Geotechnik 01/2014 Free Sample Copy by Ernst & Sohn

1 37. Jahrgang März 2014 ISSN 0172-6145 21756

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

- Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen - Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch - Ultimate limit state design proof for laterally loaded piles - Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden - Ultraschall- und Druckwellenverfahren zur Regenerierung von Brunnen - Modelling the shear strength of overconsolidated clays

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journal erhältlich Taschenbuch für den Tunnelbau 2014

Beton-Kalender 2014 Schwerpunkte: Unterirdisches Bauen – Grundbau – Eurocode 7

Handbook of Tunnel Engineering II Basics and Additional Services for Design and Construction

Handbook of Tunnel Engineering I Structures and Methods

Maschineller Tunnelbau im Schildvortrieb deuscht und englisch

Bauprozesse und Bauverfahren des Tunnelbaus

Geomechanics and Tunnelling

Mining Report

Handbook of Tunnel Engineering Vol. I and Vol. II

Hardrock Tunnel Boring Machines

Beton- und Stahlbetonbau

erhältlich

Rock Mechanics Based on an Anisotropic Jointed Rock Model (AJRM)

Betonkonstruktionen im Tunnelbau

Stuctural Concrete Journal of the fib

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Inhalt

Der Bau des neuen Semmering-Basistunnels in Österreich beseitigt einen der infrastrukturellen Engpässe innerhalb der Baltisch-Adriatischen Achse. Die Durchgängigkeit des Schienenverkehrs von Gdansk bis nach Ravenna soll bedeutende wirtschaftliche Impulse für die angrenzenden Regionen schaffen. Zu den umfangreichen Vorarbeiten für die Realisierung des Tunnels gehört die Sicherung von Erschließungs- und Baustraßen mittels geokunststoffbewehrter Steilböschungen im Bereich der Deponie Longsgraben (Gemeinde Spital am Semmering). Schwieriges Gelände, die Wiederverwendung von lokalem Tunnelausbruchmaterial sowie die Verlegung eines Bachbettes auf über 2 km Länge stellen eine besondere geotechnische Herausforderung dar. (Foto: HUESKER, Bericht S. A9–A11) Weitere Informationen zu HUESKER Kunststoff-Bewehrte-Erde Systemen finden Sie auf der Unternehmensseite HUESKER.de, s. QR-Code.

geotechnik 1

Editorial 1

Christos Vrettos Kontinuität des Wissens Bericht

Dimitrios Kolymbas Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen Fachthemen

37. Jahrgang März 2014, Heft 1 ISSN 0172-6145 (print) ISSN 2190-6653 (online) Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

peer reviewed journal: Die „Fachthemen“ in geotechnik werden vor der Veröffentlichung von mindestens zwei unabhängigen Fachleuten begutachtet.

Benjamin Aulbach, Martin Ziegler Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper

Klaus Thieken, Martin Achmus, Kirill Alexander Schmoor On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles

Erik Schwiteilo, Jörg Männer, Ivo Herle Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

Anna Abramova, Wilfried Schneider, German Maximov Kombination von Ultraschall- und Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen

Bert Schädlich, Helmut F. Schweiger Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface Rubriken

57 59 64 66 72 76 77

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A5 A17

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Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Editorial

Kontinuität des Wissens In Vorträgen zur Betriebsorganisation wird oft das Beispiel eines großen Konsumgüterunternehmens genannt, welches gezwungen war, aus technischen Gründen die Einführung einer neuen Produktserie zu verzögern. Als ob das nicht schon schlimm genug wäre, platzierte ein Rivale ein ähnliches Produkt auf dem Markt. Als schließlich die technischen Probleme gelöst wurden, war es zu spät: Die Marktanteile gingen unwiderruflich verloren. Das Tragische dabei war, dass die vermisste Lösung bereits vor vielen Jahren im Unternehmen entwickelt worden war. Die Information wurde jedoch durch Personalabbau und -wechsel einfach vergessen und schließlich begraben. Dagegen wappnen sich heutzutage Manager in den größeren Bauunternehmen und Ingenieurbüros mit Hilfe einer Kontinuität in der Personalzusammensetzung und einem effektiven innerbetrieblichen Wissenstransfer. Wie ist aber die Situation an der Spitze der Forschungs- und Technologieentwicklung, die ja – zumindest in den Augen der Gesellschaft – durch die Technischen Universitäten verkörpert wird? Die Kontinuität soll hauptsächlich durch die Berufung eines Professors, dem diese Aufgabe als Fachgebietsleiter meistens für ca. zwei Jahrzehnte anvertraut wird, gewährleistet werden. Für die Lehre und eine elementare Forschung steht ihm eine sehr begrenzte Anzahl von wissenschaftlichen und technischen Mitarbeitern zur Verfügung – in einigen größeren Instituten etwas mehr und unterstützt durch einen erfahrenen Oberingenieur. Aus Forschungsvorhaben und Drittmitteln wird das Personal aufgestockt. Das Bindeglied und somit der Garant für die Übertragung des Wissens ist lediglich der Fachgebietsleiter: Die Mitarbeiter verlassen ja die Universität, sobald sie ihre Arbeit abgeschlossen haben. Sie widmen sich neuen Aufgaben in der Ingenieurpraxis und lassen das angehäufte Wissen meistens in nicht weiter verwertbarer Form zurück. Kann dieses System in der heutigen Zeit der beschleunigten Wissensvermehrung erfolgreich sein? Genügt es, dass weniger als zwanzig Geo-

technik-Professoren in einem Hochtechnologieland von achtzig Millionen Einwohnern das vorhandene Wissen ordnen, weitergeben und gleichzeitig neues Wissen generieren? Es ist offensichtlich, dass dies so nicht funktionieren kann. Zunehmend werden somit zwangsläufig andere Partner zur Unterstützung bei der Beibehaltung und Weitergabe des vorhandenen Wissens herangezogen: Internationale Softwarefirmen gewährleisten die Weiterentwicklung und Pflege der ursprünglich an Universitäten entwickelten Rechenalgorithmen; größere Ingenieurbüros bearbeiten zusammen mit den wenigen übrig gebliebenen technischen Abteilungen von Bauunternehmungen die von unserer Gesellschaft definierten anspruchsvollen F&E-Projekte (wie z. B. Offshore-Windenergieanlagen), die auch Fragen der bodenmechanischen Grundlagenforschung aufwerfen. Noch befinden sich im Hoheitsgebiet der Universitäten die experimentellen Untersuchungen im Labor, anhand derer der Einblick in die Physik des vielfältigen Bodenverhaltens ermöglicht werden soll. Dort lauert ebenfalls Gefahr einer Diskontinuität: Versuchsplanung und -durchführung der komplexen Experimente erfordern besondere technische Fertigkeiten und Erfahrung, die nur wenige talentierte Techniker besitzen. Bei deren Weggang ist ein unmittelbarer adäquater Ersatz schwer auffindbar, mit schwerwiegenden Konsequenzen für die Kontinuität im Labor. Fakt ist, dass dieses System höchst instabil ist und wenige Redundanzen aufweist. Eine enge Zusammenarbeit aller Partner – auch, und insbesondere, der Universitätsinstitute untereinander – ist dringend erforderlich. Dies gilt umso mehr in der heutigen Zeit der Globalisierung, welche durch starke Wissensströme geprägt wird. Ihr

Christos Vrettos

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aktuell

29. Christian Veder Kolloquium „Stützmaßnahmen in der Geotechnik – Bemessung – Ausführung – Langzeitverhalten“

Das diesjährige Christian Veder Kolloquium am 24. und 25. April 2014 an der TU Graz widmet sich der Bemessung, der Ausführung und dem Langzeitverhalten von Stützmaßnahmen in der Geotechnik, und damit einer der „klassischen“ Aufgabenstellungen des Geotechnikers. Diese gewannen in den letzten Jahren dadurch an Bedeutung, dass Umwelteinflüsse wie z. B. das vermehrte Auftreten von Starkregen und die damit verbundenen Gefahr der Auslösung von Rutschungen ebenso zunimmt, wie die Notwendigkeit, unter immer begrenzteren Platzverhältnissen bauen zu müssen. Dementsprechend weit gefächert ist das Vortragsprogramm, für das ausgewiesene Experten aus dem In- und Ausland gewonnen werden konnten. Unterschiedliche Aspekte der Baugrubensicherung werden ebenso behandelt wie Bewehrte Erde Konstruktionen, Hangsicherungen und Bodenvernagelungen. Ein Vortragsblock ist Verpressankern gewidmet, wobei neben normgerechten Bemessungshinweisen auch neue Erkenntnisse zum Tragverhalten auf Basis umfangreicher Messungen vorgestellt werden. Untersuchungen zum Zustand von Stützbauwerken im österreichischen Straßennetz sind ebenso Thema wie Stützmaßnahmen in Zusammenhang mit Tunnel- und Schachtbauwerken. Neben internationalen Projekten wie dem City-

ringen Kopenhagen und bewehrte Erde Konstruktionen in Sotschi werden auch nationale Projekte, die im Rampenlicht der Öffentlichkeit stehen, vorgestellt. Dazu zählen etwa die Hangsicherungen für den Red Bull Ring und Stützkonstruktionen für die Deponie Longsgraben, die im Zuge des Baus des Semmering Basistunnels erforderlich wird.

Ideen ganz einfach umsetzen.

Fixtermin für Geotechnik-Experten Seit seiner Gründung im Jahre 1985 hat sich das Christian Veder Kolloquium zum jährlichen Fixtermin für Geotechniker im deutschsprachigen Raum etabliert. „Die Veranstaltung dient in erster Linie dem Erfahrungsaustausch und daher ist im Tagungsprogramm ausreichend Zeit für die Diskussion reserviert, ein Detail, das uns von manch anderer Tagung unterscheidet“, so Helmut Schweiger, Hauptverantwortlicher der Tagung. Veranstaltet wird das Christian Veder Kolloquium vom Institut für Bodenmechanik und Grundbau der TU Graz in Zusammenarbeit mit dem Institut für Felsmechanik und Tunnelbau sowie dem Institut für Angewandte Geowissenschaften. Ort: TU Graz, Petersgasse 16, Hörsaal P1 Weitere Informationen: Ao.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Helmut F. Schweiger, MSc, Institut für Bodenmechanik und Grundbau, Tel. +43 (0)316 – 873-6234, helmut.schweiger@tugraz.at, www.cvk.tugraz.at

Youtube-Kanal gestartet: Experten beantworten Fragen zur Tiefen Geothermie Nicht selten stoßen Großprojekte in der Bevölkerung auf Vorbehalte, so auch im Falle der Tiefen Geothermie. Viele der wiederkehrenden Fragen werden nun in einer Reihe von Experteninterviews erläutert: Wie funktioniert eine Geothermie-Bohrung? Können von der Nutzung der Erdwärme Gefahren ausgehen? Wie groß sind die Potentiale? Mit der Veröffentlichung dieser Videos startet der GtV-Bundesverband Geothermie einen eigenen Youtube-Kanal. 2014 soll eine

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aktuell Für die Querkraftbemessung ist ein anderes verfahren als für Stahlbeton zu verwenden, veröffentlicht in Kurth, Hegger: Zur Querkrafttragfähigkeit von Betonbauteilen mit Faserverbundkunststoff-Bewehrung – Ableitung eines Bemessungsansatzes, Bauingenieur Oktober 2013. Die neue version der Programme DC-Fundament und DCBaugrube (Dezember 2013) unterstützt Schöck ComBAR als Bewehrungstyp. Es werden sämtliche beschriebenen Eigenschaften von Material und Bemessungsverfahren automatisch berücksichtigt. Weitere Informationen: DC-Software Doster & Christmann GmbH, 80997 München, Hannah-Arendt-Weg 3, Tel. +49 (0)89 – 89 60 48 33, Fax +49 (0)89 – 89 60 48 18, service@dc-software.de, www.dc-software.de

Software zur Bemessung mit Glasfaserbewehrung

Bild 1. Auswahl der Bewehrung ComBAR

Die Programme DC-Fundament, DC-Baugrube und DCWinkel der DC-Software Doster & Christmann GmbH zur Berechnung von Fundamenten, Baugrubenwänden und Winkelstützwänden unterstützen in der neuesten version die Bemessung mit der Glasfaserbewehrung Schöck ComBAR. Für diesen Bewehrungstyp, der vor allem dort eingesetzt wird, wo nicht magnetische oder korrosions-unempfindliche Bewehrung gefragt ist, sind spezielle Materialeigenschaften zu beachten. Siehe hierzu auch die Zulassung Schöck ComBAR Nr. Z-1.6-238 von 2011. – Die Zugfestigkeit des Materials aus glasfaserverstärktem Kunststoff liegt bei mehr als 1000 N/mm². Um die Dauerhaftigkeit bei einer Einsatzdauer von 100 Jahren zu gewährleisten darf nur eine charakteristische Zugfestigkeit ffk von 580 N/mm² angesetzt werden. – Der Material-Sicherheitsbeiwert liegt bei 1.30. Damit liegt der Bemessungswert der Zugfestigkeit bei ffd = 446 N/mm². – Die Grenzdehnung der Bewehrung liegt bei 7,4 ‰, eine verfestigung bei höherer Dehnung ist nicht vorhanden. – Wird eine geringe Betongüte kleiner als C 20/25 verwendet oder liegt ein statisch unbestimmtes System vor, dann sind höhere Materialsicherheiten anzusetzen (Bemessungswert der Zugfestigkeit bis hinunter zu 274 N/mm²) und die Grenzdehnung ist ebenfalls geringer anzusetzen. – Der E-Modul der Bewehrung beträgt 60.000 N/mm².

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Bild 2. Bewehrung Schöck ComBAR für ein Schlitzwandelement (Abb./Foto: 1 DC-Software, 2 Schöck)

aktuell

Damit die Baugrube nicht zur Kostenfalle wird Der FARO Laser Scanner Focus3D X 330 ermöglicht die Massenermittlung von Baugruben mittels 3D-Daten. Mit exakten Maßen verschafft er Planungs- und Kalkulationssicherheit für Bauunternehmer und Planer. Gerade in den letzten Jahren hat sich das Bauen enorm gewandelt. Bauabläufe werden immer komplexer und gleichzeitig schneller – unabhängig von der Größenordnung des Projektes. Die Verantwortung und das Risiko, insbesondere hinsichtlich der Kosten, tragen Bauunternehmer und Planer. Einen wesentlichen Kostenbestandteil stellen die Erdmassen, die für den Bau anfallen und bewegt werden, dar. Bereits im Vorfeld müssen sie möglichst genau ermittelt werden, um bei der Preiskalkulation auf der sicheren Seite zu sein.

Kostensicherheit Ein Bereich, in dem bislang noch viele Unwägbarkeiten liegen, ist der Aushub von Baugruben und die Ermittlung der dabei zu bewegenden Massen. Die bisher gängigen Vermessungsmethoden basieren auf zweidimensionalen Aufnahmen und können sich den tatsächlichen Volumina nur annähern. Denn Erhebungen können dabei allenfalls punktuell gemessen werden. Gerade bei größeren Bauvorhaben wirken sich jedoch leichte Bodenwellen und kaum wahrnehmbare Erhebungen sofort in etlichen Kubikmetern zu bewegender Masse aus – und damit in deutlich höheren Kosten. 3D-Laserscanning mit modernen Geräten ist hier eine exakte und gleichzeitig komfortable Lösung. Bereits im Vorfeld lassen sich damit die tatsächlichen Volumina genau bestimmen. So kann eine Kostensicherheit erlangt werden, die mit anderen Methoden nicht oder nur schwer erreicht wird. Und die jüngste Gerätegeneration von Laserscannern, wie der FARO Laser Scanner Focus3D X 330, ist kompakt, robust und damit baustellentauglich. Lediglich 5 kg wiegen die Geräte, die sich zudem in wenigen Minuten auf einem Stativ aufstellen und einrichten lassen. Ihre Bedienung ist fast so einfach wie die von Smartphones. Das Aufmaß mit den Geräten lässt sich extrem schnell erledigen. Ein 360°-Scan mit dem Focus3D X 330 dauert beispielsweise je nach geforderter Genauigkeit nur zwischen 2 und 15 Minuten. Gemessen wird mit rund einer Million Punkten pro Sekunde in einer Entfernung bis zu 330 m. Im Gegensatz zu herkömmlichen Messmethoden liefert das 3D-Laserscanning immer ein hundertprozentiges dreidimensionales Abbild des aktuellen Ist-Zustandes. Die Einzelscans der Baugrube lassen sich mit Hilfe des integrierten GPS-Empfängers und der Scanverarbeitungssoftware SCENE von FARO nahezu automatisch zu-

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Bild 1. Fotoansicht des Laserscans in FARO SCENE

geotechnik 37 (2014), Heft 1

aktuell

sammenfügen. Sie ist einfach zu bedienen und kann auch von Einsteigern schnell genutzt werden. Für die weitere Verarbeitung der Scandaten können diese ganz einfach in zahlreiche gängige Softwarelösungen importiert werden – zum Beispiel in PointCab. In CAD-Software lässt sich ein präzises digitales 3D-Abbild des Grundstücks modellieren. Dieses kann mit den vorgegebenen Eck-Koordinaten und der Tiefe der künftigen Baugrube in Verbindung gesetzt werden. Da in den Daten jede noch so kleine Erhöhung und Vertiefung der Grundstücksoberfläche wiedergegeben wird, ist das zu erwartende Volumen schon vor dem Aushub höchst exakt ermittelbar.

diese Weise ist eine Abrechnung möglich, die genau dem entspricht, was tatsächlich geleistet wurde. 3D-Laserscanning wird in der Baubranche immer stärker eingesetzt. Vor allem, wenn es um Bestandsbauten geht, von denen es keine oder nur veraltete Pläne gibt. Im Um- und Neubau sorgt die begleitende dreidimensionale Datenerfassung für eine Qualitätssicherung im Prozess – in regelmäßigen Intervallen auf der Baustelle eingesetzt, kann der jeweilige Ist-Zustand ermittelt und dokumentiert werden. So können etwa Ausführungsfehler frühzeitig aufgezeigt werden und, wie auch bei Aushubarbeiten, Abrechnungen überprüft werden.

Genaue Kontrolle tatsächlicher Arbeiten Auch nach dem Aushub kann 3D-Laserscanning wieder von großem Nutzen sein. Denn die tatsächlichen Arbeiten und damit die Massenbewegung lassen sich genau kontrollieren. Dazu wird im 3D-Modell einfach die Differenz zwischen den Daten des UrGeländes und denen der ausgehobenen Grube bestimmt. Auf

Weitere Informationen: FARO Europe GmbH + Co. KG, Lingwiesenstr. 11/2, 70825 Korntal-Münchingen, Tel. +49 (0)71 50 – 97 97-0, Fax +49 (0)71 50 – 97 97 44, info@faroeurope.com, www.faro.com

Bild 2. Volumendefinition einer Grube in PointCab

Bild 3. 3D-Mesh einer Grube in einer CAD-Modellierungssoftware (Beispiel: SketchUp) (Abb.: FARO)

geotechnik 37 (2014), Heft 1

aktuell

Geokunststoffbewehrte Steilböschungen sichern Bauzufahrt zur Deponie Longsgraben

Bild 1. Verlauf des neuen Semmering-Basistunnels

Die Baltisch-Adriatische Achse (BAA) – als eine der wichtigsten Nord-Süd-Transversalen Europas – verbindet und vernetzt aufstrebende Wirtschaftsregionen der drei EU-Mitgliedsstaaten Polen, Tschechien und der Slowakei mit den Wirtschaftszentren Österreichs und Norditalien. Mit dem Bau des Semmering-Basistunnels zwischen Mürzzuschlag und Gloggnitz wird ein maßgeblicher Beitrag zur Beseitigung der infrastrukturellen Engpässe zwischen Danzig und der Oberen Adria geleistet. Ziel ist es, Impulse für die wirtschaftliche Entwicklung der Regionen entlang der BAA zu schaffen.

Für die eigentlichen Tunnelbauarbeiten am neuen SemmeringBasistunnel, die 2014 am Fröschnitzgraben beginnen, laufen bereits seit 2012 umfangreiche Vorarbeiten, die sich in verschiedene Baulose untergliedern. Zur Entsorgung des gewaltigen Tunnelausbruchmaterials des etwa 27 km langen Tunnelabschnitts wird eigens eine Deponie entlang des bestehenden Longsgrabens angelegt. Für die Erschließung der Baustelleneinrichtungsfläche im Fröschnitzgraben und der Deponie Longsgraben sind in großem Maße Bau- und Umfahrungsstraßen in schwierigem Gelände zu errichten. Diese Arbeiten wurden 2012 als Baulos

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geotechnik 37 (2014), Heft 1

aktuell

Bild 2a+b. Aufschüttung im Bereich der Deponie Longsgraben

Bild 3. Konstruktionsdetail – geokunststoffbewehrter Erdkörper in Polsterbauweise

Bild 5. Regelquerschnitt der geokunststoffbewehrten Steilböschung mit künstlichem Bachbett (Fotos/Abb.: 1 u. 2 ÖBB-Infrastruktur AG; 3 u. 5 HUESKER; 4 u. 6 IGBK Ingenieurgemeinschaft DI Bilek und DI Krischner Ziviltechniker GmbH/Graz)

Bild 4. Geokunststoffbewehrte Steilböschung mit Blick ins Tal

SBT2.3 „Baustraßen und Vorarbeiten Deponie Longsgraben“ ausgeschrieben. Die Ausführungsarbeiten für diesen Abschnitt erfolgten von Februar 2013 bis Januar 2014. Dazu wurde zunächst das Bachbett des bestehenden Longsgrabens auf mehr als einem Kilometer um etwa 50 Höhenmeter verlegt und durch umfangreiche Hangsicherungsmaßnahmen und Steilböschungen stabilisiert. Gleichzeitig wurden sicherungstechnische Maßnahmen für die Aufrechterhaltung des Baustellenverkehrs und zur Erschließung der Deponie Longsgraben von der L117 Pfaffensattelstraße aus durchgeführt. Um das anfallende Tunnelausbruchmaterial unterschiedlicher Güte auch für den Bau der Steilböschungen wiederverwenden zu können, wurden Geokunststoffbewehrungen der Firma HUESKER mit Hauptsitz in Gescher, Deutschland eingesetzt. Die Steilböschungen wurden mit Fortrac® Geogittern in Polsterbauweise errichtet. Der Lagenabstand der Geogitter be-

A10 geotechnik 37 (2014), Heft 1

trug projektspezifisch 55 cm. Insgesamt werden mehr als 120.000 m² Fortrac® Geogitter eingesetzt. Die flexible Konstruktionsart ist insbesondere auch bei inhomogenen Untergrundverhältnissen geeignet. Für den Erosions- und Rieselschutz im Umschlagsbereich der Geogitter wurde ein zusätzliches Geotextil vorgesehen. Als verlorene Schalung kamen Baustahlgitter in abgewinkelter Form zum Einsatz, die einen besonders wirtschaftlichen Bauablauf und gleichzeitig eine ebene Frontausbildung ermöglichten. Die Ausführung der mit 75° geneigten und bis zu 25 m hohen Böschungen mit durchgehender Asphaltdecke ermöglichte eine Minimierung des Flächenverbrauchs und der Massentransporte im Vergleich zu unbewehrten Böschungen. Die bewehrten Böschungen sind für eine temporäre Nutzung ausgelegt (15 Jahre), da diese anschließend mit dem Tunnelausbruchmaterial im Bereich der Deponie Longsgraben eingeschüttet werden und damit keine statische Funktion mehr erfüllen müssen. Somit konnte eine wirtschaftliche Dimensionierung der Geokunststoffbewehrungen erfolgen. Für die Abdichtung des künstlichen Bachbetts oberhalb der Steilböschungen wurde seitens des Auftraggebers, der ÖBBInfrastruktur AG Projektleitung Semmering/Graz, in der Ausschreibung eine geosynthetische Tondichtungsbahn vorgesehen.

aktuell Insgesamt konnten die Bauarbeiten im Baulos SBT2.3 im vorgesehenen engen Zeitfenster realisiert werden. Die termingerechte Anlieferung der Geokunststoffe durch die Firma HUESKER sowie die ausgezeichnete Baudurchführung der Firma G. Hinteregger und Söhne Baugesellschaft mbH haben zu einem wirtschaftlichen und für den Auftraggeber höchst zufriedenstellenden Ergebnis geführt.

Weitere Informationen: HUESKER Synthetic GmbH, Fabrikstraße 13–15, 48712 Gescher, Tel. +49 (0)25 42 – 701-0, Fax +49 (0)25 42 – 701-499, info@HUESKER.de, www.HUESKER.com

Dipl.-Ing. Sören Schmidt

RIB mit neuer Softwareversion für Vortriebsrohre entsprechenden NAs für DE, AT, SK/CZ und UK sowie mit einer Mindestschnittkraftbemessung bzw. Mindeststahlbedarfsermittlung erfolgen. Sofern erforderlich, lassen sich beim Rohrvortrieb gekrümmte Rohrtrassen, verschiedene Arten von Druckringen sowie die Übergänge von Lockerböden zu Felsgestein in der Bemessung berücksichtigen. Bei der Ergebnisausgabe haben die RIBEntwickler besonders auf Übersichtlichkeit und Nachvollziehbarkeit für die statische Prüfung geachtet. Die Neuerungen in den Programmen sind vielseitig: So können in der Version ROHR 13.0 nun Verkehrslasten mit neuem Ansatz allgemein mit entsprechenden Stoßbeiwerten für Straßen-, Bahn- sowie Flugzeuglasten berücksichtigt werden. Mit DURO 13.0 für Vortriebsrohre sind Tragwerksplaner und Prüfingenieure künftig in der Lage, auch Dehnungsnachweise und StabilitätsROHR 13.0 mit Erfassung des Übergangs von Lockerboden zu Festgestein beim nachweise in LängsRohrvortrieb. (Abb.: RIB) und Querrichtung zu führen. Eine ÜberAuch bei dieser Programmfassung hat das sicht über alle Erweiterungen und ErgänStuttgarter Technologieunternehmen die zungen hat das Unternehmen auf der Neuerungen gemeinsam mit Anwendern RIB-Internetseite auf einer Landingpage erarbeitet und für die Praxis optimiert. unter http://www.rib-software.com/de/ Neben der neuen DWA-A 161 wurden die landingpage/upgrade-rohr-2013.html beStatik-Programme um Nachweise für reitgestellt. neue Rohrwerkstoffe ergänzt. Künftig können Beton-, Stahlbeton-, Keramik- soWeitere Informationen: wie biegeweiche Stahl- und KunststoffRIB Software AG, rohre allesamt mit der RIB-Software bearVaihinger Straße 151, beitet werden. Hinzu kommen neue Er70567 Stuttgart, müdungsnachweise, bei denen die LastTel. +49 (0)711 – 78 73-0, zyklen direkt vom Benutzer vorgegeben Fax +49 (0)711 – 78 73-88204, werden können. Die Stahlbetonbemesinfo@rib-software.com, sung kann nach DIN und EN mit den www.rib-software.com Pünktlich zur geplanten Einführung der neuen DWA-A 161 für die statische Berechnung und Bemessung von Vortriebsrohren, die für den Jahresbeginn 2014 angekündigt ist, bietet RIB die Bemessungssoftware ROHR in neuer Version an. Die Version 13.0 beinhaltet Nachweise für eine Vielzahl von Rohrwerkstoffen und ist ab sofort erhältlich. Auf der RIB-Internetseite können Anwender mit „RIB Software Service“ ihre Programme per Download um alle Erweiterungen und Neuerungen ergänzen.

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Citybanan-Absenktunnel – In heißer Projektphase Pumpenlieferant gewechselt Mit dem Lieferantenwechsel liegt der Citybanan-Tunnel unter dem Söderström im Herzen Stockholms im Plan: Tsurumi übernahm die Wasserhaltung beim Bau des dreiteiligen Absenktunnels, dessen erste Sektion im Mai auf Grund gesenkt wurde. Bemerkenswert waren die Auswahlkriterien. Der japanische Hersteller kam zum Zuge, weil die Pumpen des ursprünglichen Lieferanten ausgetauscht werden mussten. Das Projekt wurde von Tsurumis Europazentrale in Düsseldorf begleitet. Oliver Schmeieder von der Arge Söderströmtunneln HB (Züblin Scandinavia AB und E. Pihl & Son A.S.) begründete die Maßnahme mit technischen Herausforderungen. „Auch die Pumpen anderer Hersteller erfüllten die Erwartungen nicht“, teilte er mit. Die von Tsurumi vorgeschlagenen Aggregate hingegen hätten den Belastungen widerstanden und die erforderliche Leistung gebracht. Das Projekt befinde sich wieder im Zeitplan.

Bild 1. Eines der drei Segmente des Absenktunnels wird in Schweden mit Beton ausgegossen, nach dem das Stahlgerüst aus Tallin angeliefert wurde

Aktuell 2,2 Mrd. € Baukosten Bei den bereits intensiv beanspruchten Pumpen handelt es sich um Tsurumis LH-Serie. Diese schlanke Hochdruckpumpe mit Mantelkühlung ist keinesfalls das Topmodell des Herstellers, der in Europa rund 250 Pumpentypen für praktisch alle Bauanwendungen anbietet. „Die LH ist eher eine robuste Universalpumpe“, betont Produktmanager Stefan Himmelsbach vor Ort. Tatsächlich ist die Lieferversion LH23.0W sogar die kleinste der Serie: Mit nur 3 kW-Motorleistung schafft sie bis 600 l/min und erreicht Höhen bis 39 m. Sie arbeitet noch in 30 m Eintauchtiefe und kommt mit 6 mm Sedimentkorn klar. Materialien wie Grauguss machen sie robust.

Kleinstes Pumpenmodell genügte Das Citybanan-Projekt geht auf eine langjährige Planung zur Entlastung des Nahverkehrs in der Innenstadt Stockholms zurück. 2008 begannen die mittlerweile 2,2 Mrd. € teuren Bauarbeiten, die 2017 enden sollen. Der etwa 300 m lange Absenktunnel mit 20,5 × 10 m Querschnitt in drei Segmenten stellt das Kernstück der insgesamt 6 km langen und zweigleisigen neuen U-Bahntasse dar. Die Elemente sind in Sandwichbauweise aus Beton und einer Doppelstahlhülle, die mit 10 mm Wanddicke allein schon je 870 t wiegt, hergestellt. Das Gesamtgewicht eines abgesenkten Baukörpers übersteigt 20.000 t. Aufgrund des weichen Untergrunds ruhen die Segmente wie eine geneigte Brücke auf Pfeilern in 14 bis 24 m Wassertiefe. Der Tunnel mit einer Hauptröhre von 12 m und einer Serviceröhre von 5 m Breite verbindet die Ortsteile Riddarholmen und Söder Mälarstrand, und schließt beiderseits an Felstunnel an.

Bemerkenswert: Konstruktionsdetails wie die Aufhängungen der Pumpe spielten in der Lieferantenbeurteilung eine Rolle. „Wir hatten teils Probleme, die Geräte richtig zu handhaben“, so Schmeieder. Bei den japanischen Pumpen zeige sich die Erfahrung des Herstellers, der als Weltmarktführer im Bausektor gilt: „Sie übertrafen unsere Anforderungen“. Sehr robuste Haltepunkte, einzeln vergossene elektrische Leiter, härteste Materialien sowie thermisch ausgeklügelte Gehäuse und nicht zuletzt die zuverlässige Zentrifugalschmierung sind nur einige der Merkmale, die über lange Standzeiten entscheiden. Mitte des Jahres sollen die restlichen Tunnelelemente abgesenkt und mit 20 mm Toleranz verbunden werden.

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Bild 2. Tsurumis LH-Serie: Diese Hochdruckpumpen haben sich in dem innerstädtischen Großprojekt durchgesetzt (Fotos: 1 Holger Ellgard; 2 Tsurumi)

Weitere Informationen: TSURUMI (Europe) GmbH, Heltorfer Straße 14, 40472 Düsseldorf, Tel. +49 (0)211 -41 79 37-450, Fax +49 (0)211 – 41 79 37-460, vertrieb@tsurumi.eu, www.tsurumi.eu

aktuell

Das wohl größte Ramm- und Bohrgerät Europas Spezialarbeiten erfordern Spezialmaschinen, diesem Motto hat sich die niederländische BAM verschrieben. Mit einem eigens entwickelten Sennebogen 6100 XLR-2 führt das Tiefbauunternehmen weltweit anspruchsvolle Gründungsarbeiten durch. Das wohl größte Mobile Ramm- und Bohrgerät Europas leistet seinen zuverlässigen Dienst bei der Royal BAM Group, einem der weltweit größten Baukonzerne. Bei BAM Spezialtiefbau hat man sich auf die Planung und Durchführung aller Arten von Gründungsarbeiten spezialisiert. Gerade im innerstädtischen Bereich erfordern diese Baumaßnahmen vermehrt neue Techniken und modernste Ausrüstung. Aktuell wird dazu ein neuer Sennebogen 6100 XLR-2 in Amsterdam für das Einbringen von Fundamentpfählen eingesetzt. Rund 350 Rammrohre werden so bis zu 24 m tief in den Boden eingebracht, mit Beton vergossen und verankert und bilden so das Fundament für die nachfolgende Baumaßnahme. Die Dimensionen der Spezialmaschine werden erst mit etwas Abstand erkennbar. Ein 52 m langer Mäkler führt den 120 t Schlaghammer und mit bis zu 50 Tonnenmeter wird das Rohr in den Boden getrieben. Diese Applikation ist in dieser Länge einzigartig und derzeit die größte ihrer Art. Als erfahrener Hersteller im Bau kundenspezifischer Spezialmaschinen war Sennebogen prädestiniert für die Konzeption dieser Sondermaschine. In enger Kooperation mit dem niederländischen Vertriebs- und Servicepartner Kuiken N.V. konnte die perfekte Lösung für den anspruchsvollen Tiefbaueinsatz realisiert werden. Der 6100 XLR-2 verfügt über einen verstärkten und erweiterten Oberwagen und eine verstärkte Karosserie, um

Bild 1. Ein speziell konstruierter SENNEBOGEN 6100 XLR-2 arbeitet bei BAM in Amsterdam zu Gründungsarbeiten. (Foto: Sennebogen)

die auftretenden Kräfte aufnehmen zu können. Im wahrsten Sinne Heavy-Duty wurde der modifizierte Unterwagen ausgeführt. Die erhöhte Hydraulikleistung und ein direkt angebautes Aggregat am Heck unterscheiden die Maschine zusätzlich. Eine enorme Vielzahl an Winden macht den 6100 einzigartig. Die Maschine ist mit zwei 20 t Seilwinden, einer 11 t Winde für den Mäkler, einer 16 t Zugwinde sowie einer 7,5 t Netzwinde ausgestattet. Hinzu kommen einen weitere Winde für den Personenaufzug und eine kleine 2 t Winde für das Anheben der Hydraulikschläuche. Alle diese Zusatzeinrichtungen steuert der Fahrer aus der ergonomischen maXcab Komfortkabine und hat sein Arbeits-

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aktuell umfeld stets im Blick. Das Eigengewicht des 6100 XLR-2 beträgt rund 170 t, hinzu kommen den 52 m lange Mäkler mit 25 t Gewicht und das angebaute Aggregat, das gleichzeitig als Gegengewicht fungiert. In Amsterdam arbeiten die Experten von BAM mit einem IHC Hydrohammer S-120. Mit einem Fallgewicht von 6.200 kg und einer Länge von fast 8 m schlägt der Hammer bis zu 44 mal pro Minute ein und treibt die Pfähle für die Fundamentarbeiten in den Boden. Weitere Informationen: Sennebogen Maschinenfabrik GmbH, Hebbelstraße 30, 94315 Straubing, Tel. +49 (0)94 21 – 540-0, Fax +49 (0)94 21 – 540-815, info@sennebogen.de, www.sennebogen.de

DMT gründet Fachstelle für Bodenbewegungen Die Essener DMT GmbH & Co. KG gründet eine neue Fachstelle für Bodenbewegungen und bündelt damit Kompetenzen im Bereich der Messung, Bewertung, Modellierung und Prognose von Bodenbewegungen. Die Leitung der Fachstelle übernimmt Dr.-Ing. Karsten Zimmermann, der am 16.12.2013 nach §36 GewO als Sachverständiger für bergbaubedingte Bodenbewegungen von der Bezirksregierung Arnsberg öffentlich bestellt und vereidigt wurde. DMT blickt auf eine jahrzehntelange Tradition in der Berechnung, Messung und Bewertung von Bodenbewegungen zurück, betreibt weltweit Monitoring-Netzwerke und ist fachlicher Gutachter bei Bodenbewegungen für Kunden aus Industrie, Bergund Tunnelbau, Hoch- und Tiefbau, Consultingunternehmen, Behörden und Privatpersonen. Ein aktuelles Beispiel für Bodenbewegungen ist der Tagesbruch am Essener Hauptbahnhof, bei dem auch Spezialisten der DMT mit den Erkundungs- und Sanierungsaufgaben der Gefahrenbereiche durch altbergbaubedingte Bergschäden betraut sind. „Aber es tragen nicht immer der Mensch und die Technik alleine die Verantwortung“, so Zimmermann, „auch natürliche Ursachen wie Hangrutschungen oder geologisch begründete Bewegungen können gefährliche Bodenbewegungen verursachen.“ Parallel zu den klassischen Einsatzfeldern im Berg- und Tiefbau zählen Spezialanwendungen wie die Senkungsvorausberechnung, Radarinterferometrie, Laserscanning und der GNSS offshore-Einsatz – auch in explosionsgefährdeten Bereichen – zu den Einsatzgebieten. Vor allem die Vermeidung von Schäden (Schadensprävention) nimmt dabei breiten Raum ein. Wo akute oder potenzielle Gefahren im Verborgenen liegen, gehen die Sachverständigen der Fachstelle für Bodenbewegungen den Ursachen auf den Grund und bestimmen Bodenbewegungen und Deformationen und die daraus resultierenden Gefährdungen für Menschen und Sachwerte. Weitere Informationen: DMT GmbH & Co. KG, Am Technologiepark 1, 45307 Essen, Tel. +49 (0)201 – 172-15 44, Fax +49 (0)201 – 172-17 00, dmt-info@dmt.de, www.dmt.de sowie: Dr. Karsten Zimmermann, Tel. +49 (0)201 – 172-19 68, exploration@dmt.de

A14 geotechnik 37 (2014), Heft 1

Erstes Hybridsystem aus geothermischer Hochleistungsquelle und Blockheizkraftwerk Die neu entwickelte Hybridanlage GeoHybrid des Berliner Geothermie-Unternehmens Geo-En Energy Technologies kombiniert eine geothermische Hochleistungsquelle, Wärmepumpe und Blockheizkraftwerk und sorgt so für extrem hohe Energieeffizienz. Für Dr. Nikolaus Meyer, CEO von Geo-En, ist GeoHybrid das ideale System zum Heizen und Kühlen großer Büro- und Wohnanlagen: „Durch die intelligente Verzahnung von BHKW und Geothermie spart die Anlage mehr als 50 % Betriebskosten und CO2-Emissionen gegenüber einem Gaskessel. Dabei ist die GeoHybrid-Anlage so leistungsfähig und flexibel, dass sie auch anspruchsvolle Bedarfsprofile erfüllen kann – beispielsweise einen kontinuierlich hohen Bedarf an Heißwasser oder Kühlung.“ Zum Einsatz kommt GeoHybrid u. a. in einer barrierefreien Wohnanlage, die zurzeit in Kleinmachnow bei Berlin entsteht. Die gewog Kleinmachnow mbH, Bauherrin der Anlage, will die 52 Wohneinheiten klimafreundlich und kostensparend beheizen und kühlen. Das Neue an der GeoHybrid-Anlage: Mit einem Blockheizkraftwerk und einer Wärmepumpe stehen dem Gebäude zwei der effizientesten Wärmelieferanten zur Verfügung. Die Wärmepumpe nutzt Erdwärme, die eine hocheffiziente Grundwasserzirkulationsanlage der Firma Geo-En dem Erdboden entzieht. Alle Komponenten sind ideal miteinander verzahnt und der integrierte Energy Manager steuert die Anlage so, dass in der Wärmeerzeugung ein Maximum an erneuerbarer Energie eingesetzt wird und das BHKW keine Stromüberschüsse erzeugt. Die im BHKW erzeugte Wärme wird für Heißwasser genutzt, während der günstige BHKW-Strom die Wärmepumpe betreibt. Diese stellt Wärme aus der Erde zum Heizen des Gebäudes bereit. Im Kühlbetrieb bleibt die Wärmepumpe ausgeschaltet und Wasser zirkuliert zwischen Erdboden und Kühlsystem im Gebäude. Das garantiert angenehm kühle Räume auch im heißesten Sommer – fast zum Nulltarif. Die Architekten und Energieberater der Wohnanlage, Paul Heidenreich und Thomas Klatt vom Büro werkgruppe kleinmachnow, sind von den Vorteilen der Geothermie überzeugt: „Die barrierefreie Wohnanlage ist besonders für Senioren attraktiv. Um ihnen eine günstige und stabile Warmmiete zusichern zu können, müssen die Nebenkosten dauerhaft niedrig gehalten werden. Mit der GeoHybrid-Anlage kann ungefähr die Hälfte der Gebäudeheizung aus erneuerbaren Energien gewonnen werden. Die Mieter sind dadurch unabhängiger von steigenden Öl-, Gas- und Strompreisen.“ Die Wohnanlage erreicht so den KfW-Effizienzhaus-Standard 40 und wurde mit KfW- Mitteln und einem Zuschuss vom Land Brandenburg gefördert. Und auch in anderen Punkten kommt die Geo-En Anlage den Bedürfnissen der Senioren entgegen: Durch längere Aufenthaltszeiten in der Wohnung haben diese einen kontinuierlich hohen Bedarf an Heißwasser und Wärme. Beides wird duch GeoHybrid verlässlich zur Verfügung gestellt. Als besonderen Pluspunkt sieht Klatt die Möglichkeit zur fast kostenlosen Kühlung der Räume: „Gerade ältere Menschen leiden unter der zunehmenden Hitze im Sommer. Eine angenehm kühle Wohnung trägt hier erheblich zum Wohlbefinden bei.“ Weitere Informationen: Geo-En Energy Technologies GmbH, Hauptstraße 65, 12159 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 859 946 946, Fax +49 (0)30 – 859 946 955, info@geo-en.de, www.geo-en.de

aktuell

Geokunststoffe schützen Ob Flachdach oder Deponie, Grundmauer oder Regenrückhaltebecken, Schwimmteich oder Tanklager – alle erdberührten Bauteile, die mit Geokunststoffen abgedichtet werden, müssen zuverlässig und dauerhaft dicht sein. Dabei ist neben der Auswahl des richtigen Materials die Qualität des ausführenden Fachbetriebes von entscheidender Bedeutung. Die Sorgfalt und Kompetenz des Verarbeiters vor Ort gewährleisten, dass Grundmauern sicher und dauerhaft vor drückendem Wasser geschützt sind. Seine Leistung stellt sicher, dass umweltgefährdende Stoffe nicht ins Grundwasser gelangen, dass Keller trocken bleiben und Gründächer vor einer Durchwurzelung langfristig geschützt sind. Geokunststoffe und technische Textilien sind heute in fast allen Lebensbereichen zu finden. Sie werden in der Regel so eingesetzt oder verbaut, dass sie nicht mehr zu sehen sind. In der Autoindustrie, in der Bekleidungs- und Verpackungsindustrie, im Hoch- und vor allem im Tiefbau sind sie unverzichtbar. Beim Einsatz von Geokunststoffen ist die Qualität der Verarbeitung entscheidend. Gerade in größeren Dimensionen wie im Deponie- und Altlastenbereich, im Grundwasserschutz, im Erd- und Wasserbau sowie im Korrosionsschutz von Betonbauwerken kommt es auf die Kompetenz und Qualifizierung des Verarbeiters an. Da das beste Material immer nur so gut ist, wie es der Fachmann vor Ort verarbeitet, sollten die gleichen strengen und überprüfbaren Kriterien, die die Produktqualität garantieren, auch für die Verarbeitung und Anwendung gelten. Damit Geokunststoffe und verwandte Materialien regelgerecht und qualifiziert verarbeitet werden, hat die Arbeitsgemein-

Qualifizierter Einsatz von High-tech-Schweißgeräten garantiert Dichtigkeit (Foto: Herz GmbH Kunststoff- und Wärmetechnologie)

schaft Abdichtungssysteme einheitliche Qualitätsanforderungen an den Einbau von Abdichtungssystemen formuliert. Im AGAS e.V., einer überwachten Gütegemeinschaft zertifizierter Installationsfachbetriebe für Anwendungen im Deponiebau, Wasserbau und Korrosionsschutz mit Sitz in Berlin, haben sich 14 Verarbeitungsunternehmen und Hersteller zusammen geschlossen, um Planern, Bauherren und ausschreibenden Stellen ein Höchstmaß an Verarbeitungsqualität zu gewährleisten. Weitere Informationen: AGAS e.V. Arbeitsgemeinschaft Abdichtungssysteme e.V., Bayreuther Straße 36, 10789 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 21 01 98 11, Fax. +49 (0)30 – 21 01 98 12, info@agasev.de, www.agasev.de

Was wäre die Welt ohne sichere Fundamente? Vermutlich wäre die Welt um einige Kuriositäten reicher (wenn sie nicht längst schon wieder eingestürzt wären). Ganz gleich welcher baulichen Anlage Sie ein sicheres Fundament geben möchten – vom Einfamilienhaus über Industriebauten bis hin zu verkehrstechnischen Anlagen – wir setzen Ihre Anforderungen präzise und zuverlässig um. Kernkompetenz von JACBO sind Bohrpfahlgründungen für alle Traglasten, mit Pfahldurchmessern bis 1,20 m. Bei unseren Kunden besonders beliebt – weil zeitsparend und erschütterungsfrei – ist die Teilverdränger-Schneckenbohrtechnik. > Bü r o Augsbur g Te lefon: 08 21/ 45 5 4 07- 0 E -Mail: au gsb u rg@ j a cbo. d e

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geotechnik 37 (2014), Heft 1

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aktuell

Trenntechnik der BAUER Maschinen GmbH erneut am Sylvensteinspeicher eingesetzt Am Sylvensteinspeicher, dem wichtigsten Wasserspeicher Bayerns, wurde 2012 eine umfangreiche Dammsanierung durchgeführt. Die BAUER Spezialtiefbau GmbH aus dem oberbayerischen Schrobenhausen brachte den Damm mit einer bis zu 70 Meter tiefen Schlitzwand auf den neuesten Stand. Im Anschluss wurde ein neues Erfassungs- und Überwachungssystem für das Sickerwasser installiert. Bild 2. Auch bei den Tunnelbohrarbeiten kamen erneut eine Entsandungsanlage und eine nachgelagerte Desilterstufe der MAT Mischanlagentechnik GmbH, einem Tochterunternehmen der BAUER Maschinen GmbH, zum Einsatz. (Foto/Abb.: Bauer AG)

Tiefe von etwa 40 m hergestellt. Das gesammelte Wasser kann so in den Sickerwasserstollen eingeleitet und gemessen werden. Nachdem bereits bei den Schlitzwandarbeiten auf die Bauer-Trenntechnik zurückgegriffen wurde, kamen bei den Tunnelbohrarbeiten erneut eine Entsandungsanlage und eine nachgelagerte Desilterstufe der MAT Mischanlagentechnik GmbH, einem Tochterunternehmen der BAUER Maschinen GmbH, zum Einsatz.

Trenntechnik der BAUER Maschinen GmbH

Bild 1. Bei den Schlitzwandarbeiten am Sylvensteinspeicher wurde auf die BauerTrenntechnik zurückgegriffen

Für den Bau des Sickerwasserstollens wurde durch die Wayss & Freytag Ingenieurbau AG mit einer Tunnelbohrmaschine ein 150 m langer unterirdischer Stollen mit einem Außendurchmesser von drei Metern aufgebohrt. Hinter der Schlitzwand wurden im Abstand von drei Metern sogenannte Drainagepfähle mit einer

Für die Entsandung des Bodens – bestehend aus Kies, Sand und Silt – wurde die Entsandungsanlage BE425-60 mit Doppeldeckersieb und nachgeschalteter Desilterstufe BDS250-30K genutzt. Das untere Deck der Entsandungsanlage, das als Grobsieb ausgelegt ist, konnte durch seine feine Maschenweite von 1,5 mm bereits einen Großteil der Feststoffe herausfiltern. Anschließend wurde der separierte Feststoff über das Entwässerungssieb und der nachgeschalteten Desilterstufe trocken ausgetragen. Die Separationsanlagen erlauben, je nach Bedarf und Bodenzusammensetzung, die zweite Entsandungsstufe durch die

aktuell BDS250-30K im Bypass aufzuschalten. Dadurch werden nur die notwendigen Trenntechniken eingesetzt, was sowohl den Energieverbrauch als auch den Verschleiß der nicht benötigten Module verringert. Weitere Informationen: BAUER AG, BAUER-Straße 1, 86529 Schrobenhausen, Tel. +49 (0)82 52 – 97-0, Fax +49 (0)82 52 – 97-1359, info@bauer.de, www.bauer.de

Verbände starten Qualitätsinitiative für Erdwärmesysteme Die Geothermiebranche hat sich auf einen Weg zur Verbesserung der Qualität von Erdwärmeprojekten verständigt. Acht Verbände unterzeichneten im November 2013 im Rahmen des Geothermiekongresses 2013 eine Erklärung, die eine gemeinsame Normenarbeit begründen soll. Bereits 2014 sollen die ersten Ergebnisse der kontinuierlichen Beratungen präsentiert werden. Mit der Initiative reagieren die Branchenverbände auf die Schadensfälle der letzten Jahre, welche in Verbindung mit Erdwärmebohrungen gebracht und auf Fehler in der Umsetzung zurückgeführt werden – wie z. B. in Staufen unübersehbar geschehen. Sie wollen damit ein Zeichen für Qualität in der Oberflächennahen Geothermie setzen. Ziel ist es, durch die Verknüpfung einzelner Richtlinien und Normen ein bundesweit harmonisiertes Regelwerk zu er-

arbeiten, welches die Planung, Ausführung, Dokumentation und Kontrolle sowie Qualitätssicherung umfasst. Dazu sollen Normen vereinheitlicht sowie Fort- und Weiterbildungsprogramme auf ihre Praxisnähe überprüft werden. Die Verbände streben an, die Qualität von Geothermieprojekten nachweislich zu steigern und dauerhaft sicherstellen. Initiiert vom GtV – Bundesverband Geothermie unterzeichneten folgende Verbände die Erklärung: – BDBohr – Bundesverband der Deutschen Bohrunternehmen e.V. – DGG – Deutsche Gesellschaft für Geowissenschaften – DGGT – Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. – figawa – Bundesvereinigung der Firmen im Gas- und Wasserfach e.V. – GtV-BV – GtV-Bundesverband Geothermie e.V. (Sektion Oberflächennahe Geothermie) – Landesverband Baden-Württembergischer Tiefbohr- und Brunnenbauunternehmen e.V. – Landesverband Bayerischer Tiefbohr- und Brunnenbauunternehmen e.V. – ZDB – Zentralverband Deutsches Baugewerbe Weitere Informationen: GtV-Bundesverband Geothermie e.V., Albrechtstraße 22 (Quergebäude), 10117 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 20 09 54 95-0, Fax +49 (0)30 – 20 09 54 95-9, info@geothermie.de, www.geothermie.de

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Bericht Dimitrios Kolymbas

DOI: 10.1002/gete.201400001

Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen 1

Einführung

Ein Aufsatz unter diesem Titel kann nur den Tenor haben, dass die Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen eine große Rolle spielen. Und diese Aussage fasst allmählich Fuß, man hört sie allenthalben. Ich will aber andersherum beginnen und das in der geotechnischen Allgemeinheit vorherrschende Bild ansprechen. Dort sind Stoffgesetze etwas, dem man mit Respekt, aber auch mit etwas Unbehagen begegnet. Etwa so wie der Religion. In der Tat, es gibt wenig Gründe, warum man sich mit Stoffgesetzen anfreunden sollte. Sie sind abstoßend kompliziert und es gibt so viele davon, dass man keinen Überblick hat. Man weiß nicht, wie man sie kalibrieren soll, und man ist sich auch über ihre Bedeutung und Rolle nicht sicher. In der Jugend der Boden- und Felsmechanik kam ohnehin nur das Hooke-Gesetz infrage, und bei den frühen Finite-Elemente-Berechnungen hatte man auch andere Sorgen, nämlich die begrenzte Speicherfähigkeit der damaligen Computer. Man konzentrierte sich daher auf dieses Problem, die Frage nach dem Stoffgesetz galt als untergeordnet bis unwesentlich. Daraus ist auch die boden- und insbesondere felsmechanische Tradition erwachsen, bei Vorstellungen von Simulationsergebnissen das verwendete Stoffgesetz (geschweige denn die verwendeten Stoffkonstanten) gar nicht zu erwähnen. Ja, warum soll man sich denn den Kopf über Stoffgesetze zerbrechen? Es genügt, wenn es einige Masochisten tun. Das Verhalten des Bodens ist doch in seinen Grundzügen klar. Naja, die Spannung wächst irgendwie mit der Verformung und irgendwann stellt sich der Grenzzustand ein, d. h., die Spannung wächst dann nicht mehr. Dass die Steifigkeit von Spannungszustand, Porenzahl, Verformungsrichtung und Verformungsgeschichte abhängt, das wird man doch dem Computer irgendwie beibringen können, damit er sie ad hoc passend wählt. Für den Alltag sind solche Fragen eher akademisch. Dort wird schlicht dasjenige Stoffgesetz angewandt, das gerade im verwendeten Programmpaket implementiert ist. Nun, nach so vielen nüchternen (oder ernüchternden) Einschätzungen erhebt sich die Frage nach der Qualität unserer Simulationen. Man muss sich dabei ehrlich fragen, was mit den Simulationen überhaupt bezweckt werden soll. Man muss sich auch darüber klar sein, dass im Bauwesen Validierungen von Simulationen äußerst selten sind. Der Versuch in Hochstetten steht als einsames

Beispiel oder Vorbild da und fand kaum Nachahmungen. Seien wir doch ehrlich! Im Tunnelbau haben die numerischen Simulationen eher den Rang einer Dekoration. Und auch sonst kommt es auf die Genauigkeit der Simulationsergebnisse nicht sehr an, schon wegen der immer unvollständigen Bodenerkundung und der örtlichen Schwankung des natürlichen Bodenaufbaus. Aber auch die numerische Simulation selbst birgt viele Ungenauigkeiten. Die Arbeitsgruppe Numerische Methoden in der Geotechnik der DGGT [1] hat eine interessante Untersuchung durchgeführt: Ein Tunnel mit vorgeschriebenem Querschnitt und Randbedingungen, vorgeschriebenem Stoffgesetz und vorgeschriebenen Materialkonstanten wurde von verschiedenen Teilnehmern berechnet. Während die Oberflächensetzungen keine nennenswerten Streuungen zeigten, schwankten die Normalkraft und die Biegemomente im Ausbau bis zu 300 %! Die o. g. Ungenauigkeiten der Simulation sollen mit großen Sicherheitsmargen aus der Erfahrung abgefangen werden. Die Simulation spielt aber immer noch eine wichtige Rolle, indem sie die relative Bedeutung der einzelnen Einflüsse aufdeckt. Meist liegt ja auch Erfahrung aus ähnlich gelagerten Fällen vor, und oft kann man sich an schwierige Bauprojekte nach der sogenannten Beobachtungsmethode herantasten. Bei ganz schwierigen und neuen Bauprojekten (z. B. Bohrplattformen in sturmgepeinigten arktischen Gewässern) behilft man sich mit noch größeren Sicherheitsmargen und vielleicht auch physikalischen Modellversuchen. Numerische Simulationen werden auch benötigt, um die Ursache von Schadensfällen aufzudecken (siehe Bild 1). Aber auch da hat man gelernt, ohne präzise Simu-

Bild 1. Schadensfall Nachterstedt

D. Kolymbas · Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen

Bild 2. Gutachten zum Schadensfall Nachterstedt

lationen zu leben. Hat sich ein Schadensfall ereignet, so wird ein schwerfälliger Begutachtungsapparat in Gang gesetzt, der öffentliche Diskurs wird unter Bezug auf ein laufendes Verfahren ausgeschlossen, und die Wahrheit wird in Gutachten und Gegengutachten zerstückelt, breitgetreten und schließlich in einem Orkus von Ordnern versteckt (siehe Bild 2). Aus all diesen Gründen ist die tatsächliche Rolle von Stoffgesetzen bei numerischen Simulationen in der Geotechnik nicht allzu groß. Ich kenne auch kaum Kollegen, die das Auffinden eines überzeugenden Stoffgesetzes in ihr nächtliches Gebet einschließen. Und kaum eine Baufirma oder ein Ingenieurbüro würde dafür auch nur einen müden Euro spenden. Und trotzdem halte ich die Forschung auf dem Gebiet der Stoffgesetze für Boden für eine höchst spannende und intellektuell äußerst herausfordernde Tätigkeit, die aber eher im Bereich der Naturwissenschaften angesiedelt ist. Es ist dabei eine alte und weitgehend geklärte Frage, ob sich die naturwissenschaftliche Forschung technisch und ökonomisch auszahlt. Die Antwort ist ein klares Ja, nur sollte man die Reihenfolge nicht übersehen. Die Entdeckung der Grundgleichungen der Elektrodynamik durch Maxwell erfolgte nicht im Auftrag der Fa. Siemens! Die Menschheit bzw. ihre Politiker wissen dies und geben ungeheure Geldsummen für die Erforschung der Elementarpartikel und der Vorgänge in den ersten Nanosekunden nach der Erschaffung der Welt. Nur die Bodenmechanik klebt verbissen an der alten Mär, dass sie ausschließlich zum Wohl der Bauindustrie arbeitet.

Herausforderung der Stoffgesetze

Dass die Materie aus kleinen Teilchen besteht, weiß man seit Heraklit. Die statistische Mechanik hat im 19. Jahrhundert die Eigenschaften von Gasen in bewundernswerter Weise durch ihren molekularen Aufbau erklärt. Mit körnigen Stoffen, die ein festes Korngerüst bilden, hat sich zuerst die Bodenmechanik im 20. Jahrhundert befasst und beachtliche Erfolge errungen. Erst in den letzten Jahren haben auch Physiker angefangen, sich damit zu befassen und staunen nicht wenig über das komplexe Verhalten granularer Stoffe. Liu [2] sagte, dass Sand schwieriger zu verstehen ist als flüssiges Helium oder flüssige Kristalle. Eine andere Aussage ist, dass viele Eigenschaften von Sand den Wissenschaftlern ähnliche Rätsel aufgeben wie der Big Bang [3].

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Man kann sich ein Korngerüst als ein räumliches Fachwerk aus Körnern vorstellen. Im Gegensatz zu einem Fachwerk des Stahlbaus sind aber die einzelnen Körner nicht miteinander verschweißt oder vernietet. Es handelt sich also um ein wackeliges Korngerüst, und Deformationen gehen meist mit Kornumlagerungen einher. Daher ist die Spannungs-Dehnungs-Beziehung nicht linear wie die Kraft-Verschiebungs-Beziehung bei einem elastischen Fachwerk, sondern hängt von der Deformation ab. Auch kann man ein Granulat deformieren, ohne dass man ihm nachher die vorangegangene Deformation anmerken kann. Diese wichtige Invarianzeigenschaft teilen Granulate mit Fluiden. Andererseits können Granulate beständig Schubspannungen aufnehmen, folglich sind sie keine Fluide. Bodenproben sind relativ weich, daher kann man sie einer großen Vielfalt von Verformungen unterziehen, um die sich dabei aufbauenden Spannungen zu messen. Die Verformung wird einer Probe durch Randeinwirkungen aufgeprägt, und es ist erstaunlich zu beobachten, dass dabei jedes Korn genau „weiß“, wohin es sich begeben soll. Irgendwann geht aber diese Kontrollierbarkeit verloren, die Körner gehorchen nicht mehr der Randeinwirkung, sondern bewegen sich nach eigenen, zuweilen recht bizarren Mustern. Solche Phasenübergänge und Musterbildungen beschäftigen intensiv die Physiker, und auch die Bodenmechaniker haben sich damit zu befassen, allein schon deswegen, weil numerische Simulationen bei Verlust der Kontrollierbarkeit auch verrückt spielen. Das weiß jeder numerische Simulant, es wird aber meist schamhaft unter den Teppich gekehrt. So mancher hält solche Phänomene für Manifestationen der eigenen Unzulänglichkeit und versucht, sie mit diversen Tricks zu kaschieren. Eine grundlegende Schwierigkeit beim Boden ist sein hysteretisches Verhalten. Es impliziert nicht eindeutige Beziehungen zwischen Spannungen und Dehnungen sowie großen Einfluss der Vorgeschichte. Eine Manifestation davon ist, dass bei Entlastung die Steifigkeit viel größer als bei Belastung ist. Man spricht von der inkrementellen Nichtlinearität bzw. davon, dass man nicht linearisieren darf, auch nicht im Kleinen.

Instrumentarium für Stoffgesetze

Als Startpunkt diente das Gesetz von Hooke, das einfachste Stoffgesetz für einen Feststoff. Um hysteretisches Verhalten zu berücksichtigen, hat man „Schaltfunktionen“ eingeführt; das sind skalare Größen, deren Vorzeichen entscheiden kann, ob man es mit Be- oder mit Entlastung zu tun hat. Da diese skalaren Größen irgendwie von der Spannung abhängen müssen, stellen sie Flächen im abstrakten Spannungsraum dar. Mit ihrer Einführung war der Begriff der sogenannten Fließfläche, und allgemein die Plastizitätstheorie, geboren. Die Gestalt und die Umformung von Fließflächen blieben dann auch das wesentliche Werkzeug der Plastizitätstheorie. Diese Theorie versucht, das – recht vielfältige – Verhalten granularer Stoffe durch Verfeinerung diverser Flächen im Spannungsraum zu berücksichtigen. Mehrere Familien von Flächen werden aufgebläht bzw. verschoben, bilden Spitzen oder können wieder schrumpfen. Somit ist die Plastizitätstheorie eine Einübung, welche alle Aspekte des mechanischen Stoffverhaltens durch die Geometrie von Flächen

D. Kolymbas · Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen

interpretiert. Die dadurch implizierten mathematischen Gleichungen bleiben dafür recht unübersichtlich. Die starke Verbreitung der Plastizitätstheorie hat eine Art Exklusivität geschaffen. Viele Wissenschaftler glauben, dass sie der ausschließliche Rahmen zum Beschreiben des Verhaltens hysteretischer Feststoffe ist. Außerdem drängt die Plastizitätstheorie ein bestimmtes Verständnis bzw. Interpretation von Versuchsergebnissen auf. Von der Begriffswelt der Plastizitätstheorie abweichende Ergebnisse werden als falsch abgetan oder so „gebogen“, dass sie konform werden. Man kann nicht leugnen, dass man mit diesem Werkzeug sehr ausgefeilte Ergebnisse erhalten kann. Mit Pickel und Hacke wurden zwar sehr lange Tunnel gebaut. Man kann sich aber auch fragen, ob es nicht auch andere, vielleicht zweckmäßigere Werkzeuge zum Beschreiben des hysteretischen Verhaltens granularer Stoffe gibt. Diesen Weg ist die Theorie der Hypoplastizität und neuerdings der Barodesie gegangen. Es wird dort eine Reihe von Werkzeugen aus dem Instrumentarium der modernen Mathematik und Physik herangezogen. Da geht es z. B. um Invarianzeigenschaften. Maßstabsinvarianz manifestiert sich durch die Homogenität der betrachteten Funktionen.1 Wird das Stoffgesetz als Entwicklungsgleichung dargestellt, so bedeutet Homogenität erster Ordnung bezüglich des Deformationsgeschwindigkeitstensors, dass das Stoffverhalten invariant gegenüber der Streckung der Zeitskala bzw. rate independent ist. Invarianz, bezüglich Drehung des Beobachters, wird durch Verwendung objektiver Funktionen erreicht. Ein weiterer Aspekt ist das Erinnerungsvermögen von Boden bzw. Sand. In welcher Form kann es mathematisch berücksichtigt werden? Gudehus hat auf die besondere Bedeutung langer, monotoner Verformung entlang sogenannter proportionaler Verformungspfade hingewiesen. Sie soll imstande sein, die Erinnerung an vorangegangene Deformation auszulöschen. Dies wirft die Frage nach den sogenannten asymptotischen Eigenschaften von Stoffgesetzen auf. Verknüpft damit ist die Eigenschaft von Differenzialgleichungen, sogenannte Attraktoren zu besitzen. Kritische Zustände sind spezielle Attraktoren, und auch bei zyklischer Verformung können sich asymptotische Zustände einstellen (man spricht vom Einspielen), bei denen das Stoffverhalten für spezielle Deformationen elastisch ist.

Ausblick

Soll man noch nach einem überzeugenden Stoffgesetz suchen? Dieses würde die Community der Wissenschaftler durch seine Einfachheit, Universalität, seinen logischen Aufbau und last but not least Schönheit überzeugen. Dass die Bauindustrie so etwas nicht wirklich braucht, wurde weiter oben dargelegt. Und dies ist keinesfalls ein Vorwurf gegen die Bauindustrie. Wir wissen doch alle: Physik, Astronomie, Oper, Kultur sind keine primären Bedürfnisse der Industrie und bilden eher die Grundlage des menschlichen Lebens. Soll man die Stoffgesetzforschung den Physikern überlassen? Die Erfahrung der letzten zwei Jahrzehnte zeigt, dass die Physiker ganz anderen Paradigmen nachgehen und die beträchtlichen experimentellen und theoretischen Forschungsergebnisse in den Ingenieurwissenschaften gar nicht aufzunehmen bereit sind. Also ist meine These: Stoffgesetzforschung ist lohnend, sie sollte unbedingt fortgesetzt werden, und zwar von den Bodenmechanikern. Denn diese haben die interessantesten Paradigmen und die umfangreichste Auseinandersetzung mit dem Boden und verfügen über eine reiche Literatur auf diesem Gebiet. Was soll man sich daraus erwarten? Es wäre müßig zu versprechen, dass wir dann genauere Setzungsberechnungen durchführen würden, dass wir die Setzung eines Gebäudes statt mit ein paar Zentimetern auf nur einen Millimeter genau abschätzen würden. Dies ist auch nicht nötig. Nötig ist vielmehr, dass die Wissenschaft und die Kultur nicht verkümmern. Literatur [1] Schweiger, H. F.: Results from two geotechnical benchmark problems. In: Proceed 4th Euro. Conf. Num. Methods in geotechnical Engineering. Udine, 1998. A. Cividini (ed.). Springer, pp. 645–654. [2] Liu, M. (Professor für Theoretische Physik, Universität Tübingen), mündliche Mitteilung. [3] Morsch, O.: Die Physik der Körner. NZZ Online, 13. Februar 2008. [4] Lesne, A., Lagues, M.: Scale Invariance, From Phase Transitions to Turbulence. Springer, 2012.

1 Es sei darauf hingewiesen, dass Maßstabsinvarianz ein wesentlicher

Begriff der modernen Physik ist [4].

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Fachthemen Benjamin Aulbach Martin Ziegler

DOI: 10.1002/gete.201300020

Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper In jüngster Vergangenheit wurden auf diversen Tagungen Diskussionen bezüglich des tatsächlichen Ablaufs bzw. der Versagensform des hydraulischen Grundbruchs und dem daraus abzuleitenden Nachweisformat geführt. Der vorliegende Beitrag gibt einen Überblick über verschiedene Versuche und Untersuchungen seit Karl Terzaghi bis heute. Sowohl diverse Versuche als auch eigene numerische Berechnungen bestätigen, dass der sogenannte Terzaghi-Körper ein Gedanken- und Rechenmodell ist, das die Vorgänge des hydraulischen Grundbruchs in nichtbindigem Baugrund hinreichend genau erfasst und in der Regel für den Sicherheitsnachweis verwendet werden sollte. Lediglich bei bindigen Böden oder speziellen Randbedingungen wie Auflastfiltern und Entspannungsbohrungen sollten erweiterte Modelle und Methoden verwendet werden. Phenomena and design procedure of hydraulic heave – Plea for the Terzaghi-body. These days the phenomena of hydraulic heave and the way of verification of resistance to failure by hydraulic heave have been discussed on several conferences. This paper gives an overview of model tests beginning with Karl Terzaghi up to today. Different model tests as well as own numerical investigations show that the so called Terzaghi-body is a well-fitting model. It sufficiently describes the phenomena of hydraulic heave in non-cohesive soil and thus normally should be used for the verification of resistance to failure by hydraulic heave. Only for cohesive soils or special conditions like surcharge filters and bleeder wells more detailed models and methods should be applied.

Einleitung

Bereits Anfang des vergangenen Jahrhunderts beschäftigte sich Karl Terzaghi mit dem Phänomen des hydraulischen Grundbruchs und legte durch seine Überlegungen den Grundstein für den heute in DIN 1054:2010-12 enthaltenen Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch. Über die Jahre hinweg beschäftigten sich zahlreiche weitere Wissenschaftler mit der Thematik des hydraulischen Grundbruchs, sodass man nach gut hundert Jahren Forschung, Beobachtung und Erfahrung auf diesem Gebiet eigentlich glauben könnte, dass es diesbezüglich keinen Anlass mehr zur Diskussion gäbe. Dennoch ist zu beobachten, dass es in jüngster Vergangenheit auf verschiedenen Tagungen wiederholt Diskussionen rund um die Thematik des hydraulischen Grundbruchs gegeben hat. Die auf den Tagungen geführten Diskussionen be-

schäftigten sich im Wesentlichen mit dem tatsächlichen Ablauf bzw. der Versagensform des hydraulischen Grundbruchs sowie mit dem daraus abzuleitenden und anzuwendenden Nachweisformat. Da auf den Tagungen weder der zeitliche Rahmen für eine ausführliche Diskussion gegeben ist noch Ergebnisse einer solchen Diskussion in der Regel festgehalten und damit der gesamten Fachwelt zur Verfügung gestellt werden, fühlten sich die Verfasser zu dem vorliegenden Diskussionsbeitrag veranlasst. Dieser soll zum einen die durch die Verfasser gewonnenen Erkenntnisse und die daraus abgeleiteten Empfehlungen darlegen. Vor allem soll der Beitrag aber eine Diskussion anstoßen, im Rahmen derer aktuelle und weiterführende Erkenntnisse aufgezeigt und diskutiert sowie Empfehlungen für den Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch abgeleitet werden. Hierzu werden im Folgenden zunächst Grundlagen zum Versagen durch hydraulischen Grundbruch und zum Nachweisformat dargelegt. Daran schließt sich eine Beleuchtung der historischen Entwicklung der Untersuchungen zum hydraulischen Grundbruch an. In einem weiteren Schritt werden schließlich aktuelle Untersuchungsergebnisse der Verfasser präsentiert. Der Diskussionsbeitrag endet mit einem Fazit aus Sicht der Verfasser bezüglich des Ansatzes für Baugruben in nichtbindigem Baugrund sowie einem kurzem Überblick über aktuelle Forschungsansätze zu bindigen Böden und besonderen Randbedingungen.

Grundlagen und Nachweisführung

In der aktuellen Fassung des Eurocodes 7 DIN EN 19971:2009-09 [1] (nachfolgend EC7-1) werden in Abschnitt 10, Hydraulisch verursachtes Versagen, vier Arten des Bodenversagens unterschieden, die durch Porenwasserdruck oder Sickerströmung eingeleitet werden: – Versagen durch Aufschwimmen, – hydraulischer Grundbruch, – Versagen durch innere Erosion, – Versagen durch Piping. Versagen durch Aufschwimmen wird durch Porenwasserdruck hervorgerufen, der sich z. B. unterhalb eines Bauwerks oder einer (Beton)Sohle bzw. unterhalb einer wenig durchlässigen Schicht aufbaut. Wird dieser so groß, dass das Gewicht des Bauwerks bzw. der wenig durchlässigen

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Schicht inklusive überlagernder Schichten überschritten wird, kommt es zu einem Anheben des gesamten Bauwerks bzw. Bodenblocks und damit zum Versagen. Die übrigen drei Versagensarten resultieren hingegen aus einer Durchströmung des Bodens infolge unterschiedlicher Potenziale bzw. Wasserstände. Dabei tritt hydraulischer Grundbruch dann ein, wenn eine aufwärtsgerichtete Strömungskraft so groß wird, dass die vertikal wirksame Spannung null wird und die Bodenteilchen von der Vertikalströmung angehoben werden [1]. Vor dem Fuß einer Verbauwand führt dieses Aufbrechen des Bodens zum Entzug der Stützung und somit letztlich zum Versagen. Mit innerer Erosion wird hingegen der Transport von Bodenteilchen innerhalb einer Bodenschicht, an Schichtgrenzen oder an der Kontaktfläche zwischen Boden und einem Bauwerk bezeichnet. Dies kann schließlich zu einer rückschreitenden Erosion und damit zum Einsturz des Bauwerks führen [1]. Piping stellt eine Sonderform dieses Versagens dar, bei dem durch rückschreitende Erosion eine Röhre entsteht, die den Beckenboden eines Gewässers erreicht. Versagen durch Aufschwimmen, innere Erosion und Piping sind nicht Gegenstand im weiteren Verlauf dieses Beitrags. Details hierzu können den einschlägigen Empfehlungen [2] [3] oder der weiterführenden Literatur [4] [5] [6] entnommen werden. Der Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch wird durch den EC7-1 in Kombination mit den jeweiligen Nationalen Anhängen und in Deutschland ergänzend durch DIN 1054:2010-12 [7] (nachfolgend DIN 1054) geregelt. Nach EC7-1 sind zunächst zwei Nachweisformate zulässig: zum einen der Vergleich der Bemessungswerte des destabilisierenden totalen Porenwasserdrucks udst;d und der stabilisierenden totalen Vertikalspannung σstb;d und zum anderen der Vergleich der Bemessungswerte der Strömungskraft Sdst;d und des Gewichts unter Auftrieb G′stb;d. udst;d   stb;d

(1)

Sdst;d  Gstb;d

(2)

Hierbei ist nach EC7-1 jedes infrage kommende Bodenprisma zu betrachten. Gemäß der deutschen Ergänzungsnorm DIN 1054 ist der Nachweis allerdings generell nach Gl. (2) zu führen, wobei bezüglich des Teilsicherheitsbeiwerts für die Strömungskraft eine Differenzierung zwischen günstigem und ungünstigem Baugrund vorzunehmen ist. Weiterhin ist bei Baugruben, bei denen der Boden vor dem Fuß der Stützwand von unten nach oben durchströmt wird, ein Bodenkörper zu betrachten, dessen Breite in der Regel gleich der halben Einbindetiefe der Stützwand angenommen werden darf (Terzaghi-Körper [7]). Die an diesem Körper wirkende Strömungskraft Sk sollte nach DIN 1054 in der Regel aus der Potenzialverteilung ermittelt werden.

Untersuchungen – Historie

Der in DIN 1054 beschriebene Bodenkörper basiert auf Beobachtungen von Terzaghi, der bereits in den 1920erJahren Modellversuche zum hydraulischen Grundbruch durchgeführt hat. Terzaghi stellte fest, dass es unmittelbar

Bild 1. Potenzialnetz und Bruchkörper [9] Fig. 1. Flow net and critical soil column [9]

vor dem Versagen zu Hebungen auf einer Breite von etwa der halben Einbindetiefe T/2 kommt (Bild 1). Daraus schloss Terzaghi auf eine Auflockerung des Bodens und das Anheben eines Bodenprismas dieser Breite [8] [9]. Durch eine Minimalwertbetrachtung bezüglich der kritischen Druckhöhe kam Terzaghi schließlich zu der Erkenntnis, dass die Tiefe des Körpers der Einbindetiefe T entspricht [9]. Der von ihm beschriebene Bodenkörper wurde somit in DIN 1054 übernommen. Weitere Untersuchungen folgten von Bažant [10], der vor dem Versagen ebenfalls Hebungen beobachtete und darüber hinaus die Stromlinien um die Verbauwand mithilfe von Hypermangan sichtbar machte. Aus beiden Beobachtungen leitete er einen Bruchkörper ab, der von einer elliptischen Stromröhre begrenzt wird. Weiterhin folgerte Bažant aus seinen Versuchsergebnissen, dass ein hydraulisches Gefälle i > 1,0 am Wandfuß noch nicht zum hydraulischen Grundbruch führt, da die Körner dort durch die darüber liegenden Bodenkörner belastet werden und daher das gesamte darüber liegende Prisma angehoben werden muss, damit es zum Versagen kommt. Aufgrund der aufgebrachten Wasserspiegeldifferenzen folgerte Bažant außerdem, dass neben dem Eigengewicht und der Strömungskraft noch weitere Kräfte wirken müssen. Ähnliches wurde von Marsland [11] festgestellt, der in Modellversuchen an breiten Baugruben zunächst Hebungen und Auflockerungen und schließlich das Anheben eines keilförmigen Prismas (wedge) beobachtete. Bei weiteren Versuchen an schmalen Baugruben beobachtete er hingegen, dass mehr oder weniger die gesamte Baugrube angehoben wird. Umfangreiche Untersuchungen wurden schließlich von Sentko [12] durchgeführt. Sentko streute bei einigen Versuchen Eisenfeilspäne ein, anhand derer die einzelnen Stadien und die Ausdehnung des Bruchkörpers sehr gut zu erkennen sind. Bild 2 zeigt einen solchen Versuch mit zunehmender Strömung von links nach rechts. Auch Sentko stellte in seinen Versuchen zunächst eine Auflockerung fest, ehe es zum Anheben eines kompletten Prismas (Bild 2, links unten) und schließlich zum schlagartigen Versagen kommt. Weiterhin folgerte Sentko aus seinen Versuchen, dass die Summe aus Gewicht und Strömungsdruck niemals überall gleichzeitig null wird und daher immer auch Reibung auftritt. Deshalb besitzt die Bruchzone immer eine deutliche Ausdehnung in der Breite, wie die Versuche zeigen.

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Bild 2. Ablauf des hydraulischen Grundbruchs [12] Fig. 2. Failure sequences of hydraulic heave [12]

Aufbauend auf den Untersuchungen von Sentko führte auch Müller-Kirchenbauer [13] Versuche durch. Dabei stellte er in locker gelagertem Sand eine am Fuß beginnende Auflockerung fest, die in Höhe des Spundwandfußes eine Breite von etwa b = 0,15 · T und an der Oberfläche von etwa b = 0,6 · T aufwies (Bild 3). Diese Auflockerungszone ist zunächst stabil, und es kommt erst zum Versagen, wenn die Wasserspiegeldifferenz deutlich gesteigert wird. Bei dichter Lagerung wurden von Müller-Kirchenbauer keine Auflockerungen vor dem Bruch festgestellt. Auch Knaupe [14] führte im Rahmen seiner Arbeit zur Thematik des hydraulischen Grundbruchs Modellversuche durch. Bei seinen Versuchen konnte Knaupe nach einer anfänglichen Wölbung ebenfalls einen Beharrungszustand bei konstantem Druck feststellen. Erst bei einer weiteren Drucksteigerung begann sich der Boden erneut aufzuwölben [14], ehe es zum endgültigen Versagen kam.

Bild 3. Foto und Skizze des Bruchkörpers [13] Fig. 3. Picture and sketch of critical soil column [13]

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Bezüglich der Bruchkörperform nahm Knaupe an, dass der sich bei Beginn des Grundbruchs bildende schmale Hebungsbereich von einer elliptischen Stromlinie begrenzt wird (Bild 4). Weiterhin ging Knaupe davon aus, dass der Hebungsbereich im weiteren Verlauf zwar breiter wird, dessen Begrenzung jedoch weiterhin mit Stromlinien nahezu übereinstimmt [15]. Im Rahmen numerischer Untersuchungen zum Einfluss des Reibungs-, des Wandrandreibungs- und des Dilatanzwinkels haben Benmebarek et al. [16] nicht nur Beobachtungen zur möglichen Wasserspiegeldifferenz, sondern auch zur Bruchkörperform angestellt. Ihre numerischen Untersuchungen ergaben für stark verdichteten Sand mit sehr großen Dilatanzwinkeln von ψ = ϕ ≥ 35° und in Kombination mit großen Wandreibungswinkeln ein als boiling bezeichnetes oberflächiges Aufbrechen. Für sehr locker gelagerten Sand mit ψ = 0 beobachten sie weiterhin das Versagen eines schmalen, rechteckigen Bruchkörpers. Bei alle anderen Parameterkombinationen stellen sie hingegen einen keilförmigen Versagenskörper ähnlich den Ausführungen Marslands [11] fest. Ebenfalls mithilfe numerischer Untersuchungen haben sich Odenwald und Herten [17] der Thematik des maßgeblichen Bruchkörpers genähert. Im Vorfeld ihrer Untersuchungen zu Auflastfiltern haben sie sich auch mit der Bruchkörperausbildung ohne Auflastfilter auseinandergesetzt. Aus der Überlagerung hydraulischer Gradienten mit Stromlinien schließen sie auf den in Bild 5 gestrichelt dargestellten Körper. Da im oberen Bereich des Versagenskörpers die effektive Bodenspannung größer null ist, werden nach Odenwald und Herten hier Reibungskräfte auch im Grenzzustand wirken. Dieser wird erst dann erreicht, wenn durch die Strömungskraft die am Versagenskörper wirkenden Gewichts- und Reibungskräfte aufgehoben werden [17]. Auch von Katzenbach et al. [18] wurden bei Modellversuchen Auflockerungen und Hebungen zu Beginn der Versuche festgestellt. Kurz vor dem endgültigen Versagen

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B/2 H

Bild 4. Skizze des Bruchkörpers [14] Fig. 4. Sketch of critical soil column [14]

Bild 6. Systemskizze [24] Fig. 6. System sketch [24]

Bild 5. Skizze des Bruchkörpers mit Isolinien des hydraulischen Gradienten [16] Fig. 5. Sketch of critical soil column including isolines of hydraulic gradient [16]

beschreiben Katzenbach et al. allerdings die Ausbildung eines Erosionskanals vom Wandfuß zur Baugrubensohle und schließlich eine rückschreitende Erosion vom Wandfuß auf die Oberwasserseite. Weiterhin haben Katzenbach et al. numerische Berechnungen durchgeführt. Für verschiedene Baugrubenbreiten betragen die am Stromfaden unmittelbar an der Wand ermittelten globalen Sicherheiten η = 0,93 ÷ 1,26 und die am Terzaghi-Körper ermittelten Sicherheiten ηTerz. = 1,07 ÷ 1,54. Für diese Systeme stellen Katzenbach et al. fest, dass die Breite der Bereiche mit großen Gradienten i ≥ 1,0 geringer ist, als die von Terzaghi zugrunde gelegte Breite eines Körpers im Versagenszustand. Aus ihren Modellversuchen und den numerischen Untersuchungen schließen sie daher, dass sich die von ihnen identifizierten Versagensbereiche mit dem von Terzaghi definiertem Versagenskörper nicht realistisch beschreiben lassen.

4 4.1

Eigene Untersuchungen Allgemeine Überlegungen und theoretische Grundlagen

Im Rahmen zweier Forschungsvorhaben [19] [20] wurden numerische Berechnungen zur Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch durchgeführt. Das folgende Bild 6 zeigt die dort definierten geometrischen Randbedingungen in Form der Wasserspiegeldifferenz H, der Einbindetiefe T, der Aquifermächtigkeit S und der Baugrubenbreite B. Dabei muss die Geländeoberkante nicht zwangsläufig mit dem Außenwasserstand zusammenfallen, sondern

kann auch höher liegen, was jedoch aus geohydraulischer Sicht irrelevant ist. Auf Basis der erhaltenen Berechnungsergebnisse wurden Bemessungsdiagramme und -formeln entwickelt [21] [22] [23] [24]. Sämtliche Bemessungsdiagramme finden sich in [24], mit denen die für die Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch erforderliche Einbindetiefe für verschiedenste Situationen schnell und einfach ermittelt werden kann. Auch die Herleitung der Formeln findet sich dort, mit denen ebenfalls die Ermittlung der erforderlichen Einbindetiefe unter Berücksichtigung entscheidender Randbedingungen, wie z. B. der Baugrubenbreite, der räumlichen Anströmung in den Ecken oder der Wichte des Baugrunds, möglich ist. Eine darauf aufbauende universelle Bemessungsformel für homogenen, isotropen Baugrund [22] [23] lässt sich z. B. auch direkt in Statikprogramme implementieren und macht damit den bisher notwendigen Wechsel zwischen Statik- und Strömungsprogramm überflüssig. Der Bemessungsformel und den Diagrammen liegt der Nachweis am Terzaghi-Körper zugrunde, welcher auf Grundlage der Ergebnisse früherer (vgl. Abschnitt 3) sowie eigener Untersuchungen [24] als der maßgebende Bruchkörper identifiziert wurde. Für die eigenen Untersuchungen wurden zunächst zweidimensionale Berechnungen angestellt, bei denen für verschiedene Baugrubensituationen die Einbindetiefe T/H variiert wurde. Das folgende Bild 7 zeigt die Verteilung des hydraulischen Gradienten i an der Wand einer Baugrube mit konstantem B/H = 5,0 und S/H = 3,0, jedoch mit unterschiedlichen Einbindetiefen T/H = 0,3 ÷ 0,15. Dabei sind nur Bereiche mit hydraulischen Gradienten i > 1,1 farbig dargestellt, in denen eine vertikal nach oben gerichtete Strömung den sich über die Tiefe einstellenden Spannungszuwachs aus Eigengewicht eines Bodens mit einer Wichte von γ ′ = 11 kN/m³ neutralisiert oder sogar zu einer Spannungsabnahme führt. Es ist zu erkennen, dass bei einer Einbindetiefe von T/H = 0,3 (a) nur ein begrenzter Bereich um den Wandfuß herum einen hydraulischen Gradienten von i > 1,1 aufweist. Mit kleiner werdender Einbindetiefe (a bis d) vergrößert sich dieser Bereich sowohl nach oben als auch in der Breite. Für eine Einbindetiefe von T/H = 0,15 (d) ist

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B. Aulbach/M. Ziegler · Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper 0.5

Baugrube

0.5

Wand

-0.5 -1.0 -1.5

-1.5

-2.0

-0.5

-0.5 Isolinien Gradienten

Isolinien Gradienten

-1.0

Isolinien Gradienten

-1.0

-1,5

-1.5

-2,0

-2,5

-2.5

-3.0

-3.5

-4.0

-4.5

-3.0

-3,0

Boden

-3.5

T/H=0,30

-5.0

-5.0 2

T/H=0,25

-1

-2

-1

-5.0 -2

T/H=0,15

-4.5

-5.0

-5.0 -2

-4.0

T/H=0,20

-4.5

. .

-2.0

-3.0

-2.5

0.5

-0.5 Isolinien Gradienten

-1.0

0.5

-0.5

-2.0

a b)

0.5

-1

-2

-1

Bild 7. Hydraulischer Gradient i > 1,1 [24] Fig. 7. Hydraulic gradient i > 1,1 [24]

schließlich ein etwa 0,1 · H breiter durchgehender Bereich vom Wandfuß bis zur Baugrubensohle vorhanden, innerhalb dessen der Gradient i > 1,1 und der Boden gewichtslos ist. Dieser Zustand kann in einem kohäsionslosen Boden nicht mehr stabil sein, und es muss spätestens bei diesem Verhältnis der Einbindetiefe T zur Wasserspiegeldifferenz H zum hydraulischen Grundbruch kommen. Für größere Einbindetiefen T/H > 0,15 existieren oberhalb des Wandfußes hingegen Bereiche, innerhalb derer der Gradient i < 1,1 ist, sodass die Vertikalspannungen σv als Resultierende aus den Eigengewichtsspannungen und den Strömungsdrücken dort weiterhin größer null sein müssen. Aus den Vertikalspannungen σv resultieren wiederum Horizontalspannungen σh, die bei Vertikalbewegungen des Bodens zu Schubspannungen τ führen. Dem Anheben eines Körpers vor der Wand wirken folglich neben dem Eigengewicht G′k des Körpers auch die aus diesen Spannungen resultierenden Reibungskräfte R innerhalb des Bodens und an der Wand entgegen. Die Strömung um eine Verbauwand bzw. um deren Fuß erfolgt in der Regel entlang elliptischer Stromlinien (Bild 3 ff.), sodass auch der horizontale Anteil des hydraulischen Gradienten i an vielen Stellen ungleich null ist. Daher wird durch die Strömungskraft Sk nicht nur die günstig wirkende Vertikalspannung σv reduziert, sondern zeitgleich auch die günstig wirkende Horizontalspannung σh erhöht. Direkt entlang der Verbauwand tritt dieser günstig wirkende Effekt nicht auf, da hier eine ausschließlich vertikale Durchströmung stattfindet. Auf Basis der vorgenannten Überlegungen wurden schließlich umfangreiche Untersuchungen angestellt, bei denen die Reibung beim Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch mit in Ansatz gebracht und die Breite des Bruchkörpers b variiert wurde (Bild 8). Die um die Reibungskraft Rstb,k erweiterte Gleichung zur Bestimmung des Ausnutzungsgrads μ bzw. μd lautet: 

Sdst,k

(3)

 Gstb,k  R stb,k

bzw. d 

G

Sdst,k ·  H  stb,k



 R stb,k ·  G,stb

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Bild 8. Kräfte und Horizontalspannungen am Bruchkörper Fig. 8. Forces and horizontal stresses within the critical soil column

Die Gewichtskraft G′stb,k und die Strömungskraft Sdst,k ergeben sich direkt aus der Geometrie bzw. dem Volumen des Bruchkörpers und der Potenzialverteilung. Die Reibungskraft Rstb,k in Gl. (3) bzw. (4) leitet sich hingegen aus dem im betrachteten Bruchkörper vorherrschenden Spannungsniveau und dem Reibungswinkel des Bodens ab. Hierzu ist zunächst die Verteilung der (effektiven) Vertikalspannungen σv zu bestimmen. Die Vertikalspannung σv ergibt sich in beliebiger Tiefe t zu: z t

     – iz  x, z ·  w  dz

 v x, z 

(5)

mit iz(x,z) Vertikalkomponente des hydraulischen Gradienten, x horizontale Laufrichtung ausgehend von der Verbauwand zur Baugrubenmitte, z vertikale Laufrichtung ausgehend von der Baugrubensohle nach unten. Die Horizontalspannung σh in derselben Tiefe ergibt sich unter der Annahme von Verhältnissen entsprechend dem Erdruhedruck aus der Vertikalspannungen σv zu:

 

 

 

 h x, z   v x, z · K 0   v x, z · 1 – sin  (4)

mit ϕ Reibungswinkel des Bodens.

(6)

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Der tatsächliche Spannungszustand ist zwar nicht eindeutig bestimmbar, wird aber aufgrund der Wandbewegung eher in Richtung des passiven Erdwiderstands streben, sodass der Ansatz des Erdruhedrucks auf der sicheren Seite liegt. Aus den vorhandenen Horizontalspannungen resultieren an der Wand, unter der Annahme einer rauen Oberfläche in Anlehnung an DIN 4085:2011, Schubspannungen τ von:





 x  0, z   h



2  x  0, z · tan  ·   3 



(7)

Aus der verbleibenden Kraft Sh – Rh resultiert schließlich eine zusätzliche Erhöhung der Horizontalspannung am vertikalen Rand im Boden. Diese bewirkt wiederum Schubspannungen und führt damit zu einer zusätzlich günstig wirkenden vertikalen Reibungskraft:

  





R stb,k Sh  Sh – R h · tan 

(12)

Sofern die Resultierende aus horizontaler Strömungskraft und horizontaler Reibungskraft rechnerisch kleiner null ist, ergibt sich keine zusätzlich haltende vertikale Reibungskraft gemäß Gl. (12).

und im Boden von











 x  b, z   h x  b, z · tan 

4.2

Die für die Bestimmung des Ausnutzungsgrads μ bzw. μd erforderliche Reibung Rstb,k ergibt sich schließlich aus der Integration der Schubspannungen τ entlang der vertikalen Ränder an der Wand und im Boden des jeweiligen Bruchkörpers. z t

     x  0, z    x  b, z dz 0

R stb,k  v 

(9)

Die resultierende Horizontalkomponente der Strömungskraft Sh ergibt sich aus: z t x  b

Sh 

   ix  x, z ·  w  dxdz 0

(10)

mit ix(x,z) Horizontalkomponente des hydraulischen Gradienten, ermittelt aus dem Strömungsnetz. Dieser Strömungskraft Sh wirkt an der Unterkante des betrachteten Bruchkörpers eine aus den Vertikalspannungen resultierende horizontale Reibungskraft Rh entgegen. x b

Rh 

  v  x, z  t  · tan   dx 0

Ergebnisse im ebenen Fall

(8)

(11)

Wertet man verschieden breite Bruchkörper zunächst ohne den Ansatz von Reibung aus, ergeben sich die in Bild 9 dargestellten Verläufe des Ausnutzungsgrads μ über der Bruchkörperbreite b/T. Es ist zu erkennen, dass ohne die Berücksichtigung von Reibung immer die Betrachtung eines Stromfadens unmittelbar an der Wand den ungünstigsten Fall mit dem größten Ausnutzungsgrad μ darstellt. Dabei spielt es keine Rolle, wie breit eine Baugrube oder wie groß die Einbindetiefe bzw. die Wasserspiegeldifferenz und damit das hydraulische Gefälle ist, da dieses, relativ betrachtet, direkt an der Wand immer am größten ist [25]. Wird hingegen die an den Seitenflächen der betrachteten Bruchkörper wirkende Reibung, wie zuvor in Gl. (3) bis (12) beschrieben, mit in Ansatz gebracht, hat diese entscheidenden Einfluss auf die Stabilität bzw. den Ausnutzungsgrad. Bild 10 zeigt den Ausnutzungsgrad unter Berücksichtigung der Reibung für die gleichen Situationen wie zuvor. Es ist zu erkennen, dass bei ausreichender Einbindetiefe nicht mehr der Stromfaden maßgebend ist. Bei breiten Baugruben mit B/H = 5,0 und T/H = 0,25 hat der ungünstigste Bruchkörper in der Regel eine Breite von b/T ≈ 0,5. Bei schmalen Baugruben mit B/H = 0,5 und T/H ≥ 0,5 entspricht die Breite des ungünstigsten Bruchkörpers der maximal zur Verfügung stehenden Breite B/2. Dies entspricht dem Versagen der gesamten Baugrube, sodass Reibung nur noch an der Wand wirken kann, wodurch der Knick im Verlauf der Ausnutzungsgrade zustan-

Bild 9. Ausnutzungsgrad ohne Reibung [24] Fig. 9. Degree of utilization without any friction [24]

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Bild 10. Ausnutzungsgrad mit Reibung [24] Fig. 10. Degree of utilization including friction [24]

Bild 11. Ausnutzungsgrad mit Reibung und Teilsicherheitsbeiwerten [24] Fig. 11. Degree of utilization including friction and partial factors of safety [24]

de kommt und die Kurven bei b/T = (B/2)/T enden (Bild 10, rechts unten). Erst wenn die Einbindetiefe so weit verringert oder die Wasserspiegeldifferenz so weit erhöht wird, dass es zu einer deutlichen Änderung des Spannungsniveaus und damit zu einer deutlichen Reduzierung der Reibungskräfte kommt, wird der Ausnutzungsgrad für sehr schmale Bruchkörper größer als für Körper mit räumlicher Ausdehnung. Die Ergebnisse zeigen, dass für die physikalisch möglichen Zustände mit μ < 1,0 in guter Näherung der Terzaghi-Körper maßgebend ist. Weiterhin lässt sich aus den Ergebnissen schlussfolgern, dass zum Zeitpunkt des Versagens mit μ = 1,0 ein Wechsel stattfinden muss und die Geometrie des Bruchkörpers eine untergeordnete Rolle spielt. Es ist daher davon auszugehen, dass im kritischen Zustand der Bereich vor der Verbauwand auf einer Breite von b ≈ 0,5 · T gleichermaßen aufbruchgefährdet ist und der letztlich versagende Bruchkörper aus den vorherigen Zuständen, Auflockerungen und Hebungen resultiert und damit der Terzaghi-Körper eine gute Näherung darstellt. Für den Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch sind, wie für jeden anderen Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit auch, Sicherheitsreserven zu berücksichtigen (vgl. Abschnitt 2 bzw. Gl. (2)). Daher ist bei der Nachweisführung nicht der Zustand zu-

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grunde zu legen, bei dem der charakteristische Ausnutzungsgrad μ = 1,0 beträgt, sondern vielmehr der Zustand, bei dem unter Berücksichtigung der Teilsicherheitsbeiwerte der Ausnutzungsgrad μd = 1,0 beträgt. Aus diesem Grund wurden weitere Auswertungen nach Gl. (4) unter Berücksichtigung der Teilsicherheitsbeiwerte von γG,stb = 0,95 und γ H = 1,30 für Bemessungssituation BS-T und günstigen Baugrund vorgenommen, der Baugruben in der Regel zuzuordnen ist. Das folgende Bild 11 zeigt die Ergebnisse für die gleichen Situationen wie zuvor. Hierbei zeigt sich, dass der maßgebende Bruchkörper für Ausnutzungsgrade um μd ≈ 1,0 bei breiten Baugruben ziemlich genau b = 0,5 · T breit ist und damit dem Terzaghi-Körper entspricht. Bei schmalen Baugruben ist wie zuvor immer der Körper der Breite b = B/2 maßgebend. In einem weiteren Schritt wurde zusätzlich eine Variation der Bruchkörpertiefe bei konstanter Bruchkörperbreite b = T/2 für einzelne Baugrubensituationen vorgenommen. Bild 12 zeigt die Ergebnisse dieser Variation in Form des Ausnutzungsgrads μd über der auf die Einbindetiefe bezogenen Lage der Unterkante z/T. Zum Vergleich wurden weiterhin die sich bei Vernachlässigung der Reibung R an allen Seiten ergebenden Verläufe gestrichelt eingetragen.

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Bild 12. Ausnutzungsgrad über die Tiefe [24] Fig. 12. Degree of utilization for variable depth [24]

Bild 13. Ausnutzungsgrad für die Baugrubenecke [24] Fig. 13. Degree of utilization for the corner of construction pits [24]

Die gestrichelten Verläufe des Ausnutzungsgrads ohne Berücksichtigung der Reibung bestätigen die Erkenntnisse von Terzaghi, der aufgrund einer Minimalwertbetrachtung zu dem Schluss kam, dass die maßgebende Bruchkörperunterkante mit der Höhe des Verbauwandfußes zusammenfallen muss [9]. Weiterhin zeigen die Ergebnisse mit Berücksichtigung der Reibung, dass der Ausnutzungsgrad ausgehend von der Baugrubensohle mit der Tiefe zunächst konstant bleibt oder abnimmt, dann ansteigt und ebenfalls in Höhe des Wandfußes ein absolutes Maximum, also in Bezug auf die Sicherheit ein absolutes Minimum erreicht. Für größere Tiefen bis unterhalb des Wandfußes fällt der Ausnutzungsgrad wieder stark ab. Sowohl mit als auch ohne Reibung liegt also bei homogenen, isotropen Verhältnissen die Unterkante des ungünstigsten Bruchkörpers in Höhe des Wandfußes. Darüber hinaus wurden auch vereinzelt gekrümmte Bruchkörper betrachtet, die der tatsächlich auftretenden elliptischen Begrenzung (vgl. Abschnitt 3) näher kommen, als rechteckige Bruchkörper. Diese Untersuchungen haben gezeigt, dass innerhalb des zulässigen Wertebereichs auch durch rechteckige Bruchkörper eine ausreichend genaue Annäherung an die tatsächlichen Verhältnisse er-

folgt. Erst wenn der Ausnutzungsgrad generell deutlich größer als μd > 1,0 ist, werden für gekrümmte Bruchkörper größere Ausnutzungsgrade berechnet. Weitere Details und Diagramme hierzu finden sich in [24].

4.3

Ergebnisse für die Baugrubenecke

In Baugrubenecken liegen räumliche Anstromverhältnisse vor, die zu einer Konzentration des Potenzialabbaus führen. Daher wurden auch hierzu ergänzende Untersuchungen angestellt. In den Baugrubenecken stehen die Potenziallinien annähernd senkrecht auf der Winkelhalbierenden, sodass es nahe lag, im Grundriss ein gleichschenkliges Dreieck zu betrachten. Hierzu wurden numerische Strömungsberechnungen durchgeführt und der Ausnutzungsgrad für verschieden große Dreiecke, ergänzend, aber auch für Viertelkreise und Quadrate, bestimmt. Die Bestimmung der Ausnutzungsgrade erfolgte analog zu der in Abschnitt 4.1 beschriebenen Vorgehensweise, nur dass in der Ecke kein Schnitt, sondern ein tatsächlich räumlich begrenzter Körper betrachtet wurde. An diesem wurde daher an zwei statt an einer Wandseite und ebenfalls in den vertikalen Boden-Boden-Fugen Reibung angesetzt. Der

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Reibungsanteil aus der horizontalen Strömungskomponente gemäß Gl. (12) wurde hierbei vernachlässigt. Die zweidimensionalen Untersuchungen hatten gezeigt, dass dieser Reibungsanteil im Vergleich zur Reibung, die aus dem Bodeneigengewicht gemäß Gl. (9) resultiert, sehr gering ausfällt. Im dreidimensionalen Fall ist der prozentuale Anteil teilweise noch geringer, da hier an zwei Seiten Reibung zwischen Wand und Boden wirkt. Das folgende Bild 13 zeigt beispielhaft die Ausnutzungsgrade μd für unterschiedliche Einbindetiefen bei Betrachtung eines Dreiecks und eines Viertelkreise im Grundriss. Ergebnisse der Betrachtung quadratischer Körper finden sich in [24]. Die Betrachtung zeigt, dass für Einbindetiefen mit μd ≈ 1,0 das Maximum des Ausnutzungsgrads beim Viertelkreis – wie auch beim Quadrat [24] – etwa bei b/T ≈ 0,5 erreicht wird. Beim Dreieck hingegen ist kontinuierlich mit zunehmender Breite ein Anstieg des Ausnutzungsgrads μd zu verzeichnen, der jedoch ab b/T ≈ 0,6 nahezu stagniert. Davon abgesehen ist, insbesondere im Hinblick auf die erforderliche Einbindetiefe,

Bild 14. Fotoserie des Modellversuchs Fig. 14. Sequence of pictures from model test

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zwischen den verschiedenen Bruchkörperformen kein großer Unterschied festzustellen. Je nach Einbindetiefe und Bruchkörperbreite ist das Dreieck oder der Viertelkreis, teils aber auch das Quadrat rechnerisch geringfügig unsicherer als die jeweils anderen Bruchkörperformen [24]. Im Rahmen der eigenen Untersuchungen zur Ermittlung der maßgebenden Einbindetiefe [24] wurde schließlich ein Dreieck mit einer Kathetenlänge von b = 0,5 · T gewählt, da das Dreieck ohne Ansatz der Reibung den ungünstigsten Fall darstellt.

4.4

Beobachtungen während eines Modellversuchs

Analog zu den in Abschnitt 3 beschriebenen Versuchen wurde ein eigener Versuch durchgeführt, bei dem eine fiktive Baugrube gelenzt wurde, während der Außenwasserspiegel konstant gehalten wurde (Bild 14a). Der Zweck des Versuchs bestand eigentlich darin, in Anlehnung an den Film von Perau [26], ein Anschauungsvideo für die

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Vorlesungen am Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen der RWTH Aachen zu drehen, das zeigt, wie plötzlich und mit welcher Konsequenz es zum hydraulischen Grundbruch kommen kann. Durch die Verwendung einer hoch auflösenden Kamera zeigen die Aufzeichnungen dieses Anschauungsvideos neben dem schlagartigen Versagen (Bild 14h) aber auch den Beginn des hydraulischen Grundbruchs im Detail. Es ist deutlich zu erkennen, dass es zunächst zum Anheben eines räumlich ausgedehnten Bodenkörpers kommt (Bild 14c bis 14e). Erst nach diesem Vorgang stellt sich entlang der Wand ein Erosionskanal ein (Bild 14f), der zu einer rückschreitenden Erosion (Bild 14g) und letztlich zum kompletten Versagen (Bild 14h) führt.

Überlegungen zu besonderen Verhältnissen

Sowohl die numerischen Untersuchungen (vgl. Abschnitt 4.1 bis 4.3) als auch der Modellversuch (vgl. Abschnitt 4.4) wurden für homogen, isotrope Verhältnisse durchgeführt. Doch auch für anisotrope oder geschichtete Verhältnisse lassen sich bereits ohne nähere Untersuchungen Aussagen bezüglich des maßgebenden Bruchkörpers treffen.

5.1

Anisotropie

Anisotrope Verhältnisse, bei denen die Durchlässigkeit in horizontaler Richtung deutlich größer als in vertikaler Richtung ist, führen dazu, dass der Großteil des Potenzialabbaus auf dem vertikalen Fließweg innerhalb der Baugrube stattfindet [27]. Daraus folgt, dass die Potenziallinien innerhalb der Baugrube nahezu horizontal und äquidistant verlaufen und somit immer ein über die Tiefe annähernd konstantes, hydraulisches Gefälle vorhanden ist, das nur vertikal nach oben wirkt. Dadurch wirken bei ausreichender Einbindetiefe im gesamten Boden vor der Wand für eine bestimmte Tiefe über die Breite gleiche Vertikalspannungen und damit in jedem Vertikalschnitt gleich große Reibungskräfte. Da das Verhältnis zwischen Strömungskraft und Gewichtskraft aufgrund des konstanten hydraulischen Gefälles ebenfalls konstant ist, wird rechnerisch der Bruchkörper mit der maximalen Breite maßgebend, da dann der günstige Einfluss der vom Volumen des Bruchkörpers unabhängigen Reibung minimal wird. Bei ungenügender Einbindetiefe hingegen wird der gesamte Boden vor der Wand gewichtslos, sodass erst gar keine Reibungskräfte wirken. Die Sicherheit bzw. der Ausnutzungsgrad hängen dann lediglich vom annähernd konstanten Verhältnis zwischen Strömungskraft und Gewichtskraft ab, und die Form des betrachteten Bruchkörpers ist irrelevant. Sowohl für den Stromfaden als auch für jeden beliebig breiten und beliebig tiefen Körper wird annähernd der gleiche Ausnutzungsgrad erhalten, sodass auch bei anisotropen Verhältnissen der Terzaghi-Körper verwendet werden kann.

5.2

Schichtung und Auflastfilter

Bei der Betrachtung geschichteter Baugrundverhältnisse ist zunächst zu unterscheiden, ob in einem Zweischichtensystem die Schichtgrenze zwischen Baugrubensohle und Wandfuß, oberhalb der Baugrubensohle oder unterhalb des Wandfußes verläuft. Bei den beiden zuletzt genannten

Fällen hat die Schichtung in der Regel nur geringen Einfluss auf das Strömungsverhalten um die Wand, sodass die Ergebnisse für homogenen Baugrund unter Berücksichtigung der Schichtgrenzen übernommen werden können. Steht hingegen in der Baugrube eine weniger durchlässige Schicht über einer relativ durchlässigen Schicht an, so wird sich der Potenzialabbau im Wesentlichen auf diese weniger durchlässige Schicht konzentrieren. Dies führt innerhalb der Baugrube zu den gleichen Effekten wie bei stark anisotropen Böden, sodass hierfür ebenfalls der Terzaghi-Körper zugrunde gelegt werden kann, allerdings nur bis zur Tiefe der Schichtgrenze. Bei sehr großem Unterschied in den Durchlässigkeiten der Schichten ist weiterhin zu prüfen, ob ergänzend auch der Nachweis gegen Aufschwimmen zu führen ist. Wenn innerhalb einer Baugrube eine weniger durchlässige Schicht von einer relativ durchlässigen Schicht überlagert wird, hat dies zur Folge, dass in der durchlässigeren Schicht weniger Potenzialabbau stattfindet [15]. Diese Situation wird oftmals auch künstlich in Form von Auflastfiltern geschaffen, da sie sich günstig auf die Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch auswirkt [25]. Hierfür kann ebenfalls der Terzaghi-Körper zugrunde gelegt werden. Allerdings kann durch die günstige Wirkung eines Auflastfilters die erforderliche Einbindetiefe deutlich verkürzt werden. Unter Verwendung eines Bruchkörpers, dessen Unterkante in Höhe des Wandfußes liegt, geht die erforderliche Einbindetiefe theoretisch sogar gegen null [28]. Weitere Untersuchungen haben aber gezeigt, dass sich durch sehr kurze Einbindetiefen die Strömungsverhältnisse und Gradienten stark verändern und andere Bruchkörper zugrunde gelegt werden müssen, sodass rechnerisch dennoch eine erforderliche Einbindetiefe ermittelt wird. Details hierzu können z. B. Odenwald und Herten [17] oder Schober und Boley [29] entnommen werden. Bei diesen sehr geringen Einbindetiefen ist allerdings zu beachten, ob die zu fördernde Wassermenge noch beherrschbar ist und es außerdem aufgrund der großen Gradienten nicht zu Erosionserscheinungen kommt, die letztlich zum Versagen führen.

5.3

Locker gelagerte Böden und Feinsande

Die in Abschnitt 4.1 dargestellten Überlegungen, welche aufgrund der Reibung zu einem räumlich ausgedehnten Bruchkörper führen, wie er im eigenen (vgl. Abschnitt 4.4) sowie in zahlreichen früheren Versuchen (vgl. Abschnitt 3) festgestellt wurde, setzen voraus, dass der Boden ausreichend dicht gelagert ist. Liegt hingegen eine sehr lockere Lagerung vor, kann es aufgrund großer Gradienten zu lokalen Kornumlagerungen und vertikalen Verschiebungen kommen, ohne dass dabei nennenswerte Schubspannungen oder Reibungskräfte aktiviert werden. Tritt dieser Fall ein, wird sich keine räumlich ausgedehnte Bruchzone entwickeln können, und stattdessen wird es unmittelbar zum Versagen eines schmalen Stromfadens direkt an der Wand kommen, da dort die größten Gradienten auftreten. Bekräftigt werden diese Überlegungen durch die Untersuchungen von Benmebarek et al. ([16] bzw. Abschnitt 3). Aufgrund dieser Überlegung wäre bei sehr locker gelagerten Böden anstelle des Terzaghi-Körpers der ungüns-

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Bild 15. Restpotenziale in Höhe des Verbauwandfußes Fig. 15. Remaining potential in depth of bottom of the wall

tige Stromfaden zu betrachten. Allerdings wird diesem Umstand bereits dadurch Rechnung getragen, dass nach DIN 1054 für ungünstigen Baugrund, also auch für locker gelagerten Sand und Feinsand, höhere Teilsicherheitsbeiwerte anzusetzen sind. Für die Bemessungssituation BS-T beträgt der Teilsicherheitsbeiwert für ungünstigen Baugrund γH = 1,60, der für günstigen Baugrund γ H = 1,30. Katzenbach et al. [18] haben aus numerischen Berechnungen für den ebenen Fall Restpotenziale in Höhe des Wandfußes für den Stromfaden nach Davidenkoff und für den Terzaghi-Körper ermittelt (vgl. Abschnitt 3). Stellt man die dort ermittelten Potenziale gegenüber, ergeben sich die in Bild 15, links oben dargestellten Verläufe in Rot (Stromfaden) und Grün (Terzaghi). Zusätzlich ist das mittlere Potenzial am Terzaghi-Körper multipliziert mit 1,60/1,30 = 1,23 (blau) abgebildet. Dies entspricht der Erhöhung des Sicherheitsniveaus von günstigem zu ungünstigem Baugrund. Die drei weiteren Diagramme zeigen darüber hinaus die gleiche Auswertung eigener dreidimensionaler Berechnungsergebnisse für die Mitte der Längsund der Stirnseite sowie die Ecke einer lang gestreckten Baugrube. Die Gegenüberstellung zeigt zunächst, dass für den Terzaghi-Körper (grüne Linie) stets geringere Restpotenziale als am Stromfaden (rote Linie) erhalten werden, auch wenn für sehr schmale Baugruben eine Annäherung erfolgt. Weiterhin ist aber auch zu sehen, dass die Differenz durch die Verwendung der höheren Teilsicherheitsbeiwerte für ungünstigen Baugrund (blaue Linie) ausge-

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glichen wird bzw. für schmale Baugruben sogar deutlich größere Restpotenziale erhalten werden. Somit liegt der Ansatz des Terzaghi-Körpers bei Beachtung der normativen Vorgaben nach DIN 1054 auch bei locker gelagerten Böden und Feinsanden auf der sicheren Seite, auch wenn diese in der Realität eher zum Versagen eines schmalen Streifens direkt an der Wand an Stelle eines räumlich ausgedehnten Bruchkörpers neigen.

Fazit und aktuelle Forschung

Die von verschiedenen Autoren durchgeführten Modellversuche (vgl. Abschnitt 3) zeigen, dass es vor dem endgültigen Versagen zunächst zu Auflockerungserscheinungen und damit verbundenen Hebungen an der Baugrubensohle kommt [8] [10] [11] [12] [13] [14] [18]. Die Ausdehnung des angehobenen Bodenprismas ist dem Terzaghi-Körper in den meisten Fällen sehr ähnlich, wenn auch die seitliche Begrenzung tatsächlich eher elliptisch als gerade ist [10] [11] [12] [13] [14] [17]. Die Anhebung eines räumlich ausgedehnten Bodenblocks konnte auch im eigenen Modellversuch festgestellt werden (vgl. Abschnitt 4.4). Weiterhin wird festgestellt, dass ein hydraulisches Gefälle i ≥ 1,0 am Wandfuß zwar zu Auflockerungserscheinungen, jedoch noch nicht zwangsläufig zum Versagen führt, da hierzu auch das über diesem Bereich liegende Bodenprisma angehoben werden muss [10] [17]. Stattdessen wird beobachtet, dass nach der Auflockerung noch so lange ein stabiler Zustand erhalten bleibt, wie der

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Druck bzw. die Wasserspiegeldifferenz nicht weiter gesteigert werden [13] [14]. Darüber hinaus folgt aus zahlreichen Beobachtungen und Überlegungen, dass der Strömungskraft neben dem Eigengewicht weitere haltende Kräfte entgegenwirken müssen [10] [11] [12] [13] [14] [17]. Diese lassen sich dadurch erklären, dass oberhalb des Bereichs mit einem hydraulischen Gradiente i > 1,0 die effektiven Bodenspannungen weiterhin größer null sind und daher auch im Grenzzustand Reibungskräfte wirken [12] [17]. In Ergänzung zu den in der Literatur dokumentierten Versuchen wurde auf Basis der eigenen numerischen Untersuchungen auch rechnerisch gezeigt, dass der Terzaghi-Körper mit guter Näherung maßgebend ist. Durch die Verwendung des Terzaghi-Körpers für den Nachweis wird dem Umstand Rechnung getragen, dass tatsächlich wirkende Reibungskräfte zu einem räumlich ausgedehnten Versagen führen, auch wenn die Reibungskräfte selbst auf der sicheren Seite nicht mit in die Nachweisführung eingehen. Weiterhin haben die Untersuchungen gezeigt, dass sich im Gegensatz zum ebenen Fall und zu den Baugrubenseiten an den Baugrubenecken die Betrachtung eines räumlichen Körpers empfiehlt, dessen Grundrissform ein gleichschenkliges Dreieck ist, das in Anlehnung an Terzaghi eine Kathetenlänge von b = 0,5 · T aufweist. Darüber hinaus ist zu beachten, dass sowohl an den Seiten als auch an den Ecken die Bruchkörperbreite maximal der halben Baugrubenbreite entsprechen kann. Auf der Basis weiterer Überlegungen wurde außerdem gezeigt, dass der Terzaghi-Körper auch bei anisotropen Verhältnissen sowie bei geschichtetem Baugrund in der Regel eine gute Näherung darstellt und mit hinreichender Genauigkeit für den Nachweis verwendet werden kann. Abweichend hiervon sind bei der Kombination von Auflastfiltern mit sehr geringen Einbindetiefen tiefer reichende Bruchkörper zu betrachten. Details hierzu finden sich in den Veröffentlichungen der Bundesanstalt für Wasserbau und des Instituts für Bodenmechanik und Grundbau der Bundeswehruniversität München [16] [28] [29]. Auch sonstige Randbedingungen, welche die Potenzialverteilung bzw. die Strömung entscheidend beeinflussen, bedürfen erweiterter Modelle. Beispiele etwa zu Entspannungsbohrungen oder perforierten Düsenstrahlsohlen wurden am Fachgebiet Geotechnik der Universität Duisburg-Essen untersucht [30]. Auch bei bindigen Böden stellen sich andere Bruchmechanismen als zuvor beschrieben ein, da dort Scherdeformationen und die Zugfestigkeit des Bodens als mobilisierte Bodenwiderstände der Strömung entgegenwirken. Details hierzu finden sich in den Veröffentlichungen des Instituts für Grundbau der Bauhausuniversität Weimar [31]. Im Zusammenhang mit bindigen Böden ist auch die Wirkung einer Adhäsion zwischen Boden und Wand sowie deren Einfluss auf den sich einstellenden Bruchmechanismus nicht abschließend geklärt. Untersuchungen hierzu werden aktuell am Institut für Geotechnik der RWTH Aachen angestellt. Aus Sicht der Verfasser unstrittig, ist jedoch die Frage nach dem beim Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch in nichtbindigen Böden anzusetzenden Bruchkörper. Hier kann und sollte der Terzaghi-Kör-

per verwendet werden, allerdings ohne den Ansatz von Reibungskräften. Dies liefert hinreichend genaue und auf der sicheren Seite liegende Ergebnisse. Selbst wenn die tatsächliche Bruchfigur für bestimmte Bodenverhältnisse von der des Terzaghi-Körpers abweicht, wird dies durch die erhöhten Teilsicherheitsbeiwerte kompensiert, sofern ungünstiger Baugrund vorliegt. Literatur [1] DIN EN 1997-1:2009-09: Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln. Berlin: Beuth Verlag, 2009. [2] Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e. V. (Hrsg.): Empfehlungen des Arbeitskreises „Baugruben“ (EAB). Berlin: Ernst & Sohn, 5., vollständig überarbeitete Aufl., 2012. [3] Hafenbautechnische Gesellschaft e. V. und Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e. V. (Hrsg.): Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“, Häfen und Wasserstraßen (EAU). Berlin: Ernst & Sohn, 11. Aufl., 2012. [4] Saucke, U.: Nachweis der Sicherheit gegen innere Erosion für körnige Erdstoffe. Geotechnik 29 (2006), H. 1, S. 43–54. [5] Weißenbach, A., Hettler, A.: Baugruben im Wasser. Grundbautaschenbuch, Teil 3. Berlin: Ernst & Sohn, 7. Aufl., 2009. [6] Ziegler, M.: Geotechnische Nachweise nach EC 7 und DIN 1054 – Einführung mit Beispielen. Berlin: Ernst & Sohn, 2012. [7] DIN 1054:2010-12: Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau – Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-1. Berlin: Beuth Verlag, 2010. [8] Terzaghi, K.: Der Grundbruch an Stauwerken und seine Verhütung. Die Wasserkraft 17 (1922), S. 445–449. [9] Terzaghi, K., Jelinek, R.: Theoretische Bodenmechanik. Berlin: Springer Verlag, 1954. [10] Bažant, Z.: Grundbruch unter der Spundwand. Die Bautechnik 18 (1940), H. 52, S. 595–599. [11] Marsland, A.: Model Experiments to study the Influence of Seepage on the Stability of a Sheeted Excavation in Sand. Géotechnique 3 (1953), S. 223–241. [12] Sentko, M.: Der zeitliche Ablauf des Schwimmsandaufbruches und der Einfluß der geometrischen Anordnung der Baugrubenumschließung auf das kritische Gefälle. Veröffentlichungen des Institutes für Bodenmechanik und Grundbau der Technischen Hochschule Fridericiana in Karlsruhe, H. 7 (1961). [13] Müller-Kirchenbauer, H.: Zur Mechanik der Fließsandbildung und des hydraulischen Grundbruches. Veröffentlichungen des Institutes für Bodenmechanik und Grundbau der Technischen Hochschule Fridericiana in Karlsruhe, H. 17 (1964). [14] Knaupe, W.: Hydraulischer Grundbruch an Baugrubenumschließungen. Deutsche Bauinformation, Berlin 1968. [15] Knaupe, W.: Baugrubenumschließungen und Wasserhaltung. VEB Verlag für Bauwesen, Berlin 1984. [16] Benmebarek, N., Benmebarek, S., Kastner, R.: Numerical studies of seepage failure of sand within a cofferdam. Computers and Geotechnics 32 (2005), pp. 264–273. [17] Odenwald, B., Herten, M.: Hydraulischer Grundbruch: Neue Erkenntnisse. Bautechnik 85 (2008), H. 9, S. 585–595. [18] Katzenbach, R., Weidle, A., Bachmann, G.: Neue Erkenntnisse zum hydraulischen Grundbruch. Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnik der Technischen Universität Darmstadt (2011), H. 88, S. 169–187. [19] Ziegler, M., Aulbach, B.: Sicherheitsnachweise für den hydraulischen Grundbruch. Fraunhofer IRB Verlag, Stuttgart 2008. [20] Aulbach, B., Ziegler, M., Horsten, S., Huber, N. P.: Sicherheitsnachweise für den hydraulischen Grundbruch – Erweiterung für den räumlichen Fall und für geschichteten sowie anisotropen Boden. Fraunhofer IRB Verlag, Stuttgart 2012.

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B. Aulbach/M. Ziegler · Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper

[21] Ziegler, M., Aulbach, B., Heller, H., Kuhlmann, D.: Der Hydraulische Grundbruch – Bemessungsdiagramme zur Ermittlung der erforderlichen Einbindetiefe. Bautechnik 86 (2009), H. 9, S. 529–541. [22] Aulbach, B., Ziegler, M.: Simplified design of excavation support and shafts for safety against hydraulic heave. Geomechanics and Tunnelling 6 (2013), No. 4, pp. 362–374. [23] Aulbach, B., Ziegler, M.: Der Hydraulische Grundbruch – Formel zur Ermittlung der erforderlichen Einbindetiefe. Bautechnik 90 (2013), H. 10, S. 631–641. [24] Aulbach, B.: Hydraulischer Grundbruch – Zur erforderlichen Einbindetiefe bei Baugruben in nichtbindigem Baugrund. Schriftenreihe Geotechnik im Bauwesen, RWTH Aachen 2013. [25] Hettler, A.: Hydraulischer Grundbruch – Literaturübersicht und offene Fragen. Bautechnik 85 (2008), H. 9, S. 578–584. [26] Perau, E.: Lehrfilm zum hydraulischen Grundbruch. Universitäten Bochum und Essen, Institut für Grundbau und Bodenmechanik, 2002. [27] Mittag, J., Richter, R.: Grundwasserabsenkungen und Grundwasserentspannungen/Risiken und wirtschaftliche Chancen. Vortrag zum 5. Hans Lorenz Symposium. Veröffentlichungen des Grundbauinstitutes der Technischen Universität Berlin (2009), H. 47, S. 65–76. [28] Schober, P., Odenwald, B.: Der Einfluss eines Auflastfilters auf die Bruchmechanik beim hydraulischen Grundbruch. BAW-Mitteilungen, Nr. 95, Karlsruhe 2012.

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[29] Schober, P., Boley, C.: Research on the safety against hydraulic heave for excavation walls with under-flow of small embedded depth and filter layers. Lectures oft he 12th Baltic Sea Geotechnical Conference, Rostock 2012. [30] Perau, E., Slotta, A.: Nachweise gegen hydraulischen Grundbruch und Versagen des Erdwiderlagers – Phänomene und Modellbildung. Tagungsbeiträge zur 9. Österreichischen Geotechniktagung, Wien 2013. [31] Wudtke, R.-B., Witt, K. J.: Hydraulischer Grundbruch im bindigen Baugrund: Schadensmechanismus und Nachweisstrategie. Beiträge zum 9. Geotechnik-Tag in München, 2010. Autoren Dr.-Ing. Benjamin Aulbach ZAI Ziegler und Aulbach Ingenieurgesellschaft mbH Schloss-Rahe-Straße 15 52072 Aachen aulbach@zai-ingenieure.de Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler Geotechnik im Bauwesen, RWTH Aachen Mies-van-der-Rohe-Straße 1 52074 Aachen ziegler@geotechnik.rwth-aachen.de Eingereicht zur Begutachtung: 15. Oktober 2013 Überarbeitet: 6. Dezember 2013 Angenommen zur Publikation: 18. Dezember 2013

Fachthemen Klaus Thieken Martin Achmus Kirill Alexander Schmoor

DOI: 10.1002/gete.201300012

On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles According to Eurocode 7, the geotechnical ultimate limit state (ULS) design proof can be provided by either a GEO-2 or a GEO-3 design equation. In offshore engineering applications a GEO-3 proof is usually carried out in the design of laterally loaded piles. In Germany a GEO-2 proof is required according to DIN 1054; this standard also describes a special procedure on how to do this. This paper compares the results of the different approaches. The p-y method, usually used for calculating the pile load-bearing behaviour, is validated with respect to German regulations (e.g. with DIN 4085 regarding ultimate bedding stresses). In general it was found that the p-y method can be used in ULS design. It is further shown that the special ULS design procedure described in DIN 1054 can yield erroneous results (i.e. depending on system parameters and loading type, admissible loads may be either too small or too large). The GEO-3 proof generally produces reasonable results, but here the actual level of safety depends on the soil parameters. This paper recommends a new and simple design procedure, which is a GEO-2 proof but also gives correct admissible pile head loads in all cases considered and allows for the consideration of soils with strength degradation. Zum Tragfähigkeitsnachweis für horizontal belastete Pfähle. Gemäß Eurocode 7 kann der Tragfähigkeitsnachweis (ULS) sowohl im Grenzzustand GEO-2 als auch im Grenzzustand GEO-3 geführt werden. Im Bereich der Offshore Anwendungen ist international der Nachweis für horizontal belastete Pfähle im Grenzzustand GEO-3 üblich. In Deutschland ist dagegen gemäß der DIN 1054 ein Nachweis im Grenzzustand GEO-2 vorgeschrieben, dessen spezielle Vorgehensweise zur Durchführung ebenfalls in dieser Norm dargelegt ist. Im folgenden Artikel werden die Ergebnisse dieser beiden Nachweisverfahren miteinander verglichen. Die p-y Methode, welche üblicherweise zur Ermittlung des Lastverschiebungsverhaltens eingesetzt wird, wird unter Berücksichtigung der deutschen Regularien validiert (d. h. der maximale Bettungswiderstand wird den Ergebnissen der DIN 4085 gegenübergestellt). Hierbei kann die p-y Methode grundsätzlich als geeignet für den Tragfähigkeitsnachweis identifiziert werden. Weiterhin kann gezeigt werden, dass die in der DIN 1054 beschriebene spezielle Vorgehensweise des Nachweises zu fehlerhaften Ergebnissen führen kann (d. h. in Abhängigkeit der Systemparameter und der Belastungsart können die zulässigen Belastungen sowohl zu klein als auch zu groß sein). Der Nachweis GEO-3 gibt grundsätzlich plausible Ergebnisse, allerdings hängt das tatsächliche Sicherheitsniveau von den Bodenparametern ab. Der Artikel empfiehlt einen neuen und einfachen Bemessungsansatz im Grenzzustand GEO-2, der für sämtliche Randbedingungen korrekte zulässige Pfahlkopfbelastungen ergibt. Der Ansatz erlaubt zudem auch die Berücksichtigung von Böden mit Entfestigung.

Introduction

Piles are installed to transfer axial loads into the ground because their load-bearing behaviour in the axial direction is favourable with respect to stiffness and capacity. In many cases, however, piles are also loaded in the lateral direction, i.e. by loads acting perpendicular to the pile axis. Large-diameter piles in particular are able to withstand significant bending moments induced by lateral loading. For instance, vertical large-diameter “monopiles” are used as foundations for offshore wind turbines to transfer horizontal loads from wind and waves into the ground. The piles for jacket, tripod or tripile foundations for offshore structures are also subjected to considerable lateral (horizontal) loads induced by the wind and wave loads on such structures. Their application, however, is not limited to offshore foundations; onshore pile foundations of bridges or buildings, for example, can also be loaded in the lateral direction. This paper deals with the geotechnical ultimate limit state (ULS GEO) design proof for laterally loaded piles as defined by Eurocode 7 (DIN EN 1997-1:2009-09 [1]). It has to be verified that the design value of the effect of action Ed for all design load cases is less than or equal to the design value of the pile resistance Rd: Ed  R d

(1)

Eurocode 7 describes two alternatives for determining the design value of the resistance: GEO-2, where a partial safety factor is applied to the characteristic resistance force Rk, and GEO-3, where partial safety factors are applied to the characteristic shear parameters ϕ′k, c′k or cu,k, where ϕ′k is the friction angle, c′k the cohesion and cu,k the undrained shear strength. German standard DIN 1054:2010-12 [2] requires a special GEO-2 design proof to be carried out for laterally loaded piles. Here, the pile behaviour and, in particular, the point of rotation (sometimes also termed point of no displacement) and the bedding pressure along the pile have to be determined under characteristic loads and with characteristic shear parameters. The effect of action in Eq. (1) is the resultant bedding force acting above the point of rotation, and the resistance is the resultant passive earth pressure force. This special procedure, which only considers stresses and resistances above the point of

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rotation, is described in DIN 1054:2010-12 [2] and also in the EAP recommendations for piles published by the German Geotechnical Society (DGGT) [3], to which DIN 1054 refers. In many other countries, and also in offshore engineering, a GEO-3 design proof is usually required. Here, the pile behaviour is analysed under factored (design) loads by applying the design values of the shear parameters in the calculation model. The design proof is satisfied if equilibrium of the system is possible, i.e. the “design system” is able to withstand the design loads. Achmus [4] compared the results of the German DIN 1054 design proof with the GEO-3 proof and showed that both proofs yield similar results for very stiff piles in homogeneous soil. For flexible piles, however, considerable differences were found, with the DIN 1054 method underestimating the admissible loads. In most cases this is not relevant since the critical design proof for flexible piles is the structural design proof, i.e. limiting the maximum bending moment on the pile’s cross-section. However, in some recent offshore wind farm projects with monopile foundations it was found that the DIN 1054 design proof gave much smaller admissible loads (which govern the design) than the GEO-3 design proof. This paper extends the comparison of the methods to more general boundary conditions and also to layered subsoil conditions in order to clarify the differences found and to propose a generally valid method for the ULS design proof for laterally loaded piles.

Calculation methods based on subgrade reaction method

In practice, subgrade reaction methods are used to calculate the load-bearing behaviour of laterally loaded piles. The effect of the soil is considered by a quasi-continuous bedding of the pile (modelled as a beam) on springs. The pile-soil interaction can be described sufficiently accurate if realistic bedding stiffnesses are applied. In general this means that – for considering the non-linear stress-strain behaviour of soil – non-linear spring characteristics must be applied. A method with bilinear spring characteristics is described in the German standard DIN 1054:2010-12 [2] and also in the EAP recommendations [3]. Under certain conditions this method can be used to determine bending moments and shear forces and also to verify the pile capacity, as can be seen in Fig. 1. The p-y method, which works with non-linear spring characteristics (also shown in Fig. 1), is normally used in offshore engineering. This method is described in offshore regulations, e.g. API (2007) [5], DNV (2011) [6]; p is the bedding force (the spring reaction force) and y is the horizontal deflection of the pile. In the following, these two calculation methods are presented and evaluated with respect to the ULS design proof.

2.1

Subgrade reaction method according to DIN 1054

According to DIN 1054:2010-12 [2], laterally loaded piles should, in principle, be designed based on pile load tests.

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Fig. 1. Subgrade reaction methods for laterally loaded piles Bild 1. Bettungsmodulverfahren für horizontal belastete Pfähle

Where pile deflection is of minor importance, however, ULS design can be based on a calculation using the subgrade reaction method. Here, the bedding modulus ks can be estimated as the ratio of the soil’s oedometric stiffness modulus Es to the outer pile diameter D (cf. Eq. (2)). It should be noted that the applicability of this equation is limited to cases in which the calculated characteristic horizontal pile deflection is < 20 mm, or 3 % of the pile diameter [2]. ks  Es /D

(2)

The stiffness of the p-y curve then becomes (see also Fig. 1) DIN

E py

 ks  D  Es

(3)

The bilinear course of the spring characteristic results from the requirement that the horizontal bedding stress must not be greater than the passive earth pressure eph at the depth considered. This limits the bedding resistance p as follows: DIN

p  E py

 y  pu  eph  D

(4)

Compliance with this requirement is usually achieved through an iterative adaptation of the spring stiffnesses in a linear calculation model. An approach for calculating the spatial passive earth pressure eph needed in Eq. (4) is given in German standard DIN 4085:2007-10 [7]. As a conservative simplification (becoming increasingly divergent with depth), the plane strain passive earth pressure may also be applied. The EAP recommendations [3] even demand the use of the plane strain passive earth pressure. It is not appropriate to use this method for predicting pile deflections. To carry out the ULS design proof, however, DIN 1054 allows the use of the method.

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Fig. 2. Coefficients c1, c2, c3 and stiffness coefficient k according to API (2007) [5] Bild 2. Koeffizienten c1, c2, c3 und Steifigkeitskoeffizient k gemäß API (2007) [5]

2.2

pu  A  pu

The p-y method

Methods for deriving p-y curves for sands as well as cohesive soils are described in the offshore regulations API (2007) [5] and DNV (2011) [6]. These methods were calibrated by horizontal pile load tests and have been used successfully in the design of offshore piles in recent decades. The p-y curves have been developed for static and also cyclic loads. In the latter, a reduction in soil stiffness and strength as a result of cyclic loading is taken into account. For piles in sandy soils, the p-y curve depends on the angle of internal friction ϕ′ and the buoyant unit weight γ ′ of the sand. The approach is based on the investigations of Reese et al. (1974) [8] and Murchison and O’Neill (1984) [9]. The p-y curve equation is   kz *  p  A  pu  tanh   y  A  p*  u

(7)

The top graph in Fig. 3 shows the p-y curves for static and cyclic loading compared with the bilinear DIN 1054 approach. The cyclic curve differs from the static curve only if the depth considered is < 2.625 D. For cohesive soil, API (2007) [5] contains an approach for ‘soft clay’, which is also often used for stiff and semi-firm cohesive soils. The approach is based on the investigations of Matlock (1970) [10]. Input parameters are the undrained shear strength cu and a strain value ε50, which determines the stiffness and is the axial strain ob-

(5)

where:  z A  3.0  8.0     0.9 for static loading  D A = 0.9 for cyclic loading Here, z is the depth below ground level (seabed) and k is a stiffness coefficient depending on the angle of internal friction, as can be seen in Fig. 2 right. The stiffness coefficient and the depth z determine the initial stiffness of the API = k · z, see Fig. 1). p-y curve (Epy The base value of the maximum bedding resistance p*u is calculated as follows:





 p*  c  z  c  D    z  1 2 p*u  min  us * pud  c3  D    z 

(6)

where c1, c2 and c3 are coefficients and are also dependent on the angle of internal friction of the sand (see Fig. 2 left). The ultimate bedding resistance pu is the product of the base value and the calibration factor A given in Eq. (5).

Fig. 3. Schematic distribution of p-y curves for different soil types Bild 3. Schematische Darstellung von p-y-Kurven für verschiedene Bodenarten

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served in an undrained triaxial test at a stress level of 50 % of the stress at failure. It usually lies between 0.02 for soft and 0.005 for stiff cohesive soils [10]. The bottom graph in Fig. 3 shows the schematic course of the p-y curves. The maximum bedding resistance pu is calculated as follows:





 p  3  c    z  D  J  c  z u u pu  min  us pud  9  cu  D 

(8)

Here, J is an empirical parameter, which should usually be chosen between 0.50 for soft and 0.25 for stiff soils [5]. The reference deflection yc is determined by ε50 and the outer pile diameter D: y c  2.5   50  D

(9)

The maximum bedding resistance under static load is reached at y = 8yc. Under cyclic load, the maximum resistance is 0.72pu. At depths z < zR, strength degradation

must be considered for deflections y > 3yc, see Fig. 3 bottom. Here, zR is the depth at which pu becomes pu = pud (see Eq. (8)).

2.3

Comparison of the methods

Fig. 4 compares the maximum bedding resistances acc. to German standard DIN 4085:2007-10 [7] with the p-y method values for both a non-cohesive and a cohesive soil as well as for pile diameters D = 1 m and D = 5 m. For ULS proofs of offshore piles, cyclic p-y curves are normally used to account for preceding cyclic loads (e.g. due to a storm). The top graphs in Fig. 4 shows that the pu values for sands according to the p-y method lie between the DIN 4085 passive earth pressures for wall friction angles δp between –1/3ϕ′ and –2/3ϕ′. For a pile diameter D = 5 m, the values lie partly below the DIN 4085 values for δp = –1/3ϕ′. For the cohesive soil (see bottom graphs in Fig. 4) and a pile diameter D = 1 m, the pu values according to the p-y method lie slightly above the DIN 4085 values (con-

Fig. 4. Comparison of maximum soil resistance for sand (top) and soft clay (bottom) Bild 4. Vergleich der maximalen Bodenwiderstände für Sand (oben) und Ton (unten)

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servatively calculated with ϕu = 0). For a pile diameter D = 5 m, the values generally lie below the DIN 4085 values. The p-y method described in API (2007) [5] or DNV (2011) [6] is based on pile load tests and is thus, in principle, superior to the DIN 1054 method. This is particularly valid when pile deflections must be predicted. Regarding the prediction of the deflections of monopiles, it must be stated that the p-y method was calibrated with pile load tests on slender, small-diameter piles and should not be used without modification for large-diameter piles. For monopiles in sand, reference is made to [11], [12], [13] and [14], and for large-diameter piles in cohesive soils, reference is made to [15]. Regarding the maximum bedding resistance, however, the p-y method yields realistic, or at least conservative, values for large-diameter piles as well (see Fig. 4). Therefore, it can be stated that the p-y method is generally applicable for the ULS design proof of laterally loaded piles. For the design of dolphins, this was also confirmed by Rudolph et al. (2011) [16]. In contrast to the DIN 1054 method using passive earth pressure values according to DIN 4085, the p-y method is able to account for stiffness and strength changes due to cyclic loading. This is indispensable in the design of offshore piles. Thus, the calculations in this paper were carried out with the p-y method.

3 3.1

Design concepts General

The aim of the ULS design proof is to ensure that the actual (characteristic) extreme load (Hk, Mk) is sufficiently smaller than the failure load (Hk,ult, Mk,ult) of the system. In a global safety factor concept this means that the present factor of safety (FOS), defined as the ratio of characteristic failure load to characteristic load, is greater than the required factor of safety FOSreq: FOS 

Hk,ult Hk

 FOSreq

(10a)

FOS 

Mk,ult Mk

 FOSreq

(10b)

Normally, one of the two design equations above can be used. Only for the case of a pure horizontal load (where Mk = 0) must the first and for the case of a pure moment load (where Hk = 0) must the second equation be used. If a partial safety factor concept is to be used (as required by Eurocode 7 and DIN 1054), design values for effect of action Ed and resistance Rd have to be compared (see Eq. (1)). The GEO-2 and GEO-3 design proofs differ in the determination of the design resistance: 



GEO-3: Ed   E  E k  R(d , cd )  R d GEO-2: Ed   E  E k 

3.2

Rk  Rd R

(11a) (11b)

Characteristic capacity

The characteristic failure load, or capacity, can be calculated with the p-y method. The load acting on the pile head is gradually increased until no equilibrium is possible with a further load increase. Fig. 5 illustrates the system behaviour under increasing load. As load and pile head deflection increase, so the point of rotation of the pile moves downwards. In the failure state, the full passive earth pressure is mobilized along the whole pile length. This means that, in principle, the theoretical failure load can be found by iterative adaptation of the point of pile rotation such that the equilibrium of horizontal forces and moments with respect to the pile head under fully mobilized passive earth pressure is fulfilled: z0

 H  0 : Hk   p(z) dz   p(z) dz  0 0



M  0 : Mk 



(12a)

p(z) z dz 

 p(z) z dz  0

(12b)

Fig. 5. Determination of load-displacement curve with subgrade reaction method Bild 5. Bestimmung der Last-Verschiebungslinie mithilfe des Bettungsmodulverfahrens

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Fig. 6. Partial safety factors for soil resistance in GEO-3 design proof Bild 6. Teilsicherheitsbeiwerte des Bodenwiderstands im GEO-3-Nachweis

Admittedly, the resulting failure load is theoretical, since the fully mobilized passive earth pressures are also assumed in regions with very small deflections directly above and beneath the point of rotation. A calculation using the p-y method is indispensable if an additional deflection criterion is used in the determination of the failure load, as is recommended, for example, in DNV (2011) [6].

3.3

GEO-3 design proof

In the GEO-3 proof, the partial safety factors on the resistance side are applied to the shear strength parameters. Using the partial safety factors γϕ′, γc′ and γcu, the design values of the angle of internal friction ϕ′d, the drained cohesion c′d and the undrained shear strenght cu,d are obtained as follows:  tan   c   c  k ; c  k ;c   u,k  d  arctan       d   c  u,d   cu 

(13)

The p-y curves are derived with the reduced design shear parameters. Using these design p-y curves, the design resistance is sought by gradually increasing the loads until equilibrium is no longer possible. The result of this calculation is the admissible design value for the pile load Hd,ult or Md,ult. Applying the partial safety factor on the effect side γ E, the admissible characteristic pile load is then adm Hk  Hd,ult / E ,

(14)

and the utilization ratio μGEO-3 becomes  GEO 3 

 E  Hk Hd,ult

(15)

In practical design it is sufficient to prove that equilibrium of the system with design p-y curves under design loads is possible. This proves the design requirement μGEO-3 < 1.

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In the offshore regulation DNV (2011) [6], the partial safety factors γ E = 1.35 and γϕ′, γc′ = 1.15/γcu = 1.25 are recommended for extreme loading cases. Greater γϕ′/γc′ values are recommended if the ultimate load is determined to allow “full plastic redistribution until a global foundation failure is reached”, i.e. no additional deflection criterion is used (as done here). Thus, in the following calculations, including sandy soils, the partial safety factor is set to γϕ′ = 1.25, which is the value for GEO-3 proofs under persistent design situations given in DIN 1054:2010-12 (to be used for slope stability calculations only). Passive earth pressure forces and thus also the p-y curve values exhibit a non-linear dependence on the angle of internal friction ϕ′. Also, in the p-y approach for cohesive soils given in Eq. (8) and Fig. 3, the pu values exhibit a non-linear dependence on the undrained cohesion cu. Due to these non-linearities, the constant partial safety factors γϕ′, γc′, γcu result in reduction factors with respect to the resultant passive earth pressures, which depend on the absolute values of the shear parameters. This is illustrated in Fig. 6 for different pile-soil systems. The partial safety factor γR with respect to the resultant passive earth pressure is defined here as follows: R 

E p(k , ck ) E p(d , cd )



with E p  pu(z) dz

(16)

Evidently, significantly different partial safety factors γ R can result depending on soil type, pile diameter and pile length. The kinks and (almost) abrupt changes in the curves result from the different pu equations for small and great depths used in the p-y approaches. For sands, the safety factors lie between 1.3 and 2.2 depending on pile length and angle of internal friction. For cohesive soils, the safety factors are generally smaller. The minimum value here is 1.13, the maximum value 1.25 (identical to γ cu). From a theoretical point of view, such a dependence of the resultant safety on the magnitude of the shear para-

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meters cannot be justified. Honjo et al. [17] showed that, in principle, the application of partial safety factors to the resultant resistance (GEO-2 method) is superior to their application to shear parameters (GEO-3 method).

3.4

Achmus (2012) [4] showed that for piles in homogeneous soils, the admissible pile load according to this method is very much dependent on the pile-soil system stiffness, and that for flexible piles at least, the admissible load is unrelated to the actual pile capacity.

DIN 1054 design proof

In a GEO-2 design, the behaviour of the pile-soil system is calculated using characteristic soil parameters. The partial safety factors are then applied to the resulting characteristic effects and resistances. The partial safety factor on the resistance side is given in DIN 1054:2010-12 [2], where γ R = 1.4 for a persistent design load case. On the effects side, the partial safety factor is γ E = 1.35 for dead loads. For foundations of wind turbines, γ E = 1.35 can generally be applied, i.e. also for wind and wave loads (see also DIBt 2012 [18]). Thus, the same γ E values are normally used in GEO-2 and GEO-3 proofs offshore piles. The speciality of the GEO-2 design proof for laterally loaded piles described in DIN 1054:2010-12 [2] and also in the EAP recommendations [3] is that only the region above the point of pile rotation determined under characteristic load is considered. The effect in the design equation is defined as the resultant bedding resistance Bk from ground level to the point of rotation, and the resistance is defined as the resultant passive earth pressure force Eph,k for the part of the pile length considered. Fig. 7 illustrates this design procedure. The utilization ratio here becomes  DIN 

Bd  B  E k E ph,d E ph,k / R

(17)

The disadvantage of this special procedure is that system reserves resulting from the soil below the point of rotation considered are neglected. A high point of rotation can be obtained under characteristic load for flexible piles in particular. For such a case, the utilization ratio according to Eq. (17) has no meaning with regard to the actual capacity and the capacity reserves of the system, as an increase in load would move the point of rotation downwards.

4 4.1

Piles in homogeneous soil General

Admissible pile loads and utilization ratios according to the GEO-3 and DIN 1054 methods are compared in the following. For an assessment of these methods, the utilization ratio μGlobal derived from the following equation is used as a reference:  Global  FOSreq 

Hk Hk  E  R  Hk,ult Hk,ult

(18)

This value is termed μGlobal since it would also be obtained if a global factor of safety concept were to be applied. The required factor of safety FOSreq in a global factor of safety concept is – in the case of a GEO-2 design approach as required for horizontally loaded piles – just the product of the partial safety factors on the effect and the resistance sides (see Eq. (18)). The utilization factor μGlobal is equal to 1 if the actual load Hk has exactly the required factor of safety with respect to the load Hk,ult inducing failure of the system. This factor represents the actual utilization value of the system capacity and can therefore be seen as the correct solution. For a pure moment loading with Hk = 0, the bending moments Mk and Mk,ult are to be used in Eq. (18) instead of the horizontal loads Hk and Hk,ult. For flexible piles, it is often not the geotechnical capacity but proof of the cross-sectional capacity that governs the design. To assess the relevance of this proof, the utilization ratio μSTR for the pile cross-sectional capacity is also considered. The calculation is simplified as only the limitation of the edge stresses due to bending (bending moment Mi,k) for tubular steel piles made from grade S355 steel is considered:

Fig. 7. Ultimate limit state design proof to DIN 1054:2010-12 Bild 7. Tragfähigkeitsnachweis nach DIN 1054:2010-12

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Table 1. Yield strength of grade S355 steel depending on pile wall thickness [19] Tabelle 1. Streckgrenze von Stahl der Güteklasse S355 in Abhängigkeit der Pfahlwandstärke Wall thickness t

Yield strength ReH,k

0 mm ≤ 16 mm

355 N/mm²

16 mm ≤ 40 mm

345 N/mm²

40 mm ≤ 63 mm

335 N/mm²

63 mm ≤ 80 mm

325 N/mm²

80 mm ≤ 100 mm

315 N/mm²

STR   E   M 

Mi,k Mi,ult

with: Mi,ult  R eH,k  WPile

(19)

where WPile is the resistance moment of the pile’s crosssection and ReH,k is the plastic yield stress, which is given in DIN EN 10025-2:2011-04 [19] depending on the wall thickness as can be seen in Table 1. A material partial safety factor for steel γ M = 1.1 is applied here.

4.2

Consideration of two reference systems

Fig. 8 shows the results of p-y method calculations for two system examples. In both cases a pile with a diameter D = 1 m and embedded length L = 10 m was considered. A very small pile wall thickness t = 16.5 mm (minimum value for pile driving) and a very large wall thickness t = 100 mm

were investigated. The deflection shown in Fig. 8 clearly indicates that the pile with the small wall thickness is very flexible, whereas the pile with the large wall thickness is very stiff, i.e. it shows a relatively small curvature of the deflection line and a considerable pile toe deflection. The lever arm of the horizontal load with respect to ground level was chosen as h = M/H = 5 m. The characteristic capacity (calculated with the method presented in section 3.2) of both pile systems is identical to Hk = 1384 kN. For a required global factor of safety of γ E · γ R = 1.89, i.e. for μGlobal = 1, the admissible horizontal load amounts to 732 kN. The point of rotation of the flexible pile lies relatively high and moves downward considerably when the load is increased (see Fig. 8 top left). For the stiff pile, the point of rotation lies much lower, also for small load magnitudes (see Fig. 8 bottom left). The utilization ratios for the different methods depending on the load magnitude are of particular interest here. For the flexible pile, the DIN 1054 method yields the smallest admissible load, namely approx. 430 kN. This is only 60 % of the admissible load determined by the global factor of safety concept. The actual safety with regard to failure is thus approx. 3.1. Noteworthy is the non-linear connection of utilization ratio μDIN and global utilization ratio μGlobal shown in Fig. 8 right. Obviously, μDIN does not clearly characterize the actual reserves in the system. For the GEO-3 proof, a linear connection of utilization ratio with global utilization ratio was found. The admissible load is only slightly smaller than the load corresponding to a global factor of safety of 1.89. However, in

Fig. 8. Comparison of design concepts for flexible and stiff piles in homogeneous sand Bild 8. Vergleich der Bemessungskonzepte für flexible und steife Pfähle in homogenem Sand

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Fig. 9. Influence of system stiffness on resultant global utilization factor Bild 9. Einfluss der Systemsteifigkeit auf den resultierenden Globalausnutzungsgrad

the case considered, the cross-sectional capacity is critical, yielding an admissible load of approx. 510 kN. The admissible load from the DIN 1054 method for the stiff pile is marginally larger than that obtained with the global factor of safety concept. The GEO-3 method yields the same admissible load as for the flexible pile. The cross-sectional capacity does not govern the design. Finally, the DIN 1054 and GEO-3 methods give similar results for a stiff pile in homogeneous soil, whereas significant differences arise for a flexible pile.

4.3

Variation of pile-soil system stiffness

Additional calculations (for the system already used in section 4.2) with variable pile wall thicknesses were carried out to clarify the effect of the pile-soil system stiffness on the differences in the design methods. The depth of the point of rotation Ls depends on the system stiffness. Therefore, the ratio of the depth of the point of rotation Ls under admissible loads obtained from the DIN 1054 method (i.e. for μDIN = 1.0) and pile length L is used here as a measure of system stiffness. Fig. 9 compares the global utilization factors obtained with the DIN 1054 and GEO-3 methods depending on the system stiffness. The DIN 1054 method gives admissible loads that are too small for wall thicknesses less than about 40 mm and admissible loads that are too large for greater wall thicknesses. The GEO-3 method yields a constant global utilization factor since the method result does not depend on the pile-soil stiffness (see section 3.3). For the systems considered, the admissible load is slightly smaller than for the global safety factor concept. The admissible load with respect to the cross-sectional capacity is also shown in Fig. 9. The cross-sectional capacity governs the design for small wall thicknesses, which means that in these cases the error in the DIN 1054 method does not affect the outcome of the design. Fig. 10 shows the results of a large number of calculations in which pile diameter D was varied between 1 and 5 m, pile length L was varied between 5 and 50 m and soil type (sand or clay) and the relative density or consistency were also varied. Calculations with pure horizontal load H and pure moment load M were carried out in order to include the effect of different load combinations. The dependence of the actual factor of safety for the admissible

Fig. 10. Overview of resultant global utilization factor for DIN 1054 and GEO-3 design proofs Bild 10. Übersicht der Globalausnutzungsgrade für Nachweise DIN 1054 und GEO-3

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load derived from the DIN 1054 method on the system stiffness was confirmed (see Fig. 10 top and centre). The actual factor of safety for the admissible load derived with the GEO-3 method is depicted in Fig. 10 bottom. The global utilization ratios are given here depending on the length-to-diameter ratio L/D. In general, smaller global utilization ratios are obtained for sands and greater global utilization ratios for cohesive soils. This is the consequence of the non-linear effect of the partial safety factors for shear parameters on the resultant passive earth pressure force (see Fig. 6).

4.4

Variation of pile head boundary condition

The reference system with a wall thickness of 25 mm was calculated for different boundary conditions at the pile head including a pure horizontal load (h = M/H = 0), a pure moment load (H = 0) and full fixity at the pile head (rigid clamping, which results in a counteracting moment). The results of the DIN 1054 method are presented in Fig. 11. A comparison of the utilization ratios μDIN and μGlobal is also shown. The plastification of the pile’s cross-section, i.e. the limitation of the bending moments by the plastic moment of the cross-section, was accounted for in the calculations because otherwise the pile capacity for the case of full fixity at the pile head would be overestimated. The pile deflection curves for the different boundary conditions are presented in Fig. 11 left. The deflection curves are valid for a loading equivalent to the admissible load according to the DIN approach (μDIN = 1.0). Under a pure moment, the pile is more flexible than under a pure horizontal load, leading to greater curvature of the deflection curve and a higher point of rotation. Contrary to this, full fixity at the pile head induces a stiffer pile behaviour. Accordingly, the admissible load obtained from the DIN 1054 method also depends on the pile head boundary condition (see Fig. 11 right). With full fixity, the result is a global utilization ratio μGlobal = approx. 1.2 and thus a global factor of safety of only 1.58. Even smaller and completely unrealistic factors of safety apply if plastification of the cross-section is neglected. The same would be the case in a GEO-3 proof. Admittedly, the admissible load is limited here by the cross-sectional capacity.

A reasonable result is obtained for pure horizontal load, in other words, μDIN ≈ μGlobal. However, for pure moment loading only, an admissible load can be proven which corresponds to a global utilization ratio of 0.45 and thus a global factor of safety of 4.2. It has to be clarified that the comparable distributions in Fig. 10 do not contradict this finding. Here, a significantly lower factor of safety results for an identical pile stiffness, but in conjunction with a smaller Ls/L value. In order to reach an identical Ls/L value and therefore a comparable global utilization ratio, a much larger wall thickness would be necessary. Evidently, the DIN 1054 method leads to incorrect results here, which can lie either on the safe or the unsafe side.

Piles in layered soils

As with the reference systems, a pile with D = 1 m, L = 10 m, t = 16.5 mm under a horizontal load with a lever arm h = 5 m was considered. However, layered subsoil was assumed here. A clay layer embedded in sand and a sand layer embedded in clay were investigated. The thickness of the interbedded layers was 5 m and their surfaces lay 3 m below ground level. The calculation results are presented in Fig. 12. For the case of clay with interbedded sand (Fig. 12 top), the pile behaviour is relatively stiff. The point of rotation lies within the sand layer, and the location varies only slightly with the magnitude of the load. For this system, the DIN 1054 method yields reasonable results which differ only marginally from those of the GEO-3 method. However, the opposite case occurs with a clay layer embedded in sand (Fig. 12 bottom). The pile stiffness is strongly dependent on magnitude of load and, correspondingly, the depth of the point of rotation varies considerably. The utilization ratio μDIN changes significantly as soon as the point of rotation occurs in the sand below the clay layer. The result is that an increase in the load leads to a decrease in the utilization ratio. Here, for loads of 290 and 560 kN, the same utilization ratio μDIN = 1.0 is obtained (see Fig. 12 bottom right), but considering the characteristic capacity Hk,ult = 787 kN, the actual global utilization ratio is once μGlobal = 0.70 (for H = 290 kN) and once μGlobal = 1.35 (for H = 560 kN).

Fig. 11. Influence of pile head conditions based on DIN 1054 design proof Bild 11. Einfluss der Pfahlkopfbedingungen für Nachweis DIN 1054

geotechnik 37 (2014), Heft 1

K. Thieken/M. Achmus/K. A. Schmoor · On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles

Fig. 12. Comparison of different design concepts for piles in layered soil Bild 12. Vergleich der Bemessungskonzepte für Pfähle in geschichtetem Boden

in Fig. 12 bottom right. At a certain layer position, two different loads correspond with μDIN = 1.0, as already presented in Fig. 12. If the layer lies higher, the upper part of the curve governs, if it lies deeper, the lower part determines the admissible load. In contrast, the GEO-3 proof gives reasonable results for all layer depths.

Fig. 13. Influence of clay layer position on admissible horizontal load Bild 13. Einfluss der Tonschichtposition auf die zulässige Horizontallast

In order to investigate the effect of layering further, the depth of the clay layer embedded in sand was varied. The top of the 5 m thick clay layer was assumed to lie between 0 and 5 m below ground level. The admissible loads calculated with the different methods are presented in Fig. 13. It was found that the DIN 1054 method yields admissible loads that are too great for layer surface depths < 3.7 m, whereas at 3.7 m an abrupt change occurs and for greater depths the opposite is the case. The reason for this abrupt change can be explained with the DIN 1054 curve

Consideration of strength degradation

For piles in cohesive soils under cyclic loading, strength degradation must usually be considered if a certain deflection threshold is exceeded (see Fig. 3 bottom). The cyclic loading case is usually assumed in ULS design for offshore piles ([20, 21]). This means that in the ULS proof, a smaller value than the maximum bedding resistance pu may need to be used as the resistance value. Accordingly, the deflection of the pile in the failure state must be calculated to obtain a possible distribution of ultimate bedding resistances. Fig. 14 shows the calculation results for a pile in clay soil under consideration of cyclic loading. An admissible load H = 22.51 MN is obtained with the DIN 1054 method. Since for this load the deflections along the whole pile length stay below the threshold deflection for strength degradation (see, for example, Fig. 3 bottom, 3.0yc), the maximum bedding resistances pu were used when calculating the resistance force Rk. Using this approach, the pile capacity is severely overestimated. The characteristic capacity of the system is 29.31 MN, and the actual global utilization ratio for the admissible load from

geotechnik 37 (2014), Heft 1

K. Thieken/M. Achmus/K. A. Schmoor · On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles

Fig. 14. Influence of softening on admissible horizontal load Bild 14. Einfluss von Entfestigung auf die zulässige Horizontallast

the DIN 1054 approach is thus μGlobal = 1.45. This corresponds to a global factor of safety of only FOS = 1.30. Strength degradation is accounted for in the GEO-3 method, which results in an admissible load of 18.2 MN where μGlobal = 1.17. This load is also greater than the admissible load with respect to the global factor of safety concept, which is due to the relatively small reduction in passive earth pressure forces for cu soils in the GEO-3 method (see section 3.2). The results given in Fig. 14 clearly show that the DIN 1054 method is unsuitable for ULS proofs for piles in soils with strength degradation.

Recommendations

The German standard DIN 1054:2010-12 [2] demands a GEO-2 design proof for horizontally loaded piles and gives partial safety factors for this method only. Therefore, a new GEO-2 design procedure is recommended here: The actual pile head load is compared with the pile head load corresponding to the failure state:  E  Hk 

Hk,ult

(20)

R

The utilization ratio then becomes  GEO 2,new   E   R 

Hk Hk,ult

(21)

This value is identical to the utilization ratio derived from a global factor of safety concept (see Eq. (18)), which coincides with the procedure used to derive partial safety factors when the partial safety factor concept is introduced. Again, for a pure moment loading where Hk = 0, the bending moments Mk and Mk,ult should be used in these equations instead of the horizontal loads Hk and Hk,ult. In all cases, this design procedure yields correct and reasonable admissible pile head loads. Since the design proof is based on the characteristic failure load, it also enables consistent consideration of soil strength degradation at great deflections.

geotechnik 37 (2014), Heft 1

The partial safety factors of DIN 1054:2010-12 [2] remain valid. Only with regard to the procedure of the proposed GEO-2 proof is a revision of DIN 1054 and also the EAP recommendations [3] strongly recommended, since the procedure can yield both unsafe or uneconomic results, depending on the system’s boundary conditions.

Conclusions

The results presented show that the GEO-2 design proof for laterally loaded piles in the special form described in DIN 1054:2010-12 [2] has severe deficiencies and is not generally suitable due to the following reasons: – In homogeneous soils, reasonable admissible loads are only obtained for stiff or almost rigid piles. The more flexible the pile behaviour, the smaller the admissible load becomes, which is not reasonable since the actual pile capacity is almost independent of the pile stiffness. Moreover, depending on the pile head boundary conditions, the result can be admissible loads that are both too small and too large. – Completely incorrect results can be obtained for layered soils. Also, admissible loads that are too small and too large can be found depending on the location of interbedded layers with respect to the point of rotation of the pile under characteristic load. – The DIN method is not suitable for cases in which strength degradation has to be considered, i.e. for p-y curves with a softening branch. The GEO-3 method does not have these shortcomings. However, the actual level of safety here depends on the magnitude of the shear parameters. The smallest resultant safety is obtained for cohesive soils (cu soils), although for such soils the shear strength is known by experience to vary considerably more than for non-cohesive soils. A new and simple design procedure is recommended, which is a GEO-2 proof but gives correct admissible pile head loads in all cases considered and also allows for the consideration of soils with strength degradation.

K. Thieken/M. Achmus/K. A. Schmoor · On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles

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Submitted for review: 13 June 2013 Revised: 30 September 2013 Accepted for publication: 15 October 2013

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Fachthemen Erik Schwiteilo Jörg Männer Ivo Herle

DOI: 10.1002/gete.201300019

Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden Die thermische Leitfähigkeit ist eine Bodeneigenschaft, die zunehmend an Bedeutung gewinnt. Immer öfter werden präzise Kenntnisse der Wärmeausbreitung im Boden nötig, um die aktuellen Anwendungen, z. B. bei geothermischen Anlagen oder bei Bodenvereisungen, zu optimieren und neue Möglichkeiten zu schaffen. Eine wichtige Eigenschaft bei der Wärmeausbreitung ist die thermische Leitfähigkeit. Zur Bestimmung dieser sind einige Verfahren bekannt, welche sich nicht alle für Untersuchungen an Bodenproben eignen. Es wird ein Verfahren zur Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit beschrieben, mit welchem es möglich ist, die thermische Leitfähigkeit von Böden zu analysieren. Im weiteren Verlauf wird ein Versuchsaufbau erläutert, mit dessen Hilfe verschiedene Einflussfaktoren untersucht werden können. Es wird unter anderen auf den Einfluss des Bodenmaterials, der Bodendichte sowie des Sättigungsgrads eingegangen.

schied ausgedrückt. Die thermische Leitfähigkeit ist eine der Hauptkenngrößen zur Beschreibung der Wärmeausbreitung im Boden. Sie ist die Fähigkeit eines Materials, Wärmeenergie zu übertragen, und wird durch

Experimental determination of the thermal conductivity of soils. Thermal conductivity is one of the soil parameters which becomes more and more important. Precise knowledge of the heat propagation in soil is necessary to optimise and develop applications like geothermal energy or soil freezing. Thermal conductivity is an important characteristic of heat propagation. Several methods are being used for the determination of thermal conductivity, but not all of them are suitable for soil testing. One appropriate method to determine the thermal conductivity of soils is described. An experimental set-up to analyze different factors influencing the thermal conductivity is introduced. Among others the influence of soil type, dry density and degree of saturation is analyzed.

Die Wärmeleitung beschreibt die Wärmeübertragung über ortsfeste Teilchen, welche über ein Gitter gekoppelt sind. Wird ein Teilchen erwärmt, ihm also Energie zugeführt, steigert es seine Eigenbewegung um seinen Ruhepunkt. Diese Schwingung wird über die Kopplung auf dessen Nachbarteilchen übertragen, und diese beginnen ebenfalls zu schwingen. Auf diesem Weg wird Wärmeenergie in Form von Schwingungsenergie von Teilchen zu Teilchen durch den gesamten Körper übertragen. Dabei wird nur Energie und keine Masse übertragen [7] [3]. Bei Böden kann die Wärme entweder über die Kornkontakte oder über die Porenflüssigkeit geleitet werden. Wärmeströmung kann nur in Flüssigkeit oder Gasen erfolgen, da hier frei bewegliche Teilchen die Wärmeenergie übertragen müssen [7] [3]. Dieser Vorgang, auch Konvektion genannt, erfolgt demnach, anders als die Wärmeleitung, nur durch bewegte Massen [5]. Für die Wärmestrahlung ist kein Träger notwendig. Die Wärmeenergie wird über elektromagnetische Strahlung übertragen. Auf festen Körpern wird die Strahlung reflektiert, absorbiert oder bei transparenten Stoffen hindurchgelassen [7] [3]. In Böden erfolgt der Wärmetransport hauptsächlich über Wärmeleitung, da meist ein hoher Anteil an Feststoff vorhanden ist. Des Weiteren kann durch in den Poren enthaltenes Wasser oder Gas, Wärme durch Konvektion übertragen werden. Wärmestrahlung hat bei Böden eine eher untergeordnete Bedeutung [5]. Um die thermische Leitfähigkeit eines Bodens zu bestimmen, wurde ein Versuchsstand entworfen. Mit diesem

Einleitung

Dem thermischen Verhalten von Böden wird eine immer größere Bedeutung in der Geotechnik zugewiesen. Dies zeigt sich z. B. bei: – geothermischen Anlagen, – Bodenvereisungen, – Endlagern von radioaktivem Abfall, – Überwachung und Ortung von Leckstellen in Baugruben und Erdstaudämmen. Physikalisch gesehen ist Wärme eine Form von Energie. Bei der Wärmeausbreitung findet ein Energieausgleich von einem Ort mit höherem thermischen Potenzial zu einem Ort mit niedrigerem thermischen Potenzial statt. Der Potenzialunterschied wird durch einen Temperaturunter-



Q z A · t T

(1)

definiert. Die thermische Leitfähigkeit λ gibt demnach an, wie viel Wärme Q je Zeit t pro Fläche A durch ein Temperaturgefälle ΔT durch die Schichtdicke z fließt. Eine Wärmeübertragung ist auf folgende Arten möglich: – Wärmeleitung, – Wärmeströmung (Konvektion), – Wärmestrahlung.

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

war es möglich, die Wärmeleitfähigkeit von unterschiedlichen Bodenproben zu bestimmen. Im Rahmen einer Versuchsreihe wurden Einflüsse der Bodenart, der Porosität, der Sättigung und des Temperaturunterschieds auf die Wärmeleitfähigkeit analysiert. Ziel der Versuche sollte es sein, den entworfenen Versuchsstand zu testen und eine Bandbreite der sich ergebenden Wärmeleitfähigkeiten aufzuzeigen. Die hier präsentierten Ergebnisse und Methoden basieren auf bekannten Verfahren zur Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit. Eine Innovation besteht darin, dass die Verfahren und systematischen Ergebnisse beschrieben und dokumentiert sind. Als Eingangswerte für numerische Berechnungen werden meist Abschätzungen verwendet, wie sie z. B. in [6] zusammengetragen wurden. Den Autoren sind allerdings keine Publikationen bekannt, in welchen vergleichbare experimentelle Verfahren dargestellt werden.

Wahl der Untersuchungsmethode

Zur Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit von Böden gibt es verschiedene Möglichkeiten. Eine Übersicht der häufigsten Methoden ist in Bild 1 dargestellt. Dabei eignen sich nicht alle dargestellten Verfahren gleich gut für die Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit an Bodenproben im Labor, da z. B. für instationäre Methoden meist getrocknete Proben verwendet werden. Die hier vorgestellten Versuche wurden nach dem Vergleichsverfahren durchgeführt. Gemessen wurden dabei die Temperaturdifferenzen in der zu untersuchenden Probe und in einem Referenzmaterial. Dabei kann die an den Enden konstante Temperaturdifferenz auch durch eine Wärmequelle mit periodisch zugeführter Energie hergestellt werden, so lange die Temperatur im Versuchsstand

durch ausreichende Speicherfähigkeit konstant bleibt. Bei der Vergleichsmethode ist die Wärmeleitfähigkeit eines Standardmaterials (Referenzmaterials) bekannt. Unter der Bedingung des stationären Zustands, d. h. zeitlich unveränderter Temperatur in jedem Punkt der Probe, muss der Wärmestrom im Standardmaterial genauso groß sein wie im Probenmaterial. Bei gleicher Proben- und Standardfläche ist die Wärmestromdichte q q

Q A·t

(2)

in beiden Materialien gleich groß. Für die Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit kann die Wärmestromdichte der Probe qPr mit der des Standardmaterials qSt ersetzt werden: St  qSt ·

zSt  TSt

(3)

 Pr  qPr ·

zPr  TPr

(4)

mit qPr  qSt  Pr  St ·

(5)  TSt · zPr zSt ·  TPr

(6)

Versuchsaufbau

Für das gewählte Vergleichsverfahren war es zunächst nötig, ein Standardmaterial zu untersuchen. Dieses sollte möglichst homogen sein und eine ähnliche Wärmeleitfä-

Bestimmungsmethoden der Wärmeleitfähigkeit

Laborproben

stationäre Methode

instationäre Methode

Plattengerät

Wärmestrommessplatten-Gerät

In-Situ

Abschätzung

instationäre Methode Geothermal-ResponseTest (GRT)

Linienquelle

Heißdrahtverfahren (HotWire-Method)

Nadelsonden-Methode (Needle-Probe-Method)

(ASTM C1113: 1999)

(ASTM D5334: 2000)

relative Methode (z.B. Divided Bar) Kreuzverfahren

Vollraumlinienquelle

(DIN EN ISO 8894-1: 2010)

Parallelverfahren (DIN EN 993-15: 2005)

Halbraumlinienquelle

Widerstandsthermometerverfahren (DIN EN ISO 8894-1: 2010)

Bild 1. Übersicht der Methoden zur Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit von Böden Fig. 1. Overview of methods for the determination of thermal conductivity of soils

geotechnik 37 (2014), Heft 1

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

in der Bodenprobe und je zwei im Standardmaterial. Zur Abdichtung der Probe wurde diese in eine Latexmembran gehüllt. Der Versuchsaufbau (Bild 3) wurde so gewählt, dass auf der Warmseite ein temperierbares Wasserbad verwendet werden konnte. Dieses nutzt die speicherwirksame Leistung des Wassers, um eine möglichst konstante Temperatur zu erzeugen. Die Wärme aus dem Wasserbad wird über einen Stahlzylinder mit demselben Durchmesser wie die zu untersuchende Probe und die Standardmaterialien in die Bodenprobe geleitet. Die Kaltseite oberhalb der zweiten Scheibe aus dem Standardmaterial wird durch die Raumtemperatur kontrolliert. Der Versuchsstand befindet sich in einem klimatisierten Raum, in welchem die Raumtemperatur konstant geregelt werden kann. Zur Überprüfung wird die Raumtemperatur über einen externen Sensor miterfasst.

higkeit wie das zu untersuchende Bodenmaterial besitzen. Nach [1] sollten die Wärmeleitfähigkeiten der zu untersuchenden Böden zwischen 0,3 und 3,1 W/mK liegen. Als Standardmaterial hat sich der Kunststoff Polyethylen als am geeignetsten gezeigt. Die Wärmeleitfähigkeit dieses Materials liegt zwischen 0,33 und 0,5 W/mK [3]. Außerdem ist Kunststoff unempfindlich gegenüber Wasser, was eine Änderung der Wärmeleitfähigkeit während der Messung verhindert. Im aktuellen Versuchsaufbau ist es möglich, zylindrische Proben mit einem Durchmesser d = 10 cm und einer Höhe h ≈ 10 cm zu testen. Damit sich die mittlere Temperatur in der Mitte der Probe einstellt, wurde eine symmetrische Anordnung bevorzugt. In Bild 2 ist zu sehen, dass die Bodenprobe zwischen zwei Scheiben des Standardmaterials eingebaut wurde. Zur Messung der Temperatur wurden insgesamt sieben Messaufnehmer verwendet, drei

Schutzmembran

Kaltseite Messaufnehmer 7

Standard

Messaufnehmer 6

100

Messaufnehmer 5 Probe

Messaufnehmer 4

Messaufnehmer 3 Messaufnehmer 2 Standard Messaufnehmer 1 Warmseite [mm]

100

Bild 2. Anordnung der Standardmaterialien bzw. Bodenproben und der Messaufnehmer Fig. 2. Arrangement of standard materials, soil and sensors 60

100

Kalt 60

radiale Wärmedämmung [mehrere Schichten von 4mm] Standard

160

Schutzmembran Probe

Dämmung [2 x d=2cm]

128

180

20 33

Standard Dämmung, dient gleichzeitig als Einbautisch [d=2cm]

Warm

temperierbares Wasserbad

[mm] Messaufnehmer

Metallzylinder [d=10cm]

Bild 3. Skizze des Versuchsaufbaus Fig. 3. Sketch of the experimental set-up

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Massenanteile der Körner < d in % der Gesamtmenge

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden Feinstes Fein−

Schluffkorn Mittel−

Grob−

Fein−

Sandkorn Mittel−

Grob−

Kieskorn Mittel−

Fein−

Steine Grob−

100 90 80 70 60 50 40 30 20 10

Sand Schluff

0 0.002

0.006

0.02

0.06

0.2

0.6

Korndurchmesser d in [mm]

Bild 4. Kornverteilung der Versuchsmaterialien Fig. 4. Grain size distribution of the tested materials

Bild 5. Einbau des Probenmaterials: Sand (links) und Schluff (rechts) Fig. 5. Installation of the specimen: sand (left) and silt (right)

Wie in Bild 3 zu erkennen, wurde der gesamte Versuchsstand mit Dämmmaterial umhüllt, um Wärmeverluste zu minimieren. Wichtig ist vor allem eine gute, radiale Isolierung des Proben- sowie des Standardmaterials. Für die Auswertung ist eine genaue Kenntnis der Wärmeleitfähigkeit des Standardmaterials notwendig. Diese wurde über eine instationäre Methode mit einem Heizdraht gemessen. Aus der Aufheizlinie und der Heizleistung konnte die Wärmeleitfähigkeit ermittelt werden. Aus mehreren Messungen wurde für das verwendete Standardmaterial eine mittlere Wärmeleitfähigkeit von 0,39 W/mK bestimmt.

Versuchsmaterialien

Für die Versuche wurden Materialien aus zwei unterschiedlichen Bodenarten gewählt. Es kam zum einen ein eng gestufter Sand und zum anderen ein mittelplastischer Schluff zum Einsatz. Die Kornverteilungen beider Materialien finden sich in Bild 4.

Die Grenzen der Lagerungsdichte des Sands liegen bei ρd,min = 1,47 g/cm³ und ρd,max = 1,73 g/cm³. Die Korndichte des Sands beträgt 2,64 g/cm³. Die Konsistenzgrenzen der schluffigen Probe liegen bei wL = 46 % und wP = 31 %. Die Korndichte des Schluffs beträgt ρs,Schluff = 2,67 g/cm³.

5 5.1

Versuchsdurchführung Probeneinbau

Die trockene, locker gelagerte Sandprobe wurde mithilfe eines Trichters in den Versuchsstand eingerieselt. Zur genauen Positionierung der Temperaturaufnehmer wurden diese zuvor an der Radialdämmung fixiert (Bild 5). Bei der dichten Sandprobe wurde analog verfahren, nur dass hier das Probenmaterial lagenweise auf die gewünschte Dichte zusammengedrückt wurde. Dies geschah mithilfe eines Stampfers. In gleicher Weise wurden die Proben mit feuchtem Sand eingebaut und lagenweise verdichtet.

geotechnik 37 (2014), Heft 1

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

Bild 6. Temperaturverlauf über die Zeit während des Heizvorgangs Fig. 6. Temperature profile over the time during heating

Das feinkörnige Material wurde zuvor in einer externen Spezialvorrichtung auf die gewünschte Dichte konsolidiert. Dazu wurde flüssiges, voll gesättigtes feinkörniges Material mit dem 1,5-fachen Wassergehalt der Fließgrenze in einen Probenbehälter gefüllt und über eine Presse statisch belastet. So wurden vollgesättigte Probekörper erstellt, bei welchen die Dichte mithilfe der Vorbelastungsspannung variiert werden konnte. In den standfesten Probekörpern wurden die Temperaturaufnehmer in zuvor eingebrachte Löcher eingeführt. Nach dem Einbringen der Sensoren, wurde die Schutzmembran über die Probe und das Standardmaterial gezogen (Bild 5).

5.2

Messphase

Nach dem Einbau der Proben in den Versuchsstand wurde das Wasserbad auf eine vorbestimmte Temperatur aufgeheizt. Dabei wurde die Raumtemperatur stets konstant gehalten. Die Änderung der Temperatur in der Probe sowie in den Scheiben des Standardmaterials wurde aufgezeichnet. So lässt sich erkennen, wann der gewünschte stationäre Zustand erreicht ist. Wie Bild 6 zeigt, wird dieser für eine trockene Sandprobe nach etwa neun Stunden erreicht. Es zeigt sich deutlich, wie sich die Temperatur innerhalb der Probe über den Heizvorgang ändert. Ändert sich die Temperatur an den einzelnen Aufnehmern nicht mehr, ist der stationäre Zustand erreicht. Die Endtemperaturen im stationären Zustand werden für die weitere Auswertung herangezogen. Wird ein Versuch an derselben Probe, allerdings bei einer anderen mittleren Temperatur oder einem anderen Gradienten gewünscht, kann dieser direkt im Anschluss durchgeführt werden. Ein erneuter Einbau ist nicht notwendig. Die Messwerterfassung erfolgte alle 2 s und wurde elektronisch aufgenommen.

5.3

Probenausbau

Nach Ende des Versuchs erfolgte bei den grobkörnigen Proben eine erneute Kontrolle der Probenabmessungen, da durch Anbringen der Isolierung diese etwas gestört werden könnten. Eine Änderung der Probenabmessungen

geotechnik 37 (2014), Heft 1

wurde für die anschließende Auswertung erfasst. Bei den standfesten, feinkörnigen Proben war dies nicht notwendig. Bei allen Proben erfolgte eine Kontrolle des Wassergehalts nach Abschluss der Messung. Dieser veränderte sich während der Messung kaum.

6 6.1

Auswertung der Versuche Temperaturverlauf

Wie in Abschnitt 5.2 beschrieben, wird nach einiger Zeit ein stationärer Temperaturzustand erreicht. Mit den an den Aufnehmern gemessenen Temperaturen kann der sich über die Probenhöhe eingestellte Temperaturverlauf dargestellt werden. In Bild 7 ist dieser für eine grobkörnige sowie für eine feinkörnige Probe dargestellt. Es zeigt sich, dass der Temperaturverlauf über die Probenhöhe im stationären Zustand fast in allen Proben annähernd linear ist. Dies lässt auf ein homogenes Probenmaterial und eine ausreichend gute radiale Isolierung schließen. Die sich einstellende Temperaturdifferenz im grobkörnigen Material ist größer als die im feinkörnigen. Die Wärme wird im feinkörnigen Material somit schneller abgeleitet, es ergibt sich eine höhere Wärmeleitfähigkeit. Die genaue Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit wird in Abschnitt 6.2 erläutert. Des Weiteren ist gut zu erkennen, dass die Temperaturdifferenz in der unteren Scheibe des Standardmaterials (Warmseite) bei beiden Proben größer ist, als in der oberen (Kaltseite). Im Idealfall sollten diese beiden Temperaturdifferenzen identisch sein. Da allerdings geringe Wärmeverluste unvermeidbar sind, nehmen die Temperaturdifferenzen über die Probenhöhe geringfügig ab. Dies äußert sich in einem kleineren Temperaturunterschied in der oberen Scheibe des Standardmaterials.

6.2

Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit

Mit den im stationären Zustand bestimmten Temperaturen und den Abständen der Temperatursensoren kann die Wärmeleitfähigkeit der Probe berechnet werden. Da die Probe nicht bei jedem Versuch so präpariert werden konnte, dass der Durchmesser mit dem der Endscheiben aus dem Standardmaterial genau identisch ist, wurde für die

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

Bild 7. Verlauf der Temperatur über die Höhe des Versuchsaufbaus im stationären Zustand für eine grobkörnige Probe (links) und eine feinkörnige Probe (rechts) Fig. 7. Variation of the temperature over the height of the experimental set-up in the stationary state for a sandy specimen (left) and a fine-grained specimen (right)

Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit λ der Wärmestrom (Wärmeenergie pro Zeiteinheit) Q  t

(7)

gleichgesetzt. Die Wärmeleitfähigkeit der Probe λProbe ergibt sich, im Gegensatz zu Gl. (6), aus [2]: 2

 Probe

 Standard ·

dStandard

· 2 d Probe  TStandard 1   TStandard 2 2 · zStandard

zProbe  TProbe

Standard 2

(10)

 TStandard 2  T1  T2

(11)

Die Temperatur T4 diente lediglich zur Überprüfung des Temperaturverlaufs innerhalb der Bodenprobe. Es wurden die in Tabelle 1 aufgeführten Versuche durchgeführt.

Bewertung der Ergebnisse

Wiederholbarkeit Wie in Tabelle 1 zu erkennen, wurde in Versuch 1 und Versuch 8 das gröbere Material im annähernd gleichen Zustand eingebaut. Ein Vergleich der jeweils bestimmten Wärmeleitfähigkeit lässt also Schlüsse auf die Wiederholbarkeit der Ergebnisse zu. Es zeigt sich, dass die bestimmten Wärmeleitfähigkeiten nur um 1 % abweichen. Eine Wiederholbarkeit wird damit bestätigt.

T7 T6

ZStandard d2

Einfluss der Temperatur Die Proben 1 und 9 wurden jeweils bei unterschiedlichen mittleren Temperaturen T und Temperaturgradienten ΔT getestet. Wobei sich die mittlere Temperatur aus

Probe T4

ZProbe

T3 T2 Standard 1

(9)

 TProbe  T3  T5

6.3 (8)

Die Positionen der Temperaturaufnehmer und Definition der Abstände sind in Bild 8 zu sehen. Die Temperaturdifferenzen in der Probe und im Standardmaterial ergeben sich aus:

Kaltseite

 TStandard 1  T6  T7

ZStandard d1

Warmseite Bild 8. Definition der Positionen und Abstände der Temperaturaufnehmer Fig. 8. Definition of the positions and distances between the thermal sensors

T

T3  T5 2

(12)

ergibt und der Temperaturgradient ΔT aus Gl. (10). Wie auch in den Diagrammen in Bild 9 zu sehen, liegen die bestimmten Wärmeleitfähigkeiten für die einzelnen Böden relativ dicht beieinander. Ein Einfluss der Temperatur lässt sich somit bei den getesteten Temperaturen und Temperaturgradienten nicht eindeutig feststellen. Gegebenenfalls wäre zu erwarten, dass durch den kristallinen Aufbau der beiden Bodenproben eine sinkende Wärmeleitfähigkeit bei steigender Temperatur auftritt [3].

geotechnik 37 (2014), Heft 1

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

Tabelle 1. Übersicht der durchgeführten Versuche und den daraus bestimmten Wärmeleitfähigkeiten (bei Versuch 1 und 9 wurden an einer Probe unterschiedliche Temperaturgradienten untersucht) Table 1. Overview of the experiments and the resulting specific heat conductivities (in Experiment 1 and 9 different temperature gradients were examined on the same specimen) Versuch

Material

ρ [g/cm³]

w [%]

ΔT [K]

T [°C]

λ [W/mK]

Sand

1,76

0,500

0,36

0,34

Sand

1,65

0,600

0,30

Sand

1,54

0,714

0,25

Sand

1,81

8,9

0,59

0,45

1,97

Schluff

1,93

27,5

0,768

0,96

1,66

Schluff

2,09

23,0

0,571

1,0

1,74

Schluff

1,68

0,589

0,49

Sand

1,77

0,491

0,37

Schluff

1,70

0,571

0,57

0,58

0,61

Bild 9. Wärmeleitfähigkeit bei verschiedenen mittleren Temperaturen (links) und bei verschiedenen Temperaturgradienten (rechts) Fig. 9. Thermal conductivity at different aver. Temperatures (left) and different temperature gradients (right)

Einfluss der Porenzahl Wie in den Diagrammen in Bild 10 zu erkennen, erhöht sich die Wärmeleitfähigkeit der Proben mit abnehmender Porenzahl, also höherer Trockendichte. Dies zeigt sich sowohl bei den trockenen Proben (Sr = 0) als auch bei den Proben mit voller Sättigung (Sr = 1,0). Theoretisch wird die Wärmeleitfähigkeit des reinen Kornmaterials bei einer Porenzahl von null erreicht. Durch mehrere Messungen bei verschiedenen Porenzahlen sollte es möglich sein, die Wärmeleitfähigkeit des reinen Kornmaterials abzuschätzen [4]. Um dies zu verdeutlichen, wurden die Messwerte mit exponentiellen Trendlinien verbunden, da eine Exponentialfunktion diesen Effekt wiedergibt. Einfluss des Sättigungsgrads Der Sättigungsgrad hat einen sehr großen Einfluss auf die Wärmeleitfähigkeit (Bild 11). Dies ist in erster Linie auf

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die unterschiedlichen Wärmeleitfähigkeiten von Wasser (ca. 0,63 W/mK) und Luft (ca. 0,012 W/mK) [4] zurückzuführen. Im trockenen Zustand scheint der Schluff eine etwas niedrigere Wärmeleitfähigkeit zu besitzen als im feuchten bzw. nassen Zustand. Dabei ist die Wärmeleitfähigkeit des Sands bei Teilsättigung etwas größer als die des Schluffs bei voller Sättigung. Einfluss der Korngröße In Bild 11 wurden beide Böden mit einer gleichen Porenzahl gegenübergestellt. Es lässt sich somit auch eine Aussage über den Einfluss der Korngröße auf die Wärmeleitfähigkeit treffen. Im trockenen Zustand erfolgt die Wärmeübertragung hauptsächlich über die Kontaktflächen der Körner im Korngerüst, da Luft einen sehr hohen Wärmeleitwiderstand aufweist. Die Anzahl der Kontakte nimmt bei kleiner wer-

E. Schwiteilo/J. Männer/I. Herle · Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden

Bild 10. Wärmeleitfähigkeit bei verschiedenen Porenzahlen: trockene (links) und vollgesättigte (rechts) Probe Fig. 10. Thermal conductivity at different void ratios: dry (left) and fully saturated (right) specimen

mischen Verhaltens von Bodenmaterial. Sie sollen eher als Pilotversuche und eine Sensitivitätsstudie verstanden werden. Literatur

Bild 11. Wärmeleitfähigkeit bei verschiedenen Sättigungsgraden Sr (e ≈ 0,6) Fig. 11. Thermal conductivity at different saturation Sr (e ≈ 0.6)

denden Körnern bei gleicher Porenzahl zu. Dies verursacht eine höhere Wärmeleitfähigkeit im trockenen Zustand bei feinkörnigen Böden, als bei grobkörnigen Böden. Dabei gilt als Voraussetzung, dass das Kornmaterial gleich ist.

[1] VDI 4640:06-2010 Blatt 1: Thermische Nutzung des Untergrundes. Düsseldorf: VDI Verlag, 2010. [2] ASTM 1225-09: Standard test method for thermal conductivity of solids by means of the guarded comparative longitudinal heat flow technique, 2009. [3] Jensch, R., Stohrer, M., Homann, M., Freymuth, H., Richter, E., Häupel, P., Fischer, H.-H.: Lehrbuch der Bauphysik. Wiesbaden: Vieweg + Teubner Verlag Springer, 6. Aufl., 2008. [4] Militzer, H.: Angewandte Geophysik im Ingenieur- und Bergbau. Leipzig: Deutscher Verlag für Grundstoffindustrie, 1978. [5] Pribnow, D.: Ein Vergleich von Bestimmungsmethoden der Wärmeleitfähigkeit unter Berücksichtigung von Gesteinsgefügen und Anisotropie. Fortschritt-Bericht VDI, Reihe 19, Nr. 75. Düsseldorf: VDI Verlag, 1994. [6] Scholz-Soghlbach, K.: Thermische Effekte der tiefgründigen Bodenstabilisierung mit Branntkalk-Boden-Säulen. Bauhausuniversität Weimar, Schriftenreihe Geotechnik (2004), H. 12. [7] Stein, J.: Physik für Bauingenieure: Grundlagen und Anwendungen, Band 2, Wärme und Feuchte. Hamburg: AVH-Verlag, 1997.

Zusammenfassung

Es konnte gezeigt werden, dass die Bestimmung der Wärmeleitfähigkeit mithilfe eines relativ simplen Versuchsaufbaus möglich ist. Es konnten Versuche sowohl an grobkörnigem als auch an feinkörnigem Boden durchgeführt werden. Das gewählte stationäre Verfahren, bei dem die Vergleichsmethode zur Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit eingesetzt wurde, erwies sich als zielführend. Es konnten verschiedene Einflüsse auf die Wärmeleitfähigkeit von Böden getestet werden. So zeigte sich, dass mit sinkender Porenzahl die Wärmeleitfähigkeit steigt. Dies deckt sich mit Angaben aus der Literatur [4]. Des Weiteren konnte gezeigt werden, welchen Einfluss die Korngröße und der Sättigungsgrad auf die Wärmeleitfähigkeit haben. Die im Rahmen dieser Untersuchung durchgeführten Versuche zeigen noch kein vollständiges Bild des ther-

Autoren Dipl.-Ing. Erik Schwiteilo erik.schwiteilo@tu-dresden.de Dipl.-Ing. Jörg Männer joerg.maenner@mailbox.tu-dresden.de Prof. Dr.-Ing. Ivo Herle ivo.herle@tu-dresden.de Alle: Professur für Bodenmechanik und Grundbau Technische Universität Dresden 01062 Dresden

Eingereicht zur Begutachtung: 27. September 2013 Überarbeitet: 8. Januar 2014 Angenommen zur Publikation: 15. Januar 2014

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Fachthemen Anna Abramova Wilfried Schneider German Maximov

DOI: 10.1002/gete.201300015

Kombination von Ultraschall- und Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen Die Effektivität von Brunnenregenerierungen kann dadurch gesteigert werden, dass Ultraschall- und Druckwellenverfahren kombiniert angewandt werden. Durch theoretische Analysen wird gezeigt, dass die Wirktiefen der beiden Verfahren unterschiedlich sind. Während das Ultraschallverfahren stark im Bereich des Brunnenfilters wirkt, reicht die Wirkung des Druckwellenverfahrens in den Kiesfilter bis zur Bohrlochwand sowie in den angrenzenden Grundwasserleiter hinein. Die Verbreitung der Signale in der Brunnenumgebung wurde numerisch modelliert. Durch diese theoretischen Analysen, verknüpft mit Experimenten im Labor und Gelände, konnte bewiesen werden, dass durch die Verfahrenskombination höhere Wirkungsgrade bei der Brunnenregenerierung erreicht werden können, als bei der alleinigen Anwendung von Ultraschall. Combination of ultrasound and shockwaves for innovative regeneration of wells. The effectiveness of regeneration of wells can be enhanced if ultrasound and shockwaves are used during the same treatment. It is theoretically shown that the two methods have different depths of impact. Whereas the ultrasonic method has a strong impact on the area of the well screen, the impact of the shock waves is focused on the gavel pack, the wall of the well and the adjacent aquifer. The propagation of the signals in the formation near the well was modeled numerical. By a theoretical analysis combined with experiments in lab and field it was proven that the regeneration of wells using a combination of ultrasound and shockwaves is much more effective than the regeneration by means of ultrasound only.

Einführung

Das durchschnittliche Alter von Trinkwasserbrunnen in Deutschland und anderen europäischen Ländern wächst ständig. Dadurch nimmt die Bedeutung der effektiven Regenerierung von Trinkwasserbrunnen immer mehr zu, weil der Neubau von Trinkwasserbrunnen zum einen sehr teuer ist und zum anderen aus rechtlichen sowie umweltpolitischen Gründen zunehmend schwieriger wird. Die Ursache der Brunnenalterung ist grundsätzlich die zunehmende Verengung der Fließquerschnittsfläche des den Brunnen anströmenden Grundwassers, wobei – je nach Standortgegebenheiten – unterschiedliche Mechanismen beteiligt sein können. Am häufigsten treten Verockerungen durch Fe- und Mn-Ionen, Hydroxide, bakterieninduzierte Verschleimung (68 %) [1] und Versandung (14 %) auf [2] [3] [4]. Die Verengung der Fließquerschnittsfläche tritt in Abhängigkeit der jeweiligen Alterungsursa-

che an unterschiedlichen Lokationen auf. Allerdings gibt es drei wahrscheinlichste Kolmationszonen [5] bis [12]: 1) am Filterrohr im Bereich der Filterschlitze, 2) im direkt dahinter liegenden Kiesfilter, 3) im Grundwasserleiter nahe der Bohrlochwand. Für die Regenerierung der Trinkwasserbrunnen werden deshalb häufig Verfahrenskombinationen verwendet [5] [7] [11] [13] [14] [15]. Ablagerungen, die in den Innenraum des Brunnens hineinragen, werden durch Bürsten in vertikaler und horizontaler Richtung entfernt. Im Anschluss daran werden die Ablagerungen aus den Filterschlitzen herausgelöst, indem ein Kieswaschgerät, ein Hochdruckwasserstrahlgerät oder Kolben verwendet wird. Durch diese Methoden können allerdings nur leicht entfernbare Ablagerungen gelöst werden, die sich in unmittelbarer Nähe des Filterrohrs befinden. Die Ablagerungen im Kiesfilter (2. Kolmationszone) und an der Bohrlochwand (3. Kolmationszone) müssen durch komplexere Verfahren entfernt werden. Hierbei kommen chemische oder dynamische Regenerierungsverfahren zum Einsatz. Bei chemischen Regenerierungen werden Säuren oder Oxidationsmittel verwendet, die zwischen zwei Packern gezielt im Kreis gepumpt werden [5]. Diese Methode ist allerdings umweltbelastend. Außerdem können bei Überschreitung von Löslichkeitsprodukten verschiedene feste Phasen erneut ausfallen und zu Fließquerschnittsverengungen führen. Die Verwendung von organischen Säuren ist bei unbeschichteten Metallfiltern oft nicht möglich, weil die Gefahr besteht, dass das Filterrohr beschädigt wird [16]. Dynamische Regenerierungsverfahren sind umweltfreundlicher und unabhängiger vom Material (lediglich die Endfestigkeit des Materials darf nicht überschritten werden). Zu dynamischen Regenerierungsverfahren gehören Ultraschall sowie Impulse durch Knallgas und Sprengschnur. Die Wirkung von Ultraschall besteht darin, dass die Ablagerungsprodukte durch Ultraschallwellen gelöst werden, die durch ein Resonanzsystem im Brunnen erzeugt werden [17]. Es ist bekannt, dass sich Schallwellen in verschiedenen Medien mit unterschiedlicher Geschwindigkeit ausbreiten. Das führt zu hohen Beschleunigungen auf den Grenzflächen zwischen dem Kiesfilter und den Ablagerungsprodukten, wodurch Kräfte entstehen, die zur Ablösung der Ablagerungsprodukte führen. Die Effektivität der Reinigungsleistung der Ultraschallmethode ist abhän-

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gig von dem Verhältnis zwischen der Reichweite des Ultraschallgeräts und den Brunnenabmessungen. Der Bohrlochdurchmesser von Trinkwasserbrunnen beträgt in vielen Fällen etwa 80 cm, der Durchmesser des Filterrohrs etwa 40 cm [18]. Ein Ultraschallgerät hat normalerweise einen Durchmesser von 10 cm. Das heißt, dass der Abstand zwischen dem äußeren Rand des Ultraschallgeräts und der 1. Kolmationszone (Filterrohr) 15 cm beträgt. Die zweite Kolmationsschicht befindet sich in einem Abstand von etwa 35 cm. Aus detaillierten Untersuchungen ist bekannt [17], dass die Wirkung eines Ultraschallgeräts bis 35 cm vom Schallgeber entfernt nachgewiesen werden kann. Allerdings befindet sich die maximale Wirkung in etwa 23 bis 24 cm Entfernung vom Gerät. Aus dieser einfachen Gegenüberstellung lässt sich schließen, dass die Ultraschallmethode insbesondere für eine effektive Reinigung im Bereich der 1. Kolmationszone geeignet sein sollte. Um diese Vermutung bestätigen zu können, werden in diesem Artikel mathematische Modellierungen der Schallwellenverbreitung vorgestellt, mit denen die Reichweite eines Ultraschallgeräts berechnet werden kann. Mit Ultraschall ist die Ablösung von abgehärteten Ablagerungsprodukten nur beschränkt möglich. Anders ist dies bei Impulsen durch Knallgas und Sprengschnur. Hierbei werden die Ablagerungen durch die erzeugten Druckwellen entfernt. Die Druckwellen haben eine größere Reichweite als die Ultraschallmethoden. Die Druckwellen führen zu Erschütterungen im Kiesfilter und an der Bohrlochwand, wobei allerdings die Gefahr besteht, dass die Filterrohre beschädigt werden [5]. Es wird somit auch die 2. und 3. Kolmationszone erreicht. Aus diesem Grunde erscheint es sinnvoll zu sein, die Vorteile des Ultraschallverfahrens und die Vorteile des Druckwellenverfahrens zu kombinieren. In diesem Artikel wird eine Analyse der kombinierten Wirkung von Ultraschall und Druckwelle durchgeführt. Dabei werden Ultraschall und Druckwellen, ausgehend von einem Gerät, nacheinander, abwechselnd oder gleichzeitig erzeugt. Die Druckwellen werden durch eine elektrische Entladung erzeugt, die zwischen zwei Elektroden stattfindet. Durch das Variieren der Spannung und der Entfernung zwischen den Elektroden kann die Amplitude der Druckwelle verändert werden. Die gleichzeitige oder abwechselnde Benutzung von Ultraschall und Druckwellen sollte effektiver sein, als die alleinige Nutzung des Druckwellen- oder Ultraschallverfahrens. In diesem Artikel wird dieser Frage experimentell und mithilfe von mathematischen Simulationsmodellen nachgegangen.

Geräte des Ultraschallverfahrens

Für die Experimente zum Nachweis der Wirkungsweise des kombinierten Ultraschall-Druckwellen-Verfahrens wurden die im Folgenden beschriebenen Geräte benutzt. Für das Ultraschallverfahren wurde ein Ultraschallgenerator mit folgenden technischen Daten eingesetzt: a. Frequenz: 17 bis 24 kHz, b. Ausgangsspannung: 420 bis 1.200 V, c. Maximale Ausgangsleistung: 10 kW, d. Maximaler Magnetisierungsstrom: 15 A, e. Aktiver Widerstand mit Kabel: 20 bis 80 Ω.

Bild 1. Berechnete Form der Oszillationen des Bohrlochultraschallinstruments Fig. 1. Calculated form of the downhole tool oscillations

Der Ultraschallgenerator wurde durch ein Kabel, das bei Arbeiten in Bohrlöchern verwendet wird, mit einem speziell entwickelten Bohrlochultraschallinstrument verbunden. Für die Transformation des elektrischen Signals vom Ultraschallgenerator wurden zwei magnetostriktive Wandler verwendet. Sie wurden von zwei Seiten an einen speziellen Wellenleiter geschweißt, der die Form eines hohlen Zylinders hat. Um die Reichweite des Geräts zu erhöhen, wurde die minimale Resonanzfrequenz von 17 kHz ausgewählt. Die Dimensionen des Systems wurden numerisch unter Verwendung des Programmcodes Ansys, der auf der Finite-Elemente-Methode beruht, berechnet. Die Form der berechneten Oszillationen des Bohrlochinstruments ist in Bild 1a und b dargestellt. In Bild 1a ist die Form des Wellenleiters abgebildet, die der Phase p/2 und in Bild 1b, die der Phase 3π/2 entspricht. Wie man sieht, handelt es sich hier um Längsschwingungen, die aber in radiale Schwingungen umgewandelt werden. Der Wellenleiter zeigt drei Maxima der radialen Schwingungen. Die berechnete Form der Oszillationen wurde bei weiterer Modellierung des Interferenzmusters in der Nähe des Emitterteils verwendet. Die Wandler wurden aus Permendur angefertigt (Dichte ρ = 8.150 kg/m3, Elastizitätsmodul = 2,2 · 1011 Pa, Querkontraktionszahl = 0,3). Für die Anfertigung des Wellenleiters wurde Edelstahl verwendet (Dichte ρ = 4.450 kg/m3, Elastizitätsmodul = 1,15 · 1011 Pa, Querkontraktionszahl = 0,31). In Bild 2 ist das entwickelte Bohrlochinstrument dargestellt. Um die Reichweite des in Bild 2 dargestellten Geräts zu bestimmen, wurde zunächst die Amplitude der Oszillationen experimentell gemessen. In Bild 3 ist der experimentelle Aufbau schematisch dargestellt. Für das Experiment wurde das an einen Ultraschallgenerator (1) angeschlossene Instrument (2) in eine mit Frischwasser gefüllte Druckkammer eingebaut. Der Druck während des Experiments wurde mit einer Pumpe (3) aufrechterhalten und betrug 6 bis 7 bar, ein Wert, der dem Druck im Bohrloch von Brunnen entspricht. Der Druck wurde mithilfe eines Monometers (4) kontrolliert. Die Frequenz der Oszillationen betrug 17 kHz, was der Resonanzfrequenz entspricht. Die Ausgangsleistung des Generators betrug etwa 1 kW. Die Amplitude der Oszillationen im Wasser wurde in der unmittelbarer Nähe des Ultraschallgeräts mit dem Sensor AP19 (5) und dem Vibrometer SVAN 912M (6) gemessen. Die Messung wurde an 3 Stellen in der Mitte des Wellenleiters durchgeführt und ergab

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140

H, mm

0 0 P, bar

-140 0

140

280

360

-3

R, mm

Bild 4. Axialer Querschnitt des berechneten Interferenzmusters im Kiesfilter Fig. 4. Axial cross section of the calculated interference pattern in the gravel

c Schallgeschwindigkeit (1.500 m/s für Wasser), ρ Dichte des Mediums (1.000 kg/m3 für Wasser). Bild 2. Entwickeltes Bohrlochinstrument zur Regenerierung von Trinkwasserbrunnen mithilfe des Ultraschallverfahrens Fig. 2. Developed downhole tool for regeneration of water wells with ultrasound

α = ω/c · 1/Q

Für die Erdkruste können für Gl. (2) normalerweise folgende Werte verwendet werden [20]: c = 2.000 m/s, Q = 300. Hierbei muss man jedoch bedenken, dass es sich um ein poröses Medium handelt und die Schallwelle dadurch stärker gedämpft wird. Daher wurde in [21] empfohlen, in diesem Fall den Gütefaktor 30 zu verwenden. Das bedeutet, die Dämpfungskonstante für akustische Wellen mit der Frequenz 17 kHz beträgt α = 1,78 1/m. Die Druckamplitude Pr in Abhängigkeit von der Entfernung r kann durch folgende Gleichung bestimmt werden:

2 5

Bild 3. Schematische Skizze des experimentellen Aufbaus Fig. 3. Scheme of the experimental setup

Pr = Pae–αr

einen Durchschnittswert der Oszillations-Amplitude von 2 μm. Um die Reichweite des Geräts zu berechnen, wurde die Amplitude der Verschiebung in die Amplitude der Druckwellen umgerechnet. Dafür wurde die folgende Gleichung verwendet [19]: PA = 2πfρcA mit A Amplitude der Verschiebung, π Konstante Pi = 3,14, f Frequenz der Oszillationen,

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(2)

mit c Schallgeschwindigkeit, ω = 2πf, Q Gütefaktor.

Unter Verwendung der Gl. (1) ergibt sich, dass die Amplitude der Druckwellen in unmittelbarer Nähe des Geräts PA = 3,2 bar beträgt. Die Dämpfungskonstante α der akustischen Wellen ist abhängig von der Wellenfrequenz [19]:

(1)

(3)

Mit dieser Gleichung ergeben sich die folgenden Werte: Die Druckamplitude in der 1. Kolmationszone (r = 0,15 bis 0,2 m) beträgt 2,24 bis 2,45 bar, und in der 2. Kolmationszone (r = 0,35 bis 0,4 m) beträgt sie 1,57 bis 1,72 bar. Das bedeutet, dass die Dämpfung der Druckwelle innerhalb des Kiesfilters etwa 0,7 bar beträgt. Allerdings ist bei diesem Rechenansatz ignoriert worden, dass man für die Abschätzung der Wirkung des Ultraschalls auf die 2. Kolmationszone die Interferenz in Betracht ziehen muss. Der Emitterteil des Bohrlochinstruments hat eine zylindrische Form, deswegen kann das Interferenzmuster mit dem Programmcode Comsol-Multiphysics berechnet werden. Ein axialer Querschnitt des berechneten Interferenzmusters im Kiesfilter ist in Bild 4 zu sehen.

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Aus diesem Modellansatz lässt sich schließen, dass die Druckamplitude an der Bohrlochwand weniger als 1 bar beträgt. Die Schallwellen können dort zwar noch nachgewiesen werden (was auch in [17] bestätigt wird), aber der Effekt des Ultraschalls ist in dieser Zone nur eingeschränkt wirksam.

Geräte des Druckwellenverfahrens

Für das Erzeugen der Druckwellen wurde ein elektrohydraulisches Gerät benutzt. Das Gerät besteht aus einer Kontrollstation, einem Kabel und einem Bohrlochinstrument. Die technischen Daten der Kontrollstation sind: a. Amplitude des Impulses am Ausgang: 120 bis 240 V, b. Impulsdauer: 5 bis 50 s, c. Pause zwischen den Impulsen: 50 bis 600 s, d. Amplitude des Stromimpulses: weniger als 2,5 A. Die Entladung wurde im Bohrlochinstrument zwischen zwei Elektroden erzeugt. Dazu sind in dem Instrument ei-

ne Reihe von Kondensatoren, Resistoren und Induktivitäten eingebaut, die das Signal von der Kontrollstation in Impulse umwandelt. Die Energie des erzeugten Impulses betrug ungefähr 200 J. Das benutzte Bohrlochinstrument zum Erzeugen der Druckwellen ist in Bild 5 dargestellt. Um den Effekt der erzeugenden Druckwelle zu analysieren, wurden die Parameter des Druckimpulses in der Nähe des Geräts gemessen. Dafür wurde ein Drucksensor verwendet. Die Experimente wurden im Wasser durchgeführt. Die Form des Impulses, die gemessen wurde, ist in Bild 6 zu sehen. Der Drucksensor wurde an den 4. Kanal des Oszilloskops angeschlossen. Der vertikale Maßstab beträgt 30 bar in einem Feld. Um das zeitliche Verhalten des Signals in der Umgebung des Bohrlochs zu modellieren, wurde eine FourierAnalyse durchgeführt. Das Signal wurde mit der folgenden Gleichung beschrieben:  t ) · sin(2t), 0  t  11,25  141 (1 – P(t)   11, 25  0, t  11,25 

(4)

150

100

p , bar

-50

Bild 5. Entwickeltes Bohrlochinstrument zur Regenerierung von Trinkwasserbrunnen mithilfe des Druckwellenverfahrens (durch elektrische Entladungen erzeugte Druckwellen) Fig. 5. Developed downhole tool for regeneration of water wells with shockwaves (the shockwaves are induced by an electrical discharge)

-100

-150 0

6 t , mks

Bild 7. Form des Modellsignals Fig. 7. Form of the signal model Spektrum des Modelsignals

ω,MHz

Bild 6. Form des erzeugten Druckimpulses (Kanal 4) Fig. 6. Form of the induced pressure pulse (Channel 4)

Bild 8. Spektrum des Modellsignals Fig. 8. Spectrum of the signal model

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mit P Druck in bar, t Zeit.

Geländeexperimente

Die Experimente im Gelände wurden anhand von 3 bestehenden Injektionsbohrungen in Sibirien durchgeführt. Die Injektionsbohrungen wurden auf dem Ölfeld Samatlor für den Druckausgleich in den Ölbohrungen verwen-

p , bar

In Bild 7 ist das Modellsignal abgebildet. Das Spektrum des Signals wurde mithilfe der Fourier-Transformation berechnet (Bild 8). Um die Dämpfung des Signals zu berechnen, wurde [3] benutzt. Nach der Berechnung der Amplitude der einzelnen Komponenten des Signals wurde die umgekehrte Fourier-Transformation verwendet, um die Form des Signals in einer definierten Entfernung vom Bohrlochinstrument analysieren zu können. Mit dieser Methode wurde das Signal in der 1. und 2. Kolmationszone berechnet sowie 1 und 5 m vom Bohrinstrument entfernt. Die Formen des Signals in verschiedenen Zonen sind in Bild 9a) bis 9d) dargestellt. Die in Bild 9a) bis 9d) dargestellten Druckverläufe wurden mit Mathlab berechnet. In Bild 9d) ist erkennbar, dass das Signal sogar noch 5 m vom Bohrlochinstrument nachweisbar ist. Jedoch wird die meiste Energie

innerhalb von 1 m auf den Kiesfilter und das Gestein übertragen. Die Druckwellenmethode lässt somit auch eine relevante Wirkung in der 2. Kolmationszone erwarten. Allerdings muss man dabei berücksichtigen, dass die Dauer des Impulses weniger als 12 mks beträgt. Deswegen ist die Energie, die auf den Kiesfilter wirkt, nicht sehr hoch. Es ist daher zu erwarten, dass die Kombination von Druckwellen- und Ultraschallverfahren effektiver bei der Reinigung der Brunnen, insbesondere Trinkwasserbrunnen, sein wird, als die Anwendung von nur eines dieser Verfahren. Um diese Hypothese bestätigen zu können, wurden Experimente im Gelände durchgeführt.

-20

-10

-40

-20

-60 0

6 t , mks

-30 0

6 t , mks

6.5

6.4 6.3

p , bar

6.2 10 8

6.1 6

6 6.9 4 2

5.8 0

6 t , mks

5.7 0

12 d)

Bild 9. Form des Signals in verschiedenen Zonen: a) 0,15 m vom Bohrlochinstrument entfernt, b) 0,35 m vom Bohrlochinstrument entfernt, c) 1 m vom Bohrlochinstrument entfernt, d) 5 m vom Bohrlochinstrument entfernt Fig. 9. Form of the signal in different zones: a) 0,15 m away from the downhole tool, b) 0,35 m away from the downhole tool, c) 1 m away from the downhole tool, d) 5 m away from the downhole tool

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Tabelle 1. Auswirkung der verschiedenen Regenerierungsverfahren Table 1. Effect of different regeneration methods Nummer der Injektionsbohrung

Injektionsrate vor dem Regenerationsverfahren (m3/Tag)

Injektionsrate nach dem Regenerationsverfahren (m3/Tag)

Erhöhung der Injektionsrate (m3/Tag)

300

390

200

400

200

240

390

150

det. Diese Art von Brunnen wurde ausgewählt , weil sie so ähnlich konstruiert ist wie Trinkwasserbrunnen. Der Durchmesser der perforierten Stahlrohre in den Bohrungen beträgt 168 mm, die Wanddicke 9 mm. Das perforierte Rohr ist von porösem Gestein umgeben (hauptsachlich porösem Schluffstein). Die akustischen Charakteristiken des Gesteins sind durch den Druck in der Bohrung den Charakteristiken von Kies in Trinkwasserbrunnen ähnlich. Die Kolmationszone befand sich direkt hinter dem perforierten Rohr und reichte bis zu 1 m in das Gestein hinein. Die Tiefe der Bohrungen betrug ungefähr 1.900 m. Während der Geländeexperimente wurde gemessen, wie sich die Injektionsrate vor und nach dem Regenerationsverfahren verhält. In der Bohrung Nr. 1 wurde nur das Ultraschallverfahren verwendet. Es wurden dabei dieselben Parameter benutzt, die auch in den Laborexperimenten verwendet wurden. In den Bohrungen Nr. 2 und 3 wurde das kombinierte Ultraschall-Druckwellen-Verfahren angewendet. Die Ergebnisse dieser Experimente sind in Tabelle 1 zusammengefasst. Es ist deutlich zu erkennen, dass die reinigende Wirkung durch die kombinierte Anwendung von Ultraschall und Druckwelle deutlich höher ist.

Schlussfolgerungen

Die durchgeführte Analyse hat ergeben, dass die Kombination aus einem Ultraschall- und einem Druckwellenverfahren eine effektivere Methode für die Regenerierung von Brunnen ist, als es die alleinige Anwendung des Ultraschallverfahrens darstellt. Gründe dafür sind die unterschiedlichen Reichweiten der Methoden und die verschiedenen Wirkungsmechanismen. Aus der durchgeführten Modellierung der Verbreitung der induzierten Signale in der Bohrlochumgebung hat sich ergeben, dass die Wirkung der beiden Methoden in verschiedenen Kolmationszonen relevant ist. Die Effektivität der kombinierten Methode wurde durch erste Feldversuche bestätigt. Es ist nun geplant, Feldversuche an Trinkwasserbrunnen mit unterschiedlichen Charakteristiken des Gesteins durchzuführen. Literatur [1] Niehues, B.: Umfrage Brunnenregenerierung. DWGW-FIGAWA-Intensivschulung Brunnenregenerierung, 30. bis 31. März 1999. München 1999.

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A. Abramova/W. Schneider/G. Maximov · Kombination von Ultraschall- und Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen

[17] Bott, W., Wiacek, H., Wilken, R. D.: Entwicklung eines Verfahrens zur Brunnen-Regenerierung mittels einer UltraschallEinheit. Abschlussbericht zum Forschungsprojekt, 2003. [18] Balke, K. D., Beims, U., Heers, F. W., Holting, B., Homrighausen, R., Matthes, G.: Grundwassererschließung: Grundlagen – Brunnenbau – Grundwasserschutz – Wasserrecht. Lehrbuch der Hydrogeologie, Bd. 4, Berlin: Matthes, 2000. [19] Landau, L. D., Lifschiz, E. M.: Mechanik der Kontinua (auf Russisch). 2. Edition, Moskau, 1953. [20] Kondratiev, O. K.: Seismische Wellen in absorbierenden Medien (auf Russisch). Moskau, Nedra, 1986. [21] Kogan, S. Y.: Überblick über Theorien der Absorption von seismischen Wellen (auf Russisch). Izv. AN SSSR. Ser. Physik der Erde 11 (1966), S. 3–38.

Autoren Dr. Anna Abramova Institut für Allgemeine und Anorganische Chemie der Russischen Akademie der Wissenschaften Leninskiy prospekt 31 119991, GSP-1, Moskau Prof. Dr.-Ing. Wilfried Schneider Technische Universität Hamburg Harburg Institut für Wasserressourcen und Wasserversorgung Schwarzenbergstraße 95 E 21073 Hamburg Prof. German Maximov Akustisches Institut Ulica Schwernika 4 117036 Moskau Russland

Eingereicht zur Begutachtung: 19. Juli 2013 Überarbeitet: 19. September 2013 Angenommen zur Publikation: 22. September 2013

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Fachthemen Bert Schädlich Helmut F. Schweiger

DOI: 10.1002/gete.201300016

Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface The modelling of highly overconsolidated clays with a so-called Hvorslev yield surface is discussed in this paper. After a brief review of the mechanical behaviour of clays, the mathematical relationships of the Hvorslev surface based on critical state soil mechanics are presented. The Hvorslev surface is implemented in a multilaminate constitutive model; hence, an introduction to this type of model is provided. The model is validated by comparing model predictions with the experimental undrained stress paths, peak shear strengths and excess pore pressures of two overconsolidated clays. Zur Modellierung der Scherfestigkeit von überkonsolidierten Tonböden mit einer Hvorslev-Fließfläche Dieser Beitrag behandelt die Modellierung des Verhaltens von stark überkonsolidierten Tonböden mit einer sogenannten Hvorslev-Fließfläche. Nach einem kurzen Überblick über das mechanische Verhalten dieser Böden werden die mathematischen Zusammenhänge zur Beschreibung der Hvorslev-Fließfläche auf der Basis von Critical State Soil Mechanics erläutert. Die Hvorslev-Fließfläche wurde in einem multilaminaten Stoffmodell implementiert, weshalb die Grundzüge dieses Modelltyps vorgestellt werden. Das Modell wird validiert durch den Vergleich mit experimentell ermittelten undrainierten Spannungspfaden, maximalen Scherfestigkeiten und Porenwasserdruckentwicklungen von zwei überkonsoliderten Tonböden.

Introduction

The behaviour of stiff clays and dense sands differs substantially from their soft or loose counterparts: they are characterized by lower initial void ratio and higher shear strength, and often exhibit anisotropic stiffness and shear strength. The shear strength of natural soils may be further increased by inter-particle bonding and cementation [1], resulting in a gradual transition to soft rock materials. This paper focuses primarily on stiff, overconsolidated clays, as the behaviour of dense sands, although phenomenologically similar, cannot be described by the same mathematical relationships. In most practical calculations the higher shear strength of stiff clays is accounted for by introducing an effective cohesion c′ while using a classical Mohr-Coulomb failure criterion. Doing so, however, fails to capture important features of the material’s behaviour, namely, the transition to normally consolidated behaviour at high stress levels, the dilatant behaviour before the maximum

shear strength is reached and the subsequent reduction in shear strength with further straining. This paper starts with an overview of the mechanical behaviour of heavily overconsolidated clays. Subsequently, the mathematical formulations of a Hvorslev surface multilaminate model, accounting for the shear strength of heavily overconsolidated clay, are presented. The predictive capabilities of the model are demonstrated by comparing experimental and simulated undrained stress paths and excess pore pressures. All stresses and strains are taken to be tension positive.

2 2.1

Mechanical behaviour of overconsolidated clays Stress-strain and volumetric behaviour in shearing

Fig. 1 shows, schematically, the differences in stress-strain and volumetric-deviatoric behaviour between heavily overconsolidated and normally consolidated clays in drained triaxial compression. The overconsolidated samples reach their maximum shear strength at peak dilation (maximum inclination of εvol-ε1 curve), followed by a subsequent reduction in the stress ratio q/p′. The critical state stress ratio MCS is reached when additional shearing does not result in further volumetric strains. Whereas normally consolidated soils show contractant behaviour in shearing, heavily overconsolidated samples expand in volume after some minor initial compression. Typical drained and undrained stress paths in triaxial compression are shown in Fig. 2. Undrained stress paths of normally consolidated samples continuously turn left in the p′-q diagram and reach failure at the critical state stress ratio MCS. Both the drained and undrained stress paths of the overconsolidated soil travel beyond the line inclined at MCS, with the undrained stress path turning to the right due to tensile excess pore pressures as a result of dilatant behaviour. The stress ratio MCS is approached only after substantial loosening of the material (drained conditions) or development of excess pore pressures (undrained conditions). The behaviour of soils observed experimentally for different densities and stress levels was first merged by Schofield and Wroth [2] within the framework of critical state soil mechanics. Combining the two diagrams of Fig. 2, they proposed a three-dimensional state boundary surface in e-p′-q space to separate admissible and non-ad-

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missible states (Fig. 3). The overconsolidation ratio OCR = p′/p′c (with p′c being the maximum previous value of p′) defines the position within the state boundary surface at a certain void ratio e. If a soil sample is subjected to sufficient deviatoric loading, the stress path will finally end up at the critical state line (CSL), irrespective of OCR and whether loading is drained or undrained. On the right (or “wet”) side of the CSL, the state boundary surface is defined by the curved Roscoe-Rendulic surface, whereas on the left (or “dry”) side of the CSL, shear strength is limited by the so-called Hvorslev surface.

2.2

The Hvorslev surface

Long before the advent of critical state soil mechanics, Hvorslev [3] proposed a linear relationship to describe the peak shear strength of heavily overconsolidated clays at various initial volumes if stresses are normalized to the pressure at the normal consolidation line at the current void ratio (Fig. 4). As he conducted very slow drained shear box tests, both the horizontal shear stress τ and the vertical effective stress σ′v at failure were normalized by the equivalent vertical stress σ′ve on the 1D-normal compression line:  v   tan e  c ve   ' ve  ve Fig. 1. Stress-strain behaviour and dilatancy Bild 1. Spannungs-Dehnungs-Verhalten und Dilatanz

(1)

The parameters ϕ′e and c′ve give the inclination and intercept of the failure line in the normalized τ/σ′ve vs. σ′v/σ′ve diagram. If rewritten in the form of the classical MohrCoulomb failure line, it becomes evident that the effective cohesion intercept c′ = c′ve · σ′ve is not a material para<meter but instead depends on the equivalent stress σ′ve and hence the current void ratio.    v  tan e  c ve   ve

(2)

For the interpretation of triaxial test data, it is more convenient to normalize with respect to the equivalent stress p′e on the isotropic compression line (Fig. 5). In this case Eqs. (1) and (2) can be translated to p′-q stress space as q p  MH   MH  g H p e p e

(3)

with MH 

gH 

Fig. 2. Schematic stress paths and volumetric behaviour Bild 2. Schematische Spannungspfade und volumetrisches Verhalten

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6  sin e in triaxial compression 3  sin e c pe

tan e

and c pe  c ve 

 ve p e

(4)

(5)

The validity of the relationship proposed by Hvorslev has been confirmed experimentally for numerous clays [1] [4] [5] [6]. Fig. 6 shows the peak shear strength data of drained and undrained triaxial tests on Weald clay, which when normalized according to Eq. (3) plot on a single straight line. For most natural and reconstituted clays, the difference between ϕ′e and the critical state friction angle ϕ′cs is about 3 to 6°.

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Fig. 3. State boundary surface in critical state soil mechanics Bild 3. Grenzzustandsfläche in Critical State Soil Mechanics

Fig. 4. Failure line of overconsolidated Wiener Tegel (after [3]) Bild 4. Bruchgerade für überkonsolidierten Wiener Tegel (nach [3])

Despite the validity of Hvorslev’s linear relationship, very few constitutive soil models employ a Hvorslev surface on the dry side of the CSL. In practical design, the dependency of clay ‘cohesion’ on overconsolidation and current stress state is usually ignored, and cohesion is treated as a constant material parameter.

Multilaminate concept and basic multilaminate model

The Hvorslev yield surface has been implemented in a multilaminate soil model for this study, and therefore the

basic principles of this type of model are briefly explained in the following section. For a more detailed description of this model type see [7] and [9]. It should be noted that a Hvorslev yield surface can also be introduced into soil models based on macroscopic stress and strain invariants in a very similar manner. Multilaminate constitutive models are based on the idea that the material behaviour can be formulated on a number of so-called integration planes with varying orientation (Fig. 7). Each plane i represents a sector of a virtual sphere of unit radius around the stress point and is as-

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Fig. 5. Definition of Hvorslev surface parameters in p′-q and e-p′ Bild 5. Definition der Parameter der Hvorslev-Oberfläche in p′-q und e-p′ p

mation matrix Ti. Local plastic strain increments dε i are calculated according to plasticity theory on an integration plane level. Yield and plastic potential functions are therefore formulated as local shear and normal stresses, τ = (τs2 + τt2)0.5 and σ′n, and local plastic shear and normal strains, γpl = [(γsp)2 + (γ tp)2]0.5 and εnp, respectively. Yield surfaces are mobilized separately on all integration planes in anisotropic loading, thus accounting for anisotropy induced by plastic strains. The global plastic strain increment dεpgl for a prescribed load increment is obtained by summation of the contributions of all planes.

 

  i  ( n s  t )T  Ti Ti 

Fig. 6. Peak shear strength of Weald clay in triaxial compression (after [5]) Bild 6. Maximale Scherfestigkeit von Weald Clay bei triaxialer Kompression (nach [5])

signed a weight factor wi according to the size of its sector in proportion to the volume of the unit sphere. The local stress vector σ′i is obtained by projecting the global stress vector σ′gl into the integration planes using the transfor-

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   gl

  i   gl

d pgl  3 

(6) (7)

 Ti  d pi  w i

(8)



d pi  d pn d sp d pt



 d i 

g i   i

(9)

The basic multilaminate model employs an elliptical hardening surface fcap for normal compression and a linear hardening surface fcone for deviatoric loading (Fig. 8). In case a non-zero cohesion intercept c′ is specified, a verti-

Fig. 7. Definition of local stress components and integration plane orientation Bild 7. Definition der lokalen Spannungen und der Orientierung der Integrationsebenen

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  nc,k 1      nc,k 



K pref



1 m

 1 m (m  1)  K  m 1   pn,cap  pref 

3  1 3  1  2    Eoed,ref E ur,ref



(14)

  

Eoed  Eoed,ref Fig. 8. Local yield surfaces of the basic multilaminate model (with c′ = 0) Bild 8. Lokale Fließflächen der Basisversion des multilaminaten Stoffgesetzes (mit c′ = 0)

cal non-hardening tension cut-off ftens supplements the yield surface on the tension side. fcap 

 2n 2  2  nc MCP   nc





1

fcone     n  tan  m  c  ftens   n   t  0

tan  m tan  max

(10)

(11) (12)

The position of the cap yield surface fcap is defined by the intersection σ′nc with the σ′n-axis and the cap shape parameter MCP, which controls the intersection with the τ-axis. The value of MCP is determined at the start of the calculation in an iterative procedure such that σ′h = K0nc × σ′v is ensured for oedometric conditions (K0nc = earth pressure coefficient in primary loading). Mobilization of the cap yield surface is governed by the local plastic normal strain increment Δεnp calculated from the cap yield surface (Eq. (13)). The hardening parameter K contains the volumetric stiffness in primary loading Eoed and the elastic unloading/reloading Young’s modulus Eur, both at reference pressure pref. Dependency of stiffness on stress level is taken into account by an exponential law using the power index m (Eq. (15)). Fully associated plastic flow is assumed for the cap yield surface; hence, the plastic potential function equals the yield function.

(13)

 p   p   ; E ur  E ur,ref    pref   pref 

(15)

The deviatoric hardening yield surface fcone governs plastic deformation in deviatoric loading below the MohrCoulomb failure line. At full mobilization, fcone equals the Mohr-Coulomb failure line, with the mobilized friction angle ϕ′m equal to the maximum friction angle ϕ′max. Mobilization of fcone is controlled by the shear hardening parameter Amat and the accumulated local plastic shear strain γ pcone (Eq. (16)). Amat is obtained from calibration of triaxial compression tests, ϕ′0 is the mobilized friction angle at the start of the calculation and ϕ′mod = arctan(tanϕ′max/Rf ) is a modified friction angle to limit the hyperbolic mobilization function at failure (Rf = 0.95). Plastic flow is controlled by the non-associated plastic potential function, i.e. ϕ′m in the yield function is replaced by the mobilized angle of dilatancy ψm. Mobilization of dilatancy is controlled by a cubical function depending on the mobilized friction angle ϕ′m [9].





tan  m  tan 0  tan  mod  tan 0 

4 4.1

p  cone p A mat /3   cone

(16)

Hvorslev surface in multilaminate soil models Yield function and softening rule

The basic multilaminate model is enhanced by an additional yield surface fHV on the left side of the critical state line (Fig. 9 left). The macroscopic Hvorslev surface definition can be adapted to the multilaminate definition of local stresses by normalizing with the equivalent normal stress σ′ne at the local normal compression line (Fig. 9 right). The equivalent stress σ′ne changes with the accumulated normal strain εn and is therefore not a material parameter. For any given normal stress σ′n and pre-consolidation pressure σ′nc, σ′ne can be calculated according to Eq. (18).

Fig. 9. Normalized Hvorslev yield surface on integration plane level Bild 9. Normalisierte Hvorslev-Fließfläche auf einer Integrationsebene

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The normalized intercept with the τ axis c′HV is often treated as an independent material parameter (e.g. [1]). However, if the position of the CSL (defined by the critical state friction angle ϕ′cs and the curvature of fcap) and the Hvorslev surface inclination ϕ′e are known, the intercept with the τ axis is also defined, as Hvorslev surface and cap yield surface intersect at the CSL. The shape of the cap yield surface in the multilaminate model is determined by an iterative algorithm, which aims to reproduce realistic earth pressure coefficients K0nc in primary oedometric loading [7]. The auxiliary parameter Bcs used in Eq. (19) gives the ratio of local shear stress at critical state over σ′ne and hence accounts for the curvature of the cap yield surface. fHV     n  tan e  cHV   ne  0

(17)

 ne  1

1 m 3E oed,ref 1 m 1 m   1 m      nc   1  2    n   nc (18)    E   ur,ref



 tan e  cHV  Bcs   1  tan cs  



(19)

As can be seen from Eq. (18), σ′ne decreases with the normal stress σ′n, which means the Hvorslev yield surface fHV is a curved line in the non-normalized τ-σ′n plot of local yield surfaces (Fig. 10). The curvature of the Hvorslev surface (and hence the additional shear strength provided by overconsolidation) is notably sensitive to the power exponent m and the stiffness ratio Eur/Eoed (Fig. 11). If soil stiffness is assumed to change linearly with stress level (m → 1), fHV tends to zero at zero stress. For very high values of Eur/Eoed, i.e. an infinite reloading stiffness, fHV becomes a straight line with inclination ϕ′e. The Hvorslev yield surface serves as a strength boundary surface, which is only activated once the local stress path reaches that surface. However, plastic strains can also be obtained for stress states below the Hvorslev surface

from the strain hardening cone yield surface. This is one major difference between this model and constitutive models such as the “Roscoe-Hvorslev model” of Houlsby [6] and the Saniclay model [10], which assume purely elastic behaviour before peak shear strength is reached. It should be noted that the relationships presented here can also be used to estimate the cohesion for a classical Mohr-Coulomb failure criterion for a specific degree of overconsolidation if the unloading/reloading and oedometric stiffnesses are known. Of course, such an estimate would only be appropriate for small changes in void ratio and stress level. The position of the Hvorslev surface changes with the size of the cap yield surface and vice versa. Positive plastic normal strains, caused by dilatancy at the Hvorslev yield surface, reduce σ′nc according to Eq. (20) and thus induce softening in the material.  nc,k 1       nc,k 





1 m

K



(m  1)   pn,HV   pn,cap 1 pm ref

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(20)

Fig. 10. Local yield surfaces of the Hvorslev multilaminate model Bild 10. Lokale Fließflächen des multilaminaten Stoffgesetzes mit Hvorslev-Fließfläche

Fig. 11. Influence of parameter m and stiffness ratio Eur/Eoed on Hvorslev yield surface Bild 11. Einfluss des Parameters m und des Steifigkeitsverhältnisses Eur/Eoed auf die Hvorslev-Fließfläche



 1 m  

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is an outcome of the model, and increases with the overconsolidation ratio OCR.  m   m  cs for  m  cs

Fig. 12. Mobilized and maximum angle of dilatancy Bild 12. Mobilisierter und maximaler Dilatanzwinkel

In principle, Eq. (20) is sufficient to describe the softening behaviour mathematically. However, strain softening is known to cause severe mesh dependency in finite element calculations if no rigorous regularization technique is employed. To overcome this issue, a non-local strain regularization approach is employed in the multilaminate model. As the focus of this study is on pre-failure behaviour and peak shear strength, on which strain regularization has no effect, the reader is referred to [7] for a detailed discussion of this topic.

4.2

Plastic potential and dilatancy

The direction of the plastic strain increment calculated from the non-associated cone and Hvorslev yield surface is controlled by the angle of dilatancy ψm. Above the critical state line, the value of ψm is derived from the difference between the current stress state and the critical state line (Fig. 12). This approach achieves a smooth transition from dilatant behaviour in the heavily overconsolidated to non-dilatant behaviour in the normally consolidated range. With increasing stress level and as softening proceeds, so ψm decreases, eventually becoming ϕ′m = ϕ′cs and ψm = 0 at the critical state. It is worth noting that the amount of dilatancy in the heavily overconsolidated range

(21)

Comparison with experimental results

Model predictions on stress point level are compared with the experimental results of reconstituted Vallericca and Pietrafitta clay reported by Burland et al. [1]. The overconsolidated samples were compressed to an isotropic pre-consolidation pressure of –2000 kPa and then swelled isotropically to initial stresses of about p′0 = –100, –200 and –400 kPa, giving initial overconsolidation ratios OCR of 20, 10 and 5 respectively. Shear strength parameters ϕ′cs and ϕ′e are used directly in the multilaminate model as given by Burland et al. The stiffness parameters λ and κ (Vallericca clay: λ = 0.145, κ = 0.028, e1kPa = 1.68; Pietrafitta clay: λ = 0.227, κ = 0.0512, e1kPa = 2.362, [11]) are converted to multilaminate stiffness parameters according to Eqs. (22) and (23), with e0 being the void ratio in normal compression at p′ = –100 kPa. The deviatoric hardening parameter Amat was calibrated against the triaxial stress-strain curves of the normally consolidated samples. The input parameters of the multilaminate model for both clays are summarized in Table 1. It should be mentioned for completeness that the model also takes into account the higher stiffness at very small strains (small strain stiffness), which, however, has little effect on the behaviour close to failure discussed here. Therefore, this feature of the model is not described here; for implementation details and the calibration of small strain stiffness parameters the reader is referred to [7] and [8]. Eoed,ref  pref 

1  e0 





E ur,ref  3 1  2 ur  pref 

(22) 1  e0 

(23)

The undrained stress paths predicted by the multilaminate model are compared with the experimental results in Fig. 13. It should be noted that normally and overconsoli-

Table 1. Material parameters of Vallericca and Pietrafitta clay Tabelle 1. Materialkennwerte für Vallericca und Pietrafitta Ton Parameter

Vallericca clay

Pietrafitta clay

unit

oedometric stiffness

Eoed,ref

1390

1020

kPa

isotropic large-strain Young’s modulus

Eur,ref

12 930

8140

kPa

isotropic large-strain Poisson’s ratio

ν′ur

0.20

—

shear hardening parameter

Amat

0.010

0.005

—

critical state friction angle

ϕ′cs

26.7

30.0

Hvorslev surface inclination

ϕ′e

22.6

23.8

reference pressure

pref

–100

kPa

power index for stress dependency

0.999

—

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B. Sch盲dlich/H. F. Schweiger 路 Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface

Fig. 13. Experimental and calculated undrained stress paths Bild 13. Experimentelle und berechnete undrainierte Spannungspfade

Fig. 14. Experimental and calculated normalized stress paths Bild 14. Experimentelle und berechnete normalisierte Spannungspfade

Fig. 15. Stress-strain curves for undrained triaxial compression of Pietrafitta clay Bild 15. Spannungs-Dehnungsverhalten bei undrainierter triaxialer Kompression von Pietrafitta Ton

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Fig. 16. Change in pore pressure for undrained triaxial compression of Pietrafitta clay Bild 16. Porenwasserdruckentwicklung bei undrainierter triaxialer Kompression von Pietrafitta Ton

dated tests have been simulated with the same set of parameters. Maximum strength and the dilatant behaviour observed in the heavily overconsolidated tests after the stress path crossed the critical state stress ratio are well predicted by the model for both clays. The stress paths have been normalized by their respective initial equivalent pressure on the normal consolidation line in Fig. 14. The experimental stress paths of the heavily overconsolidated samples approach the Hvorslev failure line, but do not travel along the Hvorslev surface long enough to reach the critical state at the initial equivalent pressure. That can be explained by the formation of single slip surfaces, which was reported by Burland et al. as being an exceptional feature of the Pietrafitta clay samples and was not observed in the undrained tests of other clays. Due to non-uniform deformations in the sample and local drainage within the shear band, localized changes in specific volume occur which prevent the sample from reaching the critical state at the initial volume. The numerical simulations, on the other hand, are carried out on a single stress point, which does not allow for such effects; hence, simulated stress paths reach the critical state line. Fig. 15 shows the stress-strain curves for both the heavily overconsolidated and the normally consolidated Pietrafitta clay samples. The experimental stress-strain curves of the overconsolidated samples show a sharp drop in the deviatoric stress after reaching peak strength, which is again related to local drainage and the formation of slip surfaces. Samples tested at a higher initial stress p′0 exhibited significant plastic yielding prior to failure, whereas the sample tested at p′0 = –98 kPa failed in a rather brittle manner immediately after reaching peak strength. Due to enforcing undrained conditions on stress point level, calculated stress-strain curves progress steadily towards the maximum deviatoric stress at the critical state. A comparison of excess pore pressures reveals that the model indicates more contractancy at the start of the test (Fig. 16) and higher excess pore pressure at the final state. The former can be attributed to the tendency of the

experimental samples to dilate below the critical state line, which cannot be captured by the model and reduces the initial contractant behaviour. The latter may be related to strain localization in the experiments, which leads to partially drained conditions and failure of the sample before critical state conditions are reached. However, the tendency of heavily overconsolidated clay to dilate in shearing (and hence to produce positive excess pore pressures) is reproduced well by the Hvorslev surface model.

Conclusions

This paper discussed the modelling of highly overconsolidated clays with a Hvorslev yield surface. The Hvorslev yield surface was implemented in a multilaminate constitutive model und numerical predictions were compared with the undrained stress paths and stress-strain curves of two Italian clays. The following conclusions can be drawn from this study: 1. The Hvorslev yield surface is well suited to reproduce the dependency of peak shear strength on current volume and degree of overconsolidation with only one additional parameter, the Hvorslev surface inclination ϕ′e. 2. The Hvorslev yield surface only plots as a straight line if stresses are normalized with the equivalent pressure σ′ve or p′e. A linear Hvorslev surface therefore represents a cross–section of the state boundary surface at a specific, constant void ratio. Yield surfaces used in plasticity models represent the state boundary surface above the unloading/reloading line and hence for a changing void ratio. The translation from the normalized plot to the representation along the unloading/reloading line delivers a curved Hvorslev surface, which tends to zero at zero stress if stiffness is coupled to stress level. 3. Experimental data show a strong tendency of overconsolidated clays to start dilating before the maximum shear strength is mobilized. Modelling such behaviour requires an additional yield surface below the Hvorslev surface.

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4. In this study, dilatancy was related to the distance to the critical state line such that zero dilatancy is achieved at the critical state stress ratio and maximum dilatancy occurs at the Hvorslev yield surface. Dilatancy is hence an outcome of the model and not a material parameter. This approach is capable of reproducing the increase in dilatancy with the degree of overconsolidation and the transition to non-dilatant behaviour after sufficient shearing without additional input parameters. References [1] Burland, J. B., Rampello, S., Georgiannou, V. N., Calabresi, G.: A laboratory study of the strength of four stiff clays. Géotechnique, 46 (1996), No. 3, pp. 491–514. [2] Schofield, A. N., Wroth, C. P.: Critical state soil mechanics. McGraw-Hill, London, 1968. [3] Hvorslev, M. J.: Über die Festigkeitseigenschaften gestörter bindiger Böden. Ingeniørvidenskabelige Skrifter A 45, Copenhagen, 1937. [4] Mita, K., Dasari, G., Lo, K.: Performance of a Three-Dimensional Hvorslev-Modified Cam Clay Model for Overconsolidated Clay. International Journal for Geomechanics, 4 (2004), No. 4, pp. 296–309. [5] Parry, R. H. G.: Triaxial compression and extension tests on remoulded saturated clay. Géotechnique, 10 (1960), No. 4, pp. 166–180. [6] Houlsby, G. T., Wroth, C. P., Wood, D. M.: Predictions of the results of laboratory tests on a clay using a critical state model. In: Proc. Int. Workshop on Constitutive Behavior of Soils. Grenoble, 1982. [7] Schädlich, B.: A multilaminate constitutive model for stiff soils. Gruppe Geotechnik Graz, No. 47, Graz, 2012.

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[8] Schädlich, B., Schweiger, H. F.: A multilaminate constitutive model accounting for anisotropic small strain stiffness. International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics, 37 (2013), No. 10, pp. 1337–1362. [9] Schweiger, H. F., Wiltafsky, C., Scharinger, F. Galavi, V.: A multilaminate framework for modelling induced and inherent anisotropy of soils. Géotechnique, 59 (2009), No. 2, pp. 87–101. [10] Dafalias, Y. F., Manzari, M. T., Papadimitriou, A. G.: SANICLAY: simple anisotropic clay plasticity model. International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics, 30 (2006), No. 12, pp. 1231–1257. [11] Callisto, L., Rampello, S.: Shear strength and small-strain stiffness of a natural clay under general stress conditions. Géotechnique, 52 (2002), No. 8, pp. 547–560.

Authors: Dr. Bert Schädlich Graz University of Technology Rechbauerstr. 12 A-8010 Graz, Austria bert.schaedlich@tugraz.at Prof. Helmut F. Schweiger Graz University of Technology Rechbauerstr. 12 A-8010 Graz, Austria helmut.schweiger@tugraz.at

Submitted for review: 5 August 2013 Revised: 23 October 2013 Accepted for publication: 26 October 2013

DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen 10th International Conference on Geosynthetics und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin Die 10. ICG – 10th International Conference on Geosynthetics (21. bis 25. September 2014) der International Geosynthetics Society (IGS) wird von der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik und dem German Chapter der IGS International Geosynthetics Society in Verbindung mit der 33. Baugrundtagung (23. bis 26. September 2014) der DGGT im Estrel Convention Center in Berlin durchgeführt. Auf der Website der 10. ICG (www.10icg-berlin.com) und auf der Website der Baugrundtagung (www.baugrundtagung.com) erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der 10. ICG sowie an der 33. Baugrundtagung 2014. Estrel Convention Center – Vortragssaal (Quelle: Estrel Berlin)

Teilnehmer-Registrierung gestartet/ Frühbucherrabatt bis 15. Juni 2014 Ab sofort ist die Anmeldung zur 10. ICG und zur 33. Baugrundtagung möglich. Bei Anmeldung bis zum 15. Juni 2014 wird ein Frühbucherrabatt eingeräumt. Mit dem Kauf eines Kombitickets können Sie zu einem günstigen Preis an beiden Veranstaltungen teilnehmen. Nutzen Sie den Link auf der Website der 10. ICG (www.10icg-berlin.com) oder auf der Website der Baugrundtagung (www.baugrundtagung.com), um sich als Teilnehmer zu registrieren. Hotelzimmer frühzeitig buchen! Wir empfehlen den Teilnehmern der 10. ICG und der 33. Baugrundtagung eine möglichst frühzeitige Zimmerbuchung, da parallel zu unseren Veranstaltungen die InnoTrans, eine internationale Fachmesse für Verkehrstechnik, in Berlin stattfindet. Hotelzimmerbuchungen erst kurz vor dem Veranstaltungstermin werden voraussichtlich nur sehr schwierig oder kaum noch möglich sein. Informationen zur Hotelzimmerreservierung finden Sie unter www.10icg-berlin.com und unter www.baugrundtagung.com. Gemeinsame Fachausstellung von 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 Die 33. Baugrundtagung und die 10th International Conference on Geosynthetics werden von einer gemeinsamen Fachausstellung begleitet, die an vier Tagen (22. bis 25. September 2014, Montag bis Donnerstag) geöffnet sein wird. Diese wird von der Interplan AG, Hamburg, selbstständig organisiert und veranstaltet

(Ansprechpartnerin: Frau Sandra Rudolph, Projektleiterin Ausstellung, Tel. (040) 32 50 92 40, s.rudolph@interplan.de). Auf der Website der 10. ICG (www.10icg-berlin.com) und auf der Website der Baugrundtagung (www.baugrundtagung.com) erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der begleitenden Fachausstellung (als Aussteller) und der 33. Baugrundtagung 2014. Gemeinsamer Festabend von 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 Für die Teilnehmer der 10. ICG und der 33. Baugrundtagung findet am 24. September 2014 ein gemeinsamer Festabend im Hofbräu in Berlin-Mitte (S-Bahnhof Alexanderplatz) statt. Nutzen Sie die Gelegenheit, in entspannter Atmosphäre geschäftliche und persönliche Kontakte auf nationaler und internationaler Ebene zu knüpfen und zu vertiefen. 33. Baugrundtagung 2014 Die Baugrundtagung zeichnet sich erneut durch ein attraktives und wissenschaftlich hochrangiges Vortragsprogramm aus. Von 74 eingereichten Vortragsvorschlägen wurden 38 ausgewählt und folgenden Themenschwerpunkten zugeordnet: – Berlin und Infrastruktur – Tunnelbau – Spezialtiefbau – Erd- und Grundbau

10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin (Bild links oben: Quelle: DGGT; Bild rechts unten: Estrel Convention Center Berlin (Quelle: Estrel Berlin (Fotograf: Manuel Frauendorf)), Berliner Bär (Quelle: Senatsverwaltung für Inneres und Sport des Landes Berlin))

– Geotechnik für regenerative Energie – Normung Die Vorträge der Baugrundtagung und des „Forums für junge Geotechnik-Ingenieure“ werden für die internationalen Teilnehmer der 10. ICG simultan ins Englische übersetzt.

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DGGT-Mitteilungen Das Programm der 33. Baugrundtagung wird im Mai 2014 erscheinen. Nachwuchsförderung im Rahmen der 33. Baugrundtagung Auch dieses Mal werden wieder die drei besten Vorträge des „Forums für junge Geotechnik-Ingenieure“ mit einem Preisgeld von insgesamt 2.000 Euro prämiert. Der erste Preisträger darf darüber hinaus seinen Vortrag im Rahmen der Eröffnungsveranstaltung der 33. Baugrundtagung halten. In der Jury, welche die drei besten Vorträge der Spezialsitzung auswählt, wirkt von Seiten der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ diesmal Dipl.-Ing. Markus Uhlig, TU Dresden (Region Ost), mit. Ferner wird wieder der Träger des ersten Preises des Carl-Rappert-Grundbaupreises die Gelegenheit erhalten, in der Eröffnungsveranstaltung sein Thema in einem zehnminütigen Kurzvortrag vorzustellen. 10. ICG 2014 Bei der Eröffnung der Konferenz am 22. September 2014 wird Prof. Jorge Zornberg, Präsident der IGS, ein Grußwort an die Teilnehmer entrichten. Darauf folgt die Giroud Lecture, die Prof. Richard J. Bathurst, Kanada, zum Thema „Reinforcement“ halten wird. Mit der Giroud Lecture ehrt die IGS eine Persönlichkeit für ihre außergewöhnlichen Leistungen auf dem Fachgebiet „Geokunststoffe“. Die Giroud Lecture wird seit 1998 alle vier Jahre bei der Eröffnung der International Conference on Geosynthetics der IGS präsentiert. Sie ist nach Dr. Jean-Pierre Giroud, einem Pionier der Geokunststoffe, benannt, der 1977 erstmals die Begriffe „Geotextilie“ und „Geomembran“ verwendete. Im Anschluss an die Giroud Lecture wird der Vorsitzende der DGGT, Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, die Welcome Lecture zum Thema „History and actual state of Geosynthetic Applications in Germany“ präsentieren. An den drei Folgetagen bilden jeweils eine oder mehrere Keynote Lectures den Einstieg in den Kongresstag: 23. September 2014: – Natural Disasters Mitigation by using construction methods with geosynthetics „Landslides“ (Prof. Bergado, Thailand), „Flooding“ (Dr.-Ing. Heibaum), „Earthquakes“ (Prof. Tatsuoka, Japan), 24. September 2014: – Environmental benefits by using construction methods with Geosynthetics (Prof. Wallbaum, Schweden)

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25. September 2014: – Costs savings by using construction methods with geosynthetics (Dr. Christopher, USA) Mehr als 500 Abstracts wurden zur Konferenz eingereicht. Die hieraus ausgewählten besten Beiträge werden in voraussichtlich fünf Parallelsessions als Vorträge präsentiert werden. IGS Young Members Session Die IGS Young Members Session wird am 23. September 2014 und somit am selben Tag wie das „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ der 33. Baugrundtagung stattfinden. Junge IGS-Mitglieder, die am 23. September 2014 nicht älter als 35 Jahre sind, konnten bis zum 15. Februar 2014 Abstracts einreichen. Von diesen wurden zehn ausgewählt, die in der IGS Young Members Session als Vortrag präsentiert werden dürfen. Die zehn Vortragenden erhalten als Auszeichnung eine Urkunde und werden eingeladen, kostenfrei an der 10. ICG, der Baugrundtagung und dem Festabend teilzunehmen. Außerdem können sie am „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ und an der „Informellen Zusammenkunft der jungen Geotechnik-Ingenieure“ am Abend des 23. September teilnehmen. Der Beste der zehn Vortragenden erhält die Möglichkeit, seinen Vortrag am nächsten Tag in einer Plenarsitzung der Hauptveranstaltung noch einmal zu präsentieren.

Fachsektion Bodenmechanik Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion Bodenmechanik für die Amtsperiode 2014 bis 2017 fand im vierten Quartal 2013 statt. Als Leiter wurde Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, als 1. Stellvertreter Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe und als 2. Stellvertreter Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter wiedergewählt.

Fachsektion Erd- und Grundbau Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion Erd- und Grundbau für die Amtsperiode 2014 bis 2017 fand ebenfalls im vierten Quartal 2013 statt. Als Leiter wurde Univ.-Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt und als 1. Stellvertreter Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian Moormann wiedergewählt. Als 2. Stellvertreter wurde Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann gewählt.

Fachsektion Felsmechanik 21. Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau 2014 Das 21. Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau findet am 6. und 7. Mai 2014 als gemeinsame Veranstaltung der DGGT-Fachsektion Felsmechanik und des VDI-Arbeitskreises Bautechnik im Haus der Wirtschaft in Stuttgart statt. Der wissenschaftliche Beirat des Symposiums hat folgende Themenschwerpunkte festgelegt: – Felsbau und Verkehrstunnelbau – Gründungen, Hangsicherungen – Wasserkraft, Geothermie – Forschung und Entwicklung Das Bulletin ist erschienen. Tagungsbegleitend werden eine Fachausstellung und eine Fachexkursion durchgeführt. Am 6. Mai 2014 findet im Anschluss an die Vortragsveranstaltung die Mitgliederversammlung der Fachsektion Felsmechanik statt. Weitere Informationen: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V., Essen, Tel. (02 01) 78 27 23, service@dggt.de.

Fachsektion Kunststoffe in der Geotechnik Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion Kunststoffe in der Geotechnik für die Amtsperiode 2014 bis 2017 fand im vierten Quartal 2013 statt. Als Leiter wurde Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler wiedergewählt. Als 1. Stellvertreter wurde Dipl.-Ing. Gerhard Bräu (bisher 2. Stellvertreter) und als 2. Stellvertreterin wurde Dipl.-Ing. Katja Werth gewählt.

Aktivitäten von DGGT-Mitgliedern zur Nachwuchsförderung Förderung studentischer Mitgliedschaften Die Naue GmbH & Co. KG, Espelkamp, seit vielen Jahren Außerordentliches Mitglied der DGGT, fördert seit dem Jahr 2002 studentische Neu-Mitgliedschaften in unserer Gesellschaft. Im Jahr 2014 finanziert das Unternehmen 26 Studierenden eine einjährige studentische Mitgliedschaft in der DGGT, um diesen den Einstieg in unsere wissenschaftlich-technische Fachgesellschaft zu erleichtern. Die Studierenden werden auf Vorschlag ihrer jeweiligen Hochschullehrer ausgewählt. Sollte auch Ihr Unternehmen Interesse an der Finanzierung von Neu-Mitgliedschaften von Studierenden haben, wenden Sie sich bitte an die DGGT-Geschäftsstelle, Tel. 02 01/78 27 23, service@dggt.de.

DGGT-Mitteilungen/Persönliches ISSMGE International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering ISSMGE Bulletin Die Dezember-Ausgabe 2013 des ISSMGE-Bulletins kann unter www.issmge.org abgerufen werden. Ein Grußwort des neuen Präsidenten der ISSMGE, Prof. Dr.-Ing. Roger Frank, leitet die aktuelle Ausgabe ein. An dieses schließen sich detaillierte Berichte über die „18th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering“ (18 ICSMGE) und die „5th International Young Geotechnical Engineers’ Conference“ (iYGEC 2013) an. Zudem informiert die aktuelle Ausgabe über die Verleihung der „Kevin Nash Gold Medal“ an Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Dr. h.c. mult. Heinz Brandl, Österreich, im Verlauf der 18 ICSMGE. ISSMGE – Student and Young Members Presidential Group (SYMPG) Aus jeder Region der ISSMGE können jeweils drei Delegierte in die ISSMGE Student and Young Members Presidential Group (SYMPG) entsandt werden. Prof. Antonio Gens, Vize-Präsident der Region Europa, hat auf Vorschlag der DGGT Dipl.-Ing. Felix Jacobs, RWTH Aachen, für eine Mitgliedschaft in der SYMPG nominiert. Die DGGT wünscht Herrn Jacobs für seine neue Aufgabe viel Erfolg. Die SYMPG setzt sich aus jungen Geotechnik-Ingenieuren zusammen, die jünger als 35 Jahre alt sind. Durch den direkten Kontakt mit dem ISSMGE Präsidenten haben die Mitglieder der Gruppe die Möglichkeit, neue Ideen und Vorschläge einzubringen, wie die ISSMGE für die nächste Generation attraktiver gestaltet werden kann.

IAEG International Association for Engineering Geology and the Environment IAEG Newsletter Die Ausgabe 2/2013 des IAEG Newsletters kann von der Website der IAEG unter www.iaeg.info abgerufen werden. In der genannten Ausgabe werden die Ergebnisse des Executive Committee Meetings und des Council Meetings mitgeteilt, die am 22. und 23. September 2013 in Peking, China, stattgefunden haben. Des Weiteren wird über die Aktivitäten des IAEG-Präsidenten, Prof. Carlos Delgado, seit Ende Juni des zurückliegenden Jahres berichtet.

IGS International Geosynthetics Society IGS News In der aktuell vorliegenden Ausgabe (Volume 29, No.3/2013) informiert der IGS Präsident, Prof. Zornberg, ausführlich über das 30-jährige Jubiläum der International Geosynthetics Society (IGS). Dort ist nachzulesen, dass die IGS in den 30 Jahren ihres Bestehens hinsichtlich ihrer Mitgliederzahl beachtlich gewachsen ist und mit Stand November 2013 insgesamt 3.242 Mitglieder, davon 2.877 persönliche Mitglieder, 202 studierende Mitglieder und 163 Firmenmitglieder (Corporate Members), hatte. Zudem findet sich in der aktuellen Ausgabe eine ausführliche Ankündigung (mit geplantem Programmablauf) der 10. ICG 2014, die vom 21. bis 25. September 2014 in Berlin stattfindet. Die IGS News 3/2013 können von der Website der IGS unter www.geosyntheticssociety.org abgerufen werden.

gionalbeauftragten werden als Ansprechpartner zugegen sein und Auskunft über vergangene und geplante Aktivitäten der Arbeitsgruppe sowie über die Vorteile einer Mitgliedschaft in der DGGT geben. Fester Bestandteil des Tagungsprogramms ist zudem die „Informelle Zusammenkunft der jungen GeotechnikIngenieure“ im Anschluss an die Spezialsitzung, deren Ablauf von den Regionalbeauftragten geleitet wird. Alle Teilnehmer der Spezialsitzung sind herzlich eingeladen, hieran teilzunehmen, um in lockerer Atmosphäre den Gedankenaustausch zu pflegen und neue Kontakte zu knüpfen. Dipl.-Ing. Julian Sprengel (Regionalbeauftragter West)

Persönliches

Dr. Kirsten Laackmann

Prof. Dr.-Ing. Christoph Heckötter verstarb im Alter von 66 Jahren Aus der DGGT-Nachwuchsförderung Aktivitäten der Arbeitsgruppe zur Nachwuchsförderung in der DGGT auf der 33. Baugrundtagung 2014 Bereits jetzt laufen die vorbereitenden Aktivitäten zur 33. Baugrundtagung der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“, über die ich an dieser Stelle kurz berichten möchte. Wie schon in den vergangenen Jahren, wird am ersten Tag der Baugrundtagung, am 23. September 2014, die Spezialsitzung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ stattfinden. Dieses Forum soll traditionell jungen promovierten oder diplomierten GeotechnikIngenieuren und Ingenieurgeologen die Möglichkeit geben, ihre Forschungsergebnisse und Erfahrungen aus Hochschule und Praxis zu präsentieren. Die bereits auf den letzten Baugrundtagungen gezeigte hohe Qualität der Vorträge ist dabei hoffentlich ein Ansporn für viele Teilnehmer, bereits am ersten Tagungstag vor Ort zu sein. Von einer Jury werden die drei besten Beiträge ausgewählt und ausgezeichnet, wobei der beste Vortrag im Rahmen der Eröffnungsveranstaltung der Haupttagung noch einmal präsentiert werden darf. Erstmals wird sich die Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ im Rahmen der Fachausstellung gemeinsam mit den Hochschulen präsentieren. Die Re-

Nach kurzer schwerer Krankheit ist am 3. Juli 2013 Prof. Dr. Christoph Heckötter im Alter von 66 Jahren verstorben. Der pensionierte Hochschullehrer war fast zwei Jahrzehnte in der Lehre und Forschung am Fachbereich Bauingenieurwesen der Fachhochschule Münster tätig. In dieser Zeit hat Professor Christoph Heckötter als Vertreter der Geotechnik an der Fachhochschule Münster etwa 2.500 Studierenden die Grundlagen unseres Fachgebietes nähergebracht: Boden als Baugrund und als Baustoff, das Entwerfen und Berechnen von Pfählen sowie Baugruben bis hin zur Analyse baugrundbedingter Schäden in der angewandten Wissenschaft. Sein Ingenieurstudium absolvierte der gebürtige Nordwalder an der TU in Hannover. Nach seinem Abschluss arbeitete er dort bei einem konstruktiven Ingenieurbüro mit Schwerpunkt UBahn-Bau. Anschließend war er für ein Münsteraner Bauunternehmen am Standort Braunschweig tätig. Eine Promotionsstelle bei Prof. Dr.-Ing. Helmut

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Persönliches Nendza, einem renommierten Experten für Geotechnik, führte ihn an die Gesamthochschule Essen. Nach der Promotion und einigen Jahren als Oberingenieur wurde er 1992 an den Fachbereich Bauingenieurwesen der FH Münster berufen und baute dort unter anderem das Labor für Geotechnik auf – ein Labor, das Baustellen wissenschaftlich begleitet und u. a. auch den Einbau von mechanisch-biologisch behandeltem Abfall in Deponien Münster und Ennigerloh überwacht. Die Arbeit mit den Studierenden hatte für ihn immer eine große Bedeutung. So hat er regelmäßig Exkursionen in die Baumberge organisiert, wo seit mehr als 1.000 Jahren Kalksandstein auch für den Münsteraner Dom abgebaut wird. Seinen Ruhestand füllte er als Sachverständiger für Geotechnik und mit seinen zahlreichen Ehrenämtern. Zu diesen Ehrenämtern gehörte auch die Mitarbeit – und partielle Vertretung der Vorsitzenden – im Prüfungsausschuss der DGGT zur Qualifizierung der Geotechnischen Fachkraft nach DIN EN ISO 22475-1, vormals Qualifikation der Bohrgeräteführer nach DIN 4021. Diese Funktion war bereits mit seiner Mitgliedschaft in der DGGT (seit 1980) mit der Tätigkeit in dem AK 2b „Bohrmethoden und Entnahmegeräte“ unter dem damaligen Vorsitzenden Prof. Dr.Ing. Manfred Kany begründet. Er wirkte damit auch in der Gründungsphase der Qualifikation, an den Pilotprojekten und danach bundesweit etablierten Qualifikation der „Bohrgeräteführer nach DIN 4021“ mit, die später in die Qualifikation nach DIN 22475-1 überging. Er hat damit über Jahrzehnte an der von der DGGT getragenen geotechnischen Qualitätssicherung zur DIN 4020/DIN 4021 und DIN 1054 bei der geotechnischen Erkundung und der Umsetzung geotechnischer Gewerke erheblich beigetragen und neben seiner Lehre an der Fachhochschule Münster die geotechnische Wissensvermittlung, Prüfung und Qualifikation für die geowissenschaftliche Gesellschaft, die DGGT, in vorbildlicher Weise vertreten. Die Mitglieder des Prüfungsausschusses der DGGT danken ihm posthum und werden ihm zusammen mit den FachkollegInnen in der DGGT ein ehrendes Andenken bewahren. Ferdinand Stölben Richard A. Herrmann

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Anton Weißenbach 85 Jahre

Univ.-Prof. Dr.-Ing habil Dr.-Ing. E.h. Anton Weißenbach vollendete am 24. Januar 2014 sein 85. Lebensjahr. Er kann auf ein erfülltes Berufsleben zurückblicken: Nach etwa zehn Jahren als Zimmerer, Technischer Zeichner, Bauführer und Konstruktiver Ingenieur in der freien Wirtschaft fand er 24 Jahre lang in zunehmend verantwortlicher Position eine äußerst interessante und erfolgreiche Tätigkeit im U-Bahnbau bei der Baubehörde Hamburg. Es folgten 13 Jahre als Inhaber des Lehrstuhls BaugrundGrundbau an der Universität Dortmund. Dort fand er sehr schnell volle Anerkennung, bei den Studierenden mit dem Prädikat „ansprechbar, hilfsbereit, streng aber gerecht“, bei den Kollegen für seine Bemühungen um faire Entscheidungen im Rahmen der akademischen Selbstverwaltung. Im Zusammenhang mit dem U-BahnBau stieß er auf ein Thema, welches privat zu seinem Hobby und beruflich zu einem Schwerpunkt seiner Tätigkeit wurde: Konstruktion und Berechnung von Baugrubenkonstruktionen. Bekannt und allgemein anerkannt wurde er durch seine Tätigkeit als Obmann des von ihm initiierten Arbeitskreises „Baugruben“ sowie durch seine Bücher, Veröffentlichungen und Vorträge zu diesem Thema. Auch ohne den rechtlichen Status eines Sachverständigen wurde er in schwierigen Fällen als Gerichtsgutachter eingeschaltet. In dieser Funktion war er immer mit Erfolg bestrebt, der Wahrheit zu dienen und scheute sich dabei auch nicht, gegebenenfalls fachliche Versäumnisse und Fehler beim Namen zu nennen. Auch nach seiner Pensionierung im Jahr 1994 blieb er noch ehrenamtlich seinem Beruf verbunden. Den Vorsitz des von ihm etwa 40 Jahre lang geleiteten Arbeitskreises Baugruben gab er an mich ab, nachdem im Jahr 2006 die 4. Auflage der EAB abgeschlossen und veröffentlicht war. Seine übrigen Tätigkeiten in den Arbeitsausschüssen des DIN und der DGGT beendete er Ende 2011, als die Endfassungen des EC 7-1 „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik“, der DIN 1054 „Sicherheitsnachweise im Erd- und Grund-

bau“, der DIN 4123 „Ausschachtungen, Gründungen und Unterfangungen im Bereich bestehender Gebäude“, der DIN 4124 „Baugruben und Gräben“ und der DIN 1055-2 „Bodenkenngrößen“ veröffentlicht waren. Den Schlusspunkt setzte er mit der zweiten Auflage von „Baugruben, Berechnungsverfahren“ im gleichen und seinen Beiträgen im „Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Allgemeine Regelungen“ im folgenden Jahr. Unabhängig davon nimmt er durchaus noch Anteil an der Normungsarbeit und gibt Ratschläge, wenn er gefragt wird. Neben den zahlreichen neuen Regelungen im Bereich des Spezialgebiets „Baugruben“ wurde Prof. Weißenbach auch bekannt durch seinen unermüdlichen Einsatz in dem Arbeitsarbeitsausschuss, der in einer etwa 25 Jahre andauernden Arbeit an der neuen DIN 1054 „Sicherheit im Erd- und Grundbau“ den EC 7-1 für die Praxis anwendbar gemacht hat. In der Fachöffentlichkeit weniger bekannt ist, welche Verbesserungen und Neuerungen wir seinem unermüdlichen Einsatz und seiner Hartnäckigkeit darüber hinaus zu verdanken haben. Insbesondere seien genannt: – Er setzte es gegen eine Gruppe von hoch angesehenen Grundbau-Fachkollegen durch, dass in der neuen DIN 1054 die Teilsicherheitsbeiwerte nicht auf die Scherfestigkeit, sondern auf die mit der Scherfestigkeit ermittelten Einwirkungen und Widerstände angewendet wurden. – Er setzte es gegen maßgebende Vertreter der Normenausschüsse für Erkundung, Untersuchung und Klassifikation von Böden durch, dass die Begriffe „bindiger“ bzw. „nichtbindiger Boden“ in der neuen DIN 1054 verankert und nicht durch die Begriffe „feinkörnige, gemischtkörnige bzw. grobkörnige Böden“ ersetzt wurden, und dies sogar noch, nachdem der Arbeitsausschuss DIN 1054 dieser Forderung entgegen seinem Einspruch schon stattgegeben hatte. – Er setzte es, ebenfalls gegen die Vertreter der genannten Normenausschüsse durch, dass die DIN 1055-2 „Bodenkenngrößen“ in einer neuen, wenn auch abgemagerten Form, wenigstens für bauliche Anlagen mit maximal 3 m Gründungstiefe erhalten geblieben ist und dabei den Entwurfsverfassern und den Bauträgern vorgeführt wird, wie sich bei größeren Bauvorhaben durch umfangreichere Bodenuntersuchungen günstigere Bodenkenngrößen und damit wirtschaftlichere Bauwerke erzielen lassen. Als langjähriger Obmann des Arbeitskreises „Baugruben“ und der Arbeitsaus-

Persönliches schüsse DIN 4123 und DIN 4124 entwickelte er die Fähigkeit, unterschiedliche Interessen durch tragfähige, dauerhafte Kompromisse unter einen Hut zu bringen. Damit gelang es ihm, Regelwerke zu schaffen, die durch ihre klare Gliederung und ihre inhaltliche Gestaltung wertvolle Hilfen für die Praxis darstellen. Es versteht sich, dass Prof. Weißenbach sich durch seine sachlich geprägten, uneigennützigen Bemühungen zugunsten der Interessen der Allgemeinheit nicht nur Freunde gemacht hat. Dass aber diejenigen, die seine Arbeit zu schätzen wussten, weit in der Überzahl waren, zeigt sich an den Ehrungen, die ihm zuteil wurden: die Ehrendoktor würde der Universität Kassel, die Verleihung der Beuth-Denkmünze durch das Deutsche Institut für Normung (DIN) und die Ehrenmitgliedschaft der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik (DGGT). Seit seinem Abschied aus dem Berufsleben weiß Prof. Weißenbach ein Leben ohne Verpflichtungen zu schätzen. Man kann ihn bei der Gartenarbeit, beim Wandern und beim Radfahren beobachten und nach wie vor scheut er keine Treppen. Zusammen mit seiner Frau nimmt er regen Anteil an der Entwicklung seiner vier Enkelkinder, die sich an der Universität auf so unterschiedliche Fächer wie Jura, Maschinenbau, Umwelt und Lehramt vorbereiten. Möge er noch lange bei guter Gesundheit den echten Ruhestand genießen. Achim Hettler

Eine 100-Jahr-Feier mit Victor Rizkallah und seiner Stiftung Um gleich Klarheit zu schaffen: die Zahl 100 bezieht sich nicht auf das Alter des Altpräsidenten der Ingenieurkammer Niedersachsen und emeritierten Universitätsprofessors Victor Rizkallah, sondern auf die Summe zweier runder Geburtstage. Am 11. Oktober 2014 wurde einerseits das 20-jährige Bestehen der von ihm gegründeten Victor Rizkallah-Stiftung und andererseits die Vollendung seines 80. Lebensjahres gefeiert. Die Victor Rizkallah-Stiftung wurde 1993 gegründet und bildete den Grundstein für die kontinuierliche Förderung von jungen Akademikern/innen. Seitdem vergibt sie jedes Jahr, jeweils im Oktober, bis zu zehn Förderpreise an begabte Nachwuchswissenschaftler/innen der Universität Hannover. Einige dieser Förderpreise werden seit 2000 von befreundeten Stiftungen zur Verfügung gestellt.

Prof. Dr.-Ing. Erich Barke, Prof. Dr.-Ing. Victor Rizkallah und Dipl.-Ing. Peter Dübbert (v. l. n. r.)

Victor Rizkallah lehrte bis zu seiner Emeritierung im Jahr 2001 an der Fakultät für Bauingenieurwesen und Geodäsie der Leibniz Universität Hannover. Er war unter anderem Dekan der Fakultät und später auch Vizepräsident der Universität sowie über nahezu 20 Jahre Mitglied des Senats, dem wichtigsten Gremium an der Universität. Zu den beiden runden Geburtstagen hatte er 100 Gäste in das noble Kastens Hotel Luisenhof in Hannover eingeladen. Unter den angekündigten Rednern und Gästen war einer der ersten Förderpreisträger der Stiftung, Dr. Marc Hansmann, heute Finanzdezernent der Landeshauptstadt Hannover. Die Glückwünsche der Bundesingenieurkammer überbrachte der Vizepräsident der Bundeskammer, Peter Dübbert, da sich Herr Präsident Kammeyer dienstlich im Ausland befand. Prof. Dr.-Ing. Erich Barke als amtierender Präsident der Leibniz Universität sowie alle ehemaligen Präsidenten der Universität Hannover seit 1979 waren unter den Gratulanten. Auch der Dekan der Fakultät, Prof. Schlurmann, der Vorsitzende der Victor Rizkallah-Stiftung, Prof. Lohaus, und der ehemalige Chefredakteur der Hannoverschen Allgemeinen Zeitung, Dr. Wolfgang Mauersberg, waren unter den Rednern. Alle lobten das Engagement des Jubilars während seiner aktiven Zeit an der Universität sowie auch nach seinem Ausscheiden. Der Dekan der Fakultät lobte insbesondere, dass sich der gebürtige Ägypter frühzeitig für mehr Internationalität im Studium an der Universität einsetzte und Kooperationen mit zahl-

reichen ausländischen Hochschulen aufbaute. Da Rizkallah auch als Beratender Ingenieur tätig und als solcher acht Jahre Präsident der Ingenieurkammer Niedersachsen war, gab es auch Gratulationen seitens der Bauwirtschaft. Als erster Redner gratulierte der Präsident des Hauptverbandes der Deutschen Bauindustrie, Prof. Dipl.-Kfm. Dr.-Ing. E.h. Thomas Bauer, dem Jubilar und erwähnte die besonderen Verdienste Rizkallahs bei der über Jahrzehnte erfolgreichen Zusammenarbeit mit der Bauwirtschaft und vor allem bei der Umsetzung von Forschungsergebnissen in die Baupraxis. Bei seiner Dankesrede erwähnte Rizkallah in seiner humoristischen Art, dass er seine Stiftung „zu Lebzeiten gegründet“ habe, damit er noch etwas davon habe, nämlich sich gemeinsam mit den zahlreichen jungen Förderpreisträgern bei der Vergabe der Preise auch freuen könne. Bisher hat die Stiftung 145 Förderpreise im Wert von mehr als 155.000 Euro vergeben, hinzu kommen Sonderpreise für DAAD-Stipendiaten, für Studierende mit einem besonderen Engagement für soziale Zwecke und Zuschüsse für Studienreisen. Die jährliche Vergabe von Förderpreisen fand eine Woche später, am 18. Oktober 2013, im Leibnizhaus in Hannover statt. Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus

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Persönliches Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten 65 Jahre

Die Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e. V. gratuliert ihrem Vorsitzenden, Herrn Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, zum Geburtstag. Ungebremst aktiv in der Positionierung und Führung unserer Gesellschaft, in der Vertretung unserer Interessen in der nationalen und internationalen Bauwelt, feierte er am 11. Januar 2014 seinen 65. Geburtstag. Wenn auch ein disziplinierter Steinbock, der den Plan für die Zukunft unserer Gesellschaft nicht nur kennt, sondern auch verantwortungsvoll mit Beharrlichkeit die Bahnen dafür ebnet, ist Georg Heerten eher ein Zwilling oder sogar mehr. Gleich drei Seelen schlagen unermüdlich in seiner Brust, die originär wasserbauliche, die bodenmechanisch-grundbauliche und die durch das Lebenswerk geprägte geokunststoffliche. Und genau in dieser Dreieinigkeit liegt einer der besonderen Gewinne für unsere Gesellschaft. Den wissenschaftlichen Konventionen folgend verweise ich hier auf die ausführliche Biographie und Laudatio zum 60. Geburtstag, die in der geotechnik 32 (2009) Nr. 1, S. 10 erschienen ist. Dort finden Sie quasi eine Zwischenbilanz. Damit war jedoch noch nicht das Ende der Karriere erreicht. Nach dem langjährigen stellvertretenden Vorsitz ist er seit November 2010 Vorsitzender unserer Gesellschaft. Gleichzeitig wechselte er von der aktiven Geschäftsführung der Fa. Naue GmbH & Co. KG in die beratende Geschäftsführung. Er bewies sich als Feuerwehrmann, der, wenn gerufen, mit Ruhe und Weitsicht professionell das Wasser dosieren kann. So blieb für die Führung unserer Gesellschaft der notwendige Raum und tatsächlich gab es in diesen Jahren des Vorsitzes eine Reihe weitreichender Aktivitäten, der wissenschaftliche Auftritt der Zeitschrift geotechnik, die konsequente Fortsetzung der Nachwuchsarbeit mit der Fokussierung auf junge Geotechniker, die Initiierung des Arbeitskreises Forschung, die Frage der zukunftsgerichteten Mittelverwendung und schließlich das Engagement für die Initiative PraxisRegelnBau. Ich durfte an den wesentlichen Entscheidungen teilhaben und

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bin dankbar für die Erfahrung dieser kooperativen Zusammenarbeit. Selbst wer Georg Heerten nur flüchtig kennt, weiß um eine andere Leidenschaft, die Schifffahrt. Und hierfür hat er in den vergangenen Jahren seinen Lebensmittelpunkt ganz nah an die Ostsee verlagert. Nach seinen Plänen will der Seebär nun nicht mehr so oft in fremden Ländern an Land gehen, zumindest nicht für die DGGT. Das werden wir bedauerlicherweise zu respektieren haben und Vorkehrungen treffen müssen. Aber unseren herzlichsten Glückwunsch und von ganzem Herzen unseren Dank für die langjährige Bodenhaftung möchten wir ausdrücken, solange er unser DGGT-Schiff noch steuert. Herzlichen Glückwunsch Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt

Professor Dr.-Ing. habil. Theodoros Triantafyllidis wurde 60

Am 10. Januar 2014 vollendete Professor Dr.-Ing. habil Theodoros Triantafyllidis sein 60. Lebensjahr. Geboren und aufgewachsen in Patras, Griechenland, zieht es ihn nach dem Abitur nach Deutschland und speziell nach Karlsruhe, wo er ein Studium des Bauingenieurwesens an der Universität Karlsruhe aufnimmt. Als Vertiefungsrichtung wählte er den Konstruktiven Ingenieurbau. Bereits nach dem Vordiplom arbeitet er als wissenschaftlicher Hilfsassistent am Institut für Boden- und Felsmechanik (IBF), wo er erstmals mit der Bodendynamik in Berührung kommt. Nach der Diplomierung im Jahr 1979 arbeitet er als wissenschaftlicher Assistent am IBF mit Schwerpunkt auf dem Gebiet der Bodendynamik, die damals in Zusammenhang mit der Entwicklung der ICEHochgeschwindigkeitstrassen mit schwierigen Aufgabenstellungen konfrontiert war und einen enormen Aufschwung erfahren hatte. Im Jahre 1984 promoviert er an der Universität Karlsruhe mit dem Thema „Analytische Lösung des Problems der dynamischen Untergrundkopplung starrer Fundamente“, welches eine direkte Anwendung in der Rad-Schienen-Forschung hat. Seine Forschungstätigkeit führt er weiter am

IBF, jetzt mit einem Schwerpunkt auf dem Gebiet der Randelementmethode und Lösungsalgorithmen für dynamische Problemstellungen im Zeitbereich. Mit einem Postdoktorandenstipendium der Deutschen Forschungsgemeinschaft verbringt er Forschungsaufenthalte an der University of Minnesota und der University of South Carolina in den USA. Er habilitiert sich im Jahr 1989 an der Universität Karlsruhe mit einer Habilitationsschrift zu „Halbraumlösungen zur Behandlung dynamischer Probleme mit der Randelementmethode“. Veröffentlichungen in den führenden internationalen Zeitschriften dokumentieren die Forschungsarbeiten. Kurz darauf verlässt er 1989 die Universität und nimmt seine Tätigkeit in der Baupraxis auf. Zunächst als Gruppenleiter der Mess- und Regeltechnik bei der Bilfinger & Berger AG in Mannheim und anschließend als Leiter des Spezialtiefbaus bei der Leighton-Brückner Foundation Engineering Ltd. in Hong Kong und Thailand. Im Jahre 1994 kehrt er nach Deutschland zurück und verantwortet als Leiter des Zentralbereichs Technik der Brückner Grundbau GmbH die Baugruben bei den Aufsehen erregenden Projekten am Potsdamer Platz und am Lehrter Bahnhof in Berlin. Die außergewöhnliche Breite seiner wissenschaftlichen Tätigkeit und baupraktischen Erfahrung führen im Jahre 1997 folgerichtig zu einem Ruf als Universitätsprofessor für den Lehrstuhl für Bodenmechanik und Grundbau an der Ruhr-Universität Bochum. Er widmet sich dort neuen wissenschaftlichen Feldern und insbesondere der Analyse der zyklischen Beanspruchung von Böden, einer – wegen der Komplexität des Problems und der großen Anzahl der Einflussparameter – fast aussichtslosen Aufgabe. Er setzt dort das Prinzip erfolgreicher Ingenieurforschung um: Grundlagenforschung in Kombination mit Geräteentwicklung. Die theoretische und experimentelle Bodenmechanik sowie der Spezialtiefbau bilden die Eckpfeiler seiner Forschungstätigkeit. Gleichzeitig zeigt er ein großes Engagement in der Lehre und weiterhin eine rege Publikationsaktivität. Nach fast zehn Jahren in Bochum folgt ein weiterer Ruf an seine Alma Mater in Karlsruhe, dem er nicht widerstehen kann. Dort übernimmt er Anfang 2007 den Lehrstuhl für Bodenmechanik und Grundbau; neben der Bodenmechanik und dem Grundbau werden von ihm die Wissensgebiete der Felsmechanik und des Erddamm- und Deponiebaus betreut. Das erfolgreiche Konzept seiner wissenschaftlichen Arbeit wird auch dort fortgeführt: Grundlagenforschung ohne die Belange der Praxis aus den Au-

Persönliches gen zu verlieren, enge persönliche Betreuung des wissenschaftlichen Nachwuchses, Kombination von theoretischen Arbeiten und experimentellen Untersuchungen, unmittelbare Publikation der gewonnenen Erkenntnisse in internationalen Fachzeitschriften. Mit seinem Enthusiasmus und seinem tiefgründigen Interesse an jeder erdenklichen anspruchsvollen Aufgabenstellung der Bodenmechanik und des Grundbaus gelingt es ihm, sein Umfeld stets zu begeistern und zu motivieren. Gleichzeitig stellt er einen Ruhepol für den oft verunsicherten wissenschaftlichen Nachwuchs dar. Als hartnäckiger Macher mit großer Selbstdisziplin setzt er die gesetzten Ziele rigoros in die Tat um und kämpft gegen die Mühlen der institutionellen Engstirnigkeit. Als Kollege und langjähriger Weggefährte sehe ich seinen 60. Geburtstag als eine Zwischenstation eines langen Weges produktiver Forschung, ernsthaften wissenschaftlichen Engagements und konstruktiven Austausches, und ich hoffe, dass seine Schaffenskraft unserer Wissenschaft noch lange erhalten bleibt. Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos

Professor Dr.-Ing. Martin Ziegler 60 Jahre

Am 24. Februar 2014 feierte Prof. Dr.Ing. Martin Ziegler, Universitätsprofessor, Inhaber des Lehrstuhls für Geotechnik im Bauwesen und Leiter des Instituts für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Verkehrswasserbau an der RWTH Aachen, seinen 60. Geburtstag. Martin Ziegler wurde in Oberkirch im Schwarzwald geboren. Hier verbrachte er Kindheit und Jugend, besuchte die Grundschule und das Gymnasium Oberkirch mit Abitur im Jahre 1973. Durch seinen Vater, der als Bauingenieur bei der Fa. Keller in Renchen arbeitete, war eine „Bauvorbelastung“ schon gegeben. So war es nicht verwunderlich, dass Martin Ziegler direkt nach dem Abitur 1973 das Studium für Bauingenieur wesen an der Universität Fridericiana in

Karlsruhe aufnahm. Er vertiefte die Studienrichtung Bodenmechanik und Grundbau. Schon im Studium glänzte er mit besonderen Leistungen und schloss dieses, ausgezeichnet mit der Tulla-Medaille, 1979 als Jahrgangsbester ab. Zudem wurde er im selben Jahr für herausragende Leistungen in der Diplom-Hauptprüfung mit dem BilfingerBerger-Preis ausgezeichnet. In den Jahren 1979 und 1980 vertiefte er seine Ausbildung mit einem Aufbaustudium im Fach Bodenmechanik am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Karlsruhe. Danach begann seine berufliche Laufbahn als wissenschaftlicher Mitarbeiter in Forschung und Lehre am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik an der Universität Karlsruhe bei Professor Gudehus und schließlich 1986 eine Promotion über das Thema „Berechnung des verschiebungsabhängigen Erddrucks in Sand“. Mit seinem Eintritt bei der Philipp Holzmann AG, Technische Abteilung für Grund- und Wasserbau, im Jahre 1987 in Frankfurt, begann seine praktische Bautätigkeit. Diese ließ ihn in verschiedenen Stationen und vielfältigen, anspruchsvollen Aufgaben an etlichen Standorten der Philipp Holzmann AG, dem damals größten deutschen Bauunternehmen mit über 40.000 Mitarbeitern und weltweiter Bautätigkeit, tätig sein. Von 1989 bis 1990 war Martin Ziegler für die Niederlassung Düsseldorf als Bauleiter für eine Bodensanierung in Bremen tätig, gefolgt von zwei Jahren als Oberbauleiter der Niederlassung Essen mit dem Schwerpunkt Bauen im Bestand. 1992 übernahm er die Leitung der Abteilung „Deponie- und Sanierungstechnik“ in der Niederlassung Nürnberg der Philipp Holzmann-Held & Franke Bauaktiengesellschaft München mit den Hauptaktivitäten Deponiebau und -sanierung, Betonsanierung und Hochbau. Im Jahre 1995 wurde Martin Ziegler zum Leiter der Abteilung „Infrastrukturprojekte“ in der Zentralen Technischen Abteilung der Philipp Holzmann AG in Neu-Isenburg bestellt. Die Projekte des Transrapid von Hamburg nach Berlin und die DB Neubaustrecke Köln-Rhein/Main bestimmten hier sein Tätigkeitsfeld. Von 1998 bis zum Jahre 2000 war Martin Ziegler dann Geschäftsführer der Philipp Holzmann Planungsgesellschaft mbH in Neu-Isenburg mit der Zuständigkeit für die kaufmännische Verwaltung sowie für Projekt- und Claim-Management. Im Jahre 2000 bot sich Martin Ziegler mit der Berufung als Nachfolger von Professor Walter Wittke auf den Lehrstuhl für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Verkehrswasserbau

der RWTH Aachen ein neues attraktives Tätigkeitsfeld, in dem er seine fundierte Ausbildung in theoretischer Bodenmechanik und seine praktischen Erfahrungen aus dem Bauunternehmen prägend und mit Erfolg einbringen konnte. Als Inhaber des nach seiner Berufung in „Geotechnik im Bauwesen“ umbenannten Lehrstuhls steht die Lehre an erster Stelle seiner Aktivitäten. Professor Ziegler engagiert sich mit großem persönlichem Einsatz für die Ausbildung der Studierenden. Das Lehrangebot umfasst unter anderem Vorlesungen über Bodenmechanik, Grundbau, Felsmechanik, Numerische Methoden in der Geotechnik, Sicherung und Nachsorge von Deponien sowie Tunnelbau und wurde weiterhin inzwischen durch die praxisbezogenen Vorlesungen von vier Lehrbeauftragten ergänzt. Gerne geht Professor Ziegler gemeinsam mit seinen Studenten auf vom Lehrstuhl angebotene studentische Exkursionen zu Baustellen in Deutschland und in Übersee, die in den letzten Jahren bis nach China und Brasilien führten. Generell verbringt er möglichst häufig Zeit mit den Studierenden und nutzt diese Gelegenheiten, immer gut gelaunt, nicht nur zum fachlichen Austausch, sondern auch zu zwanglosen Gesprächen und geselligem Beisammensein etwa im Rahmen des mehrmals im Semester stattfindenden Forums Geotechnik. Großen zeitlichen Einsatz erfordern auch die Forschung am Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen und am Institut für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Verkehrswasserbau der RWTH Aachen sowie das vielfältige ehrenamtliche Engagement, das von Martin Ziegler wahrgenommen wird. Als Forschungsschwerpunkte der letzten Jahre sind vielfältige Themen zu nennen, die sowohl die klassische und numerische Bodenmechanik, wie z. B. den hydraulischen Grundbruch, als auch Innovationsbereiche, wie z. B. die Anwendung von Geokunststoffen oder Baugrundvereisungen, abdecken. Aber auch neue Entwicklungen und aktuelle Fragestellungen des bergmännischen oder maschinellen Tunnelbaus oder grundsätzliche Arbeiten über Sicherheit und Risiken in der Geotechnik sind ein fester Bestandteil der Forschung. Eine Vielzahl von Veröffentlichungen dokumentiert die intensive und erfolgreiche Forschungsarbeit an seinem Lehrstuhl und Institut. Zur Unterstützung von Lehre und Forschung über den Hochschulrahmen hinaus wurde 2010 der „Förderverein der Geotechnik im Bauwesen der RWTH Aachen e.V.“ gegründet und mit inzwischen über 100 Mitgliedern erfolgreich etabliert.

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Persönliches/CBTR-Nachrichten Martin Ziegler beschäftigte sich auch intensiv mit der Normung in der Geotechnik. Beispielsweise auf europäischer Ebene ist er Obmann der Evolution Groups „Model Solutions“ und „Harmonization“ zur Überarbeitung des EC7-1 und auf nationaler Ebene bereits seit 2003 Mitglied im DIN Arbeitsausschuss „Sicherheit im Erd- und Grundbau“ des NA Bau. Außerdem schrieb er mit seinen Mitarbeitern den Technik-Bestseller „Geotechnische Nachweise nach DIN 1054, Einführung mit Beispielen“, Verlag Ernst & Sohn. Vor diesem Hintergrund war er auch prädestiniert, im Grundbau-Taschenbuch, Teil 1 der 7. Auflage von 2008, den Abschnitt „Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau“ zu verfassen. Da Martin Ziegler den Bezug zur Praxis immer aufrechterhalten und gepflegt hat, wird er mit seiner absoluten Zuverlässigkeit und Seriosität in viele komplexe geotechnische Projekte als Berater, Gutachter und Problemlöser eingebunden. Diese Nachfrage führte im Jahre 2013 zur Gründung der „ZAI Ziegler und Aulbach Ingenieurgesellschaft mbH“ mit Sitz und Räumlichkeiten im Schloss Rahe bei Aachen. Bei seinen umfangreichen ehrenamtlichen Tätigkeiten sind vor allem das Engagement bei der Studiengesellschaft für unterirdische Verkehrsanlagen e.V. (STUVA) und bei der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT) zu nennen. Bei der STUVA wurde Martin Ziegler im Jahre 2003 zum Vorsitzenden des Vorstandes gewählt. Seitdem ist sein Name untrennbar verbunden mit der positiven Entwicklung der STUVA und vor allem der STUVA-Tagungen als Treffpunkt und Plattform für den Erfahrungsaustausch der Tunnelbauer in Deutschland. Die intensive Forschung zum Verbundverhalten von Geokunststoff und Boden für „Bewehrte Erde Konstruktionen“, die Martin Ziegler an der RWTH Aachen etablierte, verbunden mit seiner aktiven Mitarbeit im DGGT Arbeitskreis „Berechnung und Dimensionierung von Erdkörpern mit Bewehrungseinlagen aus Geokunststoffen (EBGEO)“, führte zu großer nationaler und internationaler Beachtung und Anerkennung und prädestinierte Martin Ziegler als Nachfolger von Professor Rudolf Floss für die Wahl zum Leiter der Fachsektion „Kunststoffe in der Geotechnik“ und des deutschen Chapters der International Geosynthetics Society (IGS). Seit 2006 hat er diese Funktionen inne und ist als Fachsektionsleiter auch Vorstandsmitglied der DGGT. Im Jahre 2008 wurde er in das Council der IGS gewählt und ist damit im

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Führungsgremium einer großen, weltweit aktiven internationalen wissenschaftlichen Fachgesellschaft vertreten. Mit der Ausrichtung der 10th International Conference on Geosynthetics durch das deutsche IGS Chapter/die DGGT Fachsektion „Kunststoffe in der Geotechnik“ in Kombination mit der 33. Baugrundtagung der DGGT im September dieses Jahres in Berlin stehen weitere große Herausforderungen an, denen sich Martin Ziegler mit bekannt großem Engagement stellt. Nicht unerwähnt bleiben sollen seine Tätigkeit als Beirat des Centrums für Deutsches und Internationales Bau- und Tiefbaurecht e.V. (CBTR) seit 2004 sowie seine Mitgliedschaften beim Ingenieurtechnischen Verband Altlasten und bei der German Construction Technology Platform (GCTP). An der RWTH Aachen engagiert sich Martin Ziegler ebenfalls in diversen Gremien und ist Mitglied des Senats. Wir bedanken uns bei Martin Ziegler im Namen seiner Kollegen, Partner und Mitarbeiter sowie im Namen der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. ausdrücklich für das vorbildliche beruf liche und ehrenamtliche Engagement für die Geotechnik in Lehre, Forschung und Praxis. Für die Zukunft wünschen wir ihm alles erdenklich Gute, viel Erfolg und Schaffensfreude bei der Umsetzung seiner beruflichen und privaten Ziele. Georg Heerten Karl Josef Witt Benjamin Aulbach

CBTR-Nachrichten

Nächste CBTR-Tagung 2015 in Wien CBTR heißt in Langform „Centrum für deutsches und internationales Baugrund- und Tiefbaurecht“. Der internationale Charakter spiegelt sich nicht nur in der Papierform wider. Seit Jahren beschäftigt sich das CBTR nicht nur mit nationalen Tiefbaurechtsproblemen, sondern auch Besonderheiten aus dem internationalen Bereich. Auch in den CBTR-Schriftenreihen tritt dies in Erscheinung – 2006 beispielsweise erschien der Band „Differing Site Conditions in Construction Contracts in Ger-

many and the United States“. CBTR-Vorstandsmitglied Dr. jur. Bastian Fuchs hatte in diesem Band rechtsvergleichend das Tiefbaurecht in Deutschland mit dem in den USA verglichen. Auch eine der interdisziplinären CBTR-Tagungen hatte schon internationales Flair verbreitet: 2011 war das Centrum in Zürich zu Gast. Nach Lübeck im vergangenen Jahr steht die nächste Tagung wieder im benachbarten Ausland an: Nach Wien lädt das CBTR im Juni 2015 seine Tagungsgäste ein. Derzeit laufen bereits die Vorbereitungen, die Gestaltung des Programms und die Auswahl des genauen Tagungsortes.

VOB-C-Kommentar erscheint mit CBTR-Beteiligung Die inzwischen bereits 3. Auflage des Großkommentars zur VOB Teil C steht in den Startlöchern. Ein Husarenritt, die die Herausgeber Prof. Dr. jur. Klaus Englert, Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach und Prof. Dr. jur. Gerd Motzke unternommen hatten, um erstmals alle Normen der VOB/C kommentieren zu lassen – und das nicht nur aus juristischer Warte, sondern zugleich aus technischer Sicht. Jede DIN-Norm der VOB/C wird auch in der 3. Auflage wieder von jeweils zwei Autoren kommentiert – je ein Jurist und ein Fachmann aus dem technischen Bereich nehmen sich die Regelungen vor. Ein Werk also, das bereits von der Systematik her deutlich die Handschrift des CBTR trägt. Eine interdisziplinäre Betrachtung von Bauproblemen hat sich das CBTR auf die Fahnen geschrieben. Das Centrum für deutsches und internationales Baugrund- und Tiefbaurecht ist aber in doppelter Hinsicht ein wesentlicher Motor für dieses Buch: Nicht nur die drei Herausgeber sind „CBTRAktivisten“ – auch eine ganze Reihe von Autoren stammen aus den Reihen des Centrums. Aus dem Vorstand des CBTR steuern neben Präsident Prof. Dr. iur. Axel Wirth (DIN 18312 Untertagebauarbeiten) und Vizepräsident Josef Grauvogl (u. a. DIN 18299 – allgemeine Regelungen für Bauarbeiten jeder Art) die Rechtsanwälte Dr. Bastian Fuchs (neue DIN 18323 für Kampfmittelräumarbeiten), Dr. Günther Schalk (DIN 18384 Blitzschutzarbeiten) und Claudia Müller-Sedlaczek (DIN 18330 Mauerarbeiten) Beiträge bei. Auch eine Reihe von Mitgliedern des wissenschaftlichen Beirats des CBTR sind mit von der Partie, so u. a. die Rechtsanwälte Dr. Ingo Lange (DIN 18304 Ramm-, Rüttel- und Pressarbeiten), Michael Maurer (DIN 18303 Verbauarbeiten, DIN 18322 Kabelleitungs-

CBTR-Nachrichten tiefbauarbeiten und DIN 18326 Renovierungsarbeiten an Entwässerungskanälen), Angela Oblinger-Grauvogl (DIN 18306 Entwässerungskanalarbeiten), Dr. Dieter Putzier (DIN 18300 Erdarbeiten, DIN 18311 Nassbaggerarbeiten), Prof. Dr. Bernd Rauch (DIN 18379 Raumlufttechnische Anlagen), Prof. Dr.-Ing. Ralf Schottke (DIN 18312 Untertagebauarbeiten) und Prof. Dr.-Ing. Volker Wirth (Systematische Darstellung VIII).

§ Das aktuelle Urteil § BGH: „Der Sachverständige muss gehört werden!“ Bauprozesse werden nicht vom Richter entschieden, sondern vom Sachverständigen, behaupten böse Zungen. Natürlich steckt durchaus auch in dieser Bewertung ein Funken Wahrheit, der aber nicht in der Unfähigkeit deutscher Gerichte begründet liegt, sondern in der Systematik: Bei Bauprozessen sind es regelmäßig spezielle technische Frage, die darüber entscheiden, ob der Kläger oder der Beklagte Recht hat. Wenn beispielsweise fraglich ist, ob eine Bauleistung nach den anerkannten Regeln der Technik erstellt und damit mangelfrei ist oder ob eine Teilleistung eine Nachtragsleistung ist oder aber schon im ursprünglichen Vertrags-LV enthalten war, dann ist der technische Horizont eines Richters schnell erreicht – er hat schließlich Jura studiert und keine Ingenieurdisziplin. In einer aktuellen Entscheidung hat sich der BGH mit der Rolle des Sachverständigen auseinandergesetzt. Der Beschluss vom 30.10.2013 – IV ZR 307/12 des IV. Zivilsenates des BGH behandelt zwar keine Bausache, sondern vielmehr den Fall einer privaten Krankenversicherung und eines Klägers, der eine alternative Behandlungsmethode von der Beklagten bezahlt bekommen möchte. Auch wenn hier augenscheinlich eine Themaverfehlung vorliegen möchte, ist die Rechtsprechung dennoch auch für Bauschaffende interessant. Das Landgericht hatte eine Klage auf Übernahme von Kosten für eine alternative Behandlungsmethode abgewiesen. Das OLG hatte die Berufung ohne mündliche Verhandlung zurückgewiesen. Das LG hatte ein medizinisches Sachverständigengutachten eingeholt, das (nach Überzeugung des Gerichts) überzeugend darlegte, dass die alternative Heilungsmethode zwar wissenschaftlich begründbare Ansätze aufweise, jedoch diese medizinisch nicht belegt seien. Der Kläger beantragte nunmehr, den

Sachverständigen in mündlicher Verhandlung anzuhören. Diesen Antrag wies das Landgericht zurück: Gemäß § 411 Abs. 4 ZPO sei die Benennung eines konkreten Beweisthemas sowie ein substantiierter Angriff auf Feststellungen des Sachverständigen notwendig. Der Kläger ziele hier mit seinem Beweisantritt dagegen auf einen reinen Ausforschungsbeweis ab. Der BGH sah dies anders: Durch die Zurückweisung des Antrags des Klägers wurde dessen Recht auf rechtliches Gehör gemäß Art. 103 Abs. 1 Grundgesetz verletzt. Es komme nicht darauf an, ob das Gericht noch Erläuterungsbedarf sieht. Denkbar sei ebenso, dass der Gutachter seine Meinung ändert oder aber das Gutachten Mängel aufweist. Die Parteien haben im §§ 397, 402 ZPO einen Anspruch, den Sachverständigen zu befragen. Dieses Fragerecht (direkte Befragung in mündlicher Verhandlung) bezieht sich auf diejenigen Fragen, die nach Ansicht der Parteien zur Aufklärung der Sache wesentlich sind. Eine Zurückweisung der Berufung durch das Gericht ist somit nicht mehr möglich, wenn der Berufungsführer erneut die Ladung des Sachverständigen beantragt. Der BGH stellte auch klar, dass es nicht notwendig ist, die beabsichtigten Fragen vorab konkret zu formulieren. Vielmehr genüge es, die grobe Richtung der Fragen anzugeben, sodass zum Beispiel (wie hier) Fragen nach der Befähigung des Sachverständigen zur Beurteilung des konkreten Sachverhaltes stets eine Ladung rechtfertigen würden. Zurück zum Bau: Auch hier haben wir es immer mit Sachverständigen zu tun. Ein Richter ist aus eigener Sachkunde nicht befähigt, komplexe bautechnische Mängel zu beurteilen oder diese zu bewerten. Das altbekannte und allgegenwärtige Problem, wonach ein Gericht ein Sachverständigengutachten oftmals leichtfertig für überzeugend hält und darauf sein Urteil gründet, jedoch nicht darlegt, weshalb die Überzeugung gebildet werden konnte, kann nur durch Schaffung von weiteren Fakten und Angriffen auf das Gutachten innerhalb der Hauptverhandlung gelöst werden. Der vorgestellte Beschluss erinnert die Instanzgerichte daran, dass es diesen nicht freisteht, eine Sachverständigenbefragung einfach zu verhindern.

Bauprozess – eine unendliche Geschichte? Gerichtsverfahren dauern lange – oft sehr, sehr lange… Die Mühlen der staatlichen Justiz mahlen bekanntlich sehr langsam aber dafür umso gründlicher.

Wenn sie aber zu langsam mahlen, dann vernachlässigt der Staat, welcher für den Betrieb dieser Mühlen verantwortlich ist, seine Pflicht, dem Bürger eine annehmbare Justiz zu offerieren. Dies ist nun auch in Gesetze gegossen worden: § 198 GVG (Gerichtsverfassungsgesetz), die Verzögerungsrüge, eine Pflichtlektüre für Strafrechtler. Diese „Eingrenzung“ kennt aber der Gesetzgeber nicht, und nach dessen Willen soll auch das Zivilrecht (also auch bauvertragsrechtliche Streitigkeiten) von schnelleren Verfahren profitieren. Ein löblicher Gedanke! Die praktische Umsetzung ist nur leider noch nicht ganz perfekt, wie der erste Fall zeigt. Vorab ist allerdings festzustellen, dass es zur Geltendmachung des Anspruches auf Schadensersatz wegen Verzögerung zunächst der Verzögerungsrüge bedarf, also der Mittelung an das Gericht mit der klaren Ansage: „Hier wird zu langsam gearbeitet!“ Wenn dann das Verfahren abgeschlossen ist, kann (allerdings richtigerweise durch ein weiteres, anderes Gericht) die Arbeit des ersten Gerichtes begutachtet und ein Schadensersatzanspruch ausgeurteilt werden. Hierzu ein aktueller Fall: Die Klägerin, Käuferin eines Reihenhauses, machte eine überlange Verfahrensdauer für ein selbstständiges Beweisverfahren und einen Bauprozess geltend. Am 18.01.2005 beantragte sie die Durchführung eines selbstständigen Beweisverfahrens. Am 30.04.2007 endete dies mit der Anhörung des Sachverständigen. Zwei Monate später reichte sie dann die Klage ein. Wie es kommen musste, wurde ein weiteres Gutachten eingeholt. Der erste Ortstermin fand am 22.10.2008 statt. Bei dem Gutachter handelte es sich um den gleichen Gutachter wie im selbstständigen Beweisverfahren, der nach besagtem Ortstermin auf nicht absehbare Zeit erkrankte. Am 23.02.2009 wurde er dann von seinem Auftrag entbunden. Es wurde also ein neuer Sachverständiger bestellt, der im August 2010 mitteilte, dass er zum einen gesundheitlich und zum anderen arbeitstechnisch sehr eingespannt sei. Das Gericht könnte aber den (sich nunmehr wieder bester Gesundheit erfreuenden) ersten Sachverständigen einsetzen. Das Gericht hat die Idee aufgegriffen – der „alte“ Sachverständige lud zu einem erneuten Ortstermin und legte dann am 05.08.2011 sein Gutachten vor. Wie nicht anders zu erwarten, wurden zu dem Gutachten Ergänzungsfragen gestellt, zu deren Beantwortung es aber nicht mehr kam: Der Sachverständige erkrankte Anfang 2012 erneut längerfristig, die Parteien einigten sich im Oktober 2012 auch durch Prozessvergleich. Zu lange, befindet die

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CBTR-Nachrichten/Dissertationen Klägerin und will entsprechenden Schadensersatz, weil andere Bauprozesse kürzer sind und die Statistik ihr Recht geben würde. So aber nicht das OLG und der BGH: Mit seinem Urteil vom 05.12.2013 – III ZR 73/13 stellte der BGH fest, dass das OLG zu Recht die überlange Verfahrensdauer verneint hatte. Der Gesetzgeber hat bewusst zur Beurteilung der überlangen Verfahrensdauer auf den Einzelfall abgestellt, sodass sich hier schematische oder statistische Erwägungen verbieten. Der Umfang, die Bedeutung und auch das Verhalten des Verfahrens spielen eine wichtige und individuelle Rolle – der Zivilprozess ist ein Parteiprozess! Eine Verzögerung hat immer ihnen Ursprung im staatlichen Handeln zu haben. Grenz- und Richtwerte sind daher nicht zielführend und auch nicht gewollt. Stellt man aber fest, dass ein Fall von einem Richter zum nächsten „weitervererbt“ wird, so wäre die Rüge gut platziert: Hier wäre der Staat seiner Pflicht, ein schnelles Verfahren zu ermöglichen, nicht nachgekommen. Allerdings muss das auch zuvor entsprechend gerügt worden sein. Derartige Fehler können aber (und das will das Gesetz) in einem späteren Verfahrensabschnitt wieder kompensiert werden.

„Anerkannte Regeln der Technik“ nicht nur in Schriftform Der Bauunternehmer schuldet dem Bauherrn ein Werk, das mangelfrei ist – das ist es, wenn die Bauleistung den „allgemein anerkannten Regeln der Technik“ entspricht. Aber: Wo stehen die? Zum Beispiel in der VOB/C. Für beispielsweise Tiefbauer hält dieses Wunderwerk alle möglichen Regelungen parat – Bohrarbeiten, Rohrleitungstiefbauarbeiten, Verbauarbeiten, Einpressarbeiten, Düsenstrahlarbeiten und viele Einzelgewerke mehr finden hier Regelvorgaben. Der Bundesgerichtshof hat sich aktuell mit der Frage beschäftigt, ob es „anerkannte Regeln der Technik“ (die eine Baufirma einhalten muss, um ein mangelfreies Werk abzuliefern) wirklich nur in geschriebener Form existieren oder eine Baufirma noch vertiefter aufpassen muss. Der Fall: Die Klägerin ist eine Wohnungseigentümergemeinschaft (WEG). Diese verlangt Vorschuss für die Beseitigung von Mängeln einer Hof- und Zugangsfläche vom beklagten Bauunternehmer, unter anderem für eine fehlerhafte Ausbildung des Gefälles des Epoxydharzbelages auf dieser Fläche. Das Landgericht verurteilte lediglich zur Zahlung eines Vorschusses in halber Höhe und verneinte somit

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den Anspruch für die Gefälleausbildung. Hier liege kein Mangel vor. Der übliche Weg ging weiter: OLG und BGH, der schlussendlich den Parteien in seinem Urteil vom 21.11.2013 – VII ZR 275/12 mit auf den Weg gibt: „Das Berufungsgericht wird, wenn es noch darauf ankommen sollte, der Frage nachgehen müssen, ob die Ausführung ohne Gefälle den anerkannten Regeln der Technik entspricht. Das Gutachten des Sachverständigen gibt darüber keine abschließende Auskunft. Der Sachverständige hat lediglich festgestellt, es lägen keine normgemäßen Angaben (...) bzw. kein Regelwerk (...) vor, das ein Gefälle bei einem Belag mit Epoxydharz vorsehe. Das beantwortet nicht die Frage, ob es eine ungeschriebene anerkannte Regel der Technik gibt, die das Gefälle fordert. Diese wäre ebenso maßgeblich wie eine geschriebene Regel (...).“ (Rn. 14) Somit ist auch in Deutschland, dem Land der Normen und Regeln, nunmehr bekannt, dass auch nicht alles schriftlich normiert ist und es auch nicht sein braucht: Es gibt eben auch bewährte Vorgehensweisen, welche immer schon da waren, es jedoch nicht in die DINSammlung geschafft haben, z. B. weil sie einfach übersehen worden sind. Sachverständige sind somit in geeigneten Fällen auch hierzu zu befragen. Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und Architektenrecht, Lehrbeauftragter für Bau-, Vergabe- und Architektenrecht; Dipl.-Jur. Florian Englert

Dissertationen Jia Lin, Institut für Geotechnik, Universität für Bodenkultur, Wien

Linking DEM with micropolar continuum Diese Dissertation konzentriert sich auf die numerische Modellierung von granularen Materialien mit Diskreten- und Kontinuumsmethoden. Die Zusammenhänge zwischen beiden Methoden werden erörtert. Die Diskrete Elemente Methode (DEM) wird als ein Beispiel für diskrete Methoden genommen. Für die Kontinuumsmethode werden ein hypoplastisches Modell sowie die Mikropolar-Theorie verwendet. Basierend auf dem hypoplastischem Modell und der Mikropolar-Theorie wird ein neues Materialgesetz mit komplexen Formulierungen entwickelt. Das Stoffgesetz stellt eine Beziehung zwischen den Spannungs-Dehnungs-Variablen und den Moment-Krümmung-Variablen dar, und ist einfacher als die vorhandenen hypoplastischen Modelle. Der einzige zusätzliche Materialparameter ist die charakteristische Länge, welche sich anhand der Dicke der Scherfuge bestimmen lässt. Das neue Modell wird in das Finite Elemente-Programm ABAQUS implementiert. Bi-axiale Versuche, periodische Scherversuche und einfache Scherversuche werden simuliert. Das maßstababhängige Verhalten wird durch die charakteristischen Längen hinreichend beschrieben. Mit Homogenisierungsmethoden werden Spannung, Dehnung und Rotation in DEM-Simulationen diskutiert. Die Ergebnisse der KontinuumsSimulationen mit FEM werden mit Laborversuchen und DEM-Simulationen verglichen. Univ. Prof. Dr.-Ing. Wei Wu, 1. März 2013

Yao Shan, Technische Universität Berlin

Sie wollen Mitglied werden oder haben Fragen zum CBTR? CBTR e.V. Spitalgasse 3 86529 Schrobenhausen Tel.: (0 82 52) 90 97 42 Fax: (0 82 52) 90 97 43 kontakt@cbtr.de www.cbtr.de

Numerical investigation of dynamic railway vehicle-track-subgrade interaction In der Arbeit wird die Interaktion zwischen Fahrzeug, Schiene und Untergrund numerisch untersucht. Der Fokus liegt auf der Beurteilung zweier Übergangsstrukturen zwischen Brückengebäuden und Trasse, die in China auf Hochgeschwindigkeitsstrecken gebaut werden. Die Analyse des dynamischen Verhaltens eines aus Fahrzeug, Schiene und kontinuierlich modelliertem Unter-

Dissertationen grund bestehenden Systems führt zur Einschätzung, dass die sogenannte „Two-part transition zone“ der „Inverted trapezoid transition section“ vorzuziehen ist. Der Untersuchung dieser Übergangsstrukturen gehen eine Beschreibung des aktuellen Stands der Technik, die Einführung des Fahrzeug-SchieneUntergrund-Modells und zugehöriger Parameter sowie eine grundsätzliche Studie zum Einfluss dieser Parameter sowohl für diskret als auch kontinuierlich modellierten Untergrund voran. Prof. Dr.-Ing. habil. Stavros A. Savidis, 10. April 2013

Petra Drucker, Technische Universität Wien

Über die Abrasivität von Lockergestein und den Werkzeugverschleiß im Spezialtiefbau Mit der vorliegenden Dissertation wurden erstmals die Grundlagen über den Verschleiß durch grobkörnige mineralische Gegenstoffe mit besonderer Berücksichtigung von Abrasivverschleiß an metallischen Werkstoffen aufgearbeitet. Der auf Basis dieser Grundlagen am Institut für Geotechnik der TU Wien entwickelte „TU Wien Abrasimeter“ wird vorgestellt, und die Ergebnisse von Parameterstudien über die maßgebenden Einflussfaktoren auf die Abrasivität von grobkörnigem Lockergestein werden präsentiert. Es zeigte sich, dass die „Beweglichkeit“ des Kornkollektivs für dessen Abrasivität maßgeblich ist, d. h. die Fähigkeit bzw. Möglichkeit der Einzelkörner, sich dem Gleitkontakt mit dem Werkzeug zu entziehen. Das Maß der „Beweglichkeit“ wiederum ist abhängig von Korngrößen, Kornformen und Korngrößenverteilung im Kornkollektiv sowie von der Lagerungsdichte und Wassersättigung (kohäsionsloser Boden) bzw. Plastizität (feinkörniger Boden). Der Gehalt an schleißscharfen Mineralen ist für die Abrasivität von grobkörnigem Lockergestein erst zweitrangig von Bedeutung. Mit dem TU Wien Abrasimeter-Versuch ist nunmehr die Voraussetzung geschaffen, die Abrasivität von grobkörnigem Lockergestein (bis 32 mm Korndurchmesser) zu quantifizieren. Darüber hinaus sind für den Werkzeugverschleiß auch werkstoffliche sowie gewerk- und projektspezifische Einflussfaktoren maßgebend und sollten in zukünftigen Verschleiß-Prognosemodellen ebenso Eingang finden. Em.o.Univ.Prof. Dipl.-Ing. Dr.techn. Dr.h.c.mult. Heinz Brandl, 10. April 2013

Mei Dong, RWTH Aachen

Combination of methodologies for three-dimensional geological and geotechnical modelling exemplified at the Inner Aachen City, Germany Das rasche Wachstum der Urbanisierung hat zu einem Anstieg von anthropogen induzierten Georisiken geführt, die unter anderem durch Unsicherheiten in geologischen und geotechnischen Modellen aufgrund fehlender geologischer Informationen und mangelnden Fachwissens im Modellierungsprozess begründet sind. Um eine nachhaltige Stadtentwicklung zu fördern, wird ein umfassendes dreidimensionales geologisches Modellierungsverfahren zur Erfassung und Darstellung der geologischen Variabilität und Komplexität im oberflächennahen Untergrund urbaner Gebiete vorgeschlagen. Die Vorgehensweise ist in drei Schritte gegliedert: a) Zuordnung diskreter Eigenschaftswerte im geologischen Modell an den realen Positionen, b) Analyse der räumlichen Variabilität der Eigenschaftswerte und c) Vorhersage der Eigenschaften im gesamten Modell. Die Methode ist am Beispiel des Innenstadtbereichs von Aachen veranschaulicht. Die Fraktionen von Kies, Sand, Schluff und Ton der Quartärablagerungen sind mit Variogrammanalysen und Indikatorkriging räumlich geschätzt, um ein dreidimensionales Modell der Bodenfraktionen als Basis für weitere Attributierungen zu erstellen. So sind auf diesem dreidimensionalen Bodenfraktionsmodell die zwei für die Einschätzung der oberflächennahen Grundwasserverhältnisse wichtigen Parameter, volumetrischer Wassergehalt und hydraulische Leitfähigkeit, mit Hilfe sogenannter Pedo-Transferfunktionen abgeleitet. Die daraus resultierenden 3D-geologischen Attributionsmodelle zeigen die Eignung der vorgeschlagenen Methodenkombination und ermöglichen weitere Anwendungen im Bereich von Geotechnik, Ingenieurbau und hydrogeologischen Erkundungen. Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Dr. h. c. (USST) Rafig Azzam, 30. April 2013

Marc Wieland, Technische Universität Berlin

Exposure estimation for rapid seismic vulnerability assessment: An integrated approach based on multi-source imaging Eine entscheidende Grundlage für seismische Risikobewertungen bildet die Charakterisierung eines exponierten Gebäudebestandes in Bezug auf dessen

Verwundbarkeit gegenüber Erdbeben. In dieser Dissertation wird ein neuartiger Ansatz zur Charakterisierung exponierter Elemente auf mehreren Maßstabsebenen vorgestellt, der auf einem mehrstufigen Analyseverfahren verschiedener Bilddatenquellen aufbaut und Stichprobenverfahren nutzt, um aufwendigere Vor-Ort-Untersuchungen effizient zu planen und durchzuführen. Multi-spektrale Satellitendaten werden analysiert, um eine Stadt großflächig in relativ homogene Stadtstrukturtypen zu unterteilen. Die resultierende Informationsebene gibt in aggregierter Form Aufschluss über die räumliche Verteilung dominierender Gebäudetypen und deren ungefähres Alter. Diese Informationsebene kann um Charakteristika wie Gebäudeanzahl, Gebäudegrundrisse, Bebauungsdichte und Bevölkerungsanzahl erweitert werden und wird als räumliche Analysebasis für ein geschichtetes Zufallsstichprobenverfahren genutzt, um repräsentative Bereiche für detaillierte Vor-Ort-Untersuchungen mit einem speziellen omnidirektionalen Kamerasystem zu identifizieren. Ein neuartiges Remote Rapid Visual Screening-Verfahren zur Bildauswertung im Hinblick auf strukturelle Gebäudeeigenschaften wird vorgestellt. Eine wahrscheinlichkeitsbasierte Verwundbarkeitsabschätzung wird eingeführt, welche aus Bildinformationen die Wahrscheinlichkeitsverteilung der Verwundbarkeitsklassen nach der Europäischen Makroseismischen Skala 1998 (EMS-98) ermittelt. Die im Rahmen dieser Arbeit entwickelten Methoden und Werkzeuge basieren auf Open-Source-Lösungen und wurden erfolgreich innerhalb des Erdbebenmodells Zentralasien (EMCA) in verschiedenen Zentralasiatischen Städten getestet. Vergleiche der Ergebnisse mit Daten von herkömmlichen Rapid Visual Screening-Untersuchungen zeigen hohe Genauigkeiten der resultierenden Informationsebenen. Prof. Dr.-Ing. habil. Stavros A. Savidis, 12. September 2013

Samira Ladjal, Institut für Geotechnik, Universität für Bodenkultur, Wien

Scale effect of cavity expansion in soil with application to plant root growth In dieser Arbeit wird ein neues Verfahren zur Untersuchung der Aufweitung sphärischer Hohlräume in Materialien mit und ohne Kohäsion beschrieben. Das Ziel ist die Erstellung eines theoretischen Rahmenkonzepts, basierend auf einem Stoffgesetz mit Verformungsgradienten höherer Ordnung, welches die Mikrostruktur des Bodens berücksichtigt.

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Dissertationen Die Ergebnisse zeigen, dass der notwendige Eindringungsdruck eines Penetrometers, um einen Hohlraum im Boden zu erweitern, vom Verhältnis zwischen Hohlraumgröße und dem mittleren Korndurchmesser abhängig ist. Die Notwendigkeit für die Formulierung höherer Ordnung resultiert aus der Tatsache, dass die klassische Plastizitätstheorie keine charakteristische Länge besitzt. Die klassische Theorie ist nicht in der Lage, die zugrunde liegende Mikrostruktur zu berücksichtigen sowie beobachtete Größeneffekte zu erklären. Nach der klassischen Theorie bleibt der Grenzdruck bei der Hohlraumaufweitung unabhängig von der Hohlraumgröße, da die zugrunde liegenden Gleichungen dimensionslos formuliert sind und dementsprechend für alle geometrisch gleichen Hohlräume den gleichen Grenzdruck liefert. Zur Validierung der neuen Theorie wurden Laborversuche mit 2, 5 und 10 mm Penetrometer in lockerem und dichtem Sand durchgeführt. Der Vergleich zwischen experimentellen Werte und Berechnungen zeigt eine gute Übereinstimmung des Penetrationsgrenzdrucks mit Korrelations-Koeffizienten von 0,98 und 0,85 für den lockeren bzw. dichten Sand. Das beschriebene theoretische Model hat interessante Folgerungen für das Wurzelwachstum in Böden mit hohem Widerstand. Es ist bekannt, dass sich Seminalwurzeln der meisten Pflanzen in Böden mit hohem mechanischen Widerstand verdichten. Diese Untersuchung bietet eine interessante Erklärung für die Wurzelverdickung. Eine Erhöhung des Wurzeldurchmessers reduziert den Eindringungsdruck. Dies bedeutet, dass die Wurzelverdickung ein verbessertes Eindringen ermöglichen kann, sogar bei gleichbleibendem Turgordruck.

rauf ausgelegt, dass ein einziges Stoffmodell zur Abbildung der Struktur (Gründung) und des umgebenden Raumes (Boden) verwendet wird. Ein derartiges Stoffmodell zur Abbildung des komplexen Spannungs-Dehnungs-Verhaltens von (granularen) Böden und Gründungsmaterialien wie Beton existierte bislang nicht. Es wird ein hypoplastisches Stoffmodell entwickelt, das pyknotropes und barotropes Steifigkeits- und Scherfestigkeitsverhalten von granularen Böden und unterschiedliche Steifigkeiten bei Be-, Ent- und Wiederbelastung abbilden kann. Das mit dem Stoffmodell simulierte Spannungs-Dehnungs-Verhalten kann stufenlos von granularem in linear elastisches, ideal plastisches Materialverhalten übergehen. Somit ist auch das Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Beton vereinfacht abbildbar. Nach Validierung des Stoffmodells an Laborversuchen wird dessen Anwendung zur Strukturoptimierung an einer einfachen geotechnischen Fragestellung gezeigt: Es wird ein Streifenfundament optimiert. Im Hinblick auf die Setzungen ist eine Wand-/Pfahlgründung deutlich günstiger als eine Flachgründung und die Setzungen können so gegenüber Flachfundamenten bis zu 41,3 % reduziert werden. In Modellversuchen konnte die Tragfähigkeit von Flachfundamenten durch die Optimierung um bis zu 47 % gesteigert werden.

Univ. Prof. Dr.-Ing. Wei Wu, 14. Oktober 2013

Das Auslassen eines Silos sowie der Druckverlauf an dessen Wänden werden seit über einem Jahrhundert untersucht, jedoch sind viele Eigenschaften betreffend Design und Betrieb eines Silos nur zum Teil bekannt. Das Geschwindigkeitsprofil im Silo während des Auslassens kann nicht zuverlässig vorhergesagt werden, und der Mechanismus, welcher das Auslaufen kontrolliert, ist unklar. Diese Dissertation präsentiert eine Untersuchung über den gravitationsabhängigen Ausfluss von Silos in erhöhten Gravitationsfeldern. Fließkonditionen und laterale Wanddrücke werden quantifiziert. Ein Überblick über die Modellierung von Silos mittels Zentrifugenversuchen sowie das Auslaufen in Abhängigkeit der Gravitation wird ebenfalls präsentiert. Es wird aufgezeigt, dass der Massendurchfluss proportional zum Quadrat

Tim Pucker, Technische Universität Hamburg-Harburg

Stoffmodell zur Modellierung von stetigen Materialübergängen im Rahmen der Optimierung geotechnischer Strukturen Strukturoptimierungsverfahren werden in vielen Ingenieurdisziplinen wie im Fahrzeug- oder Flugzeugbau während des Entwurfsprozesses erfolgreich eingesetzt. In der Geotechnik werden diese Verfahren bislang sehr selten angewendet. Es werden einige gängige Topologieoptimierungsverfahren vorgestellt und deren Grundlagen erläutert. Die Optimierungsverfahren sind in der Regel da-

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Univ. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 15. Oktober 2013

John Mathews, Institut für Geotechnik, Universität für Bodenkultur, Wien

Investigation of granular flow using silo centrifuge models

der Gravitation ist und die Breite des fließenden Bereichs für jede beliebige Höhe über dem Ausfluss unabhängig von der Gravitation ist. Die lokale Geschwindigkeit des ausfließenden Materials ist ebenfalls proportional zum Quadrat der Gravitation. Beobachtungen zeigen, dass der Winkel, unter welchem eine stagnierende Zone auf die Wand des Silos trifft, unabhängig von der Gravitation ist. Kriterien, welche über Kamin- oder Massenausfluss, entscheiden sind ebenfalls unabhängig von der Gravitation. Eine Untersuchung über die benötigte Zeit, um einen Silo zu entleeren, führt zur Definierung eines Skalierungsgesetzes für Silomodellversuche in einer Zentrifuge, die zur Beschreibung granularen Fließens in Zentrifugenmodellversuchen nützlich ist. Die Auslaufzeit eines Silos mit kohäsionslosem Material in Relation zur Gravitation kann mit folgender Beziehung beschrieben werden: tm = tp*N–1/2. Kraftmesswiderstände (FSR’s) werden eigesetzt, um den Normaldruck an den Siloinnenwänden zu messen. Das Ergebnis der FSR-Felder wird durch die Untersuchung des Normaldrucks vor und während des Auslassens bewertet. Die Messung mittels FSR unterscheidet nicht zwischen Normal- und Scherkräften, was die Messwerte beeinflusst. Trotzdem wurden qualitative, sowie in manchen Fällen auch quantitative, Übereinstimmungen mit Janssen’s theoretischer Druckverteilung gefunden. Ein Diskrete Element-Model wird vorgestellt mit dem Ziel, mikroskalare Mechanismen zu erforschen. Das DEMModel wurde mittels einer Serie Triaxialversuche kalibriert, wobei Mikroeigenschaften soweit variiert wurden, bis das Gesamtverhalten dem des physikalischen Materials ähnelte. Diese Materialeigenschaften wurden weiter verwendet, um ein numerisches Silomodell mit den gleichen Dimensionen des experimentellen Modellsilos bei unterschiedlicher Gravitation zu modellieren. Es hat sich gezeigt, dass die Abflussrate des numerischen Modells stark fluktuiert. Des Weiteren weicht die Abflussrate in Abhängigkeit von der Gravitation von anderen Beobachtungen ab. Univ. Prof. Dr.-Ing. Wei Wu, 22. Oktober 2013

Slamet Widodo, Technische Universität Bergakademie Freiberg

Analysis of dynamic loading behaviour for pavement on soft soil The increasing need for regional development has led engineers to find safe

Dissertationen ways to construct the infrastructure of transportation on soft soils. The geotechnical properties of soft soil which is known for its low bearing capacity, high water content, high compressibility and long term settlement as well. In pavement engineering, either highway or runway as an infrastructure, a pavement encompasses three important parts namely traffic load, pavement and subgrade. Traffic load generated from tire pressure of vehicle and/or airplane wheels are usually around 550 kPa even more on the surface of the pavement. One of the promising soil improvement techniques is a piled embankment. When geosynthetics layer is unrolled over piles, it is known as geosynthetics supported piled embankment. By using Finite Element analysis, some findings resulted from experimental works and several field tests around the world as field case studies are verified. Some important findings are as follows: the stress concentration ratio is not a single value, but it would be changed depending on the height of embankment, consolidation process of subsoil, surcharge of traffic load, and tensile modulus of geosynthetics as well. Ratio height of embankment to clear piles spacing (h/s) around 1.4 can be used as a critical value to distinguish between low embankment and high embankment. When geosynthetics is applied to reinforce a pavement/embankment, the vertical distance of geosynthetics layers and number of geosynthetics layers depend on the quality of pavement material. Primary reinforcements for geosynthetics in piled embankments are located at span between piles with maximum strains at zones of adjacent piles. Settlements of embankments on floating piles can accurately be modelled using the consolidation calculation type, whereas the end-bearing piles may be used the plastic calculation type. Longer piles can be effectively applied to reduce a creep. By applying length of floating piles more than 20 % of soft soil depth, it would have a significant impact to reduce a creep on a deep soft soil. Prof. Dr.-Ing. Herbert Klapperich, 19. November 2013

Daniel Aubram, Technische Universität Berlin

An Arbitrary Lagrangian-Eulerian Method for penetration into sand at finite deformation Die Penetration in Sand zählt zu den kompliziertesten Problemstellungen in der Bodenmechanik, und ihre numerische Simulation insbesondere mit der

weitverbreiteten Finite Elemente-Methode (FEM) stellt bis heute eine große Herausforderung dar. Um die Probleme im Zusammenhang mit den klassischen Lagrange- und Euler-Formulierungen der FEM zu überwinden, wird in der vorliegenden Arbeit eine allgemeine Lagrange-Euler-(engl.: Arbitrary Lagrangian-Eulerian, kurz: ALE) Methode aus den theoretischen Grundlagen heraus speziell für die ebene und axialsymmetrische Penetration in Sand entwickelt. Die entwickelte ALE-Methode basiert auf einer Operator-Spaltung, welche die Lösung der maßgeblichen Gleichungen über ein Zeitinkrement aufteilt in einen Lagrange-Schritt, einen Schritt der Netzregularisierung und einen Transportschritt. Die Operator-Spaltung gestattet die Implementierung in bestehende Lagrange-FE-Programmsysteme, was am Beispiel von ANSYS erläutert wird. Ein Alleinstellungsmerkmal der ALE-Methode ist ihre Kombination mit einem hochentwickelten hypoplastischen Materialmodell für Sand, das wirklichkeitsnahe Prognosen der Spannungs- und Dichteänderungen im Boden auch bei großen Verformungen ermöglicht. Ein optimierungsbasierter Algorithmus zur Netzregularisierung wird darüber hinaus entwickelt, um die unterhalb eines Eindringkörpers auftretenden, nicht-konvex verzerrten Netzregionen zu glätten. Die ALE-Methode wird anhand von Benchmarks, grundlegenden Anfangsrandwertproblemen und eigens durchgeführten Eindringversuchen in sandbefüllten Versuchskammern verifiziert und validiert. Prof. Dr.-Ing. habil. Stavros A. Savidis, 12. Dezember 2013

Lage, Aquifermächtigkeit, Wichte, Anisotropie, Schichtung) sowie unter Berücksichtigung des nach Eurocode 7-1 bzw. DIN 1054 geforderten Sicherheitsniveaus schnell und einfach zu ermitteln. Weiterhin wurden Untersuchungen zum wirtschaftlichen Entwurf großer Baugruben durchgeführt. Durch die Anordnung von Abtreppungen entlang der Verbauwand ist dabei ein deutlich wirtschaftlicherer aber immer noch sicherer Entwurf von Baugruben möglich. In Ergänzung zu den dimensionslosen Bemessungsdiagrammen wurde außerdem schrittweise eine Näherungsformel aufgestellt. Mit dieser Näherungsformel kann die erforderliche Einbindetiefe analog zu den Diagrammen in Abhängigkeit der einzelnen Randbedingungen ermittelt werden. Durch die Einführung eines Bemessungsbeiwerts wurde schließlich eine umfassende Formel für homogenen, isotropen Baugrund erhalten, auf deren Basis eine alleinige Bemessung der für die Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch erforderlichen Einbindetiefe möglich ist. Diese Formel lässt sich auch direkt in Softwareprogramme implementieren, so dass sich der bisherige Wechsel zwischen Statik- und Strömungsprogrammen erübrigt. Schriftenreihe Geotechnik im Bauwesen der RWTH Aachen, Heft 11, in Vorbereitung http://darwin.bth.rwth-aachen.de/ opus3/volltexte/2013/4690/ Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 12. Juni 2013

Axel Ruiken, RWTH Aachen Benjamin Aulbach, RWTH Aachen

Hydraulischer Grundbruch – Zur erforderlichen Einbindetiefe bei Baugruben in nichtbindigem Baugrund Im Rahmen der Arbeit wurden umfangreiche numerische Strömungsberechnungen zur Untersuchung der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch durchgeführt. Anhand der Ergebnisse wurden Abhängigkeiten der erforderlichen Einbindetiefe von verschiedenen Randbedingungen aufgezeigt. Vor allem die Baugrubenbreite und die Lage innerhalb einer Baugrube (Ecke, Stirn-, Längsseite) sind entscheidende Einflussgrößen. Schließlich wurden auf Grundlage der erhaltenen Ergebnisse dimensionslose Bemessungsdiagramme aufgestellt. Mit diesen ist es möglich, die erforderliche Einbindetiefe in Abhängigkeit von den entscheidenden Randbedingungen (Wasserspiegeldifferenz, Breite, Länge,

Zum Spannungs-Dehnungsverhalten des Verbundbaustoffs „geogitterbewehrter Boden“ Die Arbeit behandelt die Identifizierung und Beschreibung der Einflüsse maßgeblicher Materialparameter auf die Verbundmaterialeigenschaften von geogitterbewehrtem Boden. Neben großen triaxialen Druckversuchen mit 500 mm Durchmesser wurden biaxiale Druckversuche an Probekörpern mit 800 mm Kantenlänge in einem hierzu neu entwickelten Versuchsstand durchgeführt. Neben dem Spannungsniveau wurden Lagenabstand und Dehnsteifigkeit der untersuchten Geogitter systematisch variiert. Durch Kombination verschiedener hoch auflösender Verfahren zur Spannungs- und Verformungsmessung wurden u. a. Geogitteraktivierung und Spannungsaufnahme des Verbundmaterials ermittelt. Hieraus wurden Gleichungen abgeleitet, mit denen die Stütz-

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Dissertationen wirkung der betrachteten Geogitter im verwendeten Boden zu einem beliebigen Belastungszustand berechnet werden kann. Die sukzessive Erhöhung der Stützwirkung infolge Geogitteraktivierung wird in den zugehörigen Spannungspfaden für das untersuchte Verbundmaterial gezeigt. Ergänzend hierzu wurde durch Anwendung der Digital Image Correlation (DIC) Methode das kinematische Verhalten auch im Probeninneren bzw. über den gesamten Probenquerschnitt ermittelt, wodurch die Bewehrungswirkung der Geogitter in Form von bereichsweise reduzierten Bodenbewegungen visualisiert werden konnte. Mittels zusätzlicher FE-Berechnungen wurde das gewonnene Bild schließlich um die Spannungsverteilung im Probeninneren vervollständigt. Durch ergänzende Versuche am Ausschnitt einer geogitterbewehrten Wand konnte weiterhin gezeigt werden, dass die untersuchten Geogitter nicht nur zu einer Reduzierung des Erddrucks bis teilweise deutlich unter den aktiven Erddruck führen, sondern dass dies bereits bei kleinsten Verformungen eintritt. Univ.-Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 29. Mai 2013

Gisa Kleine Vennekate, RWTH Aachen

Numerische Simulationen zur Scherfugenentwicklung in Sand-Ton-Wechselfolgen Bei der Lagerstättenerkundung und Erdölförderung sind Kenntnisse über die Strömungssituation im Untergrund von entscheidender Bedeutung. An Störungszonen können die Strömungsvorgänge z. B. durch Eintrag von Ton behindert werden. In einem interdisziplinären Forschungsprojekt an der RWTH Aachen werden die Ansätze Feldarbeit, Sandboxlaborversuche und Numerik miteinander verknüpft, um zu untersuchen, wie und unter welchen Bedingungen Ton in die Störungszone eingeschleppt wird. In der Arbeit wurden die Ergebnisse der numerischen Untersuchungen vorgestellt. Dabei wurde mit einem FE-Modell mit adaptiver Netzverfeinerung und Bruchenergetischer Regularisierung gearbeitet, um die Scherfugenbildung abbilden zu können. Neben numerischen Modellen zur freien Lokalisierung und zur Kalibrierung der Stoffparameter wurden Sandboxversuche aus Laborexperimenten nachgerechnet. Es zeigte sich, dass die Tonschicht während fortgesetzter Scherfugenbildung innerhalb der Scherfuge dünner wird. Die Ausdünnung der Tonschicht stimmt gut mit Vermessungen der Tonschicht im Laborversuch überein.

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Weitere Berechnungen wurden durchgeführt, um die Einflussparameter auf die resultierende Tonschichtdicke innerhalb der Scherfuge zu ermitteln. Aus den ermittelten Einflussfaktoren wurde schließlich eine neue Berechnungsformel abgeleitet. Hier gehen das Verhältnis der Ausgangstonschichtdicke zum Versatz in der Scherfuge, das Spannungsniveau, die Scherfestigkeit und der Einfluss der Kinematik auf die Spannungsentwicklung ein. Die entwickelte Gleichung basiert auf physikalischen Grundlagen, bietet aber gleichzeitig die Möglichkeit einer Kalibrierung anhand von Messdaten aus Laborversuchen und Felduntersuchungen. Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 12. April 2013

Hong Tian, RWTH Aachen

Development of a Thermo-Mechanical Model for Rocks Exposed to High Temperatures during Underground Coal Gasification Underground Coal Gasification (UCG), converting in-situ, unmined coal into combustible gases, has continued to attract worldwide interest. Unlike conventional mining methods, rocks and coal in the vicinity of a UCG reactor are subjected to high temperatures. Thus, in this work UCG-induced ground subsidence is predicted by application of a thermo-mechanical model developed for rocks exposed to high temperatures. An extensive literature review on sedimentary rocks and a suite of laboratory experiments on claystone after thermal treatment up to 1000 °C have been conducted to study temperature-dependent physical, mechanical and thermal properties, especially rock strength. These research efforts indicate that rock strength changes with temperature, and the varying characteristics can be generally categorized into three types. Based on this categorization, the thermo-mechanical HoekBrown (TMHB) and thermo-mechanical Mohr-Coulomb (TMMC) rock failure criteria are proposed. The corresponding constitutive relations combined with the TMHB criterion are also developed by means of the incremental theory of thermo-plasticity. In addition, using the closest point projection method, the constitutive model is implemented using the interface UMAT in the FEM program package Abaqus. Furthermore, potential ground subsidence of different layout in a hypothetical UCG area is numerically investigated by utilization of the proposed TMMC criterion. Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 8. Mai 2013

Amin Askarinejad, ETH Zürich

Failure mechanisms in unsaturated silty sand slopes triggered by rainfall Das Hauptziel dieses Projekts war es, die Auswirkungen von Porenwasserdruckänderungen auf die Stabilität von Hängen zu studieren. Außerdem standen die Mechanismen, die zur Initialisierung und Ausbreitung der Schubverformungen führen, im Zentrum des Forschungsinteresses. Ein 130 m3 grosser Erdrutsch wurde durch künstliche Beregnung über einem instrumentierten 38° steilen natürlichen Hang ausgelöst. Die Scherfestigkeitsparameter des Bodens aus dem Bereich des Hanges wurden unter den im Feld vorherrschenden Spannungspfaden bestimmt. Die hydraulischen und volumetrischen Eigenschaften des Bodens wurden unter Berücksichtigung des Sättigungsverhaltens ermittelt. Basierend auf den Felduntersuchungen wurden 4 Hypothesen aufgestellt, welche für die Initialisierung des Erdrutsches maßgebend mitbeteiligt sind. Dazu wurden eine Klimakammer sowie ein Regensimulator entworfen. Eine Reihe von geotechnischen Zentrifugen-Versuchen wurde geplant, um die Auswirkungen der Felsform und die hydro-geologischen Wechselwirkungen mit dem darüber liegenden Boden auf die Stabilität des Hanges zu studieren. Die mechanischen Eigenschaften von ungesättigten Böden und die verstärkenden Effekte der Vegetation wurden in den 2D/3D Grenzgleichgewichtsanalysen berücksichtigt. Mittels analytischer und numerischer Methoden wurde auch das Verhalten des Hanges vor der Instabilität untersucht. Die Porenwasserdrücke und die Lage der Scherfläche ergaben eine gute Übereinstimmung mit den Feldmessungen, obwohl die Zeit der Rutschung unterschiedlich abgebildet wurde. Trotzdem wurde die Relevanz der Betrachtung der Boden-Grundgestein-Wechselwirkung im Hinblick auf die Stabilität bzw. Instabilität von Hängen aufgezeigt. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 30. Januar 2014

H. Michael Heil, ETH Zürich

Titel der Dissertation: Reibung und plastische Härtung von Ton Die für zwei Ablagerungen von weichem, nacheiszeitlichem Ton erhaltenen Ergebnisse von Feldversuchen und Laborversuchen werden präsentiert. Die Feldversuche schlossen Drucksondierungen (CPTs) und Halbkugelsondierungen (Hemisphere Penetration Tests, HPTs) ein, in denen der Konus der CPT-Spitze durch

Dissertationen eine Halbkugel ersetzt wurde. Die Ergebnisse der HPTs und der CPTs sind in beiden Tonablagerungen ähnlich, und sie werden mit Werten der undränierten Scherfestigkeit und der undränierten Restscherfestigkeit korreliert. Korrelationen des totalen Raumgewichts aus den CPT- und HPT-Ergebnissen werden diskutiert und aufgestellt, auf der Basis der Cam-Clay-Modelle, genauso wie auf der Basis einer Beziehung, die direkt aus dem Verhalten abgeleitet wird, wie es in isotrop-normal konsolidierten, undränierten triaxialen Extensions- und Kompressionsversuchen sowie in Ödometerversuchen an Proben von beiden Tonen beobachtet wurde. Die Vorhersagen eines mikromechanischen Modells, welches auf der Gleit-Theorie von Batdorf & Budiansky (1949) basiert, stimmen überraschend gut mit dem in den undränierten Triaxialversuchen beobachteten Verhalten überein. Andererseits wird das Verhalten in den undränierten Triaxialversuchen mit einer Gruppe einfacher Stoffmodelle in effektiven Spannungen vorhergesagt, welche wie die Cam-Clay-Modelle eine Härtungsvariable haben, welche im kritischen Zustand andererseits aber Spannungen liefern, die dem kohäsionsfreien MohrCoulomb-Kriterium entsprechen. Diese einfachen Modelle sagen Scherbandneigungen von 45° vorher. Die Neigung von Scherbändern in den abgescherten Triaxialproben betrug jedoch nicht 45°. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 9. Dezember 2013

Jennifer Baumbach, Technische Universität München

Beitrag zum Tragverhalten von Mikropfählen unter axial zyklischer Belastung in bindigen Böden Neben den klassischen Einsatzgebieten wie z.B. Nachgründungen im Bestand unter beengten Platzverhältnissen werden Mikropfähle verstärkt als Gründung von Windenergieanlagen oder Stützen im Verkehrswegebau eingesetzt. Während bei Nachgründungen von Gebäuden die auf die Mikropfähle einwirkenden Lasten in der Regel statisch sind, kommt es bei Rückverankerungen oder der Gründung von Windenergieanlagen häufig zu veränderlichen Einwirkungen infolge Wind- oder Wellenbelastung oder Überfahrten von Fahrzeugen. In nichtbindigen Böden führen diese veränderlichen Einwirkungen zu akkumulierenden Pfahlverschiebungen und einer stark verminderten Tragfähigkeit im Vergleich zu einer rein statischen Belastung. In der Arbeit wird untersucht, inwieweit dies auch für Mikropfähle in bindigen Böden zutrifft. Dazu wurden Zug-

schwell- und Wechsellastversuche an 4,2 m langen Mikropfählen mit einem Durchmesser von 150 mm in einem mittelplastischen Ton steifer Konsistenz durchgeführt. Es wird gezeigt, wie die Entwicklung der Pfahlverschiebungen und der Pfahltragfähigkeit von der Belastungsart, der Zyklenzahl, dem mittleren Lastniveau und der zyklischen Lastamplitude abhängen. Für das vorliegende Pfahlsystem im untersuchten Tonboden wird gezeigt, dass im Grenzzustand der Tragfähigkeit unter Zugschwellbelastung keine zusätzliche Berücksichtigung des zyklischen Einflusses notwendig ist. Unter Wechselbelastung hingegen ist eine Abminderung des charakteristischen Pfahlwiderstands erforderlich, da postzyklische statische Pfahlprobebelastungen auf Zug eine deutliche Tragfähigkeitsminderung zeigten. Des Weiteren wird unter der Annahme einer sinusförmigen Belastung mit gleichbleibender Lastamplitude untersucht, in welchen Grenzen verschiedene empirische und analytische Berechnungsansätze zur Ermittlung der Pfahlverschiebung geeignet sind. Die Arbeit ist unter http://nbn-resolving.de/urn/resolver.pl?urn:nbn:de:bvb: 91-diss-20130610-1114087-0-4 zugänglich. Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 10. Juni 2013

Pierre André Mayor, ETH Zürich

Verhalten eines Flussdammes unter wiederholter Hochwasserbelastung Die Reaktion eines Flussdammes auf Wasserspiegelschwankungen und Witterungseinflüsse ist ein komplexer transienter Prozess an einem nicht gesättigten Bauwerk, der nur mit Hilfe der ungesättigten Bodenmechanik rechnerisch erfasst werden kann. Im Rahmen der vorliegenden Arbeit wurde ein Feldversuch an einem bestehenden Flussdamm durchgeführt, einerseits um die Dammreaktion auf die Beanspruchungen durch wiederholte Hochwasserbelastung und wechselnde Witterung zu erfassen, und anderseits um die ungesättigten geotechnischen Bodeneigenschaften in situ zu bestimmen. Parallel dazu wurden die ungesättigten Bodeneigenschaften in Laborversuchen und mit verschiedenen Methoden rechnerisch bestimmt. Die gewonnenen geotechnischen Eigenschaften dienen als Eingangsparameter für die numerische Modellierung des Feldversuches mit der Methode der Finiten Elemente. Diese Modellierung ergab ein befriedigendes Bild des Dammverhaltens unter wiederholter Hochwasserbelastung und wechselnder Witterung.

Durch die Berechnungsergebnisse werden sowohl die Eignung der Berechnungsmethoden als auch die Qualität der mit unterschiedlichen Methoden bestimmten Bodenkennwerte bestätigt. Somit sollte das Vertrauen in die Relevanz der ungesättigten Bodenmechanik für die praxisbezogene geotechnische Analyse wachsen. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 24. Juli 2013

Wilmer Ferney Morales Peñuela, ETH Zürich

River dyke failure modelling under transient water conditions Das Verhalten von Flussdeichen während einer Überflutung wurde durch die Analyse des Einflusses einer transienten Wasserbelastung durch mehrere Hochwasserzyklen und anschliessender Überspülung des Deiches untersucht. Diese Analyse erfolgte in drei Teilprojekten: Die Basis der Arbeit ist ein Überflutungsfeldversuch in einem eingegrenzten Abschnitt eines Deiches entlang der Rhone. Der Grasbewuchs und eine schlecht erodierbare Kiesschicht auf der Krone des Deiches verhinderten hier die erwartete Oberflächenerosion. Stattdessen entstand eine Instabilität der luftseitigen Böschung, die eine innere Erosion erlaubte. Die physikalische Modellierung bestand aus einer Versuchsserie von zwölf kleinmassstäblichen Modellen unter einer erhöhten Erdbeschleunigung von 33-g, so dass diese Modelle im Prototyp Deichen mit einer Höhe von 5 m entsprechen. Variiert wurden die Hangneigung (1:2, 1:2,5, 1:3) und zum Teil verschiedene zusätzliche Schutzmassnahmen (Fussfilter, Schlitzwand). Das Ziel der Modellierung war die Analyse des Einflusses der einzelnen Schutzmassnahmen auf die Grundwasserströmung bei Hochwasser-Zyklen sowie die Untersuchung des Bruchmechanismus, der sich während eines Überlaufs einstellt. Abschliessend wurde mit einer numerischen Simulation unter Verwendung einer kommerziell erhältlichen Software die ungesättigte Grundwasserströmung für alle zwölf Deiche untersucht. Zusätzlich wurde der zeitliche Verlauf der Stabilität der Luft- und Wasserseite von Böschungen mit dem Gleitkreisverfahren geprüft. Die Ergebnisse aus den numerischen Simulationen stellten die Ergebnisse der physikalischen Modellierung in der Zentrifuge gut dar. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 10. Dezember 2013

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Dissertationen/geotechnik aktuell Emma Pooley, ETH Zürich

Centrifuge modelling of ground improvement for double porosity clay Hauptziel dieser Forschung war der Vergleich von verschiedenen Bodenverbesserungsmethoden an Tondeponien mit Doppelporosität mittels kleinmassstäblicher Zentrifugenmodellierung. Ödometerversuche und Minizentrifugentests haben die Grundlagen für die Modelle in der geotechnischen Trommelzentrifuge geschaffen. Den Hauptbestandteil der experimentellen Untersuchung bildeten Modellversuche bei einem g-Niveau vom 50-fachen der Erdbeschleunigung. Das Verhalten der Böden unter Belastung mit einem Damm sowie die Auswirkung von verdichteten Schottersäulen (SCPs) und der dynamischen Intensivverdichtung wurden betrachtet. Diese Prozesse wurden bei rotierender Zentrifuge durchgeführt, während die Setzungen und der Porenwasserdruck gemessen wurden. Mittels Drucksondierungen und Fundamentversuchen wurden die Bodeneigenschaften verglichen. Die Evaluierung der Bodenverbesserungsmethoden zeigte, dass die dynamische Intensivverdichtung effektiv der Begrenzung der Setzung im Bereich der Schlagstelle dient und deswegen wertvoll für die Anforderungen des Zustands der Gebrauchstauglichkeit bei späterer Nutzung ist. Die Reaktion des Porenwasserdrucks wies darauf hin, dass die dynamische Verdichtung auf die Erhöhung des Porenwasserdrucks einen Effekt weit entfernt von der Schlagstelle hat. Eine grosse Gruppe von Schottersäulen ist zur Begrenzung der Setzung ebenfalls effektiv, jedoch ist die Wirkung eher lokal. Im Fall einer grossflächigen Belastung muss die Entwässerung der Bodenschicht sichergestellt werden, weil der Verlust der intergranularen Porenräume zu einer deutlichen Verringerung der Durchlässigkeit führt. Die Anforderungen an die Bodenverbesserung müssen an die geplante Nutzung angepasst werden. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 9. Dezember 2013

Yuko Yamamoto, ETH Zürich

Instabilities in alpine permafrost: Strength and stiffness in a warming regime Das Hauptziel dieser Arbeit ist es, die Festigkeit und Steifigkeit des gefrorenen Bodenmaterials in Blockgletschern zu charakterisieren. Zu diesem Zweck wurde das geotechnische Verhalten von künstlich gefrorenen Bodenproben, wie beispielweise der Kriechprozess oder das Bruchverhalten, durch triaxiale

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Spannungspfadversuche mit einem neuartigen Messsystem, basierend auf Schallemissionsmessungen und der Ermittlung der volumetrischen Änderungen der Bodenproben, untersucht. Die gewählten Spannungspfade reflektierten die Spannungsbedingungen bezüglich Kompression und Extension in Blockgletschern, unter bzw. neben den Vertiefungsspalten. Der Vergleich zwischen der residualen Deviatorspannung verschiedener Spannungspfadversuche zeigte, dass die axiale Extension die geringste Deviatorspannung mobilisiert. Ergänzend zu den triaxialen Spannungspfadversuchen wurde an quaderförmigen, künstlich gefrorenen Bodenproben der Widerstand gegen Rissbildung und Rissausbreitung mithilfe von Balkenbiegeversuchen betrachtet. Die Ergebnisse zeigten, dass gefrorene Böden mit niedrigem Eisgehalt und Temperaturen nahe dem Auftaupunkt anfälliger für die Entstehung und Ausbreitung von Rissen sein können als jene mit höherem Eisgehalt. Das Verhalten von zylindrischen, gefrorenen Bodenproben unter triaxialem Spannungspfadeinfluss wurde mittels Finite-Elemente-Simulationen nachvollzogen. Das zeitabhängige Verhalten des gefrorenen Bodens wurde unter Berücksichtigung der thermisch-hydraulisch-mechanischen Wechselwirkungen mit den experimentell gewonnenen Daten validiert. Der Vergleich der Simulationsergebnisse mit den experimentell gewonnenen Daten zeigte, dass das semigekoppelte Modell die wichtigsten Aspekte der temperaturabhängigen Spannungs-Dehnungs-Beziehung für den gefrorenen Boden in kleinem Massstab erfolgreich simulieren konnte. Prof. Dr. Sarah M. Springman, 25. November 2013

Ju-Young Oh, RWTH Aachen

Interaktion der Ringspaltverpressung mit dem umgebenden Baugrund und der Tunnelauskleidung Der Tunnelbau im Schildvortrieb stellt ein modernes und hoch technisiertes Bauverfahren dar, welches sich weltweit parallel zu dem klassischen Bauverfahren mit bergmännischem Vortrieb in Spritzbetonbauweise etabliert hat. Setzungen sind allerdings auch beim Schildvortrieb insbesondere aufgrund des Ringspalts hinter dem Schild nicht völlig auszuschließen, auch wenn dieser vollständig mit Mörtel verpresst wird und dessen Volumen sogar das theoretische Volumen des Ringspalts überschreitet. Um die Einwirkungen der Ringspaltverpressung auf das Verhalten des Bodens und die Tunnelauskleidung zu unter-

suchen, wird eine Vielzahl von FE-Berechnungen mit dem Zweiphasen-System Boden – Wasser durchgeführt. Dabei werden insbesondere der Einfluss der Höhe des Verpressdrucks und die Wasserdurchlässigkeit des Bodens untersucht. In der Arbeit wird gezeigt, dass die Ringspaltverpressung auch mit hohem Verpressdruck vorhandene Oberflächensetzungen nicht vollständig rückgängig machen kann, sondern diese allenfalls reduziert. Dies liegt daran, dass in durchlässigen Böden sich durch die Ringspaltverpressung oberhalb des Tunnels infolge der Bodenverdichtung Gewölbe bilden, die die Hebungen teilweise abschirmen und in undurchlässigen Böden durch den Verpressdruck eine Konsolidierung des umliegenden Bodens einsetzt, der die Hebungen wieder teilweise kompensiert. Es gibt daher einen kritischen Verpressdruck, oberhalb dessen die Setzungen sogar wieder zunehmen. Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 22. Okt. 2013

geotechnik aktuell

HTG-Kongress und 100-Jahrfeier in Berlin Vor hundert Jahren, am 22. Mai 1914, wurde die HTG in Berlin gegründet. Die Gründungsversammlung wurde von 25 Teilnehmern besucht. Der Mitgliederkreis bestand teils aus Ingenieuren, teils aus Wirtschaftlern, die alle die Notwendigkeit sahen, eine eigene nationale Organisation zu gründen, die sich vorwiegend mit dem Themenfeld der Hafenbauer befasste. Die Organisation fand großen Zuspruch. Bereits zu Kriegsbeginn 1914 zählte die Gesellschaft 123 Mitglieder. In den ersten 25 Jahren befasste sich die Gesellschaft vorwiegend mit bautechnischen Fragen der Gründung und Gestaltung von Hafenbauwerken, mit der Planung von Hafenanlagen und Wasserstraßen, den betriebswirtschaftlichen Erfordernissen, der Umschlagtechnik und nicht zuletzt mit den wirtschaftlichen Grundlagen und der Verwaltung von Häfen. Große Aufgaben kamen in der Nachkriegszeit auf die HTG zu beim Wiederaufbau der zerstörten Hafenanlagen und

geotechnik aktuell deren Anpassung an die veränderten Verhältnisse. Mitte der 60er-Jahre wurde das Spektrum des Hafenbaus weiter abgerundet und neben den Seehäfen kamen die Binnenhäfen, Bundeswasserstraßen, die See- und Binnenschifffahrt, die Hochschulen, Beratende Ingenieure, Werften und die Bau- und Maschinenbauindustrie hinzu. Interessant ist, wie sich die Aufgaben der HTG entwickelt haben, und manches noch heute aktuell ist. Entwicklung der Schiffsgrößen und die Herstellung der dafür erforderlichen Wassertiefen einschließlich der Finanzierung waren dringendste Probleme, um den Zugang zu den Weltmärkten für die eigenen Produkte und die Versorgung der eigenen Bevölkerung zu sichern. Probleme, die uns bis heute erhalten geblieben sind. Auch die Fragen der Verkehrsanbindung in das Binnenland, Bau der Kaimauern waren bereits Themen der ersten Jahre. Die zunehmende Vernetzung aller Lebensbereiche, konkurrierende Nutzungen, der Umweltschutz sowie die veränderten Planungs- und Entscheidungsprozesse haben den interdisziplinären Charakter der HTG noch ausgeprägter und wichtiger werden lassen. Das zunehmende Interesse der Öffentlichkeit sowie immer umfassenderen gesetzlichen Anforderungen fordern den Ingenieur auf, die Notwendigkeit, Sinnhaftigkeit und Wirtschaftlichkeit der Maßnahmen detailliert und überzeugend darzulegen. Die von den Mitgliedern der HTG insbesondere im Rahmen der zweijährlichen Mitgliederversammlungen bestimmten Grundausrichtungen der Vereinsarbeit werden vom Gesamtvorstand und Vorstand aktiv weiterverfolgt und vorangetrieben. Diese Gremien koordinieren auch die Zusammenarbeit mit anderen Gesellschaften und Vereinigungen. Für die Erörterung fachlich-wissenschaftlicher Themen hat der Gesamtvorstand verschiedene Fachausschüsse gegründet. Die Vorsitzenden dieser Ausschüsse bilden den fachlich-wissenschaftlichen Beirat, der die Arbeit der Ausschüsse koordiniert, lenkt und die Zusammenarbeit mit dem Gesamtvorstand sicherstellt. Die gegenwärtig 17 Fachausschüsse und Arbeitskreise der HTG stellen damit das fachlich-wissenschaftliche Fundament der HTG dar. Die Ausschüsse tragen die Erkenntnisse, Erfahrungen und Entwicklungen aus ihrem Fachbereich zusammen, analysieren diese und entwickeln aus der komplexen Betrachtung der wechselseitigen Implikationen Konzeptionen für die tägliche Arbeit der Fachleute. Ziel ist es, diese der Fachwelt in Form von Veröffentlichungen sowie Vorträgen zur Verfügung

zu stellen. So genießen zum Beispiel die Empfehlungen des Fachausschusses Ufereinfassungen, die EAU 2012, schon internationales Interesse und sind auf europäischer Ebene als Regelwerk notifiziert. Sie erfüllen damit den Anspruch, bei Planung, Entwurf, Ausschreibung, Vergabe, Baudurchführung und Überwachung sowie Abnahme und Abrechnung von Ufereinfassungen an Häfen und Wasserstraßen im nationalen und internationalen Bereich den Stand der Technik zu definieren. Die HTG organisiert über das Jahr verteilt zum Zwecke des fachlichen Erfahrungs- und Gedankenaustausches zahlreiche Vortragsreihen, Workshops, Baustellentage, Studienreisen sowie alle zwei Jahre einen Kongress mit einer Hauptversammlung. Auch ein internationaler Kongress wurde in 2008 von der HTG durchgeführt. Im Juni 2008 fand in Hamburg die ICCE2008 statt. Mehr als 900 Teilnehmer aus 45 Ländern erlebten ein unvergessliches Großereignis des internationalen Küsteningenieurwesens, bei dem in über 500 Vorträgen die Prozesse im Küstenbereich, die Küsten- und Hafenbauwerke, die Häfen und Wasserstraßen, Umweltaspekte, Risiken und die Entwicklung der Küste behandelt wurden. Durch die internationalen Diskussionen über die Auswirkungen des Klimawandels und die Risiken durch Hurrikane und Tsunamis gewinnen die Fragestellungen des Küsteningenieur wesens an Bedeutung. Mit ca. 400 bis 600 Teilnehmern erfreuen sich die HTG-Kongresse immer wieder eines großen Besucherandrangs. Seit Gründungstagen der HTG finden diese alternierend an einem Ort mit Seehafenbezug und einem mit Binnenschifffahrtsbezug statt. So waren Gastgeberorte in den vergangenen Jahren Bremen, Dresden, Lübeck und Würzburg. Die Kongresse bieten den Teilnehmern eine Vielzahl an Vorträgen zu den verschiedensten Fachgebieten der HTG. Daneben bleibt u. a. in der regelmäßig integrierten Industrieausstellung Platz für Diskussionen zu Themengebieten jeglicher Art. So werden neben dem fachlichen Austausch auch Möglichkeiten zum Ausbau der persönlichen Kontakte, insbesondere dem Networking geboten. Aktuell laufen bereits die Vorbereitungen zur 100-Jahrfeier der HTG, die im Rahmen des Kongresses 2014 im dieses Jahres in Berlin organisiert wird. Neben den bereits genannten Betätigungsfeldern legt die HTG auf die Förderung von jungen Mitgliedern seit jeher ein besonderes Augenmerk. Die HTG fördert junge Mitglieder, wenn diese sich in der Ausbildung befinden oder diese noch nicht länger als zehn Jahre abge-

schlossen ist. Für die Teilnahme an HTG-Veranstaltungen sowie Studienreisen oder Fachexkursionen besteht die Möglichkeit, einen Zuschuss aus einem Spendenfonds zu beantragen. Den jungen Mitgliedern wird so die Möglichkeit gegeben, trotz ihrer häufig noch limitierten finanziellen Mittel an diesen Veranstaltungen teilnehmen zu können, sich fachlich weiterzubilden und auch schon in frühen Jahren an dem Netzwerk der HTG teilhaben zu können. Der Arbeitskreis JUNGE HTG hat sich u. a. zum Ziel gesetzt, die Vernetzung der jüngeren Nachwuchsmitglieder mit den erfahrenen Mitgliedern aktiv zu unterstützen und die Kontaktpflege zwischen Nachwuchs und Berufserfahrenen zu intensivieren. Unter anderen kümmert sich die Junge HTG um die Ausrichtung eines Workshops, der turnusmäßig alle zwei Jahre stattfindet. Dieser bietet einen interessanten Mix aus jüngeren und erfahrenen Vortragenden zu unterschiedlichen Themen, bei denen sowohl der fachliche Austausch als auch die persönliche Kommunikation gefördert wird. Die Workshops sollen allen Teilnehmern die Kommunikationsmöglichkeiten zwischen Nachwuchsingenieuren, Firmen, Ingenieurbüros und öffentlichen Verwaltungen bieten und die Gelegenheit geben, Kontakte zu knüpfen, zu pflegen oder auszubauen. Mit der JUNGEN HTG hat sich innerhalb der Gesellschaft durch Eigeninitiative jüngerer Mitglieder, unterstützt durch den Gesamtvorstand, eine Institution gebildet, die sehr erfolgreich die Attraktivität der HTG für unsere Nachwuchskräfte erhöht hat. Ziel ist es, den seit Gründung der JUNGEN HTG erlangten Erfolg in die Zukunft zu tragen. Hierzu werden die JUNGE HTG und der Gesamtvorstand die bisherigen Aktivitäten fortsetzen und weiter entwickeln.

HTG: 100-Jahrfeier in Berlin vom 21. bis 23. Mai 2014

Die Hafentechnische Gesellschaft e.V. will nun ihr 100-jähriges Bestehen anlässlich des kommenden Kongresses vom 21. bis 23. Mai 2014 gebührend feiern. Inmitten Berlins, wo alles angefan-

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geotechnik aktuell gen hat, wird dieses Mal auch der Kongress ausgerichtet – in den Tagungsräumen des Maritim proArte Berlin. Wesentlicher Bestandteil des Kongresses ist der fachlich-wissenschaftliche Austausch. Aus weit über 140 eingereichten Beiträgen hat das Paper Selection Committee wieder ein interessantes Vortragsprogramm zusammengestellt. Beginnend bei Berichten über regionsspezifische Themen über Vorträge zum breiten Feld der Offshore-Windenergie bis hin zum Thema „Interaktion von Infrastruktur und Ökologie“ decken insgesamt 60 Fachvorträge ein breites Themenspektrum ab. Selbstverständlich sind auch die Themen Hafenbau sowie See- und Binnenwasserstraßenbau auf dem HTG-Kongress wieder vertreten. Neben dem fachlichen Austausch, der gegenseitigen Beratung und Information steht auch das „Netzwerken“ wieder im Focus. Hierzu werden der Kongress und die angeschlossene Fachausstellung ausreichend Raum bieten. Anlässlich des 100-jährigen Bestehens möchte die HTG alle Teilnehmer mit einem unterhaltsamen und anregenden Eröffnungsprogramm willkommen heißen, um gemeinsam das Jubiläum gebührend zu feiern. Der Festakt wird durch einen Poetry Slam von Julian Heun und die Begrüßung des HTG-Vorsitzenden Reinhard Klingen eröffnet. Im Anschluss wird Herr Prof. Klaus Töpfer, ehem. Bau- und Umweltminister, als Festredner „Von der (Un-) Möglichkeit des Bauens in einer offenen Gesellschaft“ referieren. Mit Herrn Prof. Töpfer hat die HTG einen Redner gewonnen, dessen beruflich politisches Wirken davon geprägt war, den vermeintlichen Widerspruch zwischen Ökologie und Ökonomie aufzulösen und den Dialog zwischen Wissenschaft, Politik, Wirtschaft und Bürgern zu fördern. Ob als Bau- oder Umweltminister, als Exekutivdirektor des Umweltprogramms der Vereinten Nationen oder heute beim „Institute for Advanced Sustainability Studies“ (IASS), dessen Gründungsdirektor er ist. Stets hat Prof. Töpfer Maßstäbe für ein nachhaltiges Denken gesetzt. Weitere Informationen zum Kongress, dem Programm und Aktivitäten finden Sie auf unserer Homepage unter: www.htg-online.de.

13. Altbergbau-Kolloquium an der TU Bergakademie Freiberg Unter der Schirmherrschaft des sächsischen Staatsministers für Finanzen, Prof. Dr.-Ing. Unland, fand in der sächsischen Berghauptstadt Freiberg vom 7. bis 9. November 2013 das 13. Altberg-

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Die Freiberger Veranstalter des 13. Altbergbau-Kolloquiums: Prof. Sroka, Dipl.-Geol. Tondera, Prof. Unland, Prof. Klapperich, Dr.-Ing. habil. Meier (v.l.n.r.)

bau-Kolloquium statt. Als Ausrichter des Kolloquiums fungierten in Freiberg die Institute für Geotechnik und Markscheidewesen sowie der Arbeitskreis 4.6 der Fachsektion Ingenieurgeologie in der DGGT e.V. In der Alten Mensa der TU Bergakademie Freiberg versammelten sich wieder über 450 Fachinteressierte aus Hochschulen, Ingenieurbüros, Ämtern und Bergbauspezialfirmen zu der zweitägigen Vortragsveranstaltung mit anschließenden Exkursionen. Auch zahlreiche ausländische Gäste konnten zur Tagung begrüßt werden. So waren Teilnehmer aus Bulgarien, China, den Niederlanden, Belgien, Österreich, Polen, Schweiz, Tschechien und Ukraine zu verzeichnen. Sechs Fachaussteller präsentierten ihre Produkte. Als Exkursionsziele standen das Besucherbergwerk „Im Gößner“ in der erzgebirgischen Doppelbergstadt Annaberg-Buchholz und die altbergbaulichen Hinterlassenschaften in Halsbrücke unweit von Freiberg zur Auswahl. Eröffnet wurde das Kolloquium durch Prof. Dr.-Ing. Klapperich vom Institut für Geotechnik der TU Bergakademie Freiberg. Prof. Dr.-Ing. Drebenstedt als Dekan der Fakultät für Geowissenschaften, Geotechnik und Bergbau übermittelte sein Grußwort. Er verwies auf die Bedeutung und Entwicklung der Fakultät 3 bezüglich der Ausbildung von Absolventen mit geotechnischen, bergbaulichen und geologischen Inhalten. Weiterhin sprach der sächsische Oberberghauptmann Prof. Cramer über die Bedeutung der Altbergbauerkundung und -sanierung im Freistaat Sachsen. Er verwies auf die zentrale, weiterbildende Rolle des jährlich stattfindenden Altbergbau-Kolloquiums. In den zwölf zu-

rückliegenden Kolloquien wurden über 450 Fachvorträge gehalten. So wurde die sicherheitsrelevante Rolle der Wasserlösestollen im Ergebnis des Hochwassers von 2002 mehrfach aufgegriffen. Durch ein Sanierungsprogramm zu diesen Gefahrenschwerpunkten von wasserführenden Stollen konnte bereits nach dem Hochwasser von 2013 ein bedeutender Erfolg der Schadensreduzierung nachgewiesen werden. Dipl.-Ing. Kießling, Amtsleiter des Thüringer Landesbergamtes, machte auf den fortschreitenden Sicherheitsverzehr durch den Altbergbau aufmerksam und informierte die Tagungsteilnehmer über das Grubenunglück in der Kaligrube Unterbreizbach. Dr. Obst vom Landesamt für Bergbau, Geologie und Rohstoffe Brandenburg hob die Bedeutung der Risiken und Gefahren des umfangreichen Braunkohlenaltbergbaues hervor, jedoch verwies er auch auf die sehr begrenzten finanziellen Mittel im Bundesland Brandenburg. Abschließend berichtete Dr.-Ing. habil. G. Meier turnusmäßig über die Tätigkeit des Arbeitskreises 4.6 „Altbergbau“ zu den Ergebnisse und Aktivitäten im vergangenen Arbeitsjahr. Insbesondere wurde auf die Veröffentlichung der 4. Empfehlung des AK 4.6 in Kooperation mit dem DMV e.V. im 13. Tagungsband des Kolloquiums verwiesen und die inhaltlichen Schwerpunkte hervorgehoben. Diese umfassen die geotechnisch-markscheiderische Bewertung und Sanierung von altbergbaulich beeinflussten Gebieten hinsichtlich ihrer baulichen Nachnutzung. Mit dieser 4. Empfehlung konnten eine Vielzahl von wichtigen Bearbeitungsschwerpunkten der Altbergbauthematik aufgegriffen und unter einheit-

geotechnik aktuell lichen, fachlichen Aspekten behandelt werden. Alle vorliegenden Empfehlungen sind als Leitfäden für den praxisorientierten Umgang mit Altbergbau aus ingenieur- und bergtechnischer Sicht konzipiert. Die 23 gehaltenen Fachvorträge gliederten sich in folgende Themenkomplexe: Erkundung, Bewertung und Prognose, Sicherung und Verwahrung und Freie Themen. Als Sonderschwerpunkt stand die Sanierung von Braunkohlenund Uranbergbau im Fokus der Tagung. Im Themenkomplex „Erkundung“ wurde u. a. über den Einsatz eines Laserscanners in Bohrungen zur Hohlraumerkundung und zu einem Tagesbruch in einem Parkhaus eines Einkaufszentrums in Heerlen (Niederlande) referiert. Weitere Themen waren „Serverbasierte GISLösung für die Präsentation von Informationen aus dem Monitoring im Altbergbau …“ und „Projektmanagement im Altbergbau der RAG AG“. Im Themenkomplex „Bewertung und Prognose“ ging es um die „Planung und Umsetzung des Abschlussbetriebsplanes des Tonbergwerkes Klingenberg am Main“ und um die schnelle GKB-GIS Informationsbereitstellung zu altbergbaulichen Fragestellungen sowie um die Auflassung bzw. Löschung von Bergwerksberechtigungen in Österreich. Eine weitere Vortragsthematik beinhaltete die „Erhaltung des bergmännischen Wissensschatzes des saarländischen Bergbaus für die Zukunft“. Im Themenkomplex „Sicherung und Verwahrung“ wurde zur „Sanierung eines tagesnahen Brandes im Steinkohlenflöz Blücher“ und zu „Kleine Auswirkung, große Sanierung – ein Beispiel für eine bergbauliche Bearbeitung in einem Essener Wohngebiet“ referiert. Der erste Block dieses Themenkomplexes wurde durch einen praxisbezogenen Vortrag zu den langjährigen Erfahrungen und Grundsätzen bei der bergtechnischen Sanierung von Altbergbauobjekten abgeschlossen. Der Staatsminister Prof. Dr.-Ing. Unland als Schirmherr des 13. AltbergbauKolloquiums referierte im Themenkomplex „Freie Themen“ in einem sehr interessanten Beitrag über „Die Finanzierung der Bergbau-Altlasten in Sachsen“. Er zeigte die Bereitstellung der finanziellen Sanierungsmittel mit ihren vertraglichen Hintergründen und Zusammenhängen für Sachsen auf und gab einen Ausblick der Finanzierungsmöglichkeiten für die zukünftige Altbergbausanierung. Es folgten Vorträge „Zum Stand des Altbergbau-Projektes des Bayerischen Landesamtes für Denkmalpflege“ und zu „Innovativen Flächenrecycling & Standortentwicklungsmanagement von Bergbaufolge-Landschaften

unter technischen und wirtschaftlichen Aspekten“. Im letzten Vortrag dieses Blockes wurde über „Das Sächsische Oberbergamt als Partner im Ziel 3 – Projekt „ArchaeoMontan“ referiert. Der zweite Block des Themenkomplexes „Sicherung und Verwahrung“ wurde mit dem Beitrag „Erkundung und Sanierung von tagesnahen Grubenbauen des Altwismutbergbaues im Gang Parallel bei Wolkenstein/Himmelreich“ fortgesetzt. Es folgte der Vortrag „Bergtechnische Teilsicherung eines Wasserlösstollens am Beispiel des Wiederstedter Stollens (Stadt Arnstein, SachsenAnhalt)“. Im letzten Komplex „Sanierung des Braunkohlen- und Wismutbergbaus“ wurde zu folgenden Themen referiert: „Technische und rechtliche Aspekte der Gefahrenabwehr in der Braunkohlenbergbausanierung“, „Rechnerische Stabilitätsnachweise für verflüssigungsgefährdete Altkippen des Braunkohlenbergbaus“ als ein sehr aktuelles Problem, „Fluiddynamisch-hydrogeochemische „Arbeitshypothesen“ als Basis für das Monitoring zur geotechnischen Langzeitstabilität von Kippenflächen im Lausitzer Braunkohlenrevier“ und die Wismutthemen „Wismutaltbergbau – Komplexe Sanierungsmaßnahmen an Halden“ sowie „Erfahrungen mit altverwahrten Tagesschächten der Uranerzgrube Schlema-Alberoda und sicherheitsgewährleistende Maßnahmen“. Bei den meisten Vorträgen kam es zu regen Diskussionen. Der Gesellschaftsabend, als kultureller Höhepunkt des 13. Altbergbau-Kolloquiums, beinhaltete das traditionelle Bergbier im „Tivoli“. Die Veranstaltung wurde durch das Bergmusikkorps Saxonia aus Freiberg umrahmt. Von den Teilnehmern des Altbergbau-Kolloquiums wurde die sehr gut organisierte und ansprechende Versorgung mit Speisen und Getränken gelobt. Dem Veranstalterteam kann für die reibungslose Organisation des Kolloquiums Dank und Anerkennung ausgesprochen werden. Die Resonanz an den beiden Exkursionen war ebenfalls sehr beachtlich und anerkennend. Alle Vorträge sind im Tagungsband zusammengefasst. Als Anhang des Bandes ist die Empfehlung „Geotechnisch-markscheiderische Bewertung und Sanierung von altbergbaulich beeinflussten Gebieten hinsichtlich ihrer baulichen Nachnutzung“ beigefügt. Der farbig gestaltete 13. Tagungsband kann im Buchhandel unter der ISBN 978-3-938390-11-5 oder bei den Veranstaltern bezogen werden. Das 14. Altbergbau-Kolloquium wird voraussichtlich vom 6. bis 8. No-

vember 2014 in Gelsenkirchen stattfinden. Dr.-Ing. Günter Meier Obmann des Arbeitskreises 4.6 „Altbergbau“

9. Hans Lorenz Symposium an der Technischen Universität Berlin Das vom Fachgebiet Grundbau und Bodenmechanik-DEGEBO der Technischen Universität Berlin unter Leitung von Herrn Kollegen Professor Stavros Savidis veranstaltete 9. Hans Lorenz Symposium für Baugrunddynamik und Spezialtiefbau am 26. September 2013 war mit einer Fülle an Beiträgen zu unterschiedlichen Themenschwerpunkten ein Spiegelbild der von Herrn Professor Heinz Brandl formulierten These, dass die Gesellschaft sich keineswegs bewusst ist, in welch großem Umfang die Geotechnik mit ihren weit über den traditionellen Grundbau hinausreichenden Beiträgen u. a. zur Infrastruktur, zur Wasserversorgung und Energiegewinnung, zur Abfallwirtschaft und Altlastensanierung sowie zum Schutz vor Naturkatastrophen die Voraussetzung schafft für den hohen Lebensstandard der Industrieländer und für die dynamische Entwicklung in den Schwellenländern. Auf diesem Motto baute zugleich die diesjährige Hans Lorenz Vorlesung auf, in der Herr Kollege Professor Brandl auf „Das Image, die Verantwortung und die Herausforderungen des Geotechnik-Ingenieurs in der Gesellschaft“ einging. In dem sehr facettenreichen Vortrag setzte sich Professor Brandl nachdrücklich für eine in der Tradition Karl Terzaghis stehende enge Verflechtung von Theorie und Praxis in der Geotechnik ein und zwar nicht nur in der Ingenieurpraxis, sondern gerade auch in der universitären Lehre und Forschung. Unter dem Eindruck zunehmender Normen, Richtlinien und Verordnungen warnte Professor Brandl in seinen Ausführungen davor, dass zu viele und intensive Regelungen Innovationen, das selbstständige und kreative Denken sowie die Bereitschaft, Verantwortung zu übernehmen, hemmen könnten. Geotechnik müsse als Ingenieurdisziplin verstanden werden, die in ihrer Gesamtheit Theorie und Praxis, Wissenschaft und (Ingenieur-)Kunst in einem sei. Den Umstand, dass dennoch bei vielen Bauherrn, Behörden und Baufirmen in Spitzenpositionen Bauingenieure zunehmend durch Kaufleute, Juristen und Politiker ersetzt werden und diese oft meinten, ohne ingenieurtechnischen Sachverstand auszukommen, kommentierte Professor Brandl mit den – sicher-

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geotechnik aktuell/Firmen und Verbände lich pointierten – warnenden Worten „Ingenieure sind die Kamele, auf denen die Ökonomen zum Erfolg reiten“. Im weiteren Tagungsprogramm standen zunächst mit zwei hochaktuellen Berliner Projekten, der Herstellung der Trogbaugruben für die geplante S-Bahnlinie S21 und den wasserrechtlichen Aspekten des Neubaus der U-Bahnlinie U5 zwischen Rotem Rathaus und Brandenburger Tor, sowie einem Bericht über den Söderströmstunnel, einem im Herzen Stockholms im Absenkverfahren erstellten Eisenbahntunnel, drei innerstädtische Infrastrukturprojekte im Mittelpunkt. In dem sich anschließenden Themenschwerpunkt „Pfahlgründungen“ wurde sowohl über interessante Grundsatzuntersuchungen, z. B. zum Fließ- und Ansteifverhalten von Beton bei der Herstellung von Pfählen, als auch über herausragende internationale Bauaufgaben wie die Herstellung von 260 Bohrpfählen (D = 2,0 m) für den Tower des Lakhta Centre in St. Petersburg, das mit 462 m Gesamthöhe zukünftig höchste Gebäude Europas, berichtet. Drei Beiträge zur Numerik bzw. zu aktuellen theoretischen Fragestellungen der Bodenmechanik behandelten insbesondere Aspekte der Modellierung des Material- und Systemverhaltens unter dynamischen und zyklischen Einwirkungen. Im letzten Teil der Tagung wurden schließlich sechs Projekte vorgestellt, bei denen verschiedene Baugrubenkonzepte und Gründungsmethoden zum Einsatz gekommen sind und die wiederum im nationalen und internationalen Kontext den wichtigen und vielfältigen Beitrag der Geotechnik für die Gesellschaft bestens dokumentierten, wodurch sich der große inhaltliche Bogen des 9. Hans Lorenz Symposiums vortrefflich schloss. Die große Vielfalt der Themenstellungen, die sich in den Beiträgen des 9. Hans Lorenz Symposiums wiederspiegelt, zeigt die von Professor Brandl angemahnte Notwendigkeit der engen Verflechtung von Theorie und Praxis, von fortschrittlichen Bemessungsansätzen und Simulationsmodellen einerseits und (Baustellen-)Erfahrung andererseits als in dieser Kombination unabdingbare Voraussetzung für technisch und ökonomisch optimierte, zugleich aber auch sichere und bautechnisch umsetzbare geotechnische Lösungen. Eine ausgezeichnete Organisation sowie Möglichkeiten für interessante Diskussionen und Gespräche zwischen den Teilnehmern rundeten das Symposium ab. Die Beiträge des 9. Hans Lorenz Symposiums wurden im Heft Nr. 63 der Veröffentlichungen des Grundbauinsti-

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tutes der Technischen Universität Berlin publiziert. Das 10. Hans Lorenz Symposium wird in diesem Jahr wegen der Baugrundtagung vorgezogen und am 4. September 2014 an der Technischen Universität Berlin stattfinden. Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian Moormann, Stuttgart

Firmen und Verbände STRABAG AG übernimmt Straßen- und Tiefbau-Aktivitäten der Johann Kipp Bauunternehmen GmbH Die Kölner Strabag AG, hat die Straßenund Tiefbau-Aktivitäten am Standort der mittelständischen Johann Kipp Bauunternehmen GmbH in Bremerhaven übernommen. Damit sichert der Baukonzern rund 30 der bisherigen Arbeitsplätze des Bremerhavener Traditionsunternehmens Kipp, das Ende Oktober 2013 Insolvenz angemeldet hatte. Nach Aussage der Strabag Unternehmensleitung werde das Kipp-Team in Bremerhaven seine Arbeit als eigenständige Gruppe innerhalb der Strabag Direktion Nordwest, Bereich WeserEms, fortführen und künftig unter dem Markennamen „Strabag“ auftreten. Der bisherige Geschäftsführer des Unternehmens, Volkert J. Osterloh, ist ebenfalls zu Strabag gewechselt und steht der Einheit auch weiterhin vor. Klaus Herwig, kaufmännischer Leiter der Strabag Direktion Nordwest, betont: „Dies ist von großem Vorteil für die Kontinuität der Kipp-Geschäftsbeziehungen im Straßen- und Tiefbau. Zudem werden die bisherigen Aktivitäten durch den Einsatz einer Asphaltkolonne erweitert. Damit ist die Gruppe Bremerhaven in der Lage, das gesamte Leistungsspektrum rund um den Straßen- und Tiefbau anbieten zu können.“ Für die Strabag

Das Containerterminal in Bremerhaven ist nur ein Beispiel für die Aktivitäten der Strabag. (Foto: Strabag AG)

AG bedeutet die Übernahme eine weitere Stärkung ihrer Marktposition in Norddeutschland. Über den Kaufpreis wurde Stillschweigen vereinbart.

Stahlfundamente für OffshoreWindkraftanlagen: Bilfinger investiert in eigene Produktionskapazitäten Der Engineering- und Servicekonzern Bilfinger wird in Stettin gemeinsam mit dem polnischen Stahlbauunternehmen Crist und dem staatlichen Investmentfonds Mars Stahlfundamente für Offshore-Windkraftanlagen produzieren. Der polnische Finanzminister Wlodzimierz Karpinski und Bilfinger Vorstandsmitglied Joachim Enenkel haben mit einem feierlichen ersten Spatenstich das Startsignal zum Bau einer neuen Fertigungsstätte in der Hafenstadt an der Ostsee gegeben. Das Projekt wird von der Europäischen Union gefördert.

Gemeinsam mit Partnern wird Bilfinger ab dem Jahr 2015 Stahlfundamente selbst produzieren. (Foto: Bilfinger)

Nach der Inbetriebnahme im Jahr 2015 können in Stettin jährlich 100.000 t Stahl verarbeitet und Fundamente für 80 Windkraftanlagen gefertigt werden. So ist Bilfinger in der Lage, Stahlfundamente nicht nur auf offener See zu installieren, sondern sie im Vorfeld auch selbst zu produzieren. Deutschland ist dabei nur einer von mehreren Staaten, die den Ausbau der Offshore-Windkraft vorantreiben. Bilfinger erwartet vor allem in Großbritannien und in skandinavischen Ländern eine unverändert starke Nachfrage. Bis 2020 sollen in den Anrainerstaaten der Nord- und Ostsee Offshore-Windparks mit einem Gesamtvolumen von 20 Gigawatt entstehen, dafür werden mehr als 3.000 Gründungen benötigt. Mit der neuen Produktionsanlage für Stahlfundamente ist Bilfinger wettbewerbsfähig aufgestellt.

Termine

Termine acqua alta alpina 2014 Salzburg, Österreich 12. bis 14. März 2014 Themen – Alpine Naturgefahren – Risiko- und Katastrophenmanagement – Sperrwerke und Dämme – Schutzwald – Langfristige Hochwasservorsorge – Infrastruktur – Sicherheit und Technik – Klima www.acqua-alta-alpina.at

7th Colloquium “Rock Mechanics – Theory and Practice” with “Vienna-Leopold-Müller Lecture” Vienna, Austria 13 and 14 March 2014 Topics – Mechanics of rock slopes and mass movements including modelling of run outs – Mechanics of foundations in and on rock – Mechanics of underground excavations in rock

Ohde-Kolloquium 2014 Dresden 26. März 2014 Themen – Theoretische und experimentelle Bodenmechanik – Numerische Methoden – Praktische Anwendungen – Bodendynamik http://geotechnik.bau.tu-dresden.de/ohde

Symposium on Zagreb underground

4. Münchner Tunnelbausymposium Topics – Undergound road traffic – Underground rail traffic – Construction in underground water – Microtunnelling in cities – Watersupply and purifiation systems – Sewer rehabilitation and construction methods – Underground urbanism – Underground facilities for biogas and green energy – Financing of undergound structures by EU

Neubiberg 23. Mai 2014

www.zagrebtunnel2014.com

Vigo, Spain 27 to 29 May 2014

29. Christian Veder Kolloquium 2014

Topics – Rock properties and testing methods – Rock mass characterization – Rock mechanics for infrastructures – Mining rock mechanics – Design methods and analysis – Monitoring and back analysis – Excavation and support – Rock engineering in quarrying – Preservation of natural stone and rock weathering – Case histories – Petroleum engineering and hydrofracking – CO2 storage – Applicability of EUROCODE-7 in rock engineering

www.ig.tuwien.ac.at

Workshop Offshore-Basishäfen

Stützmaßnahmen in der Geotechnik – Bemessung, Ausführung, Langzeitverhalten

Hamburg 18. März 2014

http://cvk.tugraz.at/

www.tuhh.de/hafenworkshop2014

21. Darmstädter GeotechnikKolloquium Darmstadt 20. März 2014 Themen – Baugrundverbesserungstechniken – Innerstädtisches Bauen/Bauen im Bestand – Monitoring und Prozessautomatisierung – Rechtsfragen in der Geotechnik/ Schadensfälle www.geotechnik.tu-darmstadt.de

www.htg-online.de

Zagreb, Croatia 27 and 28 March 2014

Graz, Österreich 24. und 25. April 2014

Themen – Spezialschiffe und schwimmende Strukturen – Wasserstraßen und Häfen – Infra- und Suprastruktur

– Bauprojekte der Region BerlinBrandenburg – Planung, Genehmigung und zukünftige Projekte im In- und Ausland – Aktuelle Baumaßnahmen im In- und Ausland – Interaktion von Infrastruktur und Ökologie – Instandhaltung und Erweiterung von Wasserstraßen und Häfen – Offshore-Windenergie – Forschung, Entwicklung und Innovation

21. Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau Stuttgart 6. und 7. Mai 2014 Themen – Verkehrstunnelbau – Wasserkraft – Endlagerung, Fracking, CO2-Speicherung – Forschung und Entwicklung

Themen – Baulicher Brandschutz im Tunnelbau – Tunnel in Bayern – Bauverträge im Tunnelbau – Aktuelle Projekte www.fvki.de/Veranstaltungen

European Rock Mechanics Symposium – EUROCK 2014

www.eurock2014.com

Swiss Tunnel Congress und Colloquium www.dggt.de

Luzern, Schweiz 11. und 12. Juni 2014

100-Jahrfeier der HTG und HTG-Kongress

Themen – Sicherung der Ortsbrust – Tunnelbauten in der Schweiz – Internationale Projekte

Berlin 21. bis 23. Mai 2014 Themen – Die Junge HTG: Erste Berufserfahrungen und Projekte

www.swisstunnel.ch

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Termine 2. Kolloquium zur Bodenverflüssigung bei Kippen des Lausitzer Braunkohlebergbaus Freiberg 26. und 27. Juni 2014 Themen – Auswertung und Analyse von Schadensfällen – Erkundungsmethoden auf Kippen – Bewertung, Berechnung und Modellierung – Maßnahmen zur Verhinderung von Verflüssigungen http://bergbau.tu-freiberg.de/erdbau/ kudla.php

10. Hans Lorenz Symposium für Baugrunddynamik und Spezialtiefbau Berlin 4. September 2014 www.grundbau.tu-berlin.de/symposium

XV Danube-European Conference on Geotechnical Engineering: Geotechnics of Roads and Railways Vienna, Austria 9 to 11 September 2014 Topics – Earthworks, mainly embankments – Compaction of soil and other granular materials – Soil stabilization with lime, cement – Deep soil improvement – Geotechnics of road and railtrack structures – Freezing-thawing problems of roads, railways – Geosynthetics in road and railway engineering – Use of waste material and industrial byproducts for roads and embankments – Slope stability problems – Retaining structures – Bridge foundations – Tunnelling www.decge2014.at

IAEG XII

10th International Conference on Geosynthetics Berlin, Germany 21 to 25 September 2013 Topics – Green engineering, sustainability and durability with geosynthetics – Use of geosynthetics for renewable energy – Mining, waste management, contaminated sites and – Environmental protection – Roads, railways and other transportation applications – Reinforcement in walls, slopes, embankments and base courses – Flood control, levee and canals, dams, – Reservoirs and other hydraulic applications – Drainage and filtration properties of geosynthetics – Geomembrane and geosynthetic clay liner barrier systems – Case histories and innovative uses of geosynthetics – Quality control, quality assurance and accreditation – On-site installation technologies and monitoring programs – Soil-geosynthetic interaction and large-scale performance testing – Design approaches – Regulations and recommendations – Looking to the future with new geosynthetic products www.10icg-berlin.com

33. Baugrundtagung mit Fachausstellung Geotechnik

geotechnik 37 (2014), Heft 1

21. Bodenseetagung Meersburg 17. und 18. Oktober 2014 Thema – Massenbewegungen im Gefolge der Hochwasserereignisse 2013 www.dggt.de/veranstaltungen

7th International Congress on Environmental Geotechnics Melbourne, Australia 10 to 14 November 2014 www.7iceg2014.com

43. Geomechanik – Kolloquium Freiberg 14. November 2014 Themen – Gebirgsmechanische Grundlagenuntersuchungen – Gesteinsmechanik/Bruchmechanik/ Salzmechanik – Geothermie und Gebirgsmechanik – Angewandte Gebirgsmechanik im Bergbau und Tunnelbau http://tu-freiberg.de/fakult3/gt

Geosynthetics Conference 2015 Themen – Bodenmechanik – Infrastruktur – Tunnelbau – Spezialtiefbau – Erd- und Grundbau – Geotechnik und Naturgefahren – Regenerative Energien und Energieeffizienz – Beobachtungsmethode und Qualitätssicherung in der Geotechnik

Portland, USA 15 to 18 February 2015

www.baugrundtagung.com

http://xvi-ecsmge-2015.org.uk

63. Geomechanik Kolloquium 2014

www.iaeg2014.com

www.oegg.at

Berlin 23. bis 26. September 2014

Turin, Italy 15 to 18 September 2014 Topics – Environment – Processes – Issues – Approaches

– TBM-spezifische Erkundung/Tests zur Gebirgscharakterisierung – Planung aus der Sicht der Instandhaltung/Nachhaltigkeit

Salzburg, Österreich 9. und 10. Oktober 2014 Themen – Tunnelausbruch: Abfall oder Rohstoff? – Vollausbruch versus Teilausbruch

http://geosyntheticsconference.com/

XVI European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 2015 Edinburgh, Great Britain 13 to 17 September 2015

Impressum „geotechnik“ – Fachzeitschrift für Bodenmechanik, Erd- und Grundbau, Felsmechanik, Ingenieurgeologie, Geokunststoffe und Umweltgeotechnik. Organ: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT), Gutenbergstraße 43, D-45128 Essen, Tel.: (02 01) 78 27 23, Fax.: (02 01) 78 27 43, www.dggt.de Herausgeber: Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, Espelkamp, DGGT-Vorsitzender Dr. rer. nat. Kirsten Laackmann, DGGT-Geschäftsführerin Editorial Board: • Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern (Head of Editorial Board), vrettos@rhrk.uni-kl.de • Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg, grabe@tu-harburg.de • Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, TU Dortmund, achim.hettler@tu-dortmund.de • Dipl.-Ing. Roland Jörger, Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH, Wiesbaden, roland.joerger@civil.bilfinger.com • Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter, GuD Consult GmbH, Berlin, richter@gudconsult.de Scientific Advisory Board: • Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt (TU München) • Dr.-Ing. Claus Erichsen (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr. rer. nat. Dr. h.c. Rafig Azzam (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach (TU Darmstadt) • Dipl.-Ing. Christof Sänger (Ed. Züblin AG, Stuttgart) • Dipl.-Ing. Heinz Kaltenecker (Bauer AG, Schrobenhausen) • Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann (Keller Holding GmbH, Offenbach) • Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder • Prof. Dr.-Ing. Dietmar Placzek (ELE Beratende Ingenieure GmbH, Essen) • Dr.-Ing. Peter Ruland (IMS Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg) • Prof. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff (Baugrund Dresden Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden) • Dr.-Ing. Michael Heibaum (Bundesanstalt für Wasserbau BAW, Karlsruhe) • Dipl.-Ing. Wolfgang Feldwisch (DB Netz AG, Frankfurt am Main) • Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou (ETH Zürich) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas (Universität Innsbruck) • Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus (Universität Hannover) • Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle (TU Dresden) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing.E.h. Walter Wittke (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr.-Ing. E.h. Manfred Nußbaumer MSc., München • Dipl.-Ing. Wolfgang Wegner (Bilfinger Spezialtiefbau GmbH, Frankfurt am Main) Verlag: Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, D-12045 Berlin Tel. +49 (0)30/47031-200, Fax +49 (0)30/47031-270 info@ernst-und-sohn.de, www.ernst-und-sohn.de Redaktion Managing Editor: Dr.-Ing. Helmut Richter Tel.: 030/47031-265, Fax: 030/47031-227, helmut.richter@wiley.com Technical Editor: Jost Lüddecke Tel.: 030/47031-244, Fax: 030/47031-227, jost.lueddecke@wiley.com Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Tel.: 0 30/4 70 31-2 73, Fax: 0 30/4 70 31-2 29 btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn: Fred Doischer, Tel.: 030/47031-234 Anzeigenleiterin: Sigrid Elgner Tel.: 030/47031-254, Fax: 030/47031-230 sigrid.elgner@wiley.com Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Ar-

beiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im Innoch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stelle bereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätze können mit Quellenangabe für den Abschnitt Berichte angenommen werden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder aus dem Internet geladen werden. Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlich geschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremde Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung bleiben vorbehalten. Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind. Manuskripte sind über das webbasierte Einreichungs- und Begutachtungssystem ScholarOneManuscripts einzureichen: www.ernst-und-sohn.de/gete/for_authors. Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „geotechnik“ erscheint mit vier Ausgaben pro Jahr. Neben „geotechnik print“ steht „geotechnik online“ im PDF-Format über den Online-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zur Verfügung. Jahresabonnement (print)

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91 € 131 sFr

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Persönliche Abonnements dürfen nicht an Bibliotheken verkauft oder als Bibliotheks-Exemplare benutzt werden. Das Abonnement gilt zunächst für ein Kalenderjahr. Es kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Kalenderjahres schriftlich gekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung verlängert sich das Abonnement um ein weiteres Kalenderjahr. Die Preise sind gültig bis 31. August 2014. Alle Preise sind Nettopreise. Bankverbindung: Commerzbank Weinheim, Kto 751118800, BLZ 67080050, SWIFT: DRESDEFF670 Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post die Lieferung nach und informiert den Verlag über die neue Anschrift. Wir weisen auf das dagegen bestehende Widerspruchsrecht hin. Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochen hat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt. Periodical postage paid at Jamaica NY 11431. Air freight and mailing in the USA by Publications Expediting Services Inc., 200 Meacham Ave., Elmont NY 11003. USA POSTMASTER: Send address changes to geotechnik, c/o Wiley-VCH, 111 River Street, Hoboken, NJ 07030. Kunden-/Leserservice: WILEY-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstraße 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49 (0)800 1800 536 (innerhalb Deutschlands) Tel.: +44 (0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49 (0)6201 606184 cs.germany@wiley.com Schnelleinstieg: www.wileycustomerhelp.com Satz: Typodesign Hecker GmbH, Leimen Druck: Meiling Druck, Haldensleben Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2014 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilage(n): Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V., 45128 Essen; Verlag Ernst & Sohn GmbH & Co. KG, 10245 Berlin

geotechnik 37 (2014), Heft 1

Vorschau

Themen Heft 2/2014 Dirk Wegener, Ivo Herle Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model Hanna Viefhaus, Tom Schanz Untersuchungen zum Quellpotential von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation Kay-Uwe Schenkengel, Christos Vrettos Simulation of liquefied sand by the Lattice-Boltzmann-Method Gisa Kleine Vennekate, Sohrab Noorsalehi-Garakani, Janos L. Urai, Martin Ziegler Numerische Simulationen des Clay-Smear Prozesses in Sandboxversuchen Gunther Wölfle GKM Mannheim – Spezialtiefbau im Kraftwerksbau

(Änderungen vorbehalten)

Beim Neubau des Blocks 9 des Großkraftwerks Mannheim sind umfangreiche Bauarbeiten nötig. Aufgrund des horizontal begrenzten Platzes expandieren die Bauwerke immer tiefer in den Untergrund. Des Weiteren bündeln sich die Bauwerkslasten auf einer zunehmend kleiner werdenden Fläche und müssen vom Untergrund möglichst setzungsunempfindlich aufgenommen werden. Diese Anforderungen bieten ein äußerst facettenreiches Betätigungsfeld für den Spezialtiefbau im Kraftwerksbau. Das Bild zeigt die teilüberbaute Baugrube des zylindrischen Auslaufbauwerks.

Basiswissen zum EC 2, 3 und 7

NEU Beton-Kalender Infrastrukturbau, Befestigungstechnik, Eurocode 2

Beispiele zur Bemessung nach Eurocode 2 Band 1: Hochbau

Beispiele zur Bemessung nach Eurocode 2 Band 2: Ingenieurbau

Eurocode 2 für Deutschland Kommentierte Fassung

Kurzfassung des Eurocode 2 für Stahlbetontragwerke im Hochbau

Bemessungshilfsmittel für Betonbauteile nach Eurocode 2

NEU Stahlbau-Kalender 2014 Eurocode 3 - Grundnorm, Außergewöhnliche Einwirkungen

Beispiele zur Bemessung von Stahltragwerken nach DIN EN 1993 Eurocode 3

Eurocode 3 Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten. Band1 Allgemeine Regeln Hochbau

Set: Beispiele zur Bemessung nach DIN 1045-1 und Eurocode 2, Band 1: Hochbau

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Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung Allgemeine Regeln

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Betonbau – Fachliteratur

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Spannbetonbauwerke Teil 4: Bemessungsbeispiele nach Eurocode 2

Bauen mit Betonfertig– teilen im Hochbau

Bemessung von Befestigungen in Beton Einführung mit Beispielen

fib Model Code for Concrete Structures 2010

Anchorage in Concrete Construction

Precast Concrete Structures

Multi-Storey Precast Concrete Framed Structures

Computational Methods for Reinforced Concrete Structures

Anwendung der FiniteElemente-Methode im Betonbau

Bewertung und Verstärkung von Stahlbetontragwerken

Historische technische Regelwerke für den Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau

Textilbeton

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Structural Concrete Journal of the fib

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