodukten sowie großvolumige bzw. besonders
schwere Maschinen- und Anlagenteile, die zum
Teil erst im Hafen montiert werden. Auch ganze
Fabriken und Produktionsanlagen nehmen, in
Einzelteile zerlegt, als so genannte Projektladung
ihren Weg über Bremen.
Bedingt durch jüngste Unternehmenskonzentrationen auf lokaler Ebene (Übernahme von
ECL durch Rhenus Weserport) sowie durch Neuansiedlungen steht zu erwarten, dass der Umschlag konventioneller Stückgüter in BremenStadt mittelfristig weiter anwachsen wird, sodass im Ergebnis auch hier Ausbau- bzw. zum
Teil Ersatzbaumaßnahmen zu erwarten sind.
Da die Dynamik der Entwicklungen nicht
an der Grenze des Hafens endet, sondern praktisch den gesamten Sektor der maritimen Wirtschaft erfasst hat, ist seit einigen Jahren auch
im Umfeld der bremischen Häfen eine verstärkte
Bautätigkeit zu verzeichnen. So errichtete beispielsweise die BLG Logistics Group unmittelbar
am Neustädter Hafen das größte Hochregallager
Europas (Bild 8), von dem aus das Unternehmen Tchibo wöchentlich sämtliche Filialen mit
neuen Waren beliefert, und auch andere Firmen nutzen verstärkt die herausgehobene Lage Bremens im Schnittpunkt der zukünftig
drei großen deutschen Containerhäfen Hamburg,
Bremerhaven und Wilhelmshaven. Immobilienentwicklungsgesellschaften mit einem Fokus auf
logistischen Dienstleistungen investieren aktuell
in umfangreiche zusätzliche Logistikflächen im
Bereich des Bremer Güterverkehrszentrums.
Und auch Bremerhaven profitiert von dieser
Entwicklung durch die schrittweise Besiedlung
eines an den Überseehafen grenzenden Gewerbegebietes, das Mitte der 90er Jahre durch
die Aufgabe einer US-Kaserne frei wurde. Hier
sollen nach dem Mitte des Jahres beginnenden
Bau einer 30.000 m2 umfassenden Logistikimmobile mittelfristig bis zu 300.000 m2 für
hafenbezogene Logistikaktivitäten bereitgestellt
werden.
Bild 8: Neubau des derzeit größten Hochregallagers Europas
12
11 Ausblick
Hafenwirtschaft und Logistik sind als Herzstück der bremischen Wirtschaft Wachstumsmärkte, die nicht zuletzt aus der Perspektive
der norddeutschen Bauwirtschaft herausragende
Bedeutung haben. Mit einem aktuellen Investitionsvolumen von etwa 800 Millionen Euro im
Bereich der Hafeninfrastruktur sowie mit komplementären Investitionen privater Unternehmen
in Suprastruktureinrichtungen fordert dieses
Wirtschaftssegment derzeit das Engagement
unzähliger Bauingenieure aller Sparten. Sie wirken mit an technisch anspruchsvollen Vorhaben
wie der Erweiterung des Container-Terminals 4
oder dem Neubau der Kaiserschleuse in Bremerhaven und tragen dank ihrer Leistungsfähigkeit
und Innovationsbereitschaft dazu bei, das Ziel
der bremischen Wirtschaftspolitik, im wachsenden Markt zusätzliche Marktanteile zu generieren, zu erreichen.
Neubau der Kaiserschleuse in Bremerhaven
Dipl.-Ing. Gerald Giegerich
1 Übersicht über die Baumaßnahme
Die im Jahre 1897 fertiggestellte Kaiserschleuse war mit einer Einfahrtsbreite von 28 m
und einer Länge von 215 m den damaligen
Angaben zufolge „die größte der Welt“. Zum
offenen Wasser hin wurden zwei Stemmtore
eingebaut, die von der Bremerhavener Tecklenborg-Werft hergestellt und geliefert wurden. Ein
für Deutschland neuartiger Schiebeponton verschloss die Schleusenkammer auf der Binnenseite. Das davorliegende Hafenbecken bot Platz
für fünf der größten Passagierdampfer und
außerdem noch weitere kleine Schiffe.
Als „Merkstein bremischer Geschichte“ bewertete die Nordwestdeutsche Zeitung am
20.09.1897 das Ereignis der Einweihung der
Kaiserschleuse in einer achtseitigen „GratisBeilage“. Bremen möge nur, hieß es dort, auch
künftig mit „... kühnen Unternehmungen auf
dem Gebiete des Wasserbaues dem bremischen
Handel und der bremischen Schifffahrt fortgesetzt zu neuer Blüte ...“ verhelfen. Dann komme
man „... über die finanziellen Sorgen mit Leichtigkeit hinweg“.
Für die heutigen Anforderungen der Schifffahrt ist die Kaiserschleuse zu klein, so dass die
bis zu 240 m langen Car-Carrier zum großen
Teil die Nordschleuse benutzen müssen. Bei
der Fahrt von der Nordschleuse in den Kaiserhafen I, II oder III müssen die Schiffe zweimal
im Hafen gedreht werden und eine Drehbrücke passieren. Darüber hinaus hat die alte
Kaiserschleuse ihre Lebensdauer bereits erreicht.
Um eine zeitgemäße und betriebssichere Schleusenanlage sowie eine zweite Hafenzufahrt zu
erhalten, ist der Neubau der Kaiserschleuse
unumgänglich (Bild 1).
Die neue Schleusenanlage mit 305 m Kammerlänge und 55 m Durchfahrtsbreite ist für
die Aufnahme von bis zu 270 m langen Car-Carriern sowie zwei Unterstützungsschleppern
dimensioniert. Die Oberkante des Drempels
und der Sohle ist auf –13 m NN geplant. Die
Inbetriebnahme der Schleusenanlage ist für
Sommer 2010 vorgesehen (Bild 2).
Für die Herstellung der neuen Schleusenanlage sind die folgenden baulichen Maßnahmen erforderlich:
• Herstellung eines neuen Außenhaupts vor
dem alten Außenhaupt sowie eines neuen
Binnenhaupts vor dem alten Binnenhaupt
• Bau der Schleusenkammer mit offener Sohle
und Kammerwänden aus Spundwänden
Bild 1:
Luftaufnahme
der Kaiserschleuse in
Bremerhaven
zu Beginn der
Baumaßnahme
13
Bild 2:
Übersicht der
neuen Kaiserschleuse (Bauherrenentwurf)
• Bau von Kajenbauwerken im Vorhafen und
im Kaiserhafen I
• Herstellung des Deichschutzes auf der neuen
Schutzhöhe von +7,60 m NN. Hierbei Bereitstellung der Schutzhöhe an Außen- und an
Binnenhaupt (doppelte Deichsicherheit).
• Herstellung und Montage von zwei Betriebstoren und einem Ersatztor als Schiebetor
• Herstellung von zwei Antriebshäusern hinter
den Häuptern
• Herstellung und Montage der Antriebe sowie
der Einrichtungen zur Energieversorgung und
Steuerung der Gesamtanlage
• Bau eines Schlepperhafens
Bild 3:
Entwurf der
Arbeitsgemeinschaft Kaiserschleuse
14
2 Das Vergabeverfahren
Die Vergabe der Bauleistung für die schlüsselfertige Erstellung der kompletten Schleusenanlage erfolgte im neuen Vergabeverfahren des
wettbewerblichen Dialogs. In diesem neuen
Verfahren entwickeln die beteiligten Unternehmen zunächst auf der Basis der Anforderungen
des Auftraggebers technische Lösungen und
diskutieren diese mit dem Auftraggeber. Dieser
bewertet seinerseits die Konzepte im Hinblick
auf die Erfüllung seiner Anforderungen und
wählt die am besten geeigneten Lösungen aus.
Im vorliegenden Fall wurde dieser Prozess in
zwei Dialogphasen ausgeführt. Nach Abschluss
des Dialogs schließt sich die Angebotsphase an,
in der die Bieter auf der Basis eines selbst angefertigten Leistungsverzeichnisses verbindliche
Angebote für die jeweils von ihnen ausgearbeitete optimale Lösung erstellen.
Die Arbeitsgemeinschaft Kaiserschleuse, bestehend aus den Firmen HOCHTIEF Construction
AG, Gustav W. Rogge GmbH & Co. KG, August
Prien Bauunternehmung (GmbH & Co. KG)
und der STRABAG AG, jeweils aus Bremen und
Bremerhaven, erhielt den Zuschlag für die Ausführung der Arbeiten (Bild 3).
Wie sich während der Bearbeitung im Rahmen des wettbewerblichen Dialogs bald herausstellte, sind die Rahmenbedingungen am Standort der alten Kaiserschleuse sehr stringent, da
wichtige nautische Anforderungen hinsichtlich
der Kammerlänge, der Länge des Vorhafens sowie des Abstands der Schleuse zum Drehkreis
im Wendebecken gleichzeitig zu erfüllen waren.
Ein anderer Standort im Bereich des Hafens
hätte wegen der vorhandenen Anlagen und
Nutzungen zu weitreichenden Konsequenzen
geführt, die im zeitlichen Rahmen des Verfahrens nicht hätten gelöst werden können. Es
blieb daher nur, am Standort selbst zu bleiben
und die Optimierung in der Detailausbildung zu
suchen.
Wesentliche Bestandteile der von der Bietergemeinschaft ausgearbeiteten Lösung sind:
• Geringfügige Drehung der neuen Schleusenanlage parallel zur alten Anlage. Hierdurch
Minimierung der Kollisionen der neuen Bauteile mit dem Altbestand. Demselben Ziel
diente die Modifikation des Schlepperhafens.
Der alte Leuchtturm (Pingelturm) wie auch
das alte Kraftwerk können an ihren Standorten stehen bleiben und müssen nicht umgesetzt werden.
• Entwicklung eines für derartige Schleusenanlagen völlig neuen Tortyps, des so genannten Hubschiebetors, einer Kombination aus
Hubtor und Schiebetor. Hierbei handelt es
sich um ein Schiebetor mit einem zweiteiligen
Torkörper, dessen oberer Teil angehoben
wird und einen ca. 70 cm hohen Füllspalt
freigibt, um das Befüllen und Entleeren der
Schleusenkammer zu ermöglichen.
• Reduzierung der Baulänge der Tore und damit
der Torkammern durch Anordnung von Hubdecken anstelle von Oberwagen
• Wahl von Seilantrieben anstelle von Kettenantrieben
3 Die Randbedingungen
der Baumaßnahmen
Wesentliche Randbedingungen für die
Durchführungen der Baumaßnahmen sind:
• Bauen im Bestand
Der Neubau einer Großschleuse innerhalb
eines Hafens sowie an derselben Stelle wie
das alte Bauwerk stellt hinsichtlich Entwurf
sowie Bauausführung eine große Herausforderung dar. Durch die Modifikation der Lage
der Schleusenanlage gelang es, die Zahl der
„Kreuzungen“ zwischen Neubebauung und
bekanntem Altbestand zu minimieren. Hierbei halfen sicherlich die relativ ausführlichen
Bestandsunterlagen. Darüber hinaus sind aufgrund der Dimension der neuen Anlage gewaltige Mengen an Altsubstanz abzubrechen,
abzutransportieren und zu entsorgen, ein
Aspekt, dem in der Phase der Angebotsbearbeitung bereits besonderes Augenmerk
gewidmet wurde. Insgesamt beläuft sich die
Menge auf ca. 65.000 m3 Abbruch- und ca.
640.000 m3 Aushubmaterial.
• Bauen unter Betrieb
Der Betrieb der vorhandenen Schleuse wird
bis Ende 2007 aufrechterhalten. Danach ist
eine Vollsperrung der Kaiserschleuse für ca.
28 Monate vorgesehen. Damit steht in der
Kernbauzeit Schiffen nur der Weg über die
Nordschleuse offen. Ebenso wird die Baustelle für den die alte Schleusenanlage noch
kreuzenden Verkehr an Fahrzeugen (nur bis
2,5 t) sowie an Fußgängern und Radfahrern
komplett gesperrt. Darüber hinaus darf jedoch der Schiffsverkehr auf der Weser sowie
in den benachbarten Hafenbecken durch die
Baumaßnahme während der gesamten Bauzeit nicht behindert werden.
• Bauen unter Tidebedingungen
Der Bau der Westkaje des neuen Vorhafens,
der Ostmole und des Schlepperhafens hat
unter Tidebedingungen zu erfolgen. Dasselbe
gilt für den Abbruch der vorhandenen Ostkaje im Vorhafen. Der Tidenhub beträgt im
Bereich der Kaiserschleuse ca. 3,8 m. Um für
die Rammarbeiten sichere Arbeitsbedingungen zu schaffen, wird hier die Hubinsel Annegret der Fa. F+Z eingesetzt.
• Aufrechterhaltung des Sturmflutschutzes
Die Kaiserschleuse durchschneidet den Sturmflutdeich der Seestadt Bremerhaven. Die Aufrechterhaltung des Sturmflutschutzes auch
während der Bauarbeiten ist daher eminent
15
wichtig für die Sicherheit nicht nur der Baustelle, sondern auch des Hafens und der ganzen Stadt. Aus diesem Grund wurde bereits
in der Dialog- und Angebotsphase die Bauablaufplanung unter besonderer Berücksichtigung der Sturmflutsicherheit durchgeführt.
Wie schon bei der alten Schleusenanlage verläuft die Hochwasserschutzlinie auch bei der
neuen Schleusenanlage über das Außenhaupt,
entlang der Schleusenkammer sowie über das
Binnenhaupt. Das Schutzziel ist mit +7,6 m NN
festgelegt.
4 Der Baugrund
Bild 4:
3-D-Darstellung
des Außenhaupts ohne
Antriebshaus
und ohne Tor
16
Der Baugrund entspricht im Allgemeinen
dem in Bremerhaven üblichen Aufbau. Unter
Deckschichten wie Mutterboden, Auffüllungen
etc. steht bis auf eine Kote zwischen –15,0 m
NN und –16,5 m NN Kleiboden an, nach Angaben des Baugrundgutachtens von teils weicher, teils breiiger Konsistenz und somit von
sehr geringer Tragfähigkeit. Der Klei wird von
Sanden unterlagert, die zum Teil kiesig und/
oder steinig sind, und lokal auch als Kies angesprochen werden. Diese Sande weisen (mit Ausnahme lokal sehr begrenzter Bereiche) durchweg mindestens mitteldichte Lagerung auf. Vielfach sind sie dicht und bereichsweise auch sehr
dicht gelagert. Zwischen –28 und –36 m NN ist
Lauenburger Ton zu erwarten, für den eine mindestens steife bis halbfeste und bereichsweise
auch eine feste Zustandsform angenommen
werden kann. Vermutlich werden die Lauenburger Schichten von Pleistozänen Sanden unterlagert, die jedoch für die Bemessung der Bauteile
der Kaiserschleuse keine Relevanz haben und
dementsprechend nicht erkundet wurden.
5 Die Rammarbeiten
Insgesamt sind im Rahmen der Baumaßnahme Kaiserschleuse einschließlich der
Schleusenkammerwände ca. 2.000 lfm Kajen in
Spundwandbauweise herzustellen. Zusätzlich
sind ca. 750 lfm Spundwände für Baugrubenumschließungen der Häupter zu rammen. Zum
Vergleich: Die Länge des 4. Abschnitts der
Containerkaje in Bremerhaven (CT4) beträgt
1.700 lfm. Darüber hinaus sind um die Kaiserschleuse herum noch ca. 1.100 m Hochwasserschutzwände herzustellen.
Die Gesamttonnage der Spundwände beläuft sich auf ca. 25.800 t Spundwandmaterial
sowie ca. 5.000 t Stahlpfähle. Dagegen beläuft
sich die Menge des einzubauenden Betons auf
„nur“ 47.000 m3. Die Spundwände sind je
nach Bauteil von Land oder vom Wasser aus
herzustellen.
5.1 Das Außenhaupt
Beide Häupter bestehen aus der Torkammer,
den Torkammerpfeilern, dem Drempel und
dem Toranschlag. Die Oberkante der Bauwerke
liegt einheitlich auf +7,6 m NN, der Drempel
auf –13 m NN. Die in der Torkammer befindliche Antriebsebene liegt auf +3,5 m NN und
dient der Aufnahme des Seilantriebs. Der über
der Torkammer angeordnete Stahlbetonbalken
dient zur Aufnahme der Antriebszylinder der
Hubdecke (Bild 4).
Die ca. 63 m lange und ca. 12 m breite Torkammer lässt sich im späteren Betrieb bei Bedarf durch einen Torkammerverschluss abschotten und lenzen, sodass Inspektionen und kleinere Reparaturen am Tor in der Torkammer
durchgeführt werden können, ohne das Tor
ausschwimmen und eindocken zu müssen.
Die Spundwände der Torkammer dienen
nicht nur als Baugrubenumschließung, sondern
sind Bestandteil des endgültigen Bauwerks. Sie
sind als kombinierte Spundwände ausgeführt,
die aus Tragbohlen DB PSp 1035S der Stahlgüte
S 430 GP in Längen von 28,75 m und 31,80 m
und Füllbohlen PZi 612 der Stahlgüte S 430 GP
bestehen. Die Spundwände sind am Kopf mit
einer Lage RI-Pfähle PSt 400/119 der Stahlgüte
S 355 GP in einer Länge von 45 m verankert.
Die Spundwände werden mit einer Zinkgrundierung behandelt und nach Trockenlegung
der Torkammer mit der endgültigen Beschichtung versehen (Bilder 5 und 6).
Im Bereich der Torkammerpfeiler ist eine
3-lagige Aussteifung vorgesehen. Die Tragbohlen
Bild 5:
Querschnitt der
Torkammer des
Außenhaupts
Bild 6:
Draufsicht der
Torkammer des
Außenhaupts
konnten daher als DB PSp 1001 der Stahlgüte
S 430 GP in Längen von 32,4 m und 36,6 m ausgeführt werden.
Die Torkammerpfeiler – wie auf der anderen Seite der Schleusendurchfahrt auch der
Toranschlag – tragen die Lasten des Schiebetors im Betriebszustand ab. Darüber hinaus ist
vorgesehen, dass das Außenhaupttor ausgeschwommen und zusammen mit dem Reservetor als Dammbalken benutzt werden kann, um
den Drempel mitsamt der Torkammer trockenlegen zu können und Reparaturarbeiten an
der Schienenanlage und den Dichtungsanschlägen des Tors vornehmen zu können (Bilder 5
und 6).
Nach Rammung der Spundbohlen und
Schrägpfähle wird die Platte der Antriebsebene
betoniert. Damit sind im Bereich der Torkammer
die Tragbohlen der Spundwände kraftschlüssig
an die Schrägpfähle angeschlossen. Von den drei
Steifenlagen im Bereich der Torkammerpfeiler
werden die obersten beiden nach Trockenaushub in endgültiger Lage eingebaut, während die
unterste Lage überhöht eingebaut und später
abgesenkt wird. Danach wird die Baugrube geflutet, und der weitere Aushub erfolgt von einer
auf der Baugrube fahrenden Arbeitbühne aus
unter Wasser bis auf die Koten von –16,4 m NN
in der Torkammer und –19,7 m NN im Bereich
der Torkammerpfeiler.
17
Bild 7:
Querschnitt der
Torkammer des
Binnenhaupts
Nach Herstellung einer Sohlsicherung mit
Auftriebspfählen als Bohrverpresspfählen erfolgt
der Einbau einer 1,5 m starken Unterwasserbetonsohle. Nach Lenzen der Baugrube wird
die Bauwerkssohle aus Stahlbeton eingebaut.
Die große Baugrubentiefe in Verbindung
mit den schlechten Baugrundeigenschaften des
Kleis und dem hohen anzusetzendem Wasserdruck erfordert besondere Vorkehrungen, um
eine ausreichende Tragfähigkeit der Zwischenbohlen unter Berücksichtigung realistischer Ansätze für Bauungenauigkeiten nachweisen zu
können. Insbesondere war es erforderlich, die
Zwischenbohlen durch bis zu drei Gurtungen
zu stützen und die aufgenommenen Lasten an
die Tragbohlen abzugeben.
Um die Bauarbeiten an Torkammer, Drempel und Toranschlag voneinander zu entkoppeln
und damit Bauzeit zu sparen, werden der Drempel und der Toranschlag in einer separaten Baugrube hergestellt. Hierbei wird die weserseitige
Spundwand für die Bauzeit als Hochwasserschutzwand ausgebildet und hierzu bis auf eine
Kote von +6,8 m NN gezogen. Die Baugrube
wird mit mehreren Steifenlagen ausgesteift und
mit RI-Pfählen im Hinblick auf die weserseitigen
unterschiedlichen Wasserdrucklasten verankert.
5.2 Das Binnenhaupt
Während die Torkammer des Außenhaupts
in Spundwandbauweise hergestellt werden
kann, ist dies im Falle des Binnenhaupts aus
18
statischen Gründen nicht möglich. Grund hierfür ist, dass das Binnenhaupt im Gegensatz zur
Torkammer des Außenhaupts, die auf beiden
Seiten in das Erdreich eingebettet ist, vor der
alten Schleusenanlage im Bereich des vorhandenen Wendebeckens angeordnet ist. Aufgrund der geforderten doppelten Deichsicherheit musste für das Binnenhaupt der Nachweis
geführt werden, dass die Standsicherheit des
kompletten Haupts auch im Falle des Bemessungshochwassers in der Schleusenkammer bei
Hafenwasserstand auf der Binnenseite in ausreichendem Maß vorhanden ist. Es erwies sich
daher als notwendig, den bauherrenseitigen
Entwurf der Torkammerbaugrube in Stahlbetonbauweise umzusetzen sowie eine zusätzliche
Verankerung mittels Pfahlböcken vorzusehen
(Bild 7).
Die Baugrube ist als allseitig von Wasser
umschlossene Spundwandbaugrube konzipiert.
Zum Einsatz kommen so genannte LP-Pfähle,
bestehend aus Larssen DB und EB 607n in der
Stahlgüte S 430 GP mit einer Länge von 27,8 m.
Die Baugrube wird mit drei Steifenlagen ausgesteift, die über Wasser eingebaut werden und
von denen zwei Lagen vor dem Lenzen abgesenkt werden.
Der Bauablauf entspricht dem des Außenhaupts. Nach Rammen der Spundwände, Einbau der Aussteifung und Aushub von einer verfahrbaren Bühne aus wird die Auftriebssicherung in Form von BV-Pfählen von einer auf der
Baugrube verfahrbaren Bühne eingebracht. Nach
Einbau des Unterwasserbetons und Absenken
Bild 8:
Rammarbeiten
im Bereich der
Torkammer des
Außenhaupts
der unteren beiden Steifenlagen wird die Baugrube gelenzt. Anschließend kann die Torkammer konventionell in Stahlbetonbauweise im
Trockenen hergestellt werden.
bereich anstehenden Baugrundverhältnissen
nur mit RI-Pfählen mit vernünftig handhabbaren
Pfahllängen abtragen.
5.3 Schleusenkammerwände
und Kajenbauwerke
6 Schlusswort
Die Schleusenkammerwände sowie die
Kajenbauwerke im Vorhafen, im Bereich des
Schlepperhafens und im Kaiserhafen werden
als einfach verankerte kombinierte Wände ausgeführt. Die hohen Lasten zur Verankerung der
Spundwände lassen sich bei den im Bauwerks-
Die unterschiedlichen konstruktiven Lösungen am Außenhaupt und am Binnenhaupt zeigen
deutlich, dass enorme Anstrengungen unternommen wurden, um durch technische Lösungen
zu einem wirtschaftlich akzeptablen Gesamtkonzept zu gelangen. Eine – von der Kajenkante
gerechnet – 17,5 m tiefe Schleusenkammer, bis
Bild 9:
Landrammung
von Tragbohlen
an der Torkammer des
Außenhaupts
19
Bild 10: Einsatz der Hubinsel Annegret im Tidebereich
zu 23 m tiefe Baugruben und ein Bemessungswasserstand von +7,6 m NN zzgl. Welle zeigen auf, dass die Spundwandbauweise weitreichende Möglichkeiten bietet. Probleme an der
einen oder anderen Stelle führen allerdings vor
Augen, dass auch diese Bauweise Grenzen hat.
Diesen Grenzbereich auszunutzen erforderte
einen hohen Aufwand in der technischen Bearbeitung, damit die hoch ausgenutzten Profile
unter Berücksichtigung von bauablaufbedingten
Vorverformungen und unter Ansatz von Bauungenauigkeiten sicher nachgewiesen werden
können. Die Ausführung auf der Baustelle erfordert neben einer leistungsfähigen Geräteausstattung eine erfahrene und engagierte Mannschaft, damit die hohen Ansprüche der Planung
in die Realität umgesetzt werden können.
Ziel ist es, die Rammarbeiten im Wesentlichen im Jahr 2008 abzuschließen und die komplexe Baumaßnahme rechtzeitig vor der Sail
2010 in betriebsfertigem Zustand an den Bauherrn übergeben zu können.
Bild 11: Kaiserschleuse in Bremerhaven zu Beginn der Baumaßnahme
20
Neubau Predöhlkai Liegeplatz 2
Neubau Predöhlkai Liegeplatz 2 –
Herstellung einer kombinierten Spundwand in Bodenklasse 6
Dipl.-Ing. Robert Howe und Dipl.-Ing. Gunter Behncke
1 Projektvorstellung
Aufgrund des seit Jahren zunehmenden Containerumschlags im Hamburger Hafen werden
die vorhandenen Liegeplätze 1 bis 4 des Predöhlkais am Waltershofer Hafen zur Schaffung
von drei neuen leistungsfähigen Liegeplätzen
für Großcontainerschiffe der 4. und 5. Generation ausgebaut.
Der Neubau von Liegeplatz 2 wird in Verlängerung des 1. Abschnittes auf einer Gesamtlänge von ca. 390 m für eine Hafensohle von
–16,70 m NN erstellt. Den Auftrag für den Bau
eines Sondervorschlages erhielt die Arbeitsgemeinschaft der Firmen Ed. Züblin AG und
Per Aarsleff A/S (Bild 1).
Bild 1: Wasserrammung der kombinierten Spundwand
2 Ausführungsplanung
Der 390 m lange 2. Liegeplatz am Predöhlkai besteht aus 12 Kaimauerblöcken mit einer
Regellänge von je 30 m und einem Flügelwandblock.
Bei der vor dem Bestand angeordneten
neuen Kaimauer handelt es sich um eine tiefgegründete Ortbetonplatte. Der Geländesprung
von +5,85 m NN auf –16,70 m NN wird durch
eine kombinierte Stahlspundwand aus Tragbohlen DB PSp 1006 mit Zwischenbohlen PZi
675/11,5 durch Klappanker rückwärtig gesichert. Zur Tiefgründung der Platte sind in drei
Reihen Ortbetonrammpfähle angeordnet. Die
Reibepfahlreihe Durchmesser 1.219,2 x 16,0
mm mit der unteren Fenderung dient zur Sicherung der Kaikante sowie zur Gründung des wasserseitigen kranbahnbelasteten Kaimauerkopfes.
Der landseitige Kranbahnbalken wird als fugenlose Konstruktion separat auf einem Pfahlbocksystem gegründet. Der Hochwasserschutz auf
7,60 m NN ist durch die auf den Kaimauerkopf
aufgesetzte Stahlbetonwand und die rückseitig
den Überbau abschließende Grundwandschürze
sichergestellt (Bild 2 und 3).
Bild 2: Schematische Draufsicht Neubau Predöhlkai Liegeplatz 2
Gesamtlänge 390 lfdm, 12 Regelblöcke/1 Flügelwandblock, Überbaubreite 23,17 m, Kranspur 30,48 m (100’)
21
Bild 3: Schematischer Querschnitt der Kaimauer und der landseitigen Kranbahn inkl. Hochwasserschutz
Spundwandstahl Rohre 5.500 t, Sand 280.000 m3,
Ortbetonpfähle 264 Stück, Stahlbeton 10.500 m3,
Bewehrungsstahl 1.200 t
Bild 4:
Bereich Kaiwand
(schematischer
Baugrundlängenschnitt)
22
Bild 5:
Herstellung des
Rammgrabens
(Bodenaustausch zur
Beseitigung
von Rammhindernissen/
steinfreier
Sandboden per
Förderband in
Klappschute/
Rammtrasse)
Der Baugrundaufschluss weist für den zweiten Liegeplatz eine Bodenschichtung mit tragfähigen Kiesen und Sanden und untergelagerter
Glimmertonschicht mit hoher Festigkeit auf
(Einstufung in Bodenklasse 6). Der eiszeitlich
vorbelastete Glimmerton- und Glimmerschluffkomplex steigt unstetig vom Block 14 (–20,60 m
NN) bis zum Block 26 (–17,40 m NN) an. In den
Sand- und Kiesschichten sind die für das Hamburger Hafengebiet typischen eingelagerten
Geröllhorizonte im Übergang zum Glimmerton
vorhanden (Bild 4).
3 Bauausführung
Herstellung des Rammgrabens
Die Herstellung des Rammgrabens im
Bereich der Reiberohre und der gemischten
Spundwand diente zur Beseitigung der ausgewiesenen Geröllschichten. Der ausgesiebte steinfreie Sandboden ist per Förderband in Klappschuten wieder in die Rammtrasse verfüllt worden. Die separierten Findlinge/Gerölle (potentielle Hindernisse bei der Rammung der gemischten Wand) wurden in Untiefen der Elbe verklappt (Bild 5).
Bild 6:
Einbringen der
Tragbohlen
(Vorrammung
mit Hydrobär
Junttan HHK 9A/
Nachrammung
mit MHU 300 S
bis auf Endtiefe
–29,00 m NN)
23
Bild 7:
Einbringen der
Füllbohlen
(Bohrung im
Bereich Mittelschloss Füllbohle Ø 600 mm
bis Uk Füllbohle/
Füllbohle auf
Tiefe rütteln und
bei Erfordernis
nachschlagen)
Bild 8:
Einbringen der
Klappanker
(Montage und
Absenkung der
Klappanker auf
Solltiefe/
Anvibrierung der
Ankertafel und
Auffüllung der
Ankertafeln mit
Sandboden)
24
Einbringung der Tragbohlen
Einbringen der Füllbohlen
Die Tragbohlen DB PSp 1006 wurden von
einer Hubinsel aus mäklergeführt mit dem
Hydrobär Junttan HHK 9 a vorgerammt. Aufgrund der sehr hohen Festigkeit der Glimmerton- und Schluffschichten mussten die Tragbohlen mit einem Menck MHU 300 S Rammbär auf
Endtiefe nachgeschlagen werden (Bild 6).
Vor dem Einbau der Füllbohlen PZi 675/11,5
wurden zwischen den Tragbohlen Lockerungsbohrungen – Durchmesser 600 mm – im Bereich
des Mittelschlosses bis UK-Füllbohle durchgeführt (Bild 7).
Die Füllbohlen wurden auf Tiefe gerüttelt
und bei Erfordernis nachgeschlagen.
Bild 9:
Einspülen des
Sandes
(Gewinnung des
Sandes mit dem
Hopperbagger
aus der Süderelbe/
Einspülen des
Sandes in Teilabschnitten)
Bild 10:
Einbringen der
Reibepfähle
(Stellen der
Reibepfähle/
Rammung mit
Hydrobär
IHC S 90)
Einbringen der Klappanker
Einspülen des Sandes
Zur Verankerung der Kaimauer wurden 28 m
lange Stahlpfähle PSt 400/119 mit angeschweißten Ankertafeln DB H 3606 als Fußausbildung
eingebaut. Die Klappanker wurden über Rundbolzen an den Tragbohlen angeschlossen, auf
die vorhandene Hafensohle abgelassen und an
den Ankertafeln zur Lagesicherung auf Solltiefe
eingerüttelt. Die Überdeckung der Klappankertafeln mit Spülsand erfolgte lagenweise und gezielt mittels Klappschuten (Bild 8).
Die Sandgewinnung aus der Süderelbe und
das Einspülen des Sandes in Teilabschnitten erfolgte durch Hopper-Bagger bis auf eine Höhenquote von +3,40 m NN im Rainbow-Verfahren
(Bild 9).
Einbringen der Reibepfähle
Das Stellen und Einbringen der Reibepfähle
konnte durch die neue Arbeitsebene von Land
erfolgen. Die Einrammung erfolgte frei reitend
mit einem Hydrobär IHC S90 (Bild 10).
25
Bild 11:
Herstellung der
Ortbetonrammpfähle
(Ø 51 cm in
C30/37,
Vk ≤ 2.800 kN,
L = 23,00 bis
28,00 m)
Bild 12:
Herstellung des
Überbaus
(Betonieren des
Überbaus/
Ausrüstung der
Kaimauer mit
Pollern, Steigeleitern, Fendertafeln etc.)
26
Herstellung der Ortbetonrammpfähle
Herstellung des Überbaus
Ebenfalls von der neuen Arbeitsebene aus
wurden die Ortbetonrammpfähle Ø 51, die
HWS-Schürze DB L 703 K und die Gründungspfähle des landseitigen Kranbahnbalkens eingebracht. Die Ortbetonrammpfähle sind mit
einer maximalen Länge von 28 m in den aufgespülten Boden und den anstehenden Glimmerton- und Glimmerschluff eingerammt worden
(Bild 11).
Der Stahlbetonüberbau der Kaimauer wurde
blockweise und der landseitige Kranbahnbalken
fugenlos erstellt. Zur Sicherung der Entwässerung der zukünftigen Betriebsfläche sind drei
Sielschächte mit Auslaufleitungen bis DN 1000
unterhalb der Kaiplatte zur Ausführung gekommen. Zur Schaffung eines die Spundwand entlastenden Hohlraumes unter dem Überbau wird
jede zweite Zwischenbohle bis –2,50 m NN
mit Taucherunterstützung entfernt. Großflächig
wird der Überbau dann mit Füllbohlen bis
+5,26 m NN aufgeschüttet und anschließend
Bild 13: Detail Fußabtreppung und Sichelschnitt
der Tragbohlen
Bild 14: Hydraulikhammer Menck MHU 300 S
inkl. Rammhaube und Aufrichtebock
die Oberfläche befestigt. Der Abschluss der
Arbeiten am zweiten Liegeplatz wird durch die
Ausrüstung der Kaimauer mittels Pollern, Steigeleitern und Fendertafeln komplettiert (Bild 12).
MHU 300 S auf Endtiefe nachgeschlagen worden. Die Zwischenbohlen wurden mit einem
Rüttler PVE 40 VM auf Solltiefe zwischen gestellt,
wobei in Einzelfällen eine Nachrammung mit
einem Hydraulikhammer IHC S 90 erforderlich
war (Bild 14).
3.1 Herstellung einer kombinierten
Spundwand in Bodenklasse 6
Rammenergie
Definition
Bodenklasse 6 ist beschrieben als leichtlösbarer Fels und vergleichbare Bodenart, feste
oder verfestigte, bindige oder nichtbindige
Bodenart und als nichtbindige und bindige
Bodenart mit mehr als 30 % Steinen von über
0,01 m3 bis 0,1 m3 Rauminhalt.
Kombinierte Spundwand
Die eingebrachte kombinierte Spundwand
besteht aus Tragbohlen DB PSP 1006 in einer
Länge von 32,50 m und einem Einzelgewicht
von 18 t. Vorsorglich ist im Fußbereich eine Fußabtreppung mit aufgesetzten Stegblechen und
Sichelschnitten angearbeitet worden. Als Zwischenbohlen wurden PZi 675/11,5 mm in einer
Länge von 28 m bei Einzelgewichten von 5,9 t
zwischen die Tragbohlen eingestellt (Bild 13).
Rammgeräte
Zum Einbringen der kombinierten Wand
sind die Tragbohlen mit einem Hydraulikhammer Junttan HHK 9A vorgerammt worden und
je nach individueller Rammbarkeit sind die letzten 2–5 m mit dem Hydraulikhammer Menck
Die technischen Daten der zum Einsatz gekommenen Hydraulikhämmer sind der Tabelle
in Bild 15 zu entnehmen. Für jede Tragbohle
wurde ein großer Rammbericht und das dazugehörige Rammdiagramm erstellt. Beispielhaft
ist das Rammdiagramm der Tragbohle BT 33
in Bild 16 wiedergegeben. Das Rammenergiediagramm der Blöcke 16–20 zeigt die unterschiedliche Erfordernis der Rammenergie von
ca. 150 MN bis über 400 MN pro Tragelement
und spiegelt größtenteils den ungleichen Höhenverlauf der Bodenklasse 6 wider (siehe hierzu
Bild 17).
Hydraulikhammer
Junttan
HHK 9A
Menck
MHU 300S
IHC
S 90
305
90
Max. Energie
kNm
106
Fallhöhe
mm
50–1.200
Schläge
/min
40–100
40–100
50
Fallgewicht
t
9,0
16,2
4,5
Gewicht Hammer
t
13,4
30,8
9,2
Länge Hammer
m
7,0
10,7
7,9
Bild 15: Rammenergie
27
Bild 16:
Rammdiagramm
Tragbohle BT 33
Bild 17:
Rammenergiediagramm Block
16–20
28
Prüfung der Schlossverbindungen
Einsatz von Pass-/Federbohlen
Zur Sicherstellung, dass es beim Einbau
der Füllbohlen zu keinen Schloßsprengungen
kommt, wurden zusätzlich Schlossdetektoren
eingesetzt, die an den Füllbohlen aufgeschweißt
wurden. Die Signalgeber wurden im Schutze
eines Rammschuhes installiert. Wurde der
Kontakt im Schloß unterbrochen (Schlosssprengung), ist ein optisches und akustisches Signal
an den Rammführer abgegeben worden (Bilder
18, 19, 20).
Vor dem Einbau der Zwischenbohlen sind
die Tragbohlen in der Lage aufgemessen worden. Der theoretische lichte Sollabstand zwischen den Tragbohlen beträgt systembedingt
1,37 m. Ein detailliertes Messprogramm hat die
Ist-Lage der Tragbohlen bei +3,00 m NN und
bei –14,00 m NN in x- und y-Richtung mittels
eigens konstruierter Messlehre aufgenommen.
Die Hochrechnung auf Endtiefe von –24,80 m
NN ist theoretisch ermittelt worden.
Bild 18:
Prüfung der
Schlossverbindungen
Bild 19:
Prüfung der
Schlossverbindungen
Bild 20:
Prüfung der
Schlossverbindungen
29
Bild 21:
Zwischenbohlen
(Pass-/
Federbohlen)
Bei einer Abweichung von mehr als ±15 cm
vom Soll-Abstand wurden Pass-/Federbohlen
zum Einsatz gebracht, die zusätzliche Toleranzen von ±15 cm ermöglichten (Bilder 21 und
22).
4 Inbetriebnahme
Bild 22: Detail Fußausbildung der Federbohlen
Bild 23:
Anlandung der
Containerbrücken aus
China
30
Nach 22 Monaten Bauzeit erfolgte die Abnahme für den Neubau des Liegeplatzes 2 am
Predöhlkai. Um die Inbetriebnahme des Liegeplatzes zeitnah zu realisieren, ist zu einem
Zwischentermin die Anlandung der Containerbrücken über die neu hergestellte Kaimauer
erfolgt. Das Verschiffen der Containerbrücken
aus Übersee und das Verholen an Land erfolgten
fünf Monate vor Inbetriebnahme des neuen
Liegeplatzes (Bild 23).
Wirtschaftliche Lösung beim Bau der Kaiwand
Wirtschaftliche Lösung beim Bau der Kaiwand –
Güterverkehrszentrum Wustermark
Dipl.-Ing. Thomas Behnke
1 Einleitung
Berlin-Brandenburg zählt mit über 150.000
Beschäftigten der Logistikbranche zu den wichtigsten Logistikregionen Deutschlands. Mit ihren
Güterverkehrszentren (GVZ) und Häfen verfügt
die Region Berlin-Brandenburg über eine Reihe
leistungsfähiger Zentren für Güterumschlag und
Logistik. Im GVZ Berlin West Wustermark stehen
insgesamt 110 ha netto Ansiedlungsfläche zur
Verfügung. Begünstigt durch die direkte Lage
am Havelkanal und dessen Ausbau im Rahmen
des Verkehrsprojektes „Deutsche Einheit Nr.
17” wird mit dem Bau eines öffentlichen Binnenhafens künftig die Trimodalität der Verkehrs-
sowie im Westen das GVZ West Wustermark.
Diese drei GVZs tragen in erheblichem Maße
zum weltweiten Warenversand und -empfang
im Raum Berlin-Brandenburg bei. Das GVZ
Wustermark verfügt hierbei mit seinem direkten Anschluss an das westeuropäische Wasserstraßennetz durch den Havelkanal über ein
Alleinstellungsmerkmal unter den GVZs (Bilder
1 und 2).
Im Zuge der Vorbereitung für den neuen
Binnenhafen wurden die wasserseitigen Anlagen
mit Beschluss vom 08.03.99 planfestgestellt.
Vorhabensträger für die Errichtung des Binnenhafens in Wustermark ist die Gemeinde Wustermark. Diese wurde durch die Landesentwick-
Bild 1: Übersicht Güterverkehrszentren Berlin
träger Straße, Schiene und Wasserstraße erreicht.
Im vorliegenden Beitrag wird hierbei als ein
Teilaspekt der Einsatz eines Spundwandprofils
für den Bau der neuen Kaianlage aus der Z-Reihe
in Verbindung mit dem Einsatz einer exzentrischen Verankerung in der Vorbereitung und
Durchführung des Vorhabens beschrieben.
2 Standorte der GVZ um Berlin
Berlin-Brandenburg verfügt derzeit im unmittelbaren Anschlussbereich an den Bundesautobahnaußenring BAB 10 über drei große
Güterverkehrszentren. Dies sind im Süden das
GVZ Großbeeren, im Osten das GVZ Freienbrink
Bild 2: Übersicht GVZ Wustermark
lungsgesellschaft für Städtebau, Wohnen und
Verkehr des Landes Brandenburg mbH iL (LEG)
seit 2001 als treuhändischer Entwicklungsträger
der Gemeinde vertreten.
Seitens der LEG wurde die Infrastrukturund Projektentwicklungsgesellschaft mbH (ipg)
mit Sitz in Potsdam, die als Projektentwickler
für alle drei GVZs tätig ist, mit der Realisierung
des Vorhabens betraut. Mit der Generalplanung
und Bauüberwachung wurde die Sehlhoff GmbH,
Niederlassung Berlin, beauftragt.
31
3 Umfang des Bauvorhabens
Das GVZ Wustermark hat insgesamt rund
110 ha Ansiedlungsfläche. Straßenseitig besteht
Anschluss an die Bundesautobahn A10, wasserseitig über den Havelkanal sowie bahnseitig zu
dem im GVZ befindlichen KV-Terminal. Der
eigentliche Hafenbereich liegt am Ostufer des
Havelkanals und verfügt über eine Fläche von
rund 11 ha. Der Hafen Wustermark ist als Parallelhafen konzipiert. Der Bau des Hafens umfasst
die Vorbereitung für die spätere Ansiedlung
von Investoren, d. h., es erfolgt im Rahmen des
Bauvorhabens die komplette bautechnische
Erschließung.
Das Projekt beinhaltet den Neubau von rund
345 lfm neuer Kaiwand mit einer Liegelänge
von rund 340 m. Der Hafen stellt damit Liegeplätze für 3 mal 2 Großmotorgüterschiffe mit
einer Länge von 110 m und einer Breite von
11,40 m zur Verfügung. Für die Errichtung der
Kaianlage wurden rund 6.300 m2 Spundwand
verwendet.
Im Bereich der Kaianlage wird weiterhin
eine Roll-On-Roll-Off-Anlage errichtet. Bestandteil des Vorhabens sind weiterhin die Herrichtung öffentlicher Hafenflächen in Beton- und
Asphaltbauweise sowie die erforderliche Infrastruktur. Im Vorfeld der Baumaßnahmen mussten rd. 250.000 m3 nichttragfähiger Boden ausgetauscht werden.
4 Randbedingungen
Das Vorhaben wird aus Fördermitteln des
Europäischen Fonds für regionale Entwicklung
(EFRE) finanziert. Für die geplante Hafennutzung und die damit verbundene Bodenversiegelung werden entsprechende Ausgleichsmaßnahmen durchgeführt. Zur Erlangung der Genehmigung war im Vorfeld die Durchführung
eines Planfeststellungsverfahrens erforderlich.
Im Zusammenhang mit der Gestaltung des neuen Hafens wurde dem Hafenbau die Errichtung
einer neuen Bogenbrücke über den Havelkanal
(Kuhdammbrücke) vorgelagert.
Eine weitere Randbedingung bildete der
zeitgleiche Ausbau des Havelkanals durch die
Wasser- und Schifffahrtsverwaltung des Bundes,
vertreten durch das Wasserstraßenneubauamt
Berlin im Rahmen des Projektes 17 – Ausbau
der Wasserstraßenverbindung von Hannover,
Magdeburg über Berlin.
Das Projekt 17 sieht u. a. den Ausbau des
Havelkanals von Zeestow bis Wustermark vor.
32
Der Havelkanal wird in diesem Streckenabschnitt
im Trapezprofil mit einer Vertiefung auf 4 m
ausgebaut. Weiterhin erfolgt unmittelbar in der
Nähe des neuen Binnenhafens zudem die Errichtung einer Wende- und Wartestelle. Für
Kanalaus- und Hafenneubau werden insgesamt
rund 25 Millionen Euro investiert.
Besondere Beachtung wurde im Rahmen
der Planung dem Bodenaustausch gewidmet.
Auf Basis umfangreicher Baugrunduntersuchungen mussten zunächst die tragfähigen Horizonte
im Baugrund erkundet und darauf aufbauend
umfangreiche Erdbewegungen geplant und ausgeführt werden. Hinzu kam einer hoher Grundwasserstand, der besondere Anforderungen an
die Bodenaustauscharbeiten stellte.
Hierbei waren während der Bauausführung
bedeutende archäologische Fundstellen im
oberen Bereich des nördlichen Baufeldes (hier
befinden sich Lagerstätten aus der Bronzezeit)
während der Bauausführung zu berücksichtigen.
5 Ausschreibungsverfahren
Der Neubau des Binnenhafens Wustermark
wurde im offenen Verfahren oberhalb des EUSchwellenwertes ausgeschrieben. Die Baumaßnahmen wurde in drei Lose (Los 1 – Geländeregulierung, Los 2 – Errichtung der Kaianlage,
Los 3 – Erschließung) eingeteilt. Für das Vorhaben wurden 29 Bewerbungen eingereicht, von
denen letztendlich acht Angebote zum Submissionstermin vorlagen. Die vorgesehene Bauzeit
war ursprünglich von Oktober 2006 bis Juni
2007. Aufgrund von Verfahrenseinsprüchen im
Rahmen des Ausschreibungsverfahrens kam es
jedoch zu Verzögerungen im Vergabeverfahren.
Der tatsächliche Baubeginn für die Lose 1
und 2 (Geländeregulierung/Spundwand) musste
daher um ca. sechs Monate verschoben werden.
Der eigentliche Baubeginn für das Los 3 (Erschließung) verschob sich um insgesamt fünf
Monate. Die Verzögerungen und die zwischenzeitlich gestiegenen Stahlpreise am Markt führten zu der Entscheidung, vom vorgesehenen
Amtsvorschlag für die Ausführung der Kaianlage abzuweichen und einem Sondervorschlag
der ausführenden Firma zuzustimmen.
6 Konstruktion der Kaianlage
Das statische System der Kaianlage besteht
aus einer einfach verankerten Spundwand mit
einer Ankerlage und gestauchten Rundstahlankern, die die Lasten durch eine Gurtung aus
U-Profilen sowie einer Ankerwand zur Abtragung
der Ankerkräfte in den Baugrund einleiten. Die
Kaianlage ist mit Festmacheeinrichtungen ausgerüstet. Im Hafenbereich wird ein Kolkschutz
aus Wasserbausteinen hergestellt.
Mit dem Amtsvorschlag wurde als Hauptspundwand ein Spundwandprofil aus der
U-Reihe (z. B. PU22) in einer Stahlgüte S240GP
als Doppelbohlen mit einem Ankerabstand von
4,8 m vorgesehen.
Der Amtsvorschlag erfolgte als Ergebnis
der Betrachtung der statischen und wirtschaftlichen Verhältnisse bezüglich des Einbringverfahrens, der Wasserstandsverhältnisse und der
Betriebszustände. Die Wahl eines U-Profils erfolgte aus konstruktiven Gründen zur Gewährleistung einer zentrischen Einleitung der Ankerkräfte in die Kaianlage im Spundwandtal.
Es stellte sich jedoch aufgrund der zeitlichen Verzögerungen heraus, dass die Lieferzeiten für das U-Profil zu lang und infolge der
kontinuierlich steigenden Stahlpreise erhebliche
Kostensteigerungen im Projektumfang zu erwar-
ten gewesen wären. Vor diesem Hintergrund
wurde seitens des ausführenden Unternehmens
der Sondervorschlag unterbreitet, alternativ ein
Spundwandprofil aus der Z-Reihe (AZ17-700)
in einer Stahlgüte S355GP als Doppelbohle mit
einem Ankerabstand von 4,20 m zu wählen.
Als Reaktion auf diesen Vorschlag erfolgte nach
Rücksprache mit dem Prüfingenieur. Als Reaktion auf diesen Vorschlag erfolgte nach Rücksprache des AG mit dem Prüfingenieur die Zustimmung für das Vorhaben mit der Auflage,
einen Nachweis über die gleichwertige Nutzungs- und Lebensdauer zu erbringen und wegen
erhöhter Aufwendungen bei der Verankerung
der neuen Kaianlage eine neue statische Berechnung und technische Bearbeitung für diesen Vorschlag durchzuführen.
Für die Alternative aus der Z-Reihe ergab
sich im Tragfähigkeitsvergleich für reine Biegung
dabei ein um 16,3 % höheres Streckmoment
(Bild 3).
In einem Massenvergleich konnte dargestellt
werden, dass durch die Wahl des Z-Profils eine
Materialeinsparung von 24,7 % erreicht wurde.
Die Materialeinsparung führte direkt zu einer
Kosteneinsparung. Durch die Verringerung der
Lieferzeit konnten somit Zeitverzögerungen aufgeholt werden. Grundsätzlich stand man daher
dem Sondervorschlag positiv gegenüber.
Bild 3: Tragfähigkeitsvergleich
33
Bild 4: Nachteiliger Anschluss an Gurtung mittels
„Doppelgurtbolzen“
Bild 5: Anschluss eines Ankers mit schloss
überbrückender Anschlussplatte auf Distanzleisten
7 Auflagen für
Umbemessung
8 Nachteile der Z-Bohlen- gegenüber
der U-Bohlen-Verankerung
Auf Basis vorgenannter Vorabergebnisse
erfolgte daher die Zustimmung zu dem Sondervorschlag unter Berücksichtigung nachfolgender
Auflagen:
1. Die Tragfähigkeitsnachweise müssen für alle
Beanspruchungssituationen erbracht werden!
2. Alternativprofile müssen den Schlossformen
der EAU96 Bild-E67-1 genügen!
3. Nutzung- und Lebensdauer müssen auch bei
der Wahl einer höheren Stahlgüte DIN EN
10248 und eines „dünneren“ Profils den Vorgaben entsprechend (Nutzung: 60 Jahre/
Lebensdauer: 80 Jahre bei mittleren Dickenabnahmen von 0,025 mm/a gemäß Bild E35-3
der EAU96)
4. Einsparungen im Profilgewicht dürfen Verankerungslage, -aufwand und Verankerungsart nicht nachhaltig verändern.
In der Praxis wird aus konstruktiven Gründen für rückwärtige Verankerungen den Spundbohlen aus der U-Reihe grundsätzlich der Vorzug gegeben, da sowohl Anker als auch Gurtbolzen für den Gurtanschluss zentrisch durch
die Flanschmitte der U-Bohle geführt werden.
Kommen aufgrund der örtlichen Gegebenheiten Spundwandprofile aus der Z-Reihe zum
Einsatz, werden wegen des Mittelschlosses der
Spundbohle die Gurtanschlüsse konservativ mit
doppelten Bolzen ausgeführt (Bild 4). Dies führt
zu höheren Materialkosten und aufwendigeren
Verankerungen als bei U-Profilen.
Eine zentrische Verankerung an Z-Bohlen
bedeutet, dass Bohrungen durch die Bohlenschlösser auszuführen sind (Bild 5). Die Bohrungen sind schwierig und aufwendig und daher sehr kostenintensiv. Es sind Undichtigkeiten im Ankeranschlussbereich an der schlossüberbrückenden Ankerplatte infolge der Kapillarwirkung bei hoch anstehendem Grundwasser
zu erwarten. Zur kraftschlüssigen Verbindung
wurden bisher erhöhte Gurtbolzenanschlüsse
(doppelte Anzahl) in jedem Spundwandtal vorgesehen.
Die entsprechenden Nachweise konnten
im Rahmen der Aufstellung der neuen statischen
Berechnung erbracht werden. Die Bestätigung
erfolgte durch den Prüfingenieur. Abschließend
blieb nur noch die Art der Verankerung zu
wählen.
34
Die vorgenannten Nachteile der zentrischen
Verankerung bei Z-Profilen lassen sich durch
eine exzentrische Verankerung beseitigen. Dabei ist die Forderung zu erfüllen, dass das Tragverhalten von exzentrisch rückverankerten ZBohlen durch geeignete Rechenmodelle bzw.
Versuche (z. B. in Anlehnung an DIN EN 1990)
ausreichend beschrieben werden kann. Damit
soll gewährleistet werden, dass die Regeln für
die Dimension und Bemessung sauber hergeleitet und eventuelle Zusatzlasten für das Bauteil
„Spundwand“ ermittelt werden können.
Bild 6a: Falsche Anordnung
Bild 6b:
Richtige Anordnung
9 Lösung
Bild 6c: Richtige Anordnung
Der Lehrstuhl für Stahlbau der RWTH
Aachen entwickelte in einem langjährigen Forschungsprojekt ein Bemessungskonzept, das
basierend auf Versuchen und finiter Elementsimulationen alle Fragen zur Berücksichtigung
eines exzentrischen Gurtbolzen- und Ankeranschlusses hinsichtlich Plattendimensionierung
und Plattenposition sowie zu Zusatzlasten in der
Spundwand beantwortet.
Bei der Wahl einer exzentrischen Verankerung der Z-Bohlen ist zu beachten, dass der Anschluss am Flansch des „gebogenen“ Schlosses
erfolgt (Bild 6a, 6b und 6c).
Die Anordnung der exzentrischen Verankerung für die Spundwände ist in einem Planausschnitt in Bild 7 dargestellt.
35
Bild 7: Anordnung der exzentrischen Verankerung
10 Resümee
Die ausgeführte Alternative mit
– den wirtschaftlichen Profilen der Z-Reihe
und
– einer geringfügig höheren Stahlsorte
führte zu folgenden Effekten:
– Die ausgeschriebene Spundwandtonnage
wurde um 25 % reduziert.
– Die Tragfähigkeitsreserve steigerte sich um
16 %.
– Die geforderte Lebens-/Nutzungsdauer konnte
gehalten werden.
36
Die Forderung nach einer unveränderbaren
Ankeranschlusskonstruktion und -position konnte
– durch die Wahl einer exzentrischen Verankerung, die eine Einhaltung der Mindestankerabstände erfüllt,
– das Ziel einer unveränderten Anzahl von
Gurtbolzen- und Ankeranschlüssen erreicht
und
– die Tragfähigkeit nach ausreichend abgesicherten und nachvollziehbaren Bemessungskonzepten nachgewiesen werden.
Verminderte Schubkraftübertragung bei U-Bohlen
Dr.-Ing. Christian Dercks
1 Einleitung
Der Eurocode basiert auf einem Sicherheitskonzept, das die Sicherheitsbeiwerte für den
Widerstand und die Einwirkung getrennt vorgibt. Um das angestrebte Sicherheitsniveau für
Spundwände zu gewährleisten, gibt der Eurocode 3 Teil 5 die Anleitung für die Besonderheit von Spundwandbauwerken. Nachfolgend
wird auf die Besonderheit der verminderten
Schubkraftübertragung bei Spundwänden aus
U-Bohlen eingegangen. Sie führt zu einer Verminderung der Tragfähigkeit und der Steifigkeit.
2 Z-Bohlen und U-Bohlen
Z-Bohlen und U-Bohlen unterscheiden sich
durch die Form des Einzelbohlenquerschnitts
und damit durch die Lage der Schlösser. Bei ZBohlen befindet sich das Schloss im Flansch, sodass sich unter Biegebelastung eine Gesamtverdrehung des Querschnitts gemäß der BernoulliHypothese ergibt. Bei U-Bohlen liegen die Schlösser in Stegmitte, sodass sie mit der Lage der
Wandachse übereinstimmen. Sind die Schlösser
durch Verschweißungen oder andere Maßnahmen nicht miteinander verbunden, werden sich
die Querschnitte bei Biegung nicht wie ein
Gesamtquerschnitt verhalten, sondern es wird
sich eine Verdrehung der Einzelquerschnitte für
die obere und untere Bohlenhälfte mit einem
Schlupf s im Schloss einstellen (Bild 1).
Bei Z-Bohlen ergibt sich in Stegmitte die
größte Schubspannung oder Schubkraft. Bei
U-Bohlen ist der Schubkraftverlauf durch das
Schloss unterbrochen, sodass die Schubspannung Null oder auf Reibungseffekte beschränkt
ist. Aus diesem Grund wird der Effekt „verminderte Schubkraftübertragung“ genannt. Im
Extremfall kann die Steifigkeit auf 25 % und die
Tragfähigkeit auf 45 % vermindert sein.
3 Regelung im Eurocode
Der Eurocode 3 Teil 5 führt Abminderungsfaktoren βI für die Steifigkeit und βW für die Tragfähigkeit ein, um die verminderte Schubkraftübertragung zu berücksichtigen. Des Weiteren
listet die Norm die Einflussfaktoren auf, die zu
einer Abminderung führen können:
a) die Bodenart, in die die Spundwand eingebracht wird
b) die eingebaute Lieferform
c) die Anzahl der Lager
d) die Art der Einbringung
e) Maßnahmen zur Festsetzung der Schlösser,
wie Betonholme, abschnittsweise Verschweißung oder Verpressung
f) die Höhe der Auskragung (z. B. Auskragung
über der höchsten Lage der Gurtung)
Die β-Werte werden im Nationalen Anhang
geregelt.
Bild 1:
Bohlentypen
37
Bild 2:
Lieferformen von
U-Bohlen
4 Diskussion der
Einflussfaktoren
Die vorher genannten Einflussfaktoren
können in zwei Kategorien eingeteilt werden.
Dabei präsentieren a) und b) die erste Kategorie.
Diese Einflussfaktoren können weit streuen und
sowohl einen positiven als auch einen negativen Einfluss haben. Sie beziehen sich maßgeblich auf die Wahrscheinlichkeit von Reibungseffekten in den freien Schlössern. Diese können
einerseits durch eingedrungene Erdpartikel
erhöht sein, andererseits können sie vermindert sein, wenn die Schlösser beim Einbringen
geschmiert wurden oder wenn die weiche
Beschaffenheit des Bodens eine Schmierung
bereitstellt. Bei Spundwandbauwerken in Wasser oder sehr weichen Böden sollte daher auf
einen Effekt der Reibung ganz verzichtet werden. Reibungseffekte „Stahl auf Stahl“ konnten
in Versuchen nicht nachgewiesen werden [3, 5].
In der Vergangenheit wurden zwar verschiedene Untersuchungen zu Schlossreibungseffekten durchgeführt, jedoch reichen diese
Studien nicht aus, um Werte für Reibungsparameter anzugeben. Sie hängen von zu vielen
Faktoren wie Boden, Rammverfahren oder
Frequenz beim Vibrationsrammen ab.
Die Reibungseffekte können nur aufgrund
von Erfahrungswerten abgeschätzt werden.
Die Einflussfaktoren unter Punkt c) bis f)
bilden die zweite Kategorie. Sie sind im Gegensatz zur ersten Kategorie berechenbar, da sie
durch ein statisches System mit geeigneten
38
Randbedingungen berücksichtigt werden können. Dabei ist einer der maßgeblichen Einflussfaktoren die gewählte Lieferform der
U-Bohlen.
5 Lieferformen bei U-Bohlen
Der Eurocode unterscheidet bei U-Bohlen
zwischen drei Schlossausführungen:
– freie Schlösser, die weder verschweißt oder
verpresst sind
– verpresste Schlösser, die durch Verpresspunkte mit den zulässigen Abständen verpresst sind
– verschweißte Schlösser, die abschnittsweise
oder kontinuierlich über die Bohlenlänge verschweißt sind
Unter Verwendung dieser Schlossausführungen ergeben sich vier Lieferformen (Bild 2):
– die Einzelbohle, bei der jedes Schloss frei ist
– die Doppelbohle, bei der jedes zweite Schloss
verschweißt oder verpresst ist
– die Dreifachbohle, bei der jedes dritte Schloss
frei und die übrigen verpresst oder verschweißt sind
– die durchgängige Wand, bei der jedes Schloss
verbunden ist. Diese Lieferform ist sehr kostspielig, da sie nur verwirklicht werden kann,
indem Doppel- oder Dreifachbohlen vor Ort
in den Schlössern verschweißt werden. Daher
ist sie eher unüblich.
Bild 3:
Schiefe
Biegung bei
Doppelbohlen
Die Lieferformen unterscheiden sich in ihren
Querschnittswerten und daher in ihrer Biegesteifigkeit und Tragfähigkeit. Die Extremfälle
sind die Wand aus Einzelbohlen und die durchgängige Wand. Für die Steifigkeit ergibt sich
der Unterschied aus dem Steiner-Anteil für das
Flächenträgheitsmoment I. Bei Einzelbohlen ist
das Flächenträgheitsmoment die Summe der
Trägheitsmomente der Einzelbohlen:
2IEinzel
Bei der durchgängigen Wand muss der Steiner-Anteil hinzuaddiert werden:
2IEinzel + 2z2 AEinzel
wobei z der Abstand der Schwereachse der Einzelbohle zur Wandachse ist.
Dreifach- und Doppelbohlen liegen in ihren
Eigenschaften zwischen diesen Extremfällen.
Dabei weist die Doppelbohle durch den unsymmetrischen Querschnitt eine schiefe Biegung auf, sodass bei einer Belastung senkrecht
zur Wandachse sowohl eine Biegeverformung
senkrecht als auch parallel zur Wandachse entsteht (Bild 3). Die Effekte der schiefen Biegung
können bei Spundwänden in weichen Böden
oder in Wasser erheblich zu einer Verminderung der Tragfähigkeit beitragen. Bei Böden,
die einen ausreichenden Widerstand haben,
können die Effekte der schiefen Biegung durch
passive Erddrücke parallel zur Wandachse vermindert sein.
Dreifachbohlen haben eine Biegeachse,
die nahezu mit der Wandachse übereinstimmt
(Bild 2). Aus diesem Grund kann bei Dreifachbohlen auf eine Abminderung verzichtet
werden.
Ein Vergleich der Querschnittswerte ist in
den Diagrammen in Bild 4 und 5 für verschiedene Profile gegeben.
Bild 4: Vergleich der Querschnittswerte
Bild 5: Vergleich der Querschnittswerte
39
6 Übertragung der Schubkräfte
nach Eurocode
Wie bereits oben erläutert, kann bei U-Bohlen die Übertragung der Schubkräfte erhöht
werden, indem die Schlösser wie bei der Doppel- oder Dreifachbohle verschweißt oder verpresst werden. Verschweißungen können abschnittsweise vorgenommen werden. Verpresspunkte können als Doppel- oder Dreifachverpressung ausgeführt werden. Ein einzelner Verpresspunkt muss nach EN 10248 getestet werden und bei einer 5-mm-Verschiebung eine Mindesttragfähigkeit von 75 kN erreichen. Bild 6
zeigt den Versuchsaufbau für eine Doppelverpressung.
Für die Schlossverbindungen müssen nach
Eurocode folgende Nachweise erbracht werden:
Im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit
muss nachgewiesen werden, dass die Beanspruchung des Verpresspunktes nicht grösser als
75 kN ist sowie Maximalabstände von 700 mm
für Doppelverpressungen und 1.000 mm für
Dreifachverpressungen eingehalten werden.
Diese Regelungen entsprechen den Anforderungen nach Weissenbach, die auch der EAU
zugrunde liegen [2], die Spundwänden mit dieser Verpresspunktcharakteristik einen schubfesten Verbund in den verpressten Schlössern
unterstellen.
Bild 6:
Versuch an Verpresspunkten
40
Im Grenzzustand der Tragfähigkeit muss die
Beanspruchung der Schweißnähte nachgewiesen werden. Dies entspricht den Regelungen
nach EAU und der vorherigen Fassung des Eurocodes. Neu im Eurocode ist, dass auch der Verpresspunkt nachgewiesen werden muss. Dafür
muss vom Hersteller der Widerstandswert des
Verpresspunktes RK bereitgestellt werden. Er
ist abhängig von der Schlossform, der Stahlgüte
und der Verpresspunkttiefe.
7 Berechnung der
Verpresspunktkraft
Für die Ingenieurpraxis sind zwei Berechnungsansätze zweckmäßig, um die Schubkräfte
in den Verpresspunkten zu bestimmen:
a) Berechnung der Schubkraft nach der
Biegetheorie
Die Schubkraft kann unter Verwendung einer
analogen Formel, wie sie in der EAU für
Schweißnähte genannt ist, berechnet werden. Die Formel für die Berechnung von der
Schubkraft in Schweißnähten ist
Sy
T(x) = –––– V(x)
Iy
Dabei ist Sy das statische Moment des Querschnittes. T ist die Schubkraft pro laufenden
Meter Schweißnaht.
Für den Verpresspunkt muss der Schubkraftverlauf für den Verpresspunktabstand a integriert werden, um die punktuelle Kraft an
der Verpressung zu erhalten:
Sy x+a/2
T(x) = –––– ∫ V(x) dx
Iy x–a/2
Die Formel kann auf der sicheren Seite vereinfacht werden, indem die maximale Querkraft mit dem Abstand a multipliziert wird:
Sy
T max = –––– Vmax a
Iy
Es ist bei der Berechnung darauf zu achten,
dass die richtige Schubkraft im Schloss pro
Querschnitt und nicht pro laufendem Meter
berechnet wird. Dieses Verfahren ist schwierig bei der Doppelbohle mit schiefer Biegung
anzuwenden, da sich der Schubkraftverlauf
aus Biegeeffekten um beide Achsen zusammensetzt. Um dieses genauer zu erfassen,
ist die nachfolgende Methode einfacher.
b) Stabwerksmodell aus Einzelquerschnitt
mit unendlich steifen Verbindungselementen an den Verpressungen
Jeder Einzelbohlenquerschnitt wird als einzelner Stab abgebildet, der durch unendlich
steife Verbindungselemente an den Verpresspunkten miteinander verbunden ist. Dabei
entspricht die relative Lage der Einzelquerschnitte der Lage der Schwerpunktachsen
(Bild 7). Es ist wichtig, dass die Querschnittswerte pro Einzelbohle und auf jeden Einzel-
querschnitt die Last pro Einzelbohle berücksichtigt werden, da sonst die Bedingungen
der Biegetheorie nicht erfüllt sind. Bei Doppelbohlen müssen auch die Querschnittswerte um die z-Achse beachtet werden.
In beiden Methoden werden die Kräfte in den
Verpressungen in der Regel auf der sicheren
Seite berechnet, da in beiden Modellen eine
unendliche Steifigkeit des Verpresspunktes
unterstellt wird.
Genauere Berechnungsmethoden wären die
Aufstellung einer Differentialgleichung, angelehnt an die Theorie des nachgiebigen Verbunds,
oder FE-Berechnungen. Beide wurden in wissenschaftlichen Untersuchungen verwendet [4].
8 Weitere Maßnahmen
zur Erhöhung der Schubkräfte
Betonholme am Spundwandkopf können
außerordentlich effektiv sein, um die Effekte
der schiefen Biegung zu reduzieren. Das Maß
dieser Reduzierung hängt besonders von der
Spundwandlänge und der Anzahl und Anordnung der Verankerungen ab.
Untersuchungen haben ergeben, dass bei
unverankerten Spundwänden aus Einzelbohlen,
bei denen alle Schlösser frei sind, ein Betonholm
keinen positiven Effekt hat [4].
Bei Baugruben können die Eckbohlen die
schiefe Biegung reduzieren.
Bild 7:
Bestimmung der
Schubkraft
41
9 Zusammenfassung
10 Literatur
Der Nationale Anhang liefert mit den
β-Werten Abminderungsfaktoren für die Steifigkeit und Tragfähigkeit von U-Bohlen, die eine
geeignete Bemessung zulassen.
In Fällen, bei denen eine Schubkraftübertragung aufgrund von ungünstigen Randbedingung stark vermindert sein kann, sollten die
β-Werte mit Vorsicht gewählt werden oder eine
Erhöhung der Schubkräfte durch eine geeignete
Lieferform mit verschweißten oder verpressten
Schlössern sollte sichergestellt sein. Dabei ist die
Dreifachbohle die Lieferform, die einer nahezu
vollständigen Schubkraftübertragung entspricht.
Neu im Eurocode ist der Nachweis der Verpresspunkte. Er fordert, dass Verpressungen wie
Verschweißungen auf Schubkraftübertragung
nachgewiesen werden. Dabei kann die Verpressung eine kostengünstigere Alternative als die
Verschweißung sein. Die Widerstandswerte der
Verpresspunkte werden vom Hersteller bereitgestellt.
[1] EN 1993-5:
Eurocode 3: Bemessung und Konstruktion von
Stahlbauten, Teil 5: Pfähle und Spundwände,
CEN, Europäisches Komitee für Normung,
Brüssel, 2003
[2] EAU: Empfehlungen des Arbeitskreises Ufereinfassung, 8. Auflage, Deutsche Gesellschaft
für Geotechnik, Berlin, Verlag Ernst & Sohn,
1990
[3] Hartmann-Linden, R.: Tragfähigkeit von
Spundwänden, Dissertation, Lehrstuhl für Stahlbau, RWTH Aachen, 1997
[4] Dercks, C.: Momenten-Rotationstragfähigkeit von Spundwänden aus Z-Bohlen und UBohlen mit verminderter Schubkraftübertragung, Dissertation, Lehrstuhl für Stahlbau,
RWTH Aachen, 2004
[5] Hartmann-Linden, R., Kort, A., Meyrer, M.,
Schmitt, A., Sedlacek, G., van Tol, F.: Development of unified design Rules for Steel Sheet
Piles and Introduction into Eurocode 3 Part 5,
RWTH Aachen, CRIF Liège, RU Bochum, TU
Delft, Imperial College London, 1997
42
Uferlinie Neptunwerft Rostock – Wandel einer Industriebranche
Uferlinie Neptunwerft Rostock –
Wandel einer Industriebranche
Dipl.-Ing. Ralf Mertz
1 Geschichte Standort Neptunwerft
Das Gelände der ehemaligen Neptunwerft
befindet sich am Ufer des Flusses Warnow mitten im Herzen der alten Hansestadt Rostock. Die
hervorragende geografische Lage begünstigte
schon in den frühen 50er Jahren des 19. Jahrhunderts das Entstehen von verschiedenen
Werften und maschinenbauenden Fabriken.
So wurde der erste schraubengetriebene Dampfer in Deutschland, die „Erbgroßherzog Friedrich
Franz“, im Jahr 1851 hier vom Stapel gelassen.
1890 schlossen sich mehrere kleine Betriebe
zur „Actien gesellschaft Neptun schifffahrt und
Maschinenfabrik“ zusammen.
In den folgenden Jahrzehnten wurden viele
Schiffe unterschiedlichster Bauart hergestellt.
Im Zweiten Weltkrieg baute man u. a. auch eine
Vielzahl von U-Booten.
Bild 1: Maschinenhalle Neptunwerft 1891
In DDR-Zeiten erlebte der Werftbetrieb
nochmals eine Blüte. Diverse Handels- und Forschungsschiffe auf den Weltmeeren kündeten
vom guten Ruf der Schiffbauer auf der Neptunwerft (Bild 1 und 2).
2 Veranlassung
Nach der Wende verlagerten die wirtschaftlichen Nachfolger der Neptunwerft die
Fertigungslinien des Schiffbaues an die untere
Warnow in die unmittelbare Nähe von Warnemünde.
Ein großer Teil der bisher genutzten Gebäude und Flächen der Slipanlagen und Hellings
wurde von heute auf morgen stillgelegt und dem
Verfall preisgegeben (Bild 3 und 4).
Bild 2: Bau von U-Booten im Zweiten Weltkrieg
Bild 3 und 4: Verfall und Zerstörung
43
Bild 5:
Altbestand im
Überblick
Vandalismus und die ungestörte Kraft der
Natur taten ihr Übriges. So bot sich dem Betrachter nach anderthalb Jahrzehnten Stillstand
ein Bild des Verfalls und der Zerstörung, das
teilweise gespenstische Züge aufwies (Bild 5).
In unmittelbarer Nähe entstanden mit einer
neuen Uferpromenade und der sanierten Doberaner Straße Stätten pulsierenden Lebens – nur
an dieser Stelle schien die Zeit stillzustehen
(Bilder 6 bis 9).
Im Jahr 2005 beschlossen die Hansestadt
Rostock und eine Investorengruppe aus dem
Rostocker und Hamburger Raum, diesem „Dornröschendasein“ der ehemaligen Industrieanlage ein Ende zu bereiten. Das Ingenieurbüro
b&o wurde mit der Planung der Sanierung von
Bild 6 und 7: Bestand Helling I
Bild 8 und 9: Dornröschenschlaf
Bild 10: Lageplan Gesamtvorhaben, ca. 450 m Uferlinie
Bild 11: Abbruch der Dalben
44
ca. 450 m Uferlinie beauftragt. Im Hinterland
betreibt die private Investorengruppe die Belebung des Standortes durch Maßnahmen für eine
moderne Infrastruktur und die Belegung der
alten Industriehallen mit Verkaufseinrichtungen
und kleineren Fertigungsbetrieben.
ankerung wurden verschiedene Varianten –
angepasst an die ehemaligen Befestigungen –
gewählt. Die Spundwände sollten mit Holmen
und Treppenanlagen aus Beton verkleidet und
optisch aufgewertet werden (Bild 10).
3 Altbestand und Planung – Uferlinie
4 Abbrucharbeiten
Das Ansinnen bei der Planung war, sich
weitgehend an die bestehende Geometrie der
alten Uferlinie anzupassen. Dabei sollte der maritime Charakter der alten Hellinganlagen nicht
verloren gehen, sondern betont werden. Gleich-
Um die neue Trasse der Uferlinie – in erster
Linie bestimmt durch die neu zu rammende
Spundwandachse – in etwa an die alte Situation
anzupassen, waren umfangreiche Abbrucharbeiten nötig (Bild 11).
Bild 12, 13 und 14: Abbruch Holz und alte Stege
Bild 15, 16 und 17: Abbrucharbeiten im Bereich der Senkkästen
zeitig war beabsichtigt, den Spaziergängern,
Besuchern und Erholungsuchenden den direkten Zugang zum Wasser zu ermöglichen.
Der Altbestand der Uferanlagen, entstanden
aus unterschiedlichen im Laufe der Zeit praktizierten Bauverfahren, erwies sich als durchgehend marode und teilweise oder ganz zerstört. Eine auch nur ansatzweise Nutzung war
damit ausgeschlossen.
Die Sanierungsplanung entwickelte für den
gesamten Bereich eine senkrechte Einfassung
der Uferwände mit Spundwänden. Für die Ver-
Unter anderem wurden 16 Stahldalben und
185 Holzpfähle gezogen und etwa 150 lfm Stahlspundwände und Ufereinfassungen aus Holz
beseitigt. Insgesamt 3.300 m3 Stahlbeton als
Holm, ufereinfassend oder als Plattenbefestigung, wurden aufgebrochen, zerkleinert und
einer Aufbereitung zugeführt (Bilder 12 bis
17).
45
Bild 18 und 19:
Rammtrassenberäumung
1. Lage
Speziell im Bereich der neuen Spundwandtrasse waren Grundberäumungen durchzuführen. Wie üblich waren im täglichen Werftbetrieb eine Vielzahl von Stahlteilen, Strops,
Seilen und Befestigungsmaterialien „verloren“
gegangen. Daraus hatte sich im Laufe der Jahre
ein undurchdringliches Konglomerat gebildet.
Mit Hilfe von Tauchern und Baggern wurden
die Rammhindernisse an Land verfrachtet und
entsorgt (Bild 18 und 19).
Der Bereich des ersten Bauabschnittes wies
als Bestand eine Uferbefestigung aus Betonsenkkästen auf. Nach Beräumung der schon beschriebenen ersten Hindernislage aus dem Werftbetrieb stellte sich heraus, das darunter eine
weitere undurchrammbare Schicht lag.
Man hatte als Kolksicherung vor dem Fuß
der flachgegründeten Senkkästen gitterartige
Betonfertigteile verlegt, die über Stahlteile und
Vergußbeton miteinander verbunden waren.
Diese Sicherungslage mit einer Mächtigkeit
von etwa 50 cm mußte von Tauchern unter
Wasser in Segmente zerlegt werden. Anschließend wurden die Teile mit schwerer Krantechnik an Land gehievt und zerkleinert (Bilder 20
bis 22).
Bild 20, 21 und 22: 2. Lage – Fußsicherung Senkkästen
46
5 Rammarbeiten
Die gesamte neue Uferlinie wurde mit unterschiedlichen Spundwandprofilen eingefasst. Aufgrund der schon geschilderten umfangreichen
Vorarbeiten konnten die in der jüngsten Zeit
recht langen Lieferfristen überbrückt werden.
Es kamen Spundwandprofile HOESCH 1805
in S355 in den Längen von 12,6 bis 14,95 m und
Larssen 603K in S355 in den Längen von 4,55 bis
11,05 m zum Einsatz.
Der Baugrund gestaltete sich in diesem Bereich des Rostocker Hafens weitgehend homogen. Unter einer geringmächtigen Schlickschicht
stehen mitteldicht bis dicht gelagerte Schmelzwassersande in Schichtstärken von 1,0 bis 2,6 m
Mächtigkeit an. Darunter befindet sich immer
Mergel, der mit zunehmender Tiefe eine halbfeste Konsistenz annimmt.
Die Wassertiefen schwanken zwischen
2 und 6,5 m.
Die Rammarbeiten mussten aufgrund der
maroden Ufereinfassung und der beengten örtlichen Verhältnisse generell vom Wasser aus
getätigt werden. Zunächst wurden die Spundbohlen mit dem Rammkomplex 1, bestehend
aus Trägerponton Eiche, Gittermast Kran Sennebogen S 655 und Vibrationsbär MS25, gestellt.
Dabei wurden die Rammelemente bis auf etwa
2 m über Solltiefe abgeteuft (Bild 23).
Bild 23: Rammarbeiten
Die Spundwand wurde durch eine einfache
horizontale Rammzange geführt, die einerseits
auf der schon eingebrachten Wand, andererseits auf einem zusätzlich eingebauten Zangenpfahl abgehängt wurde (Bild 25 und 26).
Das Einmessen der Rammzange erfolgte mit
einem Tachymeter von festen Punkten an Land
aus über Winkel und Strecke.
Der Korrosionsschutz auf den Stahlspundbohlen blieb durch Abstandhalter aus Holz,
die in den Zwischenraum zwischen Zange und
Spundwandrücken geschoben wurde, unbeschädigt.
Laut Ausschreibung war das schlagende
Nachrammen „... mindestens des letzten Me-
• Rammkomplex I
(vorstellen der Wand mit Vibration)
• Ponton „Eiche“
• Trägergerät Sennebogen S 655
oder Mobilkran 80 t
• Vibrationsbär MS 25
• Materialponton
Bild 24: Stellen der Wand
ters ...“ gefordert. Der Einsatz des Rammkomplexes 2, bestehend aus Juntenrammgerät PM26
mit Hydraulikbär HHK 3A ebenfalls schwimmend auf drei gekoppelten Pontons (18 x 12 m)
deckte diese Forderung ab (Bild 27 und 28).
Bild 25 und 26: Rammführung als horizontale Zange
Bild 27 und 28: Nachrammen mit schlagendem Bär
47
Bild 29: Pass- und Eckbohlen
Um der alten Linienführung des Ufers folgen zu können, war das Herstellen diverser
Pass- und Knickbohlen notwendig, die meistens
zeitgleich mit den Rammarbeiten gefertigt werden mussten. Oft waren deshalb bis zu vier
Schweißer gleichzeitig dabei, diese Sonderbohlen schnell zu vollenden (Bild 29).
Zusätzlich zu den dauerhaft installierten
Spundwänden, die zum Bestandteil des neuen
Bauwerkes wurden, war der Einbau einer temporären Spundwand im Bereich einer alten
Schiffshelling, der Helling I, notwendig. Zweck
dieser Vorhaltewand war das Abschotten der
Helling, um diese zur Sanierung völlig trockenzulegen. Dort, wo über Jahrzehnte Schiffe auf
einer schiefen Ebene zu Wasser gelassen wurden, wurden Treppen bis ins Wasser hineingebaut, um den Fußgängern den unmittelbaren
Zugang zur Warnow zu gestatten. Außerdem
waren Fundamentierungsarbeiten für eine Fußund Radwegbrücke erforderlich. Um die Sanierungsarbeiten und den Einbau der Brückenfundamente nicht durch Verankerungsbauwerke
zu behindern, entwickelten die Planer eine
Statik für eine unverankerte Wand (Bilder 30
bis 32).
Vor dem Rammen der Wand wurde eine
wasserseitige Vorschüttung vor der Helling aufgespült und der Geländesprung dadurch von
–5,60 auf –3,50 m NN, also um ca. 2 m, verringert.
Anschließend erfolgte das Einbringen der
Spundwandprofile 3600n von HOESCH mit
Vibration und nach Fertigstellen der Arbeiten in
der Helling wurde die Wand gezogen (Bild 33).
Bild 30, 31 und 32: Vorhaltespundwand zum Abschotten der Helling I
Bild 33:
Ziehen der Vorhaltewand
Helling
48
Bild 34, 35 und 36: Verankerung im Bereich der Senkkästen mit Rundstahlankern, Durchmesser 52 mm,
und rückwärtiger Einbindung in Stahlbetonbalken
Bild 39:
Verankerung mit
1:1 geneigten
Gewi-Pfählen
Ø = 40 und
50 mm
6 Verankerung der Spundwände
Aufgrund der unterschiedlichen Altbebauung
im Rückraum der neuen Spundwände waren
verschiedene Ankerlösungen erforderlich.
Im Bereich der Senkkästen wurden im Kopfbereich der Betonkörper horizontale Rundstahlanker mit dem Durchmesser von 52 mm verlegt.
Diese binden einerseits an den Spundwandgurt
aus doppelten U-Profilen an, andererseits sind
sie an einen Ortbetonbalken hinter den Senkkästen angeschlossen (Bilder 34 bis 36).
Die Spundwände vor der Hellinganlage II
und der Kranbahn wurden ebenfalls mit Rundstahlankern verankert. Diese wurden allerdings
mit Klebeankern und Anschlussplatten mit
den alten Betonkonstruktionen verbunden. Zur
Installation wurde das Wasser hinter der Spundwand ausgepumpt und die Wand provisorisch
gegen die Altkonstruktion abgesteift. Nach dem
Vorspannen der Anker über den Kopf an der
Spundwand wurde die Baugrube geflutet, die
provisorischen Aussteifungen wurden entfernt
und dieser Bereich wurde verfüllt. Durch das
„Straffen“ der Anker (bis zu 12 m Länge) entstandenen Kopfbewegungen der Spundwand
von bis zu 6 cm (Bild 37 und 38).
Bild 37 und 38: Verankerung der Spundwand mit
geneigten Rundstahlankern und eingeklebten Anschlussplatten am alten Bestand
Bild 40 und 41:
Verformungen der Wand im
Abschnitt 3
Weitere Bereiche der neuen Uferwand wurden mit Bohrverpresspfählen Gewi Ø = 40 und
50 mm, mit einer Neigung 1:1 verankert (Bild
39).
Es war geplant, den Kraftschluss zwischen
Spundwand und Ankerpfahl durch den Betonholm im Spundwandkopf herzustellen. Im Bereich Spundwandabschnitt 3 funktionierte diese
Herangehensweise nicht. Die Ursache dafür lag
in beträchtlichen Verformungen (bis zu 42,5 cm)
der Wand nach dem Rammen (Bild 40 und
41).
49
Bild 42: Verformungen der neuen Spundwand im
Kopfbereich durch Rammen auf alter Uferlinie und
Nachrutschen von Böschungen
Zurückzuführen waren die Verformungen
auf diverse Hindernisse aus alter Bebauung,
gerade in der Flucht dieses Abschnitts. Aus
baurechtlichen und genehmigungstechnischen
Gründen war ein Verschieben der Spundwandachse nicht gestattet. Hinzu kam, dass die dahinter liegende Böschung beim Einbringen der
Spundwände wasserseitig in Bewegung geriet
(Bild 42).
Als Lösung wurde die Technologie geändert und die Verpresspfähle wurden über einen
Kopfgurt an die Spundwand angeschlossen.
Dadurch wurde ein Richten der Wand über das
Spannen der Ankerpfähle vor Herstellung des
Betonholmes möglich. Unterstützend wirkte
dabei eine Entlastungsbaggerung hinter der
Spundwand (Bild 43 und 44).
7 Betonholm, Ausrüstung
Bild 43 und 44: Verankerung mit Kopfgurt
Nach dem Hinterfüllen der neuen Uferwände, einer Tiefenverdichtung dieser Zwischenräume, wurden die Betonarbeiten und
Oberflächenbefestigungsarbeiten ausgeführt.
Die Installation von Stufenanlagen aus Betonfertigteilen und diversen Ausrüstungsteilen, wie
Geländer und Blumenkästen, rundete das Bild
ab und ließ ein auch optisch ansprechendes
Bauwerk entstehen (Bild 45).
So gelang es innerhalb eines Jahres, ein
kleines Stück Rostocker Ufer wieder zum Leben
zu erwecken, und den Rostocker Menschen
den Weg an ihre Warnow neu zu erschließen.
Bild 45:
Fertiggestellte Uferlinie
50
Erhöhung und Verstärkung des Weserdeichs im Stadtgebiet Brake
Erhöhung und Verstärkung des Weserdeichs
im Stadtgebiet Brake (Unterweser)
Dipl.-Ing. (TU) Steffen Sohst
Der II. Oldenburgische Deichband, für
den der Niedersächsische Landesbetrieb für
Wasserwirtschaft, Küsten- und Naturschutz
(NLWKN) die Projekt- und Bauleitung ausführt, ist der größte Wasser- und Bodenverband in Niedersachsen und hat rund 150 km
Deichlänge zwischen Oldenburg und Dangast/
Varel am Jadebusen zu unter- und zu erhalten
(Bild 1).
Würde es keine Deiche in diesem Gebiet
geben, würden zweimal täglich nahezu 90 % des
Verbandsgebietes (ca. 0–2 m über NN) über-
flutet werden, denn das Mittlere-Tide-Hochwasser läuft jeweils bis ca. +2,10 m über NN auf
(Bild 2).
Das heißt, die Deiche schützen vor Überflutung im Normalfall, insbesondere aber vor
Sturmfluten, die im Stadtgebiet Brake im Februar
1962 bisher mit rund +5,30 m NN (ohne Wellenauflauf) gemessen wurden (Bild 3).
Der Weserdeich im Stadtgebiet von Brake/
Unterweser stellt aufgrund der städtebaulichen
Entwicklung in den letzten 200 bis 300 Jahren
eine einmalige Besonderheit an der deutschen
Nordseeküste dar, mit seiner dichten Bebauung
im und am Deich (Bild 4).
Bild 1: Grenzen des Verbandsgebietes des
II. Oldenburgischen Deichbandes
Bild 2: Überflutungsgebiet bei mittlerem Tide-Hochwasser,
wenn es keine Deiche gäbe
Bild 3: Stadtgebiet Brake, Sturmflut am 9. November 2007,
Wasserstand rel. +4,85 m NN
Bild 4: Dichte Bebauung im und am Deich in Brake
1 Einleitung
51
Bild 5: Deich in Brake, Querprofil
2 Ist-Zustand des Deichs
von 1965 bis 2003
Der Stadtdeich besteht von ca. 1965 bis
2003 (Bild 5), nach der Februar-Sturmflut 1962,
aus einem Erddeich, ca. 5,20 m über NN, und
aus einer Flutmauer aus einer Stahlbeton-Winkelstützwand (ca. 6,90 m über NN). Die enge Bebauung binnendeichs, die Häuser auf dem Deich
sowie die nicht ausreichenden Deichabmessungen haben den zuständigen Deichband im Jahre
2000 veranlasst, die Standsicherheit der vorhandenen Deichkonstruktion begutachten zu lassen.
Daraufhin wurden diverse Gutachter (Beton,
Erd- und Grundbau, Baumfachmann, Statiker)
unter der Federführung von IGB, Hamburg,
beauftragt, den Deich im Stadtgebiet Brake
zwischen der Binnenhafenschleuse und der ehemaligen Petram-Werft im Süden (ca. 2,5 km insgesamt) zu überprüfen.
Das zusammenfassende Gutachten kam zu
folgenden Beurteilungen und Schlussfolgerungen:
Beurteilung:
„Handlungsbedarf für diese Maßnahme ergibt
sich aus der gutachterlichen Beurteilung der
Standsicherheit des Deiches unter heutigen Gesichtspunkten. Ausgehend von einer veränderten Tidedynamik und Sturmflutcharakteristik haben die auf den Deich wirkenden Belastungen
zugenommen.
Im vorliegenden Fall besteht die Gefahr von
hydraulischen Grundbrüchen infolge rückschreitender Erosion. Ursache dafür ist die Inhomogenität des vorhandenen Kleideiches.“
52
Schlussfolgerung:
„Den künftig zu erwartenden Belastungen wird
durch den Bau einer Dichtwand Rechnung getragen. Durch den Bau einer Dichtwand mit Anschluss an die vorhandene Kappenwand (Flutmauer) wird eine Durchströmung des Deichquerschnittes zuverlässig und dauerhaft verhindert und die Standsicherheit der Kappenwand
sichergestellt.“
Zusätzlich wurden im Zusammenhang mit
der Erderwärmung und den Theorien des
Meereswasserspiegelanstiegs vom NLWKN, Forschungsstelle Küste, im Jahre 2003 aktuelle Berechnungen für die Deichbestickhöhen der
Braker Deiche ermittelt. Das Ergebnis im Zusammenhang mit dem Niedersächsischen Deichgesetz ergab folgenden Handlungsbedarf:
Deichbestick:
Untersuchungen zur Sturmflutsicherheit an der
Unterweser
Forschungsstelle Küste, Norderney 2003
Ergebnis für die Stadtdeiche in Brake:
Unterbestick im Mittel ca. 30–40 cm
Niedersächsisches Deichgesetz (NDG)
§ 5 Deicherhaltung
(1) Der Deich ist in seinem Bestand und in
seinen vorgeschriebenen Abmessungen so
zu erhalten, dass er seinen Zweck jederzeit
erfüllen kann (Deicherhaltung) ...
(2) Eine Deichstrecke, die noch nicht die
nach § 4 festgesetzten Abmessungen besitzt
oder mehr als 20 cm von ihrer vorgeschriebenen Höhe verloren hat, ist entsprechend
zu verstärken und zu erhöhen ...
Erhöhung und Verstärkung des Weserdeichs im Stadtgebiet Brake
3 Gutachterliche
Sanierungsvorschläge
Auf der Grundlage des zuvor genannten
Gutachtens und der Untersuchungen zur Sturmflutsicherheit an der Unterweser wurde folgende
Planung zur Erhöhung und Verstärkung der
Braker Deiche festgelegt (Bild 6):
a) Erhöhung der Flutmauer um ca. 30–50 cm auf
NN +7,30 m
b)Verstärkung des Erddeiches mittels Stahlspundwand bis ca. 13 m unter dem Fundament der Winkelstützmauer als „Sickerwasserbremse“ mit kraftschlüssiger Anbindung
an den Fundamentsporn.
4 Durchführung der Baumaßnahmen
ab 2003
Bild 6: Erhöhung und Verstärkung der Braker Deiche
Mit den erforderlichen Baumaßnahmen
konnte bereits im Frühsommer 2003 begonnen
werden, da der Verbandsvorsteher des II. Oldenburgischen Deichbandes, Herr Leenert Cornelius, durch sein hervorragendes Engagement genügend Bundes- und Landesmittel einwerben
konnte.
Die Details der Deicherhöhung (Bild 7) und
der Deichverstärkung (Bild 8) sind aus den
Ausführungsplanungsdarstellungen ersichtlich.
Die ersten Bauabschnitte (ca. 1,8 km) wurden von Fa. Möbius, Hamburg, ausgeführt. Die
weiteren Bauabschnitte wurden von den Firmen
(z. T. als ARGE) J. Tiesler (Elsfleth), Neumann
(Norden) und B+P Renken (Brake) verwirklicht.
Die Deichverstärkung mittels Stahlspundwand wurde gemäß Bild 9 ausgeschrieben.
Aufgrund der engen Bebauung auf und am
Deich konnte das Einbringen der Spundwände
nur durch ein Pressverfahren zugelassen werden
(Bild 10).
Gemäß den Vorgaben des Bodengutachters
und des Statikers wurden die Stahlspundbohlen
wie in Bild 11 gewählt und ausgeschrieben
(oder gleichwertig). Auf die Dichtigkeit des
Schlosses (Knopf + Klaue) wurde großer Wert
gelegt.
Bis zur Fertigstellung des gesamten Deichabschnittes werden rund 30.000 m2 oder rund
3.500 t Stahlspundbohlen (Z-Profile) eingepresst
sein.
Bild 7: Detail Deicherhöhung
Bei den Bauausführungen innerhalb des
Stadtgebietes von Brake waren auch städtebauliche Aspekte zu berücksichtigen, denn der
Mensch und seine Utensilien sollten nicht nur
Bild 8: Detail der Deichverstärkung
53
Bild 12: Sanierte Flutmauer
Bild 9: Ausschreibungstext
Bild 13: Verblendete
Flutmauer
Bild 10: Einpressen der Spundwände
Bild 14: Bemalte Flutmauer
gegen Naturgewalten – wie z. B. Sturmfluten –
geschützt werden, sondern er soll sich auch mit
diesem Schutzbauwerk identifizieren können
und sich mit ihm wohl fühlen. Dafür wurde die
Flutmauer betonsaniert und neu beschichtet
(Bild 12), im Innenstadtbereich mit Klinker
(wie bisher) verblendet (Bild 13) sowie von
engagierten Bürgergruppen (hier von der Grundschule Harrien) sehr schön bemalt (Bild 14).
Die gesamte Baumaßnahme (rund 2,5 km)
wird voraussichtlich 2010 abgeschlossen werden können.
Bild 11: Ausgewählte und
ausgeschriebene Spundwand (oder gleichwertig)
54
Hochwasserschutz – Einsatz von Spundwänden in bebauungsnahen Bereichen
Hochwasserschutz – Einsatz von Spundwänden
in bebauungsnahen Bereichen
Dipl.-Ing. Markus Klinkemeyer
1 Einleitung
Spundwände aus Stahl wurden bereits bei
zahlreichen Hochwasserschutzmaßnahmen erfolgreich eingesetzt. Im vorliegenden Artikel
wird auf besondere Aspekte bei der Bemessung
von Spundwänden im Hochwasserschutz eingegangen und es werden einige Planungsrandbedingungen für den Einsatz in bebauungsnahen Bereichen aufgeführt. An Beispielen aus
dem linksrheinischen Kölner Süden werden ausgeführte Lösungen beschrieben und erläutert.
2 Hochwasserschutz in Köln
Hochwasser hat in der mehr als 2.000-jährigen Siedlungsgeschichte von Köln eine lange
Historie. Während die römischen Stadtplaner
für Köln als Hauptstadt Niedergermaniens noch
eine hochwasserfreie Lage gewählt hatten, drängten Händler und Schiffer mit ihren Häusern im
Mittelalter verstärkt in die Uferbereiche des
Rheins. Der alte Hafen in der Lage des heutigen
„Alten Markts“ und „Heumarkts“ wurde verfüllt
und besiedelt. Die neuen Siedlungsbereiche, die
heutige Altstadt, wurden in der Folge häufig
von Hochwassern heimgesucht. So datieren erste Meldungen über Hochwasserereignisse aus
der Zeit des Hochmittelalters zwischen 920 und
1250. Somit hat Köln eine über 1.000-jährige
Hochwassergeschichte. Einer alten Chronik ist
folgende Aussage zu entnehmen: „Anno 1374
war der Rhein so groß, dass er zu Cölln über die
Mauer ging und man mit Schiffen in der Stadt
führ.“ Dieses Ereignis entsprach einem Rheinwasserstand mit einer Bezugshöhe von 10,35 m
am Kölner Pegel (nach heutiger Statistik ein
etwa 30-jährliches Hochwasserereignis).
Bis in die 1990er Jahre hinein galt das Hochwasserereignis von 1926 mit einem Pegelstand
von 10,69 m am Kölner Pegel allgemein als das
so genannte Jahrhunderthochwasser bzw. als
der Hochwasserstand mit 100-jährlicher Wiederkehrhäufigkeit. Als dann im Dezember 1993 und
im Januar 1995 zwei Hochwasser mit nahezu der
gleichen Höhe (10,63 bzw. 10,69 m am Kölner
Pegel) auftraten, die erhebliche Schäden nach
sich zogen, wurde klar, dass die bisherige Ein-
stufung des „Jahrhunderthochwassers“ nicht beibehalten werden konnte. Köln entging damals
nur knapp einer Katastrophe, da noch höhere
Hochwasserstände eine Flutung weiter Teile
Kölns vor allem auch durch unterirdische Anlagen wie U-Bahn, Kanalsystem etc. unmittelbar
zur Folge gehabt hätten.
Aus diesem Grund wurde sehr kurzfristig
das „Hochwasserschutzkonzept Köln“ entwickelt, das in der Ratssitzung vom 01.02.1996
einstimmig verabschiedet wurde. Im „Hochwasserschutzkonzept Köln“ werden u. a. die erforderlichen Maßnahmen und Verhaltensregeln
zur Minderung der Scheitelabflüsse und zum
Schutz vor Hochwasser aus überregionaler, regionaler und lokaler Sicht aufgezeigt. Es werden
in Abstimmung auf die örtlichen Verhältnisse
„polderweise“ die Hochwasserschutzziele für
verschiedene Bereiche Kölns festgelegt. Dabei
wird folgender Bezug zwischen Wiederkehrhäufigkeit und Pegelstand hergestellt:
– 100-jährliches Hochwasser
entspricht 11,3 m am Kölner Pegel
– 200-jährliches Hochwasser
entspricht 11,9 m am Kölner Pegel
Weiterhin werden die verschiedenen Gefährdungsarten genannt und erläutert:
– Gefahren durch unmittelbare Überflutung
(freie Welle)
– Gefahren durch Rückstau in die Kanalisation
– Gefahren durch Grundwasseranstieg
Zur Begegnung der Gefahren durch unmittelbare Überflutung werden auf den insgesamt ca.
67 Uferkilometern des Rheins in Köln auf einer
Länge von etwa 40 km bauliche Hochwasserschutzanlagen errichtet. In Abhängigkeit der jeweiligen Verhältnisse vor Ort werden verschiedene Baumaßnahmen ausgeführt. In umfangreichem Maße werden dabei auch Spundwände
eingesetzt. Sie dienen im Wesentlichen den allgemein bekannten folgenden Zwecken:
– Gründung von Hochwasserschutzwänden
(Lastabtragung)
– Sicherung von Geländesprüngen, Altdeichen,
Hochufern
– Fließwegverlängerung für Drängewasser
– Sicherung von Baugrubenwänden (z.B. Pumpwerksbaugruben)
Im Zuge der weiteren Planungen wurden
insgesamt 19 Planfeststellungsabschnitte für die
55
Errichtung der Hochwasserschutzanlagen gebildet. Darüber hinaus sind zahlreiche Einzelmaßnahmen (Bau von Pumpwerken, Hochwasserdoppelschiebern etc.) projektiert worden. Die
Baumaßnahmen wurden im Jahr 2004 begonnen
und werden bis Ende 2008 abgeschlossen sein.
Dabei wird ein Bauvolumen von insgesamt etwa
400 Millionen Euro umgesetzt worden sein.
Im Folgenden wird der Einsatz von Spundwänden an drei Planfeststellungsabschnitten
(PFA 2, 3 und 4) im linksrheinischen Kölner
Süden erläutert. Zunächst werden jedoch einige
Besonderheiten bei der Bemessung von Spundwänden im Hochwasserschutz aufgezeigt.
3 Besondere Aspekte bei der
Bemessung von Spundwänden
im Hochwasserschutz
Neben den üblichen Lasten aus Erddruck,
baulichen Anlagen, Verkehr etc. spielt vor allem
das strömende Grundwasser im Hochwasserfall
bei der statischen Berechnung der Spundwände
eine Rolle. In diesem Zusammenhang ist zunächst auszuführen, dass Spundwände – auch
ohne Schlossabdichtungen – als relativ dicht
anzusehen sind. Sie bilden, bezogen auf den
Grundwasserstrom, eine Sperre, die umströmt
werden muss. Bei Anschluss an dichte Schichten
im Untergrund können sie sogar das Strömen
des Grundwassers nahezu unterbinden. Entscheidend für den Einfluss der Spundwände
sind die hydrologischen und hydrogeologischen
Verhältnisse.
Der Aquifer im Kölner Stadtgebiet wird von
den Terrassenschottern des Rheins gebildet. Sie
stehen im Allgemeinen in einer Mächtigkeit von
etwa 10 bis 30 m an und besitzen eine sehr große
Durchlässigkeit. Der horizontale Durchlässigkeitsbeiwert kann im Mittel mit kf,h = 6 · 10-3 m/s
angegeben werden, wobei örtlich stark abweichende Verhältnisse vorliegen (sowohl nach
oben als auch nach unten). Die Anisotropie
(Verhältnis zwischen horizontaler und vertikaler
Durchlässigkeit) innerhalb der Terrassenschotter ist meist sehr ausgeprägt. Sie lässt sich i.d.R.
nicht exakt bestimmen.
An der Basis der Terrassenschotter stehen
tertiäre Sedimente an. Ihre Kornverteilung reicht
in Abhängigkeit des Ortes vom Ton bis zum
Mittelsand. Sie weisen jedoch in Gänze einen
erheblich geringeren Durchlässigkeitsbeiwert als
die Terrassenschotter auf und sind deshalb als
so genannte Grundwasserstauer anzusehen.
56
Überlagert werden die Terrassenschotter in
der Regel von bindigen Auelehmen, Auesanden
oder Auffüllungen, die ebenfalls meist eine
deutlich geringere Durchlässigkeit besitzen als
die Terrassenschotter.
Der Rhein schneidet in den Terrassenschotter ein und besitzt bei dieser Untergrundsituation einen großen Einfluss auf die Grundwasserverhältnisse in seinem näheren Umfeld: Bei
fallenden und gleich bleibenden Grundwasserständen strömt das Grundwasser aus dem Hinterland in Richtung Rhein. Hierbei wirken meist
nur relativ kleine hydraulische Gradienten. Bei
auflaufendem Hochwasser kommt es jedoch
durch Infiltration von Rheinwasser in den Grundwasserleiter zu einem deutlichen Anstieg der
Grundwasserstände im Uferbereich. Hierdurch
kehrt sich die Grundwasserfließrichtung um
und das Grundwasser strömt nun in Richtung
Hinterland. Dieser Effekt ist durch die große
Durchlässigkeit des Aquifers sehr ausgeprägt.
Bei den Hochwasserschutzmaßnahmen in
Köln war eine grundlegende Planungsrandbedingung, dass ein Absperren des Grundwasserstroms nicht zulässig ist. Dies hat u. a. folgende
Gründe:
– außerhalb von Hochwasserereignissen findet
ein Zustrom aus dem Hinterland auf den Rhein
statt, der somit eine dränende Funktion hat;
ein Absperren des Grundwasserstroms auf
großer Länge würde steigende Grundwasserstände im Hinterland nach sich ziehen
– an vielen Stellen im Stadtgebiet finden Grundwasserentnahmen statt, an denen die Wasserrechte bei Absperrung des Aquifers beeinträchtigt werden können (z. B. durch Verschleppen von Kontaminationen infolge veränderter Grundwasserströmung)
Durch eine Grundwasserabsperrung können
somit grundsätzlich Verhältnisse entstehen, die
potentiell Regressansprüche nach sich ziehen.
Dies gilt umso mehr, als sich die sich einstellenden Verhältnisse aufgrund der zukünftigen
Randbedingungen (Niederschlagsentwicklung
etc.) im Voraus nicht exakt bestimmen lassen.
Da somit ein Absperren nicht möglich war,
werden die Spundwände vom Grundwasser umströmt.
Maßgebend für die Verteilung der bemessungsrelevanten Wasserdrücke entlang der
Spundwand ist der hydraulische Widerstand
entlang des jeweiligen Strömungspfades. Dies
wird an einem einfach gehaltenen Beispiel für
ufernahe Spundwände im Folgenden verdeutlicht:
Bild 1: Isolinien bei Umströmung einer Spundwand in homogenem Boden
Im Fall 1 ist ein nicht geschichteter Untergrund vorhanden, der sowohl vor als auch hinter der Spundwand im Hinblick auf seine Durchlässigkeit homogen ist. Eine Anisotropie liegt
nicht vor. Im Fall 2 liegt dem Aquifer eine 1,6 m
dicke Deckschicht auf, die eine deutlich geringere Durchlässigkeit besitzt als der Aquifer
selbst. Die Wasserdruckdifferenz ∆hLand wird
als Höhendifferenz zwischen dem Bemessungswasserspiegel und dem landseitigen Gelände
eingeführt. Sie beträgt in beiden Fällen 2,0 m
(Bemessungswasserspiegel 47,0 m NN, Geländeoberfläche Landseite 45,0 m NN). In beiden Fällen wurde zunächst eine Unterkante der Spundwand von 37,0 m NN angesetzt, was einer Einbindetiefe von 8,0 m entspricht.
Aus Bild 1 ist zu ersehen, dass im Fall 1 das
Wasser im überstauten Bereich vertikal einströmt
und entlang der Spundwand auf der Landseite
wieder vertikal nach oben strömt. Das resultierende Potential am Fuß der Spundwand beträgt
46,0 m NN, der Überdruck somit 0,5 · ∆hLand =
1,0 m. Er baut sich relativ gleichmäßig um die
Berandung der Spundwand ab. Der nach oben
gerichtete hydraulische Gradient auf der Landseite der Spundwand beträgt somit i = ∆h/l =
1,0/8,0 = 0,125. Bei einer Wichte unter Auftrieb
der landseitigen Schicht von γ’ = 11 kN/m3 ergibt sich unter Berücksichtigung des strömenden Grundwassers die wirksame Wichte γ’’ zu:
γ’’ = γ’– γW · i = 11 – 10 · 0,125 = 9,75 kN/m3
Für den Fall 2 (siehe Bild 2) ergibt sich dagegen, dass die Spundwand wasserseitig horizontal angeströmt wird. Der Potentialabbau erfolgt ganz überwiegend in den gering durchlässigen Deckschichten. An der Unterkante
der landseitigen Deckschicht, die auf 43,4 m
NN angeordnet ist, wurde ein Potential von
45,87 m NN an der Spundwand berechnet.
Somit herrscht ein Überdruck von ∆h = 45,87 –
45,0 = 0,87 m. Bei einer Dicke der Schicht von
1,6 m ergibt sich der nach oben gerichtete
hydraulische Gradient zu i = ∆h/l = 0,87/1,6 =
0,54. Bei einer Wichte unter Auftrieb der Deckschicht von γ’ = 9 kN/m3 ergibt sich unter Berücksichtigung des strömenden Grundwassers
die wirksame Wichte der Deckschicht γ’’ zu:
γ’’ = γW · i = 9 – 10 · 0,54 = 3,6 kN/m3
Die Verringerung der statisch wirksamen
Wichte führt zu deutlich reduzierten möglichen
Erdwiderstandsspannungen. In Fall 2 ergibt sich
die Reduzierung vor allem im oberen, für die
Berechnung der Spundwand besonders maßgeblichen Bereich.
Das vorstehende Beispiel diente jedoch nur
zur generellen Verdeutlichung der Sachverhalte.
Die tatsächlichen Gegebenheiten in Köln sind
in vielen Fällen noch deutlich ungünstiger. Der
der vorstehenden Berechnung zugrunde liegende
Potentialabbau innerhalb des Aquifers von 2 m
auf 100 m Einströmlänge ist in Köln meist erheblich geringer.
Für die statischen Berechnungen ist das
Potential in Höhe UK Spundwand eine maßgebende Einflussgröße. Dieses kann nur durch
aufwendige, großräumige Modellrechnungen
mit Eichung anhand von stattgefundenen Hochwasserereignissen oder durch ähnliche Betrachtungen relativ zuverlässig ermittelt werden, was
in Einzelfällen durchgeführt wurde. Alternativ
kann eine Abschätzung auf der Grundlage vergleichbarer Verhältnisse erfolgen, wobei die Abschätzung konservativ vorzunehmen ist.
In Köln kann erfahrungsgemäß bei solchen
Abschätzungen von einem Potentialabbau von
etwa 0,3 bis 0,5 m pro 100 m Einströmlänge
ausgegangen werden. Nennenswerte Einströmwiderstände sind nicht überall vorhanden.
57
Bild 2: Isolinien bei Anströmung einer Spundwand in geschichtetem Boden
Für den bereits aufgeführten Fall 2 wurde
eine erneute Berechnung durchgeführt, bei der
nunmehr ein linear abnehmendes Potential in
Höhe UK Grundwasserleiter mit einem hydraulischen Gefälle von 0,4 m auf 100 m Einströmlänge (von 47,0 auf 46,6 m NN) angesetzt worden ist. Daraus ergibt sich ein Potential an UK
Spundwand von 46,87 m NN und an UK Deckschicht von 46,82 m NN (siehe Bild 3). Nach
der bereits oben dargelegten Vorgehensweise
ergeben sich der nach oben gerichtete hydraulische Gradient innerhalb der Deckschicht i =
∆h/l = 1,82/1,6 = 1,14 und die wirksame Wichte
unter Auftrieb rechnerisch:
γ’’ = γW · i = 9 – 10 · 1,14 = –2,4 kN/m3
Aufgrund der berechneten negativen Wichte
ist davon auszugehen, dass Aufbrüche landseits der Spundwand stattfinden, wodurch es zu
erheblichen Qualmwasseraustritten kommen
kann. Diese Aufbrüche finden zunächst an den
Schwachstellen statt. Dort stellen sich dann infolge der räumlichen Anströmung unterhalb der
Deckschicht hohe Fließgeschwindigkeiten ein,
die zu einem Austrag des unter der Deckschicht
anstehenden Bodens führen können. Es ist zu
untersuchen, ob sich eine Gefährdung infolge
von Piping, rückschreitender Erosion etc. ergeben kann.
Grundsätzlich wird die Deckschicht aber
vor dem Aufbruch statisch unwirksam. Resultierend vergrößert sich die freie statisch wirksame
Höhe um das Maß der Dicke der Deckschicht
auf etwa h ≥ 2,0 + 1,6 = 3,6 m. In Grenzfällen
kann dadurch die Gebrauchstauglichkeit infolge
zu großer Verformungen gefährdet sein.
In derartigen Fällen ist eingehend zu prüfen,
ob zusätzliche Maßnahmen ergriffen werden
müssen. Die möglichen Maßnahmen lassen sich
Bild 3: Isolinien bei Anströmung einer Spundwand in geschichtetem Boden mit Potentialvorgabe an UK Grundwasserleiter
58
grundsätzlich einteilen in Maßnahmen zur Ballastierung oder Maßnahmen zur Dränung. Insbesondere eine Dränung muss in ihrer Wirksamkeit nachgewiesen werden (ausreichendes
Fassungsvermögen). Bei einer Dränung kann
das Wasser gefasst (Drängewasserfassung) und
abgeleitet oder nur schadlos zu Tage gefördert
werden (Qualmwasserdränung).
Im Fall des sinkenden Hochwasserspiegels
kehrt sich die Grundwasserfließrichtung dann
wieder um und die Spundwand wird durch
Wasserdruck von der Landseite belastet. Dies
ist bei Uferwänden, die einen Geländesprung
stützen, regelmäßig die maßgebliche Belastung
für die Spundwände (siehe hierzu auch EAU).
Weiter zu beachten sind bei Hochwasserschutzwänden noch Belastungen aus Staudruck,
Anpralllasten und ggf. Eisgang bzw. Eisdruck.
Darüber hinaus sind Festlegungen zu treffen,
ob die Wände auch für den Lastfall der Überströmung auszulegen sind. Derartige Festlegungen sind auch erforderlich für den Fall des
landseitigen Einstaus (im Nachgang einer Hochwasserwelle; Wände wurden überspült; Überflutungswasser wird durch die Wände zurückgehalten).
Neben den vorstehend aufgezeigten Besonderheiten sind weitere ggf. bemessungsrelevante
Untersuchungen erforderlich (hydraulischer
Grundbruch, Erosionsgrundbruch (Piping, Suffosion etc.), auf die an dieser Stelle jedoch nicht
weiter eingegangen wird.
4 Randbedingungen bei der Planung
Außer den bereits aufgeführten geohydraulischen Randbedingungen sind hinsichtlich der
Planung von Spundwänden im Hochwasserschutz noch die folgenden wesentlichen technischen Planungsrandbedingungen zu beachten:
– Baugrundverhältnisse
– Immissionsbelastung, bezogen auf das Umfeld
der Maßnahme
– Zulässige Toleranzen
Die Baugrundverhältnisse bestimmen die
Möglichkeiten des Einsatzes von dichten Wänden im Untergrund sowie deren Konstruktionsart in entscheidendem Maße. So können z. B.
innerhalb der Hochwasserschutzmaßnahmen in
Köln Spundwände als Regelbauweise für in den
Untergrund einzubringende Wände, die eine
lastabtragende und fließwegverlängernde Funktion aufweisen müssen, angesehen werden.
Jedoch existieren auch Baubereiche, in denen
der Einsatz von Spundwänden als nicht oder nur
mit aufwendigen Zusatzmaßnahmen machbar
eingestuft wurde. Dies ist z. B. regelmäßig der
Fall, wenn alte Uferbefestigungen in größerer
Tiefe vorhanden waren oder vermutet wurden.
Sofern Spundwände als Konstruktionselement ausgewählt werden, entscheiden die Baugrundverhältnisse sowie die Verhältnisse im
Umfeld über die Wahl des Einbringverfahrens.
Die DIN 12063 „Spundwandarbeiten“ gibt
vor, dass Einbringverfahren, zugehörige Geräte
und Einbringhilfen auf der Basis von vergleichbaren Erfahrungen ausgewählt werden müssen.
Falls keine vergleichbaren Erfahrungen vorliegen oder diese als unzureichend anzusehen sind,
sollten Rammversuche ausgeführt werden (gilt
auch für Einpressen). Weiterhin wird ausgeführt,
dass Einbringhilfen so einzusetzen sind, dass
das Entstehen von Schäden an benachbarten
Bauwerken unwahrscheinlich ist.
Sehr wichtig im Hinblick auf die Zulässigkeit
und damit die Machbarkeit ist somit auch der
Gesichtspunkt der Immissionsbelastung. Dies
gilt sowohl für die Immissionen aus Erschütterungen als auch aus Lärm.
Die DIN 4150 gibt Hinweise hinsichtlich
der Ermittlung (Teil 1) und Beurteilung (Teile 2
und 3) von Erschütterungen, auf die an dieser
Stelle nicht weiter eingegangen wird. Grundsätzlich wird jedoch darauf aufmerksam gemacht,
dass bei unzulässig hohen Erschütterungen bereits in der DIN 4150 als mögliche Gegenmaßnahme „der Übergang zu erschütterungsarmen
Bauverfahren“ aufgelistet wird (DIN 4150 Teil
3, Anhang B 1.5 – Bauerschütterungen).
Hinsichtlich der Lärmemissionen ist die
„Allgemeine Verwaltungsvorschrift zum Schutz
gegen Baulärm-Geräuschemissionen“ vom
19.08.1970 die derzeit geltende Vorschrift.
Dort werden folgende Immissionsrichtwerte
(Beurteilungspegel) festgesetzt:
a) Gebiete, in denen nur gewerbliche oder industrielle Anlagen und Wohnungen für Inhaber und Leiter der Betriebe sowie Aufsichtsund Bereitschaftspersonal untergebracht sind:
70 dB(A)
b) Gebiete, in denen vorwiegend gewerbliche
Anlagen untergebracht sind:
tags 65 dB(A), nachts 50 dB(A)
c) Gebiete mit gewerblichen Anlagen und Wohnungen, in denen weder vorwiegend gewerbliche Anlagen noch vorwiegend Wohnungen
untergebracht sind:
Gebiete, in denen vorwiegend Wohnungen
untergebracht sind:
59
d) Gebiete, in denen ausschließlich Wohnungen untergebracht sind:
e) Kurgebiete, Krankenhäuser und Pflegeantags 45 dB(A), nachts 35 dB(A)
stalten:
Eine Stilllegung der Baumaschinen kommt
„als äußerstes Mittel in Betracht, um die Allgemeinheit vor Gefahren, erheblichen Nachteilen
oder erheblichen Belästigungen zu schützen“.
Von der Stilllegung kann abgesehen werden,
falls die Arbeiten „im öffentlichen Interesse
dringend erforderlich sind und die Bauarbeiten
ohne die Überschreitung der Immissionsrichtwerte nicht oder nicht rechtzeitig durchgeführt
werden können“ (Interessenabwägung). Es kann
allerdings daraus die Verpflichtung abgeleitet
werden, zunächst die Einhaltung oder möglichst geringe Überschreitung der Immissionsrichtwerte bereits in der Planung der Bauarbeiten durch den Einsatz modernster Gerätetechnik, ggf. auch durch alternative Bauverfahren, zu
untersuchen und anzustreben. Wirtschaftliche
Interessen können dabei als nachrangig einzustufen sein.
Bezogen auf die verschiedenen Einbringverfahren können folgende Immissionspegel im Abstand von 7 m angegeben werden (aus ARBED:
Grundlagen zur Planung und Entwurf von
Spundwandbauwerken, 2004):
Schlagrammen:
90–115 dB(A)
Schnellschlaghämmer: 85–110 dB(A)
Vibratoren:
70–90 dB(A)
Pressen:
60–75 dB(A)
Bei ungehinderter Schallausbreitung verringert sich der Schallpegel unabhängig von der
Frequenz in Abhängigkeit der Umgebungsverhältnisse um ca. 3–6 dB(A) bei Verdopplung der
Entfernung. Bei nahe liegender Wohnbebauung
lassen sich somit die geltenden Immissionsgrenzwerte bei Spundwandarbeiten – insbesondere
in reinen Wohngebieten – regelmäßig nicht
einhalten. Dies gilt aber ebenso für andere Bautätigkeiten, die entsprechende Lärmemissionen
verursachen (z. B. Bohrpfahlwände, Schlitzwände).
Die o. a. Immissionspegel in 7 m Entfernung
stellen allerdings nicht die Beurteilungspegel
dar. Diese berücksichtigen u.a. die durchschnittliche tägliche Betriebsdauer der Baumaschinen
(Zeitkorrektur). Bei einer Betriebsdauer bis 2,5
h/d sind die Werte um 10 dB(A) und bei einer
Betriebsdauer bis 8 h/d um 5 dB(A) zu reduzieren. Aus diesen relativ geringen Reduzierungen
wird jedoch ersichtlich, dass eine Verringerung
der Betriebsdauer im Normalfall kein geeignetes
60
Verfahren zur Lärmminderung darstellen kann,
da die wirtschaftliche Relevanz in einem schlechten Verhältnis zur Abminderung steht. Jedoch
lässt sich durch entsprechende Einschränkung
der Arbeitszeit (z. B. Spundwandarbeiten erst
ab 8:00 Uhr) eine erhöhte Akzeptanz bei den
Anwohnern erzielen.
Falls der ermittelte Beurteilungspegel des
von Baumaschinen hervorgerufenen Geräusches
den Immissionsrichtwert um mehr als 5 dB(A)
überschreitet, sollen Maßnahmen zur Minderung der Geräusche angeordnet werden. In den
aufgelisteten Maßnahmen ist insbesondere auf
den Punkt „Verwendung geräuschärmerer Baumaschinen“ hinzuweisen. Es ist zu prüfen, ob
fortschrittlichere Maschinen derselben Bauart
und mit vergleichbarer Leistung, die sich im
Betrieb bewährt haben, einsetzbar sind. Dabei
wird Bezug genommen auf den „Stand der
Technik“.
Eine Vergleichsberechnung der Beurteilungspegel für einen mehrgeschossigen Immissionsstandort in einem reinen Wohngebiet ergab
für die Herstellung der Baugrube für ein Pumpwerk im Planfeststellungsabschnitt 4 folgendes
Ergebnis:
Herstellung mittels
Schlitzwand oder
Bohrpfahlwand:
71–79 dB(A)
Herstellung mittels Spundwandpresse (Fa. Giken): 61–68 dB(A)
Das Einbringen mittels Vibrieren oder
Schlagrammen wurde nicht untersucht, da die
dabei auftretenden Emissionen absehbar erheblich höher liegen. Vor allem aufgrund der zu
erwartenden Lärmimmissionen wurde die Herstellung der Baugrubenumschließung mittels
Spundwandpresse gewählt.
Abschließend zum Thema Immissionen ist
festzuhalten, dass die Wahl der Gerätetechnik
auch unter dem Gesichtspunkt der Immissionsbelastung des Umfelds erfolgen muss. Überschreitungen sowohl der Erschütterungs- als
auch der Lärmimmissionen kann eine Stilllegung
der Geräte nach sich ziehen. Ggf. sind Fachgutachter hinzuzuziehen.
Zu beachten sind darüber hinaus auch die
Toleranzen des gewählten Verfahrens. So lässt
z.B. DIN 12063 „Spundwandarbeiten“ für Arbeiten an Land folgende Toleranzen zu:
– Abweichung des Bohlenkopfs
im Grundriss:
senkrecht zur Wand ≤ 75 mm
– Abweichung von der Vertikalen
im oberen Meter: ≤ 1%,
bei schwierigen Bodenverhältnissen ≤ 3%
Eine als planmäßig anzusetzende Lageabweichung von ± 7,5 cm führt im Grenzfall zu
insgesamt 15 cm dickeren Betonbauteilen. Sofern diese nicht gewünscht werden, kann das
Toleranzmaß auf ein technisch machbares Maß
verringert werden. Dies hängt wiederum stark
von den Randbedingungen (z. B. von Bodenverhältnissen) ab. Das Fordern geringerer Toleranzen erfordert ggf. zusätzliche Rammführungen
und zieht somit bei realistischer Kalkulation unmittelbar höhere Preise nach sich. In DIN 12063
wird lediglich die Empfehlung ausgesprochen,
dass die Spundbohlen während des Einbringens
in einer oder mehreren Höhenlagen geführt werden sollten.
Somit sind folgende Ziele bei der Auswahl
der Gerätetechnik für die Spundwandarbeiten
als gleichrangig anzusehen:
– die Spundwände müssen sicher und innerhalb
der zulässigen Toleranzen in den Untergrund
eingebracht werden
– es dürfen keine unzulässigen Immissionen im
Umfeld durch die Arbeiten hervorgerufen
werden
5.1 Selbstschreitende Presse –
Crush-Piler der Fa. Giken
Bei der baulichen Umsetzung im Planfeststellungsabschnitt 4 wurde aufgrund der nahen,
zum Teil denkmalgeschützten, villenartigen Bebauung sowie der Vorgaben bezüglich Lärmemissionen der Einsatz von Spundwandpressen
bereits im Planfeststellungsbeschuss gefordert.
Der Baugrund war gekennzeichnet durch dicht
bis sehr dicht gelagerte sandige Kiese mit ausgeprägtem Steinanteil. In Bild 4 ist ein charakteristisches Bohrprofil mit Rammdiagramm dargestellt.
Ein Einpressen von Spundwänden ohne Einbringhilfen ist bei den anstehenden Baugrundverhältnissen als nicht machbar zu beurteilen.
Nach von ARCADIS durchgeführter Marktrecherche wurde die Gerätegruppe Crush-Piler der
Bild 4:
Bodenaufbau im
PFA 4
Neben den v. g. technischen Planungsrandbedingungen sind selbstverständlich noch weitere Randbedingungen bei der Planung wie die
Lage des Baufelds und seine Zugänglichkeit, die
Anforderungen an die Gestaltung etc. zu berücksichtigen.
5 Einbringverfahren für Spundwände
an Beispielen
Die Einbringverfahren für Spundwände
lassen sich im Wesentlichen in die Kategorien
Schlagrammen, Rütteln bzw. Vibrieren und Einpressen einteilen. An dieser Stelle werden ausschließlich die Pressverfahren behandelt, obwohl bei den Hochwasserschutzmaßnahmen in
Köln auch in umfangreichem Maße Spundwände
mit Vibrationstechnik eingebracht worden
sind.
Die Pressverfahren wiederum lassen sich in
folgende Kategorien differenzieren:
– selbstschreitende Pressen
– mäklergeführte Pressen
Im Folgenden werden an konkreten Einsatzbeispielen die Unterschiede zwischen den
beiden Verfahren und deren Voraussetzungen
erläutert. Hierbei wird Bezug genommen auf
Geräte der Fa. Giken und der Fa. Abi.
61
Bild 5:
Crush-Piler,
Fa. Giken
Bild 7: Bohrer mit ausklappbaren Flügeln
Bild 6:
Startrahmen
Fa. Giken als grundsätzlich geeignet eingestuft
(Bild 5). Im Zuge der Planung wurde eine
Probepressung vor Ort ausgeführt, die die Eignung bestätigte.
Das Gerät zählt zu den selbstschreitenden
Pressen und ist eine Weiterentwicklung des
sog. „Silent Pilers“. Entscheidender Unterschied
zwischen den beiden genannten Geräten ist der
beim Crush-Piler vorhandene verrohrte Bohrer,
der mit einem geringen Vorlauf von etwa 0,5 m
der Spundwand voran in das Erdreich eingebracht wird (gleichzeitiges Einbringen mit der
Spundbohle).
Das Gerät wurde zunächst für den Bau der
Hochwasserschutzwände auf einer Länge von
etwa 950 m eingesetzt. Hierbei wurden Bohlen
mit einer Gesamtlänge von bis zu 12 m in die
dicht bis sehr dicht gelagerten sandig-steinigen Kiese eingebracht.
62
Nach den dabei gewonnenen positiven Erfahrungen wurde das Verfahren auch für die
Herstellung einer benachbarten Pumpwerksbaugrube eingesetzt. Die Baugrube wurde mit
wasserdichten Wänden und rückverankerter
Unterwasserbetonsohle ausgeführt. Die eingepressten Bohlen binden ca. 15 m in den Baugrund ein.
Die etwa 20 t schwere Geräteeinheit des
Crush-Pilers schreitet auf der bereits eingebrachten Spundwand. Aufgrund des Gerätegewichts
und der an den Bohlenköpfen wirkenden Kräfte
sind ausreichend steife und lange Bohlen sowie
geeignete Baugrundverhältnisse Einsatzvoraussetzungen.
Für den Beginn der Pressarbeiten wird ein
eigens entwickelter Startrahmen benötigt, der
mit Rammgut oder etwas anderem beschwert
werden kann (Bild 6). Der verrohrte Bohrer
wird bei U-Bohlen und Doppel-Z-Bohlen im
Spundwandtal gleichzeitig mit dem Rammgut
eingebracht. Die Bohlen werden somit unmittelbar in den aufgelockerten Boden eingepresst.
Bei Erfordernis wird ein Bohrkopf eingesetzt,
der über ausklappbare Flügel verfügt (Bild 7).
Damit kann nahezu die gesamte Grundrissfläche unterhalb des Rammguts aufgelockert
werden.
Nach Erreichen der Endteufe wird der Bohrer rückwärtsdrehend wieder gezogen, wobei
gefördertes Material auf die Bohrschnecke gegeben und die Bohrungszone rückschreitend
wieder verfüllt wird.
Nachteilig bei dem Verfahren ist, dass auf
der bohrerabgewandten Seite der Spundwand
keine Rückverfüllung mehr stattfinden kann.
Ausgeführte Rammsondierungen ergaben allerdings, dass keine Hohlräume oder Bereiche
mit sehr geringen Schlagzahlen verblieben sind.
Grundsätzlich können allerdings Zonen mit sehr
geringer Lagerungsdichte nicht ausgeschlossen
werden, was bei den hier ausgeführten Anwendungsfällen jedoch von untergeordneter Bedeutung war.
Weiterer Nachteil ist, dass herausstehende
Bohlen, die nicht bis auf Endteufe eingebracht
werden können, ein Hindernis für den weiteren
Arbeitsfortschritt darstellen. Sie müssen abgebrannt werden. Dies kam allerdings in den ausgeführten Projekten selbst bei den anstehenden
schwierigen Baugrundverhältnissen nicht vor.
Großer Vorteil des Verfahrens ist seine
Emissionsarmut und das Beherrschen schwieriger Baugrundverhältnisse. Weiterhin wird
unmittelbar an der Spundwand keine größere
Arbeitsfläche (Baustraße) benötigt. Das Verfahren ist generell auch für einen Einsatz über Wasser und in Böschungen geeignet.
Vom Hersteller werden komplette Geräteeinheiten gestellt, mit denen die Spundwände
eingebracht werden können. Die Projektierung
muss allerdings im Hinblick auf den verfügbaren
Arbeitsraum, auszuführende Kurven und Knicke
etc. detailliert abgestimmt werden. Das Verfahren ist als relativ kostenaufwendig einzustufen, kann aber bei entsprechenden Baustellenrandbedingungen wirtschaftlich sein.
5.2 Mäklergeführte Pressen –
Hydro-Press-System der Fa. ABI
In den Planfeststellungsabschnitten 2 und 3
waren ebenfalls Spundwände in den Untergrund
einzupressen. Im Untergrund standen auch hier
die Terrassenschotter in Form von sandigen
Kiesen an, wobei deren Lagerungsdichte meist
nur von locker bis mitteldicht reichte und
Steinanteile nur in geringem Umfang zu erwarten waren. Aufgrund der vorliegenden Randbedingungen (Baugrund und sonstige Randbedingungen) wurden Geräte des Herstellers ABI
(Hydro-Press-System) eingesetzt.
Es handelt sich dabei um mäklergeführte
Spundwandpressen. Dabei werden jeweils vier
Einzelbohlen in Paketen aufgenommen und
mittels vier unabhängig voneinander steuerbarer
Hydraulikpressen alternierend in kurzen Vorschüben von ca. 0,4 m in den Untergrund eingepresst. Das Verfahren ist ebenfalls als emissionsarm einzustufen.
Ein entscheidender Unterschied zum CrushPiler ist, dass gleichzeitig mit der Spundwand
keine Lockerungsbohrungen abgeteuft werden
können. Diese können hierbei im Regelfall nur
vorlaufend ausgeführt werden.
Auch für dieses Verfahren wurde vorlaufend
eine Probepressung ausgeführt, da keine Erfahrungswerte bei vergleichbaren Untergrundverhältnissen vorlagen. Die grundsätzliche Eignung
wurde damit bestätigt. Aus der Probepressung
wurden außerdem folgende Erfahrungswerte
gewonnen:
– die Spundwände können nicht ohne Einbringhilfen (vorlaufende Lockerungsbohrungen) in
mitteldicht bis dicht gelagerte sandige Kiese
eingepresst werden
– die Lockerungsbohrungen sind mit einem
Durchmesser von 450 mm in den Schlossbereichen anzuordnen
– die üblicherweise eingesetzten Bohrschnecken für das Vorbohren biegen sich bei entsprechendem Anpressdruck stark durch, was
zu einem unplanmäßigen Bohrungsverlauf
führen kann
Im Planfeststellungsabschnitt 2 waren die
maximal etwa 10 m in den Untergrund einzubringenden Spundwände unmittelbar vor einer
bestehenden, nicht standsicheren Hochwasserschutzwand einzupressen. Unmittelbar hinter
der alten Wand waren häufig Gebäude vorhanden (Bild 8). Es musste vermieden werden, dass
durch die Lockerungsbohrungen unzulässige
Auflockerungen, insbesondere im landseitigen
Bereich der einzubringenden Spundwand, hervorgerufen werden, die zu Schäden an der vorhandenen Bebauung führen. Unter anderem aus
diesem Grund wurden umfangreiche Vorgaben
für die einzusetzende Gerätetechnik und deren
Anwendung gemacht:
– planmäßige Lage der Bohransatzpunkte gemäß Bild 9
Bild 8:
Bebauungsnaher
Arbeitseinsatz
63
Bild 9: Geforderte Anordnung
der Lockerungsbohrungen
Bild 10: Bohrschablone
– die Lockerungsbohrungen dürfen aufgrund
der Liefertoleranzen der Spundwand nur
einen sehr kurzen Vorlauf zur bereits eingebrachten Spundwand aufweisen
– für die Lockerungsbohrungen ist eine Schablone herzustellen, um die planmäßige Lage
des Bohransatzpunktes zu gewährleisten; die
Schablone ist jeweils auf die bereits eingebrachte Spundwand einzumessen (Bild 10)
– die Bohrschnecke ist möglichst steif und ohne
Kopplungen auszubilden; sie ist für Inklinometermessungen auszulegen (Bild 11)
– maximal zulässige Abweichung vom Bohransatzpunkt: 5 cm
– maximale Abweichung der Bohrung von der
Vertikalen: 1,5 %
– beim rückwärtigen Herausdrehen des Bohrers
muss der geförderte Boden wieder vollständig
eingebaut werden; es muss ständig ein Anpressdruck am Bohrkopf registriert werden;
ein ggf. verbleibendes Restloch ist mit Fremdmaterial aufzufüllen
Weiterhin wurden Vorgaben bezüglich der
Einsatzgewichte der Geräte (65 t) gemacht, um
ausreichend Gegengewicht beim Pressvorgang
zur Verfügung zu haben.
Im Gegensatz zu den selbstschreitenden
Pressen wird für den Einsatz von mäklergeführten Pressen eine relativ breite Arbeitsebene benötigt (mind. ca. 6 m). Die Geräte sind frei auf
dem Markt verfügbar (auch Leihgeräte), sodass
eine gute Wettbewerbssituation vorliegt. Die
Planung der Arbeiten, insbesondere der Anordnung der Lockerungsbohrungen, erfordert
bei komplexen Verhältnissen jedoch eine umfangreiche Vorbereitung.
64
Bild 11: Inklinometermessungen
in der Bohrschnecke
6 Schlussbemerkung
Spundwände sind zuverlässige Konstruktionselemente im Hochwasserschutz. Allerdings
muss bei der Berechnung und Bemessung sehr
konservativ vorgegangen werden, da ein Versagen nur im Belastungsfall auftritt und unweigerlich extrem hohe Schäden nach sich zieht.
Ein dammbruchartiges Versagen von Hochwasserschutzanlagen gefährdet in der Regel eine
Vielzahl von Menschenleben und das zu schützende Anlagevermögen.
Die Besonderheiten – insbesondere im Hinblick auf die Geohydraulik – sind angemessen
zu berücksichtigen. Ggf. sind aufwendige Zusatzmaßnahmen zur Sicherstellung der Standsicherheit erforderlich (z. B. Dränung). Weiterhin ergeben sich aus der häufig bebauungsnahen
Lage der Bauvorhaben Anforderungen hinsichtlich zulässiger Emissionen. Hierfür stehen Spezialverfahren bereit, die als Stand der Technik
anzusehen sind. Diese sind bezogen auf die speziellen Projektanforderungen auszuwählen und
detailliert festzulegen.
7 Literatur
Hochwasserschutzkonzept der Stadt Köln
Anhang
Dokumentation 530: Stahlspundwände (1) – Planung und Anwendung
Inhalt
Vorwort
Prof. Dr.-Ing. Rudolf Floss, München
Ausbau der Nordschleuse Offenbach: Integration von Bau- und Endzustand unter
Aufrechterhaltung des Schleusenbetriebs
Dipl.-Ing. Klaus Schwersenz, Aschaffenburg
Expertensystem für Lärm- und Erschütterungsprognosen beim Einbringen von
Spundbohlen –
Teil 1: Erläuterung der physikalischen und
theoretischen Grundlagen
Dipl.-Ing. Wolf-J. Gerasch, Hannover
Expertensystem für Lärm- und Erschütterungsprognosen beim Einbringen von
Spundbohlen –
Teil 2: Aufbau und Handhabung des Prognoseprogramms
Dipl.-Math. Katrin Funk, Hannover
Stahlspundwände als Baugrubenverbau im
innerstädtischen Bereich von Wiesbaden:
Bewältigung schwierigster Baugrundprobleme
Dipl.-Ing. Roland Jörger, Mannheim, und
Dipl.-Ing. Andreas Wieners, Dortmund
Rechnerische Behandlung der Dichtigkeit
von Spundwandbauwerken
Dr.-Ing. Alex Schmitt, Luxemburg
Entwicklung der Rammtechnik und der
Rammhilfen in den letzten Jahren: Optimierung der Arbeitsabläufe durch Steuerung und moderne Regeltechnik
Dipl.-Ing. Klaus Hudelmeier, München
Schwingungsausbreitung beim Einbringen
und Ziehen von Stahlspundwänden
Dipl.-Ing. Norbert Gruber, München
Stahlspundwand und Sicherung von Altlasten: Auswahl von Stahlspundwand-Dichtungssystemen
Dr.-Ing. Magret Geil, Bochum
Die Dichtspundwand zur Sicherung von Altlasten am Beispiel der Deponie Penzberg
Prof. Dr.-Ing. Armin Horn, Neubiberg
Neuartiger Einsatz gemischter Spundwandsysteme
Dipl.-Ing. Christian Arndts, Hamburg
Vermeidung und Eingrenzung von Umweltschäden durch dauerhafte Einkapselung kontaminierter Bereiche mit Stahlspundbohlen
65
Inhalt
Stahlspundwände – Entwicklung und Anwendung
Prof. Dipl.-Ing. Heinz Wind, Darmstadt, und
Die Spundwand als Gründungselement für
Talbrücken
Dipl.-Ing. G. Schulz, Darmstadt
Vertikale und horizontale Spundwandprobebelastungen
Dr.-Ing. Thomas Neidhart, Darmstadt, und
Dr.-Ing. Yasser El-Mossallamy, Darmstadt
Herstellung von Baugruben durch gefräste
Einphasendichtwände mit eingestellter
Spundwand
Dipl.-Ing. Holger Itzeck, Schrobenhausen
Die Spundwand als wirtschaftliches Verbauelement im Stadtgebiet von Leipzig
Dipl.-Ing. Hubert Hasenöhrl, Dachau
Vorteile der neuen Bemessung von Stahlspundwänden nach Eurocode 3, Teil 5
Prof. Dr.-Ing. Gerhard Sedlacek und
Dipl.-Ing. Ralf Hartmann-Linden, Aachen
66
Proberammung von Spundwänden
Dr.-Ing. F. Deman und
Dipl.-Ing. M. Scheuerer, Mannheim
Einsatz von Spundwänden an Brückenbauwerken der Ausbaustrecke Leipzig-Dresden
Dr.-Ing. E. Reis und
Dr.-Ing. Th. Schmiers, Dresden
Auswirkungen der Umweltverträglichkeitsuntersuchungen auf Planung und Bau des
unteren Vorhafens der Schleuse Faulbach
am Main
Dipl.-Ing. Klaus Schwersenz, Aschaffenburg
Die Anwendung moderner Vibrationsrammen im Tiefbau
Prof. Dr.-Ing. K. Rainer Massarsch, Bromma,
Schweden
Untertunnelung eines Bahndammes mit
Hilfe eines Rohrschirmes
Dipl.-Ing. Günter Potsch, Burgbernheim
Untersuchungen zum Bewegungsverhalten
beim Vibrationsrammen
Prof. Dr.-Ing. habil. Peter Vielsack, Karlsruhe
Anhang
Inhalt
Exemplarische Darstellung von Spundwandkonstruktionen aus dem Seehafenbau an
der deutschen Nordseeküste
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Victor Rizkallah, Hannover
Praxisgerechte Planung und Ausschreibung
von Spundwandbauwerken – Vermeidung
von Fehlern
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Victor Rizkallah, Hannover
Die nummerische Behandlung von Stützwänden: der Einfluss des Modellansatzes
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Tom Schanz, Weimar
Fachgerechte Planung und Ausschreibung
von Spundwandbauwerken – Altlast Gewerbepark Bingen-Ost
Dr.-Ing. Nils Christian Lund, Kaiserslautern
Verankerung von Verbauwänden und die
rechnerische Simulation
Privatdozent Dr.-Ing. H. Schad, Stuttgart
Einsatz von Stahlbauspundwänden für die
Ufersicherungen bei der Erweiterung des
Mittellandkanals unter Beachtung ökologischer Aspekte
Dipl.-Ing. Dieter Schmidt-Vöcks, Hannover
Ertüchtigung des Ragöser Dammes mit Hilfe
von Spundwänden
Dipl.-Ing. Johannes Siebke, Eberswalde
Brückenwiderlager und Stützwände aus
Stahlspundbohlen
Dipl.-Ing. H. J. Bartels, Hannover
Wirtschaftlicher Spundwandeinsatz am Beispiel der Pferdeturmkreuzung in Hannover
Dr.-Ing. Ralf Meyer, Hildesheim
Die neue allgemeine bauaufsichtliche Zulassung für Spundwände aus höherfesten
Stählen (S 390 GP, S 430 GP)
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Helmut Saal, Karlsruhe
Sondervorschläge in Spundwandbauweise:
Baugrube Weiherhof-Center
Dipl.-Ing. (FH) Klaus Hudelmaier, Oberhachingen,
und Dipl.-Ing. M. Forst, Groß-Zimmern
Regenüberlaufbecken Überlingen und Oberuhldingen – Sondervorschläge in Spundwandbauweise
Dipl.-Ing. Friedbert Hoffmann, Überlingen
WSA Freiburg: Rheinseitendammabdichtung
mit Spundwänden
Dipl.-Ing. H. Klose, Freiburg
Bauvorhaben Baden-Airpark: qualitätsgerechte Umsetzung
Dr. Dipl.-Geologe Ingo Sass, Mühltal, und
Dipl.-Ing. Georg Geyer, Karlsruhe
Tragfähigkeit von exzentrisch verankerten
AZ-Bohlen
Prof. Dr.-Ing. Gerhard Sedlacek und
Dipl.-Ing. Christian Dercks, Aachen
67
Inhalt
Zum Sicherheitsnachweis für Spundwandbauwerke nach dem Gelbdruck der DIN
1054-100
Prof. Dr.-Ing. Dr. h.c. Gerd Gudehus, Karlsruhe
Belastung und Bemessung vorgerammter
Spundwandbauwerke
Prof. Dr.-Ing. Werner Richwien, Essen
Praktische Ergebnisse aus dem Spundwandgroßversuch in Rotterdam
Prof.-Ing. A. F. van Tol und
Dipl.-Ing. D. A. Kort, Rotterdam
Entwicklung in der Einpresstechnik von
Spundbohlen
Dipl.-Ing. Axel auf der Heiden, Bad Vilbel
Einsatz von Spundwänden in Kombination
mit mobilen Hochwasserschutzsystemen
Prof. Dr.-Ing. Ernesto Ruiz Rodriguez,
Wiesbaden
Stahlspundwände bei der Deichsanierung
am Rhein
Dipl.-Ing. Hans-Bernd Schulze, Düsseldorf
Kværner Warnow Werft – „Grundinstandsetzung Liegeplatz 1 – 3 einschließlich einer
Bogenrammung mit Kastenspundbohlen“
Dipl.-Ing. Roland Goldenbogen, Rostock
68
Bauvorhaben Containerterminal Altenwerder
Dipl.-Ing. Rudolf Meyer-Auhage, Hamburg
Neubau des Stever-Durchlasses im Zuge des
Ausbaus der Dortmund-Ems-Kanal-Südstrecke
Dr.-Ing. Ulrich Rode, Datteln
Einsatz von Stahlspundwänden beim Bauvorhaben Tunnel Troisdorf
Dipl.-Ing. Martin Schlegel, Düsseldorf
Neubau des Weserauentunnels im Zuge
der B 61 n zwischen Porta Westfalica und
Minden
Dipl.-Ing. Rudolf Schleich und
Dipl.-Ing. Frank Stuke, Minden
Stahlspundwände im Rüttelspülverfahren
an der Rheinquerung Ilverich
Dipl.-Ing. Thomas Wörns, Stuttgart
Wirtschaftlicher Einsatz von Stahlspundwänden beim Bau der Deponie Neuhöfer
Straße in Hamburg
Dipl.-Ing. Henning Holst, Großhansdorf
Anhang
Inhalt
Neues Sicherheitskonzept nach DIN 1054
und EAU
Dr. Michael Heibaum, Karlsruhe
Spundwandberechnung nach neuer DIN
1054 am Beispiel einer HochwassserschutzWand
Dr. Karl Morgen, Hamburg
Kaimauerbau in Hamburg – Spezielle Entwicklungen zu Konstruktion und Bemessung
Dr. Christoph Miller, Hamburg
Beispiele für moderne Einbring- und Gerätetechnik im Ingenieurwasserbau
Dipl.-Ing. Jörg Ricklefs, Hamburg
Sperrwerk Gandersum – Einsatz von Spundwänden
Dipl.-Ing. August Voigt, Papenburg
Hochwasserschutz in Hamburg mit Spundwänden am Müggenburger und Schluisgrover Hauptdeich
Dipl.-Ing. Gunter Behncke, Hamburg
Spundwandbauweisen im Rahmen der
Illerentwicklung
OAR Wilhelm Grotz, Ulm, und
Dipl.-Ing. Robert Ueberfeldt, Koblenz
Stahlbetonverkleidete Stahlspundwände
am Beispiel der DB-Strecke Nürnberg –
München
Dipl.-Ing. Günter Meyer, Hildesheim
Das Mühlenberger Loch – eine ungewöhnliche Bauaufgabe
Dipl.-Ing. Siegfried Mett, Cuxhaven, und
Dipl.-Ing. Werner Beisenbusch, Oldenburg
Landebahnverlängerung der Rüschhalbinsel in Hamburg mit ihren Spundwandbauwerken
Dipl.-Ing. Jürgen Tippenhauer, Hamburg
Erneuerung der Brücke 1. Ellerholzrampe
im Hamburger Hafen
Dr. Helmut Schmitt, Hamburg
Baugrube RiemArcaden in München
Dipl.-Ing. Hartmut Küfner; Floß
Hochwasserschutz am Oberrhein – Baumaßnahmen am Polder Söllingen/Greffern
Teil 1: Planung der Baumaßnahmen
Dipl.-Ing. Günter Wendel und
Dipl.-Ing. Barbara Lampert, Karlsruhe
Teil 2: Ausführung der Baumaßnahmen
Dipl.-Ing. Hansjörg Paul, Bad Bentheim
Sohlverankerung mit Verpresspfählen bei
der niederländischen NBS „Betuweroute“
Dipl.-Ing. Werner Müller, Weinstadt, und
Dipl.-Ing. Roland Müller, Hamburg
Stahlspundwandeinsatz beim Neubau der
Schleuse Charlottenburg
Dipl.-Ing. Hans-Jürgen Heymann, Berlin
Spundwandanwendungen beim Neubau
der Rheinbrücke Pierre Pflimlin zwischen
Altenheim-Eschau
Dipl.-Ing. Hans-Peter Früh, Achern
Container-Terminal-Bremerhaven – Nördliche Erweiterung CT IIIa
Dipl.-Ing. Martin Rathge, Bremen
69
Inhalt
Einsatz von Spundwänden im ökologischen
Wasserbau
Prof. Dr. habil. Olaf Mietz, Seddin
Nachweis der Gebrauchstauglichkeit von
Stahlspundwänden mit gebettetem Wandfuß
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Achim Hettler, Dortmund
Entwicklung des technischen Regelwerks
im Wasserbau
Dipl.-Ing. Michael Behrendt, Bonn
Altlasteneinkapselung mittels Spundwandprofilen inmitten eines Wohngebietes
Dipl.-Ing. Martina Schreier, Mannheim
Hochwasserschutz der Rheinpromenade
in Emmerich mit einer Dichtwand und
eingestellter Spundwand
Dipl.-Ing. Claudius Kellner, Essen, und
Dipl.-Ing. Brigitte Scheibel, Mannheim
Anwendung der Spundwand beim Bau des
Funnel-and-Gate-Systems
Dipl.-Ing. Ulrich Pelleter, Schrobenhausen
Einsatz von Spundwänden beim Neubau
des Maritim-Hotels Berlin
Dipl.-Ing. Holger Itzeck, Schrobenhausen, und
Dr.-Ing. Thomas Richter, Berlin
Bauliche Maßnahmen zur Verbesserung der
Schifffahrtsbedingungen auf den Berliner
und Brandenburger Wasserstraßen im Rahmen des VDE 17
Dipl.-Ing. Heike Barth, Berlin
Neubau des Hansehafens in Magdeburg
Teil 1: Dipl.-Ing. Wolfgang Hucke, Magdeburg
Teil 2: Dipl.-Ing. Thomas Sänger, Magdeburg
Bau der Emspier im Außenhafen in Emden
Dr.-Ing. Hans-Dieter Clasmeier, Emden
Der Bau des Deichsiels in Neufeld
Dipl.-Ing. Lutz Dröge, Oldenburg
70
Ausbau Unterer und Oberer Vorhafen
Schleuse Randersacker
Dipl.-Ing. Stefan Hohler, Stuttgart
Spundwanderneuerung Wien, Hafen Albern
Dipl.-Ing. Harald Heinzelmann, Schrobenhausen
Autofähre Konstanz–Meersburg –
Hafenerweiterung mit Anlegeroptimierung
Dipl.-Ing. Krister Hennige, Konstanz
Ersatz des Dattelner Mühlenbach-Durchlasses
Teil 1: Dipl.-Ing. Kai Römer, Duisburg
Teil 2: Dipl.-Ing. Claudius Kellner, Essen
Fischtreppe Gambsheim – Stahlspundwände
im Wasserbau
Dipl.-Ing. Alexander Schleith, Stuttgart
Anhang
Inhalt
Geotechnische Nachweise von Spundwandkonstruktionen nach Eurocode 7 und DIN
1054:2005
Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach, Darmstadt
Bemessung und Einbringung von Baugrubenwänden in weichen Böden
Univ.-Prof. Dr.-Ing. H.-G. Kempfert, Kassel
„Spundwandgründung“ Brücke Unterführung des Strassbaches im Zuge der Ortsumfahrung B 3 Friedberg
Dipl.-Ing. Lars Weishaar, Rotenburg an der Fulda
Hochwasserschutz am Main, Sanierung
der Main-Winterdeiche im Bereich BürgelRumpenheim
Dipl.-Ing. Peter Bader und
Dipl.-Ing. Jürgen Göbel,
Neustadt an der Weinstraße
Einsatz von Spundwänden bei Hochwasserschutzmaßnahmen an Rhein und Main
Dr.-Ing. Michael Rosport, Hügelsheim
Einsatz breiter Spundwandprofile und ihre
Bemessung und Prüfung nach neuem Teilsicherheitskonzept im „Logport l“, Hafen
Duisburg-Rheinhausen
Teil 1: Erich Schauder, Duisburg
Teil 2: Prof. Dr.-Ing. Waltraud von Grabe,
Mönchengladbach
Herstellung eines Kastenfangedamms für
das Pumpspeicherwerk Waldeck I
Dipl.-Ing. Jens Steinlage, Mannheim
Korrosionsschutz im Stahlwasserbau –
Regelwerke und Praxis
Dipl.-Ing. Axel Petrikat, Vaihingen/Enz
Spundwandverbau aus baubetrieblicher
Sicht
Dipl.-Ing. Harald Gollwitzer, Floss
71
im Stahl-Zentrum
Postfach 104842 · 40039 Düsseldorf
Sohnstraße 65 · 40237 Düsseldorf
E-Mail: [email protected] · www.stahl-info.de

Stahlspundwände (8) Planung und Anwendung - stahl

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