geotechnik 01/2016 free sample copy by Ernst & Sohn

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik

39. Jahrgang März 2016 ISSN 0172-6145 21756

Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

- Thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz - Topologieoptimierung in der Geotechnik - Setzungsmessungen an Brückenbauwerken - Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik - Settlements induced by a non-uniformly deforming tunnel

geotechnik

39. Jahrgang 2016 Heft 1

geotechnik

39. Jahrgang 2016 Heft 1

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ULRICH FINSTERWALDER

INGENIEURBAUPREIS

Auslobung 2017 durch den Verlag Ernst & Sohn

Der Verlag zeichnet seit 1988 alle zwei Jahre herausragende Ingenieurleistungen im Konstruktiven Ingenieurbau aus. Mit der Auslobung zum Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2017 geschieht dies bereits zum 15. Mal, um das Wirken von Bauingenieuren und ihr Engagement für Baukultur ins öffentliche Bewusstsein zu rücken.

Teilnahmebedingungen

Nehmen Sie teil und nutzen Sie die Gelegenheit, auf eine herausragende Leistung im Konstruktiven Ingenieurbau aufmerksam zu machen.

Die Ingenieurleistung muss innerhalb Deutschlands, Öster-

reichs oder der Schweiz erbracht worden sein. Der Standort des zu prämierenden Bauwerks ist regional nicht eingeschränkt und kann sich weltweit befinden. Zugelassen sind auch Bauprojekte, die von ausländischen Ingenieuren in Deutschland gebaut wurden. Das Bauwerk muss zwischen August 2014 und August 2016 fertiggestellt worden sein. Berechtigt zur Einreichung sind Bauingenieure, die für den Entwurf und/oder die Ausführung maßgeblich verantwortlich waren.

Bewertungskriterien Die gesamte Baumaßnahme wird nach funktionalen, technischen, wirtschaftlichen und gestalterischen Gesichtspunkten bewertet, wobei eine besondere Ingenieurleistung erkennbar sein muss. Zur Bewertung der eingereichten Objekte werden folgende Kriterien herangezogen: Konstruktion Innovation Interdisziplinarität Ästhetik Nachhaltigkeit

Über das ausgezeichnete Bauwerk wird ausführlich in allen Fachzeitschriften des Verlags Ernst & Sohn berichtet. Mit unseren nationalen und internationalen Zeitschriften werden mehr als 30.000 fachkundige Leser über die Projekte, die beteiligten Ingenieurbüros und ausführenden Baufirmen informiert. Der Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis von Ernst & Sohn wird an ein Projektteam für das ausgezeichnete Bauwerk vergeben. Die Gewinner erhalten eine repräsentative Plakette. Darüber hinaus dokumentiert und publiziert der Verlag alle Wettbewerbsbeiträge in seinen Print- und Online-Angeboten.

Preisverleihung Die Preisverleihung findet im Rahmen einer Festveranstaltung im Februar 2017 in München statt.

Einsendeschluss Die Unterlagen sind per Post bis Freitag, den 16. September 2016, einzureichen. Es gilt das Datum des Poststempels. Spätere Einreichungen können nicht berücksichtigt werden.

Die Jurysitzung findet im November 2016 in Berlin statt. Die Mitglieder der Jury sind: Dipl.-Ing. (FH) Stefan Adam Prof. Irgmard Lochner Adlinger Dipl.-Ing. Volkhardt Angelmaier Dipl.-Ing. Gerhard Breitschaft Prof. Cengiz Dicleli Prof. Rainer Hascher Prof. Martin Mensinger Dipl.-Ing. (FH) Jens Müller Prof. Jürgen Schnell Dr.-Ing. Markus Wetzel Dr.-Ing. Klaus Stiglat (Ehrenmitglied) Dr.-Ing. Dirk Jesse Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer

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Jury

Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG Rotherstraße 21 10245 Berlin Deutschland Kennwort: Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2017 Dr.-Ing. Dirk Jesse Tel. +49 (0) 30 47031 275 ingenieurbaupreis@ernst-und-sohn.de

Anmeldeunterlagen sowie eine Dokumentation zum Preis erhalten Sie beim Verlag oder unter: www.ingenieurbaupreis.de

Auslober

Mit freundlicher Unterstützung von:

Inhalt

Bei der Planung des neuen Südflügels des Wittenberger Schlosses wurden die historischen Baukanten des Schlossensembles aufgegriffen und wiederhergestellt. Die Aufgabenstellung für die beteiligten Bauunternehmen lautete, die alten Fundamente nicht zu zerstören, sondern sie weiterhin sichtbar in den Neubau zu integrieren. Um die alten Grundmauern ausreichend tragfähig für die neuen Fundamente zu machen, mussten sie zur Einleitung der Druckbelastungen in den darunterliegenden Boden nachgegründet werden. Hierzu war erforderlich, sie möglichst erschütterungsarm und schonend zu durchbohren. Dies Durchbohren musste mit kleinem und leichtem Bohrgerät erfolgen, zumal die räumlichen Verhältnisse auf der Baustelle wegen der alten Mauern sehr beengt waren. (Foto: Friedr. Ischebeck GmbH)

geotechnik 1 39. Jahrgang März 2016, Heft 1 ISSN 0172-6145 (print) ISSN 2190-6653 (online)

Editorial 1

Christos Vrettos Nachhaltig experimentieren Fachthemen

Christian Missal, Andreas Gährken, Joachim Stahlmann Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Karlotta-Franziska Seitz, Tim Pucker, Jürgen Grabe Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung

Maik Schüßler Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

Peter Gußmann, Diethard König, Tom Schanz Die Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik – aktuelle Entwicklungen und Anwendungen

Jinyang Fu, Herbert Klapperich, Rafig Azzam, Junsheng Yang Modelling of surface settlements induced by a non-uniformly deforming tunnel Rubriken

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

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Herausgeber

Produkte und Objekte A5 A22

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Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Call for Papers Die Zeitschrift geotechnik ist das Organ der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT) und erscheint seit 2011 beim Verlag Ernst & Sohn. Die Zeitschrift deckt das gesamt Fachgebiet der Geotechnik ab und veröffentlicht wissenschaftliche Fachbeiträge und praxisorientierte Berichte aus den Bereichen: Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik Ingenieurgeologie Kunststoffe in der Geotechnik Umweltgeotechnik Alle Fachbeiträge werden standardmäßig in einem internetbasierten Peer-review Prozess begutachtet. Die technischen Berichte werden nicht reviewt, aber redaktionell geprüft. Das von der DGGT eingesetzte Editorial Board gewährleistet eine interessante Themenauswahl und garantiert die Qualität der Inhalte auf hohem technischem und wissenschaftlichem Niveau. Nutzen Sie für die Einreichung Ihres Manuskripts bitte ausschließlich die Online-Plattform “ScholarOne Manuscripts”. Die URL lautet: https://mc.manuscriptcentral.com/gete

38. Jahrgang 2015 / 4 Ausgaben im Jahr Hrsg.: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT)

Organ der DGGT Mitglieder der DGGT erhalten die Zeitschrift print und online. Für weitere Informationen: Zum Abonnement: www.ernst-und-sohn.de/geotechnik Zur Mitgliedschaft: www.dggt.de

Online Bestellung: www.ernst-und-sohn.de

Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

Kundenservice: Wiley-VCH Boschstraße 12 D-69469 Weinheim

Tel. +49 (0)6201 606-400 Fax +49 (0)6201 606-184 service@wiley-vch.de 1023126_dp

Spezialtiefbau

DAS FENSTER ZUM UNTERGRUND

Liebherr auf der Bauma 2016: Komplettanbieter im Spezialtiefbau Seinen Anspruch als Komplettanbieter im Spezialtiefbau unterstreicht Liebherr auf der Bauma 2016 mit der Messepremiere des Ramm- und Bohrgerätes LRB 355 sowie des Hydroseilbaggers HS 8130 HD. Zudem wird in München auch das beliebte Großdrehbohrgerät LB 36 mit Kellyausrüstung zu sehen sein. Alle drei Spezialtiefbaumaschinen haben ihre Effizienz bereits erfolgreich bei Baustelleneinsätzen auf der ganzen Welt unter Beweis gestellt. Bei sich wiederholenden Arbeitszyklen im Spezialtiefbau kommt dem kraftstoffeffizienten Arbeiten eine besondere Bedeutung zu. Als Innovation bietet Liebherr hierzu die optionale Motor-StoppAutomatik an. Damit schaltet das Liebherr-Spezialtiefbaugerät bei längeren Arbeitspausen nach vorheriger Überprüfung bestimmter Systemfunktionen automatisch ab, was sowohl Treibstoff spart als auch die Umwelt schont. Mit dem Eco-Silent-Mode kann außerdem die Motordrehzahl auf ein erforderliches, voreingestelltes Maß reduziert werden. Dies hat eine deutliche Senkung des Dieselverbrauchs zur Folge und senkt zudem die Schallemissionen, ohne dabei die Leistung zu schwächen. Ausgestattet mit Dieselmotoren der neuen Generation, laufen die drei Bauma-Exponate mit abgesenkter Arbeitsdrehzahl. Dadurch wird zusätzlich der Treibstoffverbrauch reduziert und gleichzeitig die Effizienz verbessert. Beim Hydroseilbagger HS 8130 HD wurde zudem die Hydraulik optimiert, wodurch der Seilbagger trotz geringerer Motorleis-

tung sogar eine höhere Umschlagleistung als sein Vorgänger erreicht.

Das Multifunktionsgerät LRB 355 Der robuste Unterwagen des neuen Ramm- und Bohrgeräts LRB 355 mit den längsten Raupenträgern seiner Klasse garantiert eine überaus hohe Stabilität. Dank der Parallelkinematik verfügt es über einen großen Arbeitsbereich. Ein weiterer Vorteil ist die direkte Montage aller Winden am Mäkler. Dies ermöglicht einerseits eine direkte Sicht von der Fahrerkabine zur Hauptwinde und sorgt andererseits dafür, dass sich beim Verstellen des Mäklers die Seile nicht bewegen. Die optional erhältliche bewegliche Arbeitsplattform des LRB 355 gewährleistet einen sicheren Zugang zu den Anbaugeräten. Außerdem erleichtert sie die Montage der Arbeitswerkzeuge sowie Wartungsarbeiten auf der Baustelle. Das neue LRB 355 von Liebherr ist in zwei verschiedenen Konfigurationen mit einer maximalen Höhe von 33,5 m und einem maximalen Gewicht von ca. 100 t ohne Anbaugeräte erhältlich. Das Ramm- und Bohrgerät wird von einem 600 kW (optional 750 kW) starken V-12-Dieselmotor angetrieben, der die Europäischen Emissionsstandards Stufe IV und die US-Norm Tier 4f erfüllt. Weitere Vorteile des neuen Liebherr-Ramm- und Bohrgeräts sind seine schnelle Mobilisierbarkeit und der einfache Transport. Das Gerät kann mit montiertem Mäkler und Universalschlitten transportiert werden. Um die Transportlänge zu minimieren kann der Mäkler umgeklappt werden. Sie beträgt damit nur 22,6 m. Außerdem sind keine Werkzeuge erforderlich, um den Mäkler umzuklappen oder das Gegengewicht zu montieren. Das LRB 355 wurde speziell für das Vollverdrängerbohren entwickelt und erreicht dabei ein Drehmoment von 450 kNm. Das Gerät kann jedoch auch für zahlreiche andere Verfahren wie Bohren mit Kellyausrüstung, Doppelbohrkopf, Endlosschnecke wie auch Bodenmischen und Einsätze mit Rüttler und Hydraulikhammer verwendet werden.

Neuauﬂage: Die GGU-Suite im Überblick.

Geotechnische Berechnungen Geohydraulische Berechnungen Bohrlochauswertung Feld- und Laborversuche Hilfsprogramme Baustatik

Hydroseilbagger HS 8130 HD

Bild 1. Rendering des Liebherr-Hydroseilbaggers HS 8130 HD mit Verrohrungsmaschine

Der Liebherr-Hydroseilbagger HS 8130 HD kann sowohl für verschiedene Spezialtiefbaueinsätze sowie für die typischen Umschlagarbeiten eines Seilbaggers verwendet werden. Dazu gehören Schlitzwandarbeiten bis 35 t, Einsätze mit Verrohrungsmaschine bis 3 m, Materialumschlag mit Greifer oder Schleppschaufel, dynamische Bodenverdichtung sowie verschiedene Nassbaggerarbeiten.

Jetzt Katalog kostenlos anfordern bei: Civilserve GmbH Exklusivvertrieb GGU-Software Weuert 5 · D-49439 Steinfeld Tel. +49 (0) 5492 96292-0 (Vertrieb) Tel. +49 (0) 531 2159849 (Support) Vertrieb: Mo.–Do. 8–17 Uhr, Fr. 8–16 Uhr Support: Mo.–Do. 9–16 Uhr, Fr. 9–12 Uhr info@civilserve.com · www.civilserve.com

Spezialtiefbau

Bild 3. Das vielseitige Ramm-und Bohrgerät LRB 355 von Liebherr auf seiner Premierenbaustelle im österreichischen Dornbirn (Abb./Fotos: Liebherr)

Bild 2. Das Liebherr-Großdrehbohrgerät LB 36 im Einsatz in der Schweiz

portiert werden. Dies beschleunigt die Mobilisierung des Geräts auf der Baustelle. Weitere Vorzüge, die die Mobilisierung erleichtern, sind das Selbstmontagesystem für Raupenträger und Gegengewicht sowie das Jack-Up-System. Zudem kann der HS 8130 HD dank seines geringen Transportgewichts von nur 50 t und der maximalen Transportbreite des Grundgeräts von 3,5 m leicht transportiert werden.

LB 36: Jahrelang erprobtes Großdrehbohrgerät Bei der Entwicklung des 130-t-Seilbaggers wurde besonderes Augenmerk auf die robuste Stahlkonstruktion, die Optimierung von Leistung und Sicherheit sowie auf einen einfachen und schnellen Transport und die rasche Mobilisierung des Geräts gelegt. Der HS 8130 HD kann komplett mit den am Oberwagen montierten Geländern, Laufstegen und Podesten trans-

Pfahl, Anker, oder Nagel?

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Die Antwort: Mikropfahl TITAN.

• Gründung, Nachgründung, Auftriebssicherung, dauerhafte Rückverankerung, Bodenvernagelung, Baugrubensicherung • Einheitliche Verfahrenstechnik für Lasten bis über 3000 kN • Stahl-Tragglied TITAN = Bohrgestänge + Injektionsrohr + Bewehrungsstahl Weitere Infos: www.ischebeck.de FRIEDR. ISCHEBECK GMBH Loher Str. 31-79 | DE-58256 Ennepetal

Mit dem LB 36 stellt Liebherr auf der Bauma 2016 auch ein bestens etabliertes Drehbohrgerät mit dem vor drei Jahren erstmals präsentierte BAT-Bohrantrieb aus. Der Bohrantrieb des LB 36 verfügt über ein Drehmoment von 410 kNm und kann je nach Anwendung individuell konfiguriert werden. Die Hauptvorteile des von Liebherr gefertigten Hydraulikantriebs liegen in der automatischen Drehmomentregelung, der stufenlosen Drehzahl-Optimierung und vier elektronisch einstellbaren Drehzahlbereichen. Die weiteren Vorzüge dieses Bohrantriebs sind sein einfacher Aufbau, der geringe Wartungsaufwand und vor allem seine außerordentliche Effizienz. Das rund 115 t schwere LB 36 ist für Bohrdurchmesser von bis zu 3 m und Bohrtiefen von maximal 88 m ausgelegt. Die 40-t starke Kellywinde und das Seilvorschubsystem mit 40 t Rückzugskraft bieten einen wesentlichen technischen Vorteil. Damit verfügt der Anwender über ein Höchstmaß an Leistungsfähigkeit und Zuverlässigkeit, selbst bei schwersten Bodenverhältnissen und Einsatzbedingungen. Das Liebherr-Bohrgerät besticht durch eine stabile Ausführung des Mäklers, eine robuste Kinematik sowie ein breit gefächertes Einsatzspektrum. Hohe Stabilität ist durch die große Standfläche des Unterwagens garantiert. Ähnlich wie die anderen Geräte der LB-Serie ist das LB 36 speziell für Kelly-, Endlosschnecken-, Doppelbohrkopf- sowie Bodenmischeinsätze konzipiert. Im Bereich Spezialtiefbau bietet Liebherr seinen Kunden nicht nur zahlreiche Maschinen sondern auch eine Vielzahl von Dienstleistungen an, welche die Effizienz auf der Baustelle erhöhen. Dazu zählen die verfahrenstechnische Beratung in der Planungsphase, die Anwendungsberatung auf der Baustelle, die Speicherung, Auswertung und Übertragung von Maschinendaten mittels LiDAT sowie die Dokumentation und Analyse der Prozesse auf der Baustelle mittels PDE/PDR. Hervorzuheben sind zudem die neuen Liebherr-Simulatoren für Spezialtiefbaugeräte, mit welchen die Fahrer auf ihre zukünftigen Aufgaben in einer virtuellen aber dennoch realistischen Umgebung vorbereitet werden können. Dies verbessert die Souveränität des Fahrers und somit die Sicherheit auf der Baustelle. www.liebherr.com

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Spezialtiefbau

Kettenbagger 336F XE Hybrid mit EU-Stuve IV Der im vergangenen Jahr vorgestellte Cat Kettenbagger 336F XE Hybrid bildet mit kraftstoffsparender Hybridtechnik und produktivitäts- sowie effizienzsteigernder Cat Connect-Technologie eine Klasse für sich in dieser Maschinenkategorie. Der bereits im Vorgänger 336E H installierte Cat Dieselmotor C9.3 ACERT erfüllt jetzt die verschärften Abgasemissions-Anforderungen der EU-Stufe IV. Aufgrund der weitgehenden Integration aller Systeme und Komponenten (Integrated Design) konnten Leistung, Dieselkonsum und Energie-Rückgewinnung optimiert werden. Im Vergleich zur Standardversion des 336F kommt der neue Hybridbagger mit dem Zusatz XE mit bis zu 20 Prozent weniger Kraftstoff aus, und gegenüber dem 336E Standard hat sich der Verbrauch sogar um bis zu 25 % reduziert – ohne jeden Leistungsverlust und bei unverändert niedrigem Instandhaltungsaufwand. Eine echte Premiere im Baggerbereich: Der 336F XE Hybrid wird optional mit dem brandneuen, vollständig integrierten Cat Wägesystem „Production Measurement“ geliefert, das die Löffelnutzlast während des Arbeitsspiels anzeigt und dem Fahrer daher eine exakte Beladung der Transportfahrzeuge ermöglicht. Dem Firmenmanagement dient das Wägesystem zudem als informative Produktivitätskontrolle.

Starker Dieselmotor Der sparsame Cat C9.3 ACERT entwickelt eine Nennleistung von 235 kW (320 PS) und darf mit Biodieselmischungen bis B20 betrieben werden. In der Abgasnachbehandlungsanlage mit

B E R AT U N G

PLANUNG

Dieselpartikelfilter erfolgt eine EU-Stufe-IV-konforme Schadstoffminderung. Der Regenerationsprozess – erforderlich, um den Partikelfilter freizubrennen – wird automatisch so gesteuert, dass er ohne Unterbrechung des Maschinenbetriebs und nur unter optimalen Bedingungen stattfindet. Alternativ kann der Fahrer die Regeneration manuell einleiten oder abbrechen. Mehrere elektronische Funktionen erlauben dem Baggerführer eine besonders verbrauchsarme Arbeitsweise. So lässt sich der Motor per Tastendruck auf Leerlaufdrehzahl bringen, die Leerlaufabstellautomatik stoppt den Motor nach einem programmierbaren Zeitintervall, und der wählbare Eco-Modus optimiert die Energieeffizienz.

Hybridsystem auf hydraulischer Basis Eine besondere Komponente des 336F XE Hybrid ist die in Standardbauweise ausgeführte, jedoch elektronisch geregelte und programmierbare Hydraulikpumpe, die alle Energiesysteme des Baggers integriert und die Motorleistung sofort an wechselnde Lasten anpasst. Hinzu kommt das adaptive Steuersystem (Cat Adaptive Control System), das sich durch ein intelligentes Management der Druck-Strom-Regelung auszeichnet und folglich die Arbeitsgenauigkeit, Kraftstoffeffizienz und Anbaugeräteleistung spürbar verbessert. Zugleich reduziert sich der Effekt, den das Gewicht der Arbeitsausrüstung auf die Steuerungsqualität ausübt. Maßgebliches Bauteil im hydraulischen Hybridsystem ist das Cat Energie-Rückgewinnungsventil, denn es leitet die beim Abbremsen des drehenden Oberwagens erzeugte kinetische Energie in groß dimensionierte Hochdruckspeicher. Beim anschließenden entgegengesetzten Drehvorgang wird diese Energie zum Beschleunigen des Oberwagens genutzt. Daraus resul-

AUSFÜHRUNG

Bauvorhaben Neubau U5 Los 2 – U-Bahnhof „Berliner Rathaus“ Durchbruch vom neuen U-Bahnhof „Berliner Rathaus“ zum Bestandstunnel der U-Bahnlinie U5 am Alexanderplatz

HN Berlin + Verwaltung Tel. 030 754904-0 • Fax 030 754904-420

ZN Hannover Tel. 0511 94999-0 • Fax 0511 499498

ZN München Tel. 089 71001-500 • Fax 089 71001-510

ZN Chemnitz Tel. 0371 262519-0 • Fax 0371 262519-30

ZN Langenfeld Tel. 02173 27197-0 • Fax 02173 27197-990

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Zukunft hat Tradition!

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Spezialtiefbau

tiert eine geringere Belastung der Hydraulikpumpe, sodass sich der Kraftstoffverbrauch deutlich reduziert. Große Durchflussmengen und hohe Drücke in den Arbeitshydraulikkreisen des 336F XE Hybrid ermöglichen den hocheffizienten Einsatz von Anbaugeräten wie Betonpulverisierern, Scheren und Reißzähnen.

Robuster Unter- und Oberwagen Für den neuen Kettenbagger sind zwei HD-Unterwagenvarianten mit langem Laufwerk (L) oder langem, schmalem Laufwerk (LN) lieferbar. Massiver Hauptrahmen und Heavy-Duty-Kontergewicht erweisen sich als solide, standsichere Plattform bei allen vorkommenden Baggerarbeiten. Der in HD-Konstruktion ausgeführte 6,5 Meter lange Standardausleger lässt sich wahlweise mit einem 2,8-m- oder 3,2-mStiel kombinieren, um die Maschine möglichst vielseitig einsetzen zu können.

Technologische Neu- und Weiterentwicklungen Natürlich ist der 336F XE Hybrid mit dem Cat Flottenmanagement Product Link ausgestattet. Product Link stellt eine drahtlose Verbindung zwischen dem Kunden und seinen Maschinen her, damit er die vom System erfassten Daten – Standort, Betriebsstunden, Kraftstoffverbrauch, Leerlaufzeit, Ereignis-/Diagnosecodes usw. – abrufen und mit der internetbasierten Soft-

Bild 1. Noch sparsamer mit aktuellem Stufe IV-Motor: (Foto: Caterpillar/Zeppelin)

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ware VisionLink online auswerten kann. Anhand der ermittelten Werte lassen sich fundierte Entscheidungen treffen, die zu höherer Effizienz sowie niedrigeren Vorhalte- und Betriebskosten führen. Cat Grade Control, das optionale 2D-Baggeranzeigesystem, wird im Werk vollständig und sofort einsatzbereit in die Maschine integriert. Geschützt an der Arbeitsausrüstung montierte Sensoren informieren den Fahrer in Echtzeit über die exakte Löffelposition, sodass der Erdaushub ohne vorherige Vermessung und ohne Messpersonal erfolgen kann. Bei Bedarf lässt sich Grade Control durch Nachrüsten von Komponenten der Cat Maschinensteuerung AccuGrade unkompliziert auf ein dreidimensionales GPS/UTS-System erweitern. Cat Production Measurement, das optional im 336F XE installierte elektronische Wägesystem, erfasst mithilfe von Sensoren den hydraulischen Druck in den Hubzylindern und die Position des Löffels, um daraus die Nutzlast mit einer Genauigkeit von ± 5 Prozent zu errechnen. Die Kalkulation erfolgt ohne Arbeitsspielunterbrechung während der Auslegerbewegung, sodass der Fahrer den Löffelfüllungsgrad nötigenfalls noch direkt am Haufwerk ändern kann. Alle wichtigen Nutzlastinformationen werden auf dem übersichtlichen Monitor in der Fahrerkabine angezeigt, um Über- oder Unterladung zu vermeiden. Die erforderlichen Eingaben für Materialart, Lkw-Kennnummern und Nutzlast-Sollwerte sowie die Speicherungen der Nutzlastdaten lassen sich sehr einfach durchführen. Per Flottenmanagement kann sich der Kunde jederzeit mithilfe der internetbasierten Software Vision Link Payload Monitoring über den Materialumschlag und die Maschinen-/Fahrerleistung informieren. Diese Daten eignen sich ideal für eine faktenorientierte Definition der Produktionsziele und Arbeitseffizienz. Fast alle wichtigen Wartungsstellen sind direkt vom Boden aus erreichbar. Routinearbeiten werden durch elektrische Kraftstoff-Förderpumpe, Kraftstoff-Fernablassventil und KraftstoffVorratsanzeige erleichtert. Integrierte ROPS-Fahrerkabine, großes Dachfenster, Antirutschbeläge auf den Trittflächen, Halogen-Arbeitsscheinwerfer mit programmierbarer Ausschaltverzögerung und serienmäßige Heckkamera sorgen für Sicherheit bei Betrieb und Instandhaltung des 336F XE Hybrid.

www.zeppelin-cat.de

Spezialtiefbau

Neue Generation von Bauer-Drehbohrgeräten: Die mittlere Plattform der ValueLine Vor dem Hintergrund ständig wachsender Marktanforderungen hat sich die BAUER Maschinen GmbH mit der Einführung der zwei Bohrgerätelinien ValueLine und PremiumLine im Jahr 2011 gut für die Zukunft gerüstet. Die ValueLine ist optimiert für das Kellybohren, die PremiumLine-Geräte sind Multifunktionsgeräte für verschiedenste Anwendungen im Spezialtiefbau. Vier Jahre nach der Neugliederung läutet der Hersteller eine neue Generation von Drehbohrgeräten in der ValueLine ein: Die mittlere Plattformreihe, die für Bohrpfähle mit einem Durchmesser von bis zu 2,5 m und einer Bohrtiefe von bis zu 70 m ausgelegt ist. Durch konsequente Ausrichtung auf Kundennutzen, Funktionalität und Wirtschaftlichkeit ist es hier gelungen, ein neues Preis-Leistungsverhältnis bei Bohrgeräten zu schaffen. Die mittlere Plattformreihe umfasst die BAUER BG 26 in der kostengünstigsten Ausführung und – in der größeren Ausführung – die BAUER BG 30. Die neuen ValueLine-Geräte punkten dabei mit modernster Technik.

Technisch eng aufeinander abgestimmt Zwar beschränkt der Hersteller mit der mittleren Plattform seine Produktvielfalt auf zwei Geräte. Das heißt aber keineswegs, dass dadurch Lücken im Angebot entstehen. Man ersetzt lediglich Geräte, die sich ähnlich sind, durch nahverwandte Geräte. Das bietet den entscheidenden Vorteil, dass die Maschinen technisch eng aufeinander abgestimmt und die Bauteile damit

Die mittlere Plattformreihe der Bauer-ValueLine umfasst die BAUER BG 26 und die BAUER BG 30. Kernelement ist das gemeinsame Grundgerät BT, das komplett von Bauer konstruiert und gebaut wurde. (Foto: BAUER Gruppe)

modellübergreifend austauschbar sind. Benötigte Ersatzteile sind dann in den meisten Fällen sofort verfügbar. Kernelement der mittleren Plattformreihe ist das gemeinsame Grundgerät BT, das komplett von Bauer konstruiert und gebaut wurde. Diese innovative Neuheit bringt eine ganze Reihe Vorteile mit sich: Der moderne und hochfunktionelle Träger punktet nicht nur mit höchsten Sicherheitsstandards und sehr niedrigen Lärmemissionswerten. Die Maschine kann auch mit einem 298 Kilowatt CAT C 9.3 Motor ausgestattet werden, der die neuste Abgasnorm gemäß Tier 4 final erfüllt. Große Querschnitte in den Hydraulikleitungen sorgen für einen optimalen

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Spezialtiefbau Wirkungsgrad des Motors, was sich dann direkt auf den Kraftstoffverbrauch niederschlägt. Bei schwierigen Verhältnissen können außerdem ein Drehmomentwandler BTM oder eine Verrohrungsanlage angebaut werden.

Bis zu 30 % niedrigerer Kraftstoffverbrauch Die mittlere Plattform der ValueLine besticht aber nicht nur durch ihre Leistungsfähigkeit sondern auch durch zahlreiche Neuerungen, die vor allem die Wartungsarbeiten und den Geräteauf- sowie -abbau erleichtern. Eine integrierte Serviceplattform ermöglicht einen einfachen und sicheren Zugang für alle Wartungsarbeiten im Oberwagen. Dabei wird ein Trittrost, der mit einem Teil der seitlichen Verkleidung verbunden ist, aus dem Oberwagen herausgezogen. Die seitliche Verkleidung dient dabei als Absturzsicherung. Dieses System ist weltweit einzigartig und setzt im Bereich Health Safety & Environment einen neuen Standard. Alle Servicestellen können nun problemlos vom Boden oder von der Plattform aus erreicht werden. Dass auch in Sachen Komfort keinerlei Abstriche gemacht wurden, beweist die Bauer Komfortkabine, die sich durch höchste Funktionalität auszeichnet und eine optimale Sicht auf die Bohrstelle ermöglicht. Die technischen Neuerungen haben sich in der Praxis bereits bestens bewährt: Erste Messungen bei Baustelleneinsätzen ergaben einen Kraftstoffverbrauch, der gegenüber dem Vorgängergerät um bis zu 30 % niedriger ausfällt.

Bild 2. Hohe Flexibilität durch den Entfall von Genehmigung und eigenem Transport: Die SL Service und Logistik Spedition, ein Unternehmen von Hölscher Wasserbau, transportiert die neue Fräse GIGANT 3600 innerhalb von nur einem Tag zu fast jedem Ort in Deutschland.

www.bauer.de

Hölscher Wasserbau reagiert mit kleiner Fräse auf steigende Umweltanforderungen Mit einer Sonderanfertigung im Bereich der Grabenfräsmaschinen zur Grundwasserabsenkung reagiert das Unternehmen Hölscher Wasserbau aus Haren (Ems) auf gestiegene Anforderungen bei Projekten im Energie- und Umweltsektor. Bei einer Länge von 12,5 m und einem Transportgewicht von nur 22 t ist die neue Fräse „GIGANT 3600“ die kleinste Fräse im unternehmenseigenen Maschinenpark. Sie ergänzt damit das Dienstleistungsportfolio der emsländischen Wasser-Experten und ermöglicht neue Einsatzbereiche bei höchster Flexibilität. Entwickelt wurde die Fräse von der Firma Hüntelmann aus dem emsländischen Werpeloh. Die neue Fräse ist besonders gut für leichten und sandigen Untergrund geeignet. Beim Bau von Windparks oder Strommasten auf moorigem Untergrund kam es in der Vergangenheit schon des Öfteren zu Komplikationen, da die bisher vorhandenen Frä-

Bild 1. Hat kein Problem mit sandigem und weichem Untergrund: Die neue Fräse GIGANT 3600.

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Bild 3. Die Fräse GIGANT 3600 schafft eine Grabentiefe von 4500 mm (mindestens 1500 mm) und deckt damit 80 % der Kundenanfragen ab. (Fotos: Hölscher Wasserbau)

sen schwer und statisch in der Anwendung sind. Da ist die neue GIGANT 3600 schon erheblich flexibler einsetzbar. Mit den großen Fräsen des Herstellers konnte man bisher nur bei großen, freiliegenden Bauvorhaben tätig werden. Mit der neuen Fräse sind nun auch die kleineren Gruben, wie etwa Fundamente von Windkraftanlagen oder Strommasten, kein Problem mehr. Derartige Baugruben wurden bislang häufig mit Tief- oder Vakuumbrunnen trockengelegt, welche im Verhältnis zur nun umsetzbaren Horizontaldrainage jedoch höhere Förderraten und größere Reichweiten der Absenktrichter aufweisen. Angesichts steigender Umweltauflagen stellt dies Verfahren einen erheblichen Kostenfaktor dar. Mit einer max. Grabentiefe von 4.500 mm und minimal 1.500 mm deckt Hölscher Wasserbau mit der neuen Fräse nach eigenen Angaben ca. 80 % der Kundenanforderungen ab. Hinzu kommen neue Einsatzmöglichkeiten, die sich durch das geringe Gewicht ergeben: Mooriger oder unebener Untergrund stellt keine Probleme für das „Leichtgewicht“ dar. Dank einem möglichen Hangausgleich von bis zu 11° je Seite und enger Kurvenfahrten (schwenkbar bis 10° je Seite) kann das Gefährt als „Offroader“ unter den Grabenfräsmaschinen bezeichnet werden. Der Hersteller Hüntelmann sieht ebenfalls breite Einsatzmöglichkeiten. Wenn der Boden nicht gefroren ist, sind Temperaturen von unter 0 °C bis über 45 °C kein Problem. Die Einsatzbedingungen gibt das Unternehmen ansonsten mit den Bodenklassen 1–4 laut DIN 18300 an. Ein Gesamtgewicht von 41 t inklusive Auflieger und Zugmaschine sorgt dafür, dass die Fräse dank einer Dauergenehmigung innerhalb eines Tages zu annähernd jedem Ort in Deutschland transportiert werden kann. Langwierige Genehmigungsverfahren entfallen somit. Erhöht wird die Flexibilität noch durch die Hölscher-eigene Spedition SL Service und Logistik, die ausschließlich für die Unternehmensgruppe tätig ist. www.hoelscher-wasserbau.de

Spezialtiefbau

Der neue Hyundai-Radlader HL955 Der HL955 ist das jüngste Modell im neuen Radladerprogramm von Hyundai. Mit einem Betriebsgewicht von 15.100 kg positioniert sich die neue Maschine unter den Spitzenreitern im Segment der 2,8-m3-Radlader. Der HL955 wird angetrieben von einem Stufe IV-konformen Cummins-Motor mit 149 kW (200 PS) – damit ist er bis zu 10 % kraftstoffsparender beim Lkw-Beladen und erzielt eine um bis zu 5 % höhere Produktivität als sein Vorgänger der 9A-Serie. Die Hyundai-Ingenieure arbeiteten intensiv an dem neuen Radladerprogramm, um ein „Null-Fehler“-Produkt zu schaffen – das Programm hat die Erwartungen der Kunden übertroffen und bietet zahlreiche neue Merkmale, die es bei der früheren 9A-Maschinenreihe noch nicht gab.

Ökologische Vorteile Die ECO-Anzeige unterstützt den wirtschaftlichen Betrieb der Maschine. Die Anzeige ändert ihre Farbe mit dem Motordrehmoment und der Kraftstoffeffizienz. Außerdem werden Kraftstoffverbrauchswerte wie Durchschnittsverbrauch und Gesamtverbrauch überwacht und am Monitor angezeigt. Das Fahrpedal kann vom Bediener als ECO-Pedal benutzt werden und unterscheidet zwischen sparsamem Betrieb und Leistungsbetrieb – im Sparbetrieb ist der Kraftstoffverbrauch deutlich niedriger. Die HL-Serie stellt im Leerlauf den Motor ab, damit nicht unnötig Kraftstoff verbraucht und Abgase produziert werden. Die Betriebsart und die Zeit, die der Motor „leer“ läuft, sind vom Fahrer je nach den Arbeitsbedingungen einstellbar. Die Überbrückungskupplung der Maschine wirkt in fünf Gängen und hilft ebenfalls, der Arbeitssituation angemessen Kraftstoff zu sparen.

Bild 1. Der HL955 ist das jüngste Modell im neuen Radladerprogramm von Hyundai. Mit einem Betriebsgewicht von 15.100 kg positioniert sich die neue Maschine unter den Spitzenreitern im Segment der 2,8-m3-Radlader

Neues Wiegesystem und neue Schaufeln Die HL-Serie verbessert die Arbeitspräzision mit einer zusätzlichen Gewichtskalibrierung. Die automatisch/manuell kumulative Wiegefunktion unterstützt eine erheblich höhere Arbeitseffizienz. Symbole zeigen Gewichtsfehler an, und die zweifarbige Gewichtsanzeige am Monitor ermöglicht akkurates Wiegen für wirtschaftliches und produktives Arbeiten. Auch die Radladerschaufeln der HL-Serie wurden von Hyundai überarbeitet und zeichnen sich durch einen verbesserten Füllfaktor, einen zusätzlichen Überlaufschutz gegen Ladungsverlust sowie auswechselbare Verschleißplatten aus. Auch hierdurch punktet der HL955 mit bis zu 5 % höherer Produktivität als die 9A-Serie. Schalterumlegen genügt, um kompletten Zugang zum Motorraum des neuen Hyundai-Radladers zu erhalten – ein brandneues Feature bei den Hyundai-Radladern. Die voll öffnende Motorhaube ermöglicht einfache Reinigung und Wartung. Zugunsten reduzierter Wartungskosten steht der erste Ölund Filterwechsel erst nach 250 Stunden an. Die HL-Serie hat einen großvolumigen Luftfilter mit automatischem Staubaustrag und einen dreistufigen Turbo-Vorfilter als Option, um die Austauschintervalle und die Standzeit der Elemente zu verlängern. Der Motorraum der Maschine ist vollkommen abgedichtet, sodass Feuergefahren durch den Eintritt von „Fremdmaterial“ verhindert werden.

Größere Auskipphöhe Der neue Radlader ist auch als XT-Version (mit größerer Schütthöhe) und in einer TM (Tool Master)-Ausführung mit Parallelkinematik erhältlich. Der HL955 ist für den schnellen Zugriff auf akkurate Maschinendaten durch seine Bediener optimiert. Diese Eigenschaft macht sich besonders beim Arbeiten in rauen Umgebun-

Bild 2. Der neue Radlader ist auch als XT-Version (mit größerer Schütthöhe) und in einer TM (Tool Master)-Ausführung mit Parallelkinematik erhältlich. (Fotos: Hyundai)

gen bezahlt und erhöht die Produktivität. Der intelligente, 7 Zoll breite Touch-Monitor bedient sich ähnlich wie ein Smartphone-Display. Er ist dazu größer als bei den Vormodellen und ausgezeichnet lesbar. Das Audio-System hat eine integrierte Bluetooth-Freisprecheinrichtung und ein eingebautes Mikrofon, womit der Fahrer in der Kabine Anrufe entgegennehmen und tätigen kann. Das Infotainment-System bietet dem Bediener ebenfalls die Möglichkeit, Miracast zu nutzen. Mit diesem System kann er über das WLAN seines Smartphones die Funktionen des Mobiltelefons auf den großen Bildschirm legen – inklusive Navigation, Internetsurfen, Video- und Musikwiedergabe. Touchscreen-Monitor und EH (elektrohydraulische) Hebel stellen mehrere (neue) Merkmale zur Verfügung, wie z. B. Endlagendämpfung, Schaufelpriorität und Arretierstellungen für Ausleger und Schaufel, die alle über den Touchscreen gesteuert werden. Die Endlagendämpfung greift, wenn sich ein Anbaugerät dem Ende seines Bewegungswegs nähert, und sorgt für stoßfreies „Ankommen“, indem an diesem Punkt automatisch die Bewegungsgeschwindigkeit zurückgenommen wird. Diese Funktion kann am Monitor deaktiviert werden, falls der Bediener sie nicht zu nutzen wünscht. www.hyundai.eu

geotechnik 39 (2016), Heft 1

A11

Spezialtiefbau

Zweiter Geotechnik-Konvent von URETEK – Klimawandel und die Folgen für Boden und Bebauung Am 21. Januar 2016 hatte URETEK zum 2. Geotechnik-Konvent für Bauexperten mit dem Schwerpunktthema Klimawandel eingeladen. Klimaveränderungen wie lange Trockenperioden oder Starkregenereignisse haben Auswirkungen auf die Tragfähigkeit von Baugrund, auf dem Gebäude und Verkehrswege ruhen. Top-Referenten berichteten über Erhaltungs- und Sanierungsmöglichkeiten. Das innovative Veranstaltungskonzept und zukunftsweisende Themen hatten erneut zahlreiche Bauexperten aus Kommunen, Architektur- und Ingenieurbüros, Sachverständige und Baugrundgutachter aus ganz Deutschland zu diesem Branchentreffpunkt gelockt. Als Tagungsort diente das Bürgerbräu in Würzburg – eine ehemalige Brauerei, die recht aufwändig zu einer Veranstaltungslocation umgebaut wurde. Das federführende Architekturbüro archicult und das Geotechnikbüro GMP aus Würzburg stellten zu Beginn diesen Umbau vor mit den besonderen planerischen und geotechnischen Herausforderungen. Die Baugrundspezialisten aus Mülheim an der Ruhr hatten zu der zweiten Veranstaltung dieser Art unter anderem mit der TV-Wettermoderatorin Claudia Kleinert eine Top-Referentin gewinnen können. Das Thema ihres Vortrags hieß „Leben im Treibhaus – das Klima im Wandel der Zeit“. Darin deutete sie die Auswirkungen von längeren trockenen Perioden sowie starken und heftigen Regenfällen auf den Boden als Baugrund an. Welche Folgen sich daraus für die Gebäudehülle ergeben – oberirdisch wie unterirdisch – beleuchtete Dipl.-Physiker Rainer Bolle, der über sein Bauschadenforum bundesweit bekannt ist.

Top-Referenten berichteten über Erhaltungs- und Sanierungsmöglichkeiten – beim 2. Geotechnik-Konvent für Bauexperten mit dem Schwerpunktthema Klimawandel, zu dem Uretek am 21. Januar d. J. eingeladen hatte. (Foto: Uretek)

Die Auswirkungen der Klimaveränderungen in Form von austrocknenden Böden sowie von Aus- und Unterspülungen wurden im Anschluss von zwei Baugrundspezialisten beleuchtet. Dipl.-Ing. Ralph Schäffer vom Institut für Geotechnik Dr. Zirfas stellte Sanierungsmöglichkeiten von durch Bodenschrumpfungen betroffenen Gebäuden vor. Dr. Detlev Schilling vom gleichnamigen Büro für Geotechnik behandelte in seinem Vortrag die Sanierung von Hochwasserschäden im Stadtgebiet von Passau. Abschließend war Donatus P. Schmid, Ex IT-Manager, Strategieberater und Internetpionier, als Gastreferent an der Reihe. Er lebt in Wien und sprach in seinem Vor-trag „Internet Nutzung – der neue sekundäre Analphabetismus“ über den Fluch und Segen der neuen Technologien. Abschließend bekam bei einem LoungeBuffet und guten Getränken das Networking seinen Raum. www.uretek.de

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PORR zieht in Österreich attraktive TiefbauAufträge an Land Die vier Tiefbau-Aufträge für die PORR gegen Ende letzten Jahres beweisen abermals, dass die Kompetenzen des Konzerns nicht nur international, sondern auch im Heimmarkt Österreich geschätzt werden. Das – an der Auftragssumme gemessen – bedeutendste Vorhaben ist die Verlängerung der Autobahn A5, gleichzeitig das aktuell größte Infrastrukturprojekt der ASFINAG. Eine ARGE erhielt hier den Zuschlag für das Baulos 3 der A5 Nord/Weinviertel Autobahn. Dieses Baulos umfasst die Herstellung von rund 10 km Autobahn zwischen den Anschlussstellen Schrick und Wilfersdorf Nord sowie eines Verkehrskontrollplatzes. Die Auftragssumme beläuft sich auf rund EUR 66,4 Mio., die Bauzeit wird drei Jahre betragen. „Der anspruchsvolle Tiefbau ist seit jeher eine der Kernkompetenzen der PORR,“ schildert Karl-Heinz Strauss, CEO der PORR AG. „Bei jedem unserer vier neuen Projekte arbeiten verschiedene Bereiche aus dem Haus erfolgreich zusammen, sodass der Auftraggeber alle Leistungen aus einer Hand erhält. Aber auch intern bewirkt das einen effizienten Erfahrungsaustausch – Synergien können wir so nachhaltig nutzen. Vor allem die technische Leistungsfähigkeit und Erfahrung im Straßenbau unserer Konzerntochter TEERAG-ASDAG ist bei Ausschreibungen häufig ein entscheidender Vorteil.“

36,0 Mio. € wird ebenfalls in einer ARGE abgewickelt, wobei die PORR während der geplanten Bauzeit von Februar 2016 bis September 2017 für die technische Leitung verantwortlich zeichnet.

Jahrzehntelange Erfahrung bei internationalen und nationalen Großprojekten Zudem laufen am Flughafen Wien seit Juli die Arbeiten zu Filletverbreiterungen sowie zur Generalsanierung des Pistensystems 11/29 unter wesentlicher Beteiligung der PORR. Die Baudurchführung ist an die strengen Sicherheitsvorschriften des Wiener Flughafens sowie die Vorschreibungen der Europäischen Flugsicherheitsagentur EASA gebunden und erfolgt abschnittsweise in durchgehender Tag-/Nachtarbeit, sodass der Flugverkehr nicht beeinträchtigt wird. Im Bereich Tiefbau blickt die PORR auf jahrzehntelange Erfahrung bei internationalen und nationalen Großprojekten zurück. Zahlreiche Tunnel, Brücken, U-Bahnen, Gleisanlagen, Kraftwerke, Industrieanlagen und Autobahnen wurden in der Vergangenheit realisiert. Dazu verfügen die Tiefbauspezialisten der PORR über umfassende Kompetenzen im Ingenieurbau, in der Umwelttechnik sowie im Ressourcenmanagement und bei Betreiber- und Konzessionsmodellen. Zur Gesamtproduktionsleistung des Konzerns trägt der reine Tiefbau mehr als die Hälfte bei. www.porr.at

Sanierungs- und Lawinenschutzmaßnahmen Ein weiterer Auftrag, ebenfalls von der ASFINAG, betrifft Sanierungs- und Lawinenschutzmaßnahmen auf der A10 Tauernautobahn im Bereich Pongau – Reitdamm. Auch hier hat mit der TEERAG-ASDAG AG Niederlassung Salzburg ein Unternehmen der PORR die Ausschreibung für sich entschieden. Mit einer Auftragssumme von ca. 16,6 Mio. € ist dieses Projekt eines der größten im Bereich Infrastruktur im Land Salzburg. Der Baubeginn ist bereits erfolgt, die Fertigstellung ist für das Frühjahr 2017 geplant. Auch auf der A23/S2 wird die PORR tätig: Im Rahmen der Generalsanierung der A23, Wiens meistbefahrener Straße, steht die Sanierung des Tunnels Stadlau/Hirschstetten am Programm. Die PORR hat für dieses Bauvorhaben bereits zwei wesentliche Aufträge im Rahmen einer ARGE erhalten, der Tunnel Hirschstetten ist nunmehr der dritte. Der Auftrag in Höhe von ca.

Die S1 Wiener Außenring-Schnellstraße ist eines von zahlreichen Beispielen für die jahrzentelange Tiefbau-Expertise der PORR. (Foto: PORR)

geotechnik 39 (2016), Heft 1

A13

Spezialtiefbau

Höchste Sicherheit in tiefen Stollen Codelco, die Betreiberin der Untertage-Kupfermine „El Teniente“ in Chile, beauftragte Geobrugg mit der Lieferung von dynamischem Geflecht zur Stabilisierung der Stollen im Bergwerk. Mit mehr als 3.000 km Strecken führt diese Mine das weltweit größte bekannte Kupfervorkommen und beschäftigt knapp 5.000 Personen. Neben Sicherungsinstallationen gegen Naturgefahren bietet Geobrugg somit nun auch eine Lösung für den Untertagebau. Nach jahrelangen Tests hat sich dieses Geflecht im Untertagebergbau bestens bewährt. Es wird jetzt unter dem Namen MINAX® vermarktet und setzt vor allem in Bezug auf Sicherheit und Wirtschaftlichkeit neue Standards.

gramm (NML) aufzunehmen: Erstens die dynamische Stabilisierung durch hochfestes Stahldrahtgeflecht. Zweitens die Möglichkeit, dieses Geflecht sicher, schnell und automatisiert installieren zu können. Da MINAX® aus korrosionsresistentem und hochfestem Stahldraht gefertigt ist, ist dieses das einzige Geflecht, das für die Tunnelstabilisierung bei den geologisch sehr anspruchsvollen Bedingungen in tiefen Bergewerksstollen geeignet ist. Darüber hinaus ermöglicht die vollständig automatisierte Montage des Sicherheitsgeflechts sowohl eine äußerst schnelle Installation als auch höchste Sicherheit für die Bergleute, da diese sich während des gesamten Installationsprozesses nie im Gefahrenbereich aufhalten. Was sich wiederum positiv auf die Betriebskosten auswirkt.

Bild 1. Das dynamische Geflecht schützt im Bergwerksstollen vor Ausbrüchen.

Fortschritt bezüglich Sicherheit und Wirtschaftlichkeit Dank ihres globalen Netzwerkes mit Niederlassungen und Produktionsstätten auf der ganzen Welt ist die Geobrugg Gruppe in der Lage, das MINAX®-Geflecht in unterschiedlichen Drahtstärken auch in grossen Mengen und kurzfristig zu liefern. Alle Geflechtsvarianten zeichnen sich durch ihre extreme Festigkeit von 1770 N/mm2 aus. Um eine lange Lebensdauer der Geflechte gewährleisten zu können, analysiert Geobrugg vorab die geologische Zusammensetzung im jeweiligen Bergwerk und stattet das MINAX®-Geflecht dementsprechend mit dem benötigten Korrosionsschutz aus. Der Einsatz dieses Geflechts des Herstellers im Bergwerk El Teniente stellt damit nicht nur einen Meilenstein in der Produktentwicklung von Geobrugg dar, sondern bedeutet auch generell einen Fortschritt für den Bergbausektor in Bezug auf Sicherheit und Wirtschaftlichkeit.

Interesse auf höchstem Level

Eine Lösung – viele überzeugende Vorteile

Selbst die Schweizer Bundesrätin Doris Leuthard zeigte sich interessiert an den neuen Sicherungsinstallationen und am New Mine Level Programm von Codelco, als sie vor kurzem das Bergwerk El Teniente besuchte. Anlässlich ihres Arbeitsbesuches in Chile traf sich Leuthard mit dem Energieminister Máximo Pacheco und weiteren Regierungsvertretern und unterzeichnete zwei Abkommen. Diese beinhalteten die verstärkte Zusammenarbeit der Schweiz mit Chile bei der Planung von Infrastrukturen und der Förderung der Energieeffizienz. Ein weiterer Schwerpunkt des Arbeitsbesuches waren Naturgefahren, die sich im Zuge der Klimaveränderung voraussichtlich häufen werden. Die Schweiz verfügt sowohl bei der Warnung vor als auch im Umgang mit Überschwemmungen, Steinschlagereignissen, Lawinen oder Murgängen über ein Know-How, das auch in Chile nützlich sein könnte.

Für die Betreiberin Codelco waren zwei Faktoren ausschlaggebend, um das Geobrugg-Geflecht in ihr New Mine Level Pro-

www.geobrugg.com

Bild 2. Sichere und schnelle Installation der Geflechte durch maschinelles Montieren. (Fotos: Geobrugg)

Weltweit können zwei wesentliche Entwicklungen in der Bergbauindustrie beobachtet werden, die das hochfeste und dynamische Stahldrahtgeflecht von Geobrugg immer stärker in den Fokus gerückt haben: Einerseits werden die Sicherheitsbestimmungen in den Minen kontinuierlich verschärft, andererseits besteht die Notwendigkeit, Erzvorkommen in immer tieferen Regionen und damit unter anspruchsvolleren Bedingungen abzubauen.

A14 geotechnik 39 (2016), Heft 1

Spezialtiefbau

bauma 2016 – ISCHEBECK-Neuheiten aus dem Tiefbau Das Ennepetaler Unternehmen Friedr. ISCHEBECK GmbH präsentiert auf der bauma 2016 neue Lösungen für den Hoch- und Tiefbau. Auf etwa 500 m2 zeigt der Anbieter von Schalungs- und Verbausystemen sowie von Systemen für die Geotechnik Neuentwicklungen aus allen drei Produktbereichen.

Einbrechende Baugruben? Laut Norm DIN 4124 muss eine Baugrube an allen Seiten gegen Einbruch gesichert sein, d. h., es besteht eine Stirnverbau-Pflicht. Bisher gab es hier nur improvisierte Lösungen wie eingesetzte Stahlplatten oder gegen Kanalstreben gelegte Dielen. ISCHEBECK hat mit dem neuen AluStirnverbau ein modulares System entwickelt, das sich an alle Kanalstrebenlängen anpassen lässt. Das System liegt bereits zur Genehmigung bei der Berufsgenossenschaft. Die Vergabe des ET-Zertifikats wird in Kürze erwartet.

Neue Einsatzgebiete für Mikropfähle Im dritten Produktbereich, der Geotechnik, erweitert ISCHEBECK das Sortiment im Mikropfahl-Bereich größenmäßig nach oben. Ein neues Stahltragglied, etwa doppelt so groß, wie der bisher stärkste Anker, kommt samt Zubehör hinzu. Es kann sehr hohe Lasten aufnehmen, bleibt dabei als Mikropfahl aber trotzdem einfach einzubauen. Es eignet sich besonders für Gründungsarbeiten oder Auftriebssicherungen bei Projekten wie Offshore-Windkraftanlagen, Gezeitenkraftwerken oder Brückenbauwerken.

Die Vorteile im Überblick: – Systemlösung – Sowohl mit Alu-Leichtverbau als auch mit Alu-Kammerplattenverbau kombinierbar – Deckt den gesamten Auszugsbereich der Kanalstreben GIGANT A ab – Passt sich an die Schneidkante an, kein Grabenüberstand – Hohes Sicherheitsniveau wegen nachgewiesener Statik (ET Prüfzeichen) und einfacher Montage Verwendung von Systembauteilen wie Standard-Steckbolzen und Alu-Dielen Andrea Krause

Unser Spezialwissen für Sie europaweit vor Ort: Ortbetonrammpfähle Teilverdrängungsbohrpfähle Vollverdrängungsbohrpfähle Verbau Bodenaustausch Fredrich – auf gutem Grund.

Kurt Fredrich Spezialtiefbau GmbH Postfach 10 11 09 · 27511 Bremerhaven Hausanschrift: Zur Siedewurt 17 27612 Loxstedt /Bremerhaven Tel.: + 49 (0) 471 974 47- 0 Fax: + 49 (0) 471 974 47-44 Email: info@kurt-fredrich.de · Web: www.kurt-fredrich.de

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geotechnik 39 (2016), Heft 1

A15

Spezialtiefbau

U-Bahn Amsterdam – Projektabschluss nach 12 Jahren Bauzeit „Eine neue Welt in Amsterdam“ – so lautet der Titel des Fotobuches, das mit eindrucksvollen Bildern die zwölfjährige Bauzeit an den drei Metrostationen Rokin, Vijzelgracht und De Pijp (ehemals Ceintuurbaan) dokumentiert. Mit Herausgabe dieses einmaligen Bildbandes fand die vorzeitige Fertigstellung und Übergabe der Rohbauten der U-Bahn-Stationen an den Bauherrn, die Gemeinde Amsterdam, einen würdigen Rahmen.

Bild 2. … in Kombination mit einem Erdaushub unter Überdruck.

Dabei war dieser Erfolg nicht zu jeder Zeit der Projektrealisierung sicher. Im Oktober 2002 unterzeichnete Max Bögl mit der Gemeinde Amsterdam den Vertrag zum Bau der drei innerstädtischen Metrostationen im Zuge der neuen Nord-Süd-Linie (Noord/Zuidlijn) – bis zum heutigen Tage der größte Alleinauftrag in der Firmengeschichte. Mit ihren 9,7 km Länge und insgesamt acht Stationen verbindet die Nord-Süd-Linie die wachsenden Wohngebiete im Norden Amsterdams mit dem Stadtzentrum und dem prosperierenden Banken- und Dienstleistungsgürtel im Süden der Stadt.

Aufwendige Baufeldfreimachung Bereits zu Beginn der Arbeiten 2003 gab es die ersten Überraschungen. Im Zuge der Baufeldfreimachung für die geplante Schlitzwandtrasse der Station Rokin wurden hölzerne Spundwände aus den Anfängen der Besiedlung im 13. Jahrhundert freigelegt. Nach detaillierter Kartografie durch den Stadtarchäologen wurde Max Bögl beauftragt, die Schlitzwandtrassen der Stationen Rokin und Vijzelgracht mit Großbohrgeräten abzubohren und mit einem Softmix aus Kalksteinmehl, Sand und Zement aufzufüllen. Um die Trasse nahezu hindernisfrei ausführen zu können, mussten die hochbewehrten, bis zu 1,50 m star-

Bild 3. Aufgrund der Komplexität der U-Bahn-Station Rokin mit Einbindung eines viergeschossigen Parkhauses erfolgte die Ausführung anhand eines digitalen 3D-Modells.

Bild 4. Im Endzustand wurden die Wände der Station De Pijp durch gewaltige Gabelstempel ausgesteift.

ken Schlitzwandpaneele mit minimaler Abweichung bis in eine Tiefe von über 45 m gegraben, mit Bentonitsuspension stabilisiert und betoniert werden. Diese Präzision war notwendig, da insgesamt 60.000 m³ Paneele mit minimalen Abständen von 3 m zur bestehenden historischen Bebauung Amsterdams zu erstellen waren. Nachdem vom Gelände aus mittels aneinandergereihter DSF-Säulen die Schlitzwände am Fußpunkt gegeneinander ausgesteift wurden und das Dach hergestellt war, wurden alle folgenden Arbeiten unter dem Deckel ausgeführt. Gemeinsam mit einem niederländischen Partnerunternehmen lösten Facharbeiter von Max Bögl rund 400.000 m³ Boden und fuhren diesen in eigens entwickelten Containersystemen ab.

Präzisionsvereisung im Untergrund Bild 1. Der Rohbau der Station Vijzelgracht entstand im Schutz einer Baugrundvereisung …

A16 geotechnik 39 (2016), Heft 1

Im Sommer 2008 kam es zu zwei Wassereinbrüchen an Schlitzwandfugen der Station Vijzelgracht. Trotz detaillierter Notfall-

Spezialtiefbau pläne und Abdichtung der Leckagen innerhalb weniger Stunden führte das eingedrungene Wasser zu Setzungen an einigen Gebäuden in der unmittelbaren Umgebung. Um die Sicherheit der Baugrube zu erhöhen, erhielt das Bauunternehmen aus Neumarkt den Auftrag zur Vereisung der Schlitzwände und des angrenzenden Bodens der Stationen Vijzelgracht und Rokin. Die eigene Spezialabteilung Bodengefriertechnik löste diese Aufgabe ausgesprochen zügig und störungsfrei. Insgesamt wurden zur Sicherung von 217 Schlitzwandfugen 7.400 m Gefrierlanzen abgeteuft und mit –30 °C kalter Sole beschickt. Nach einer Aufgefrierzeit von jeweils 12 Wochen konnten die Erdaushubarbeiten in den Stationen wieder aufgenommen werden. Allerdings musste nun der gefrorene Boden nahe der Schlitzwand durch Fräsen gelöst werden.

Bauen unter „Druck“ Amsterdam ist eine Stadt, die auf Pfählen gebaut ist. Traditionelle Gebäude gründen auf der sogenannten ersten Sandlage in bis zu 12 m Tiefe. Unter modernen und großen Gebäuden reichen die Pfähle sogar bis auf etwa -23 m unter Gelände. In dieser Tiefe liegt die zweite Sandlage. Da die zukünftige Metro diese Gründungen unterfahren muss, liegen auch die innerstädtischen Stationen entsprechend tief. Die Station De Pijp befindet sich zudem unter einer schmalen Straße. So war es nötig, die Bahnsteige übereinander anzuordnen. Zur Gewährleistung der Grundbruchsicherheit mussten in den Stationen Vijzelgracht und De Pijp die Aushubarbeiten bis zur maximalen Tiefe von 34 m unter Überdruck ausgeführt werden. Erst nach Fertigstellung der Stationssohle konnte der Überdruck von bis zu 1,6 bar entfallen. Jeweils ein halbes Jahr lang wurde im Schichtbetrieb und unter Aufsicht von medizinisch geschulten Tauchinstrukteuren jede Schippe Boden aussowie jeder Bewehrungsbügel eingeschleust und von tauchzertifiziertem Personal eingebaut.

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Fugenfreie Verbundkonstruktion Die Aushubarbeiten wurden rechtzeitig fertiggestellt, sodass die Tunnelbohrmaschine ungehindert passieren konnte. Nachdem der 80 m lange Nachläufer die jeweilige Station verlassen hatte, konnten die Vorsatzwände vor den Schlitzwandpaneelen betoniert werden. Hierfür wurden rund 90.000 m3 Selbstverdichtender Beton unter Begleitung des firmeneigenen Betonlabors eingebaut. Die zwischen 190 und 240 m langen Stationen sind komplett als fugenlose Bauwerke ausgeführt, d. h., die Schlitzwand bildet mit der Vorsatzwand eine hochbewehrte Verbundkonstruktion. Zur Koppelung zwischen den Wänden sowie den einzelnen Betonierabschnitten und Bauteilen wurden ca. 650.000 Schraubanschlüsse in die Bewehrung eingebaut. In die Station Rokin ist zudem eine viergeschossige

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Bild 5. Bodengefriertechnik mittels –30 °C kalter Sole (wässrige Salzlösung) im Bereich der Station Vijzelgracht.

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Spezialtiefbau Technische Projektdaten: – 400.000 m3 Bodenaushub, davon 35.000 m3 unter Überdruck – 195.000 m3 Beton, davon 90.000 m3 selbstverdichtend – 38.000 t Betonstahl – 650.000 Stück Schraubanschlüsse für Bewehrung – 20.000 m3 DSV-Säulen – 60.000 m3 Schlitzwandpaneele – 1.735 t verbleibende Stahlkonstruktionen Bauzeit: 10/2002 bis 12/2014)

zwei komplette Überdachungen an den Eingängen der Station De Pijp. Diese Überdachungen dienen zugleich als Unterkonstruktion für die darüber zu bauenden, viergeschossigen Gebäude.

Vertrauensvolle Zusammenarbeit Neben der Lösung aller technischen Herausforderungen und dem Beitrag vieler Sparten und Abteilungen des Hauses Max Bögl trugen zwei Dinge wesentlich zum Projekterfolg bei: die über viele Jahre kontinuierliche hohe Motivation des Projektteams und die vertrauensvolle, lösungsorientierte Zusammenarbeit mit der Gemeinde Amsterdam. Dies führte dazu, dass im Jahr 2011 der traditionelle Leistungsvertrag um eine Allianzkomponente erweitert und darüber hinaus ein gemeinsames Risikomanagement aufgebaut werden konnte – mit Vorteilen für beide Seiten. Drohenden Terminverzügen konnte zukünftig frühzeitig und unbürokratisch entgegengesteuert werden. Ein weiterer Pluspunkt: die gemeinsame risikogesteuerte Optimierung des Bauherrenentwurfes unter Beibehaltung der Entwurfsverantwortung des Auftraggebers. Mit Erfolg – der im Jahr 2011 vereinbarte Fertigstellungstermin am Heiligen Abend 2014 konnte um vier Wochen unterboten werden. Wochen, die die Gemeinde dringend für den nachfolgenden Stationsausbau sowie die Signaltechnik und die Testphase gebrauchen kann. Im Oktober 2017 soll die U-BahnStrecke Noord/Zuidlijn ihren Betrieb aufnehmen und täglich bis zu 185.000 Passagiere befördern. www.max-boegl.de

Eröffnung neuer Produktionshallen bei HUESKER Am 29. Januar 2016 feierte HUESKER die offizielle Eröffnung seiner neuen Produktionshallen Gescher Nord nach neun monatiger Bauzeit.

Bild 6. Verlauf der U-Bahn Strecke aus der Vogelperspektive (Fotos: 1–5 Josine Voogt/www.josinevoogtfotografie.nl, 6 Mirande Phernambucq/Hollandse Hoogte)

Tiefgarage samt Regenrückhaltebecken integriert. Die technisch anspruchsvolle Ausführung dieser komplexen U-Bahn-Station erfolgte anhand eines digitalen 3D-Modells. Dieses Verfahren der modellbasierten Abwicklung erleichterte nicht nur die Kommunikation mit dem Auftraggeber, sondern ermöglichte auch – falls erforderlich – schnelle Anpassungen im Bauablauf. Neben den genannten hausinternen Abteilungen Spezialtiefbau, Erdbau und Bodengefriertechnik komplettierte der Max Bögl Stahl- und Anlagenbau die umfangreichen Eigenleistungen im Projekt Noord/Zuidlijn Amsterdam. Im Endzustand wurden in den drei Stationen 1.735 t Stahlkonstruktionen mit Endbeschichtung verbaut. Im Wesentlichen handelt es sich dabei um tragende horizontale und vertikale Rohrstützen sowie um

A18 geotechnik 39 (2016), Heft 1

Auf 6.400 m2 Gesamtfläche ist das Unternehmen nun in der Lage, die bisher getrennten Produktionsbereiche Weberei und Raschelei in Gescher zusammenzuführen und darüber hinaus mit neuen Maschinen zu ergänzen. Damit schließe man die im vergangenen Jahr mit dem Neubau in Dülmen begonnene Optimierung seiner Produktionsstandorte im Münsterland ab und schaffe die Voraussetzungen für eine Fortführung der Erfolgsgeschichte von HUESKER, so der Geschäftsführer Dr. Grandin. Durch gutes Wachstum und dem damit verbundenen Platzmangel entschied sich das produzierende Unternehmen bereits im Jahre 2012 für eine Neustrukturierung. Nach einem Neubau in Dülmen bildet dieser Erweiterungsbau damit die Schlussbebauung im nördlichen Bereich des Firmenhauptsitzes. Hallenbau und Bauleitung oblag dem Düsseldorfer Gewerbebau-Spezialisten, der Vollack Gruppe. Nach dem Baubeginn mussten die Arbeiten zunächst für etwa sechs Wochen ruhen, da der Kampfmittelräumdienst umfangreiche Bodenuntersuchungen mit 450 Sondierungsbohrungen und 1.500 Ausschlussbohrungen tätigte. Nach den offiziellen Reden ging es nahtlos zu Getränke und Snacks über. Mitarbeiter führten die Gäste durch die neuen Hallenteile. www.huesker.de

Spezialtiefbau

Acht TBM-Ladies sorgen für Tempo beim Londoner Tunnelmarathon Mit dem Durchbruch des Herrenknecht Tunnelbohrers „Victoria“ haben acht Herrenknecht-Tunnelbohrmaschinen am 26. Mai 2015 eine einzigartige Mission auf Europas größtem Infrastruktur-Projekt grandios abgeschlossen. Die Baucrews aus drei britisch-europäischen Arbeitsgemeinschaften navigierten die Hightech-Bohrer aus Schwanau in lediglich drei Jahren mitten durch das Londoner Zentrum. Bürger und Politiker sind stolz auf die Ingenieurleistungen: durch eine der belebtesten Städte weltweit wurden 42 km hochqualitative Tunnel erstellt. Crossrail wird pro Jahr schätzungsweise 200 Mio. Passagiere befördern. London ist die eigentliche Wiege des modernen Tunnelbaus. Hier begann 1825 die erste erfolgreiche Flussunterquerung mithilfe einer mechanischen Vortriebskonstruktion. Um dem sandig weichen Boden unter der Themse Herr zu werden, entwarf der Ingenieur Marc Brunel mit seinem Sohn Isambard Kingdom Brunel ein spezielles Stahlgerüst. In dessen Schutz gruben Arbeiter den Tunnel, während gleich dahinter Maurer die Wände mit Ziegeln verstärkten. Das war die Geburtsstunde der Schildvortriebsmaschine. Bis zur Fertigstellung des Themse-Tunnel brauchte es 18 Jahre – damals eine außerordentliche Pionierleistung.

Dreijähriger Tunnelmarathon Das Prinzip, in weichen Böden die Ortsbrust abzustützen und im Schutz eines Schildes den Tunnel auszubauen, ist geblieben. Doch bohren sich heutzutage Tunnelvortriebsmaschinen mit

Durchmessern von bis zu 19 m durch das Erdreich. Mit moderner Vortriebstechnik entstehen Pionierbauwerke ganz anderer Dimension. Ganz vorneweg steht dafür das Crossrail-Projekt in London, ein dreijähriger Tunnelbaumarathon, der jetzt erfolgreich abgeschlossen werden konnte. Mit dem Durchbruch der auf den Namen „Victoria“ getauften Herrenknecht Tunnelbohrmaschine (TBM) am 23. Mai schreibt London erneut Tunnelbaugeschichte. Victoria ist die letzte von acht Herrenknecht TBM, die gemeinsam 42 Tunnelkilometer mitten durch das Herz von London gegraben haben. Das Team aus Victoria, Elizabeth, Phyllis, Ada, Jessica, Ellie, Sophia und Mary hat dabei enorm Tempo gemacht.

Ingenieurtechnische Höchstleistung Bei der offiziellen Durchbruchsfeier am 4. Juni sagte Großbritanniens Premier Minister David Cameron: „Crossrail stellt eine ingenieurstechnische Höchstleistung dar, die dazu beitragen wird, die Lebensqualität der berufstätigen Bevölkerung in London und den umliegenden Gebieten zu verbessern. Darüber hinaus ist das Projekt wesentlicher Teil unseres auf lange Sicht angelegten Plans für den Aufbau einer widerstandsfähigeren Wirtschaft, in dem Unternehmen in ihrem Wachstum, ihrer Wettbewerbstfähigkeit und bei der Schaffung von Arbeitsplätzen über die gesamte Lieferkette hinweg unterstützt werden.“ Crossrail bildet eine neue, bedeutende West-Ost-Verbindung durch die verstopfte acht Millionen Einwohner Metropole. Fünf zweiröhrige Tunnel von insgesamt 21 km Länge mit zehn neuen Stationen verbinden die vorhandenen Ost- und Westlondoner Bahnnetzte. Die neue Bahnstrecke wird sich von Reading und Heathrow im Westen durch das Londoner Zentrum bis nach Shenfield und Abbey Wood im Osten erstrecken.

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geotechnik 39 (2016), Heft 1

A19

Spezialtiefbau

Bild 1. Am 10. Mai 2015 hatte TBM Elizabeth, die Schwestermaschine von Victoria, Durchbruch. Gemeinsam haben die beiden EPB-Schilde die 8,3 km lange Zwillingsröhre von Limmo Peninsula bis Farringdon aufgefahren. Auf ihrem Weg durchfuhren sie die Canary Wharf station box, Stepney Green shaft, Whitechapel station und Liverpool Street station.

Bild 2. Die Tunnelbohrmaschine Victoria beim Einheben in den Startschacht Limmo Peninsula. Von hier bohrte sich die Vortriebsmaschine von Herrenknecht von Ost nach West durch das Londoner Zentrum. Auf einer Strecke von 8,3 km unterfuhr sie unter anderem Europas größtes Bankenviertel Canary Wharf.

Maschinentechnologie und Service aus einer Hand Der Bauherr, die Crossrail Ltd (CRL), hatte drei Joint Ventures mit dem Bau der fünf Tunnelabschnitte beauftragt: Bam/Ferrovial/Kier JV mit dem Western Tunnels, Dragados/SISK JV mit den drei Abschnitten der Eastern Tunnels und Hochtief/Murphy JV mit dem Thames Tunnel.

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A20 geotechnik 39 (2016), Heft 1

Bild 3. „Crossrail stellt eine ingenieurstechnische Höchstleistung dar, die dazu beitragen wird, die Lebensqualität der berufstätigen Bevölkerung in London und den umliegenden Gebieten zu verbessern …“, so der britische Premier Minister David Cameron bei der offiziellen Durchbruchsfeier am 4. Juni 2015.

Alle drei Joint Ventures vertrauten zu 100 % auf Technologie von Herrenknecht, den führenden Anbieter von ganzheitlichen Lösungen im maschinellen Vortrieb. Das Unternehmen aus Schwanau in Baden-Württemberg lieferte sechs Erddruckschilde (EPB) für den Bau der Eastern- und Western Tunnels durch Londoner Ton, Sand und Kies. Zwei Herrenknecht Mixschilde fuhren den Thames Tunnel bis zu 15 m tief unter dem Flussbett auf. Die Tunnelbohrmaschinen bahnten sich bis zu 40 m tief ihren Weg unter einigen der teuersten Immobilien der Welt vorbei an vorhandenen Metrolinien, Abwasser-, Ver- und Entsorgungskanälen sowie Gebäudefundamenten. Die Maschinen mit einem Schilddurchmesser von 7,08 m sind 147 m lang, wiegen bis zu 1.100 t und haben eine Antriebsleistung von bis zu 1.920 kW. Für die zielgenaue Steuerung waren alle acht Maschinen mit Navigationssystemen der Herrenknecht-Tochter VMT ausgestattet. Betrieben von max. 20 Mann pro Schicht – zwölf Mann auf der TBM, acht auf dem Nachläufer und über Tage – fuhren die Maschinen 24 Stunden am Tag, sieben Tage die Woche. Sie erreichten beeindruckende Vortriebswerte von bis zu 72 m (45 Tübbingringen) am Tag. Herrenknecht lieferte die Maschinen samt umfassenden Service-Leistungen. Dazu gehörten die Assistenz bei der Montage und Demontage der TBM auf den Baustellen, die Beistellung von Baustellen-Personal zur Vortriebsbegleitung und die Lieferung von Abbauwerkzeugen und Ersatzteilen. Darüber hinaus entwickelte Herrenknecht mit seinen Kunden individuelle Lösungen, beispielsweise für die Demontage in engen Schachtver-

Spezialtiefbau

Bild 5. Auf Londons riesiger Infrastruktur-Baustelle Crossrail bauten drei Joint Ventures insgesamt fünf Tunnelstrecken in drei Abschnitten. (Fotos: Herrenknecht)

Fazit von Dr.-Ing. E. h. Martin Herrenknecht, Gründer und Vorstandvorsitzender der Herrenknecht AG, zum erfolgreichen Abschluss der Tunnelvortriebe. Bild 4. Die Tunnelbohrmaschinen S-719 und S-720, später bekannt unter den Namen Elizabeth und Victoria, im Werk von Herrenknecht in Schwanau, Baden-Württemberg. Die beiden Maschinen mit einem Schilddurchmesser von 7,08 Metern wiegen 1.100 Tonnen, sind 147 Meter lang und haben eine Antriebsleistung von 1.920 kW.

hältnissen, für das Durchziehen von Maschinen durch Stationen sowie die Transportplanung für den zweiten Einsatz zweier TBM an einem anderen Abschnitt. „Das Crossrail-Projekt zeigt, wie sehr gute Organisation und die enge Zusammenarbeit der einzelnen Spezialisten es ermöglichen, Projekte dieser enormen baulogistischen Komplexität innerhalb sehr anspruchsvoller Zeitvorgaben und verbindlicher Budgetpläne mit maximaler Sicherheit umzusetzen“, so das

Crossrail – Europas größte Infrastruktur-Baustelle Crossrail schafft eine neue 118 km lange Bahnverbindung von Reading und Heathrow im Westen über das Londoner Zentrum bis nach Shenfield und Abbey Wood im Osten. Die Strecke verbindet 40 Stationen, zehn davon sind neu. Die Fahrzeit von London Heathrow bis zum Finanzzentrum in der Londoner City (Liverpool Street) verkürzt sich von 55 auf 32 Minuten. Für das Crossrail-Projekt sind auf über 40 Baustellen bis zu 10.000 Arbeiter tätig. Die Bauarbeiten starteten 2009, die Inbetriebnahme erfolgt voraussichtlich Ende 2018. Die Gesamtkosten belaufen sich auf ca. 20,8 Mrd. €. www.herrenknecht.de

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Editorial

Nachhaltig experimentieren Im letzten Sommer erhielt ich Besuch eines japanischen Kollegen aus einem bedeutenden Forschungsinstitut des Landes. Interessiert fragte er, welche Forschungsthemen denn in Deutschland zurzeit besonders gefördert, aber auch, welche Großversuchseinrichtungen für das Bauingenieurwesen hierzulande unterhalten würden. Die Beantwortung der ersten Frage fiel verhältnismäßig einfach aus; aber zu der zweiten hatte ich keine Antwort. Es wurde mir klar, dass Außenstehende von einem prosperierenden Industrieland auch auf diesem Gebiet eine entsprechende Infrastruktur erwarten. Anschließend zeigten wir ihm unsere Versuchseinrichtungen des Konstruktiven Ingenieurbaus sowie unsere mit Liebe zum Detail vorbereiteten bodenmechanischen Modellversuche. Am Ende des Besuchs fasste unser Gast zusammen: „Jetzt wird es mir klar: In Deutschland befinden sich die großen Versuchseinrichtungen in den Universitäten.“ In diesem Moment dachte ich an die Schwingtische und Zentrifugen in den japanischen Firmen und den staatlichen Forschungszentren und fühlte mich geehrt für die Feststellung. Einige Wochen danach hatte ich ein einschneidendes Erlebnis – das Kontrastprogramm: Während der Reisevorbereitungen zum Besuch einer der renommierten privaten Universitäten an der Ostküste der USA erfuhr ich, dass der dortige Kollege, der die experimentelle Bodenmechanik seit Jahren erfolgreich vertrat, die Universität gewechselt hat und dabei fast das gesamte bodenmechanische Labor mitnehmen durfte! Wie ich dann selbst vor Ort feststellen konnte, hat ihm der neue Arbeitgeber die notwendige technische Infrastruktur zur Verfügung gestellt, so dass nun das Know-how dort vorhanden ist. Fest stand aber: Eine private Universität, die ihre Vorreiterrolle in der Forschung beibehalten möchte, hält die experimentelle Bodenmechanik nicht für zukunftsträchtig. Ist aber dies mit dem hochgesteckten Ziel der Ausbildung von Bauingenieuren für die heutigen Herausforderungen kompatibel? Kann die Spitzenforschung ohne Experimente auskommen oder mit Ergebnissen fremder Labors arbeiten? Sicherlich ist der geschilderte Fall eher eine Ausnahme, da auch in den USA viele Universitäten gut funktionierende Labors unterhalten und auch eine Vielzahl von Großversuchseinrichtungen betrieben werden; aber trotzdem gibt dies zu denken.

Japan und die USA werden immer Naturgefahren wie Erdbeben oder Rutschungen bewältigen müssen, und die dort noch offenen Fragestellungen sind zahlreich und zudem extrem komplex. Berechnungen allein führen nicht zum Ziel, und die Notwendigkeit von Experimenten ist unumstritten. Bei uns ist die Situation etwas anders: Neben der bodenmechanischen Grundlagenforschung, die ja das Hauptargument für den Betrieb eines Labors sein sollte, geht es vorwiegend um Untersuchungen, die zu Verfeinerungen von technischen Lösungen und einhergehender Erhöhung der Wirtschaftlichkeit unter Beibehaltung des Sicherheitsniveaus führen. Dieser Bedarf ist in der Wirtschaft noch da. Wie wird es jedoch langfristig aussehen? Bodenmechanische Labors sind teuer in der Unterhaltung und erfordern einen Grundbestand an ausgebildetem und qualifiziertem technischen Personal. Administratoren erwarten, dass solche Labors durch Industrieaufträge mitfinanziert werden. Da aber unsere Branche durch konjunkturabhängige Einzelfertigung charakterisiert wird, ist die dauerhafte Unterhaltung solcher Einrichtungen durch Drittmittel schwierig und unsicher. Somit ist die Versuchung groß, in der Forschung Experimente durch numerische Simulationen zu ersetzen. Unser technologischer Vorsprung auf diesem Gebiet schrumpft aber kontinuierlich, da es inzwischen vielen aufstrebenden Ländern gelungen ist, durch die Anhebung des Ausbildungsniveaus ihrer Ingenieure und die Verbreitung von technischen Softwareprodukten eine fast ebenbürtige Stellung einzunehmen. Die Aufrechterhaltung einer gut funktionierenden Versuchsinfrastruktur ist als Wettbewerbsvorteil unumstritten, nicht nur in der Grundlagenforschung: Erkenntnisse aus eigenen Experimenten zu den komplexen Wechselwirkungen von Böden und geotechnischen Bauwerken führen zur Schärfung des Ingenieurdenkens und zur Erhöhung der Kreativität bei der Lösung von anspruchsvollen planerischen Aufgaben oder bei der Konzipierung von baubetrieblichen Verfahren. Trotzdem ist die Frage nach dem Wert von geotechnischen Experimenten in der gegenwärtigen Konstellation und somit auch nach der Zukunft von funktionierenden Versuchseinrichtungen aktuell; und sie sollte, auch im Zusammenhang mit den immer stärker wachsenden Möglichkeiten der numerischen Simulation, diskutiert werden. Ihr

Christos Vrettos

Fachthemen Christian Missal Andreas Gährken Joachim Stahlmann

DOI: 10.1002/gete.201500010

Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung Aktuell werden Grubengebäude im Steinsalz für die Endlagerung von schwach- und mittelradioaktiven oder chemotoxischen Abfällen genutzt. Um für diese Grubengebäude Aussagen zur Integrität der Barriere zu machen oder um geotechnische Abdichtungsbauwerke zu bemessen, sind numerische Werkzeuge erforderlich. Am Institut für Grundbau und Bodenmechanik der Technischen Universität Braunschweig ist für Prognoseberechnungen das Stoffmodell TUBSsalt entwickelt worden. Die Formulierung des Stoffmodells erlaubt die Abbildung der wesentlichen Kriechvorgänge sowie der Phänomene Schädigung, Bruch und Verheilung. Ebenso wird der Einfluss der Temperatur auf das mechanische Verhalten berücksichtigt. Die erforderlichen Parameter können anhand von Laborversuchen bestimmt werden. Die Implementierung des Stoffmodells erfolgte in zwei unterschiedlichen numerischen Programmsystemen der Methode der Finiten Elemente und der Methode der Finiten Differenzen. Mit einem einheitlichen Parametersatz für einen Salztyp kann eine gute Übereinstimmung zwischen den berechneten Daten und den Versuchsergebnissen erzielt werden. Um ein vielseitiges und zuverlässiges Werkzeug zur Bemessung von Hohlräumen im Salzgebirge zu erhalten, wird die Validierung des Stoffmodells auch an komplexeren Strukturen fortgesetzt. A thermal-mechanical constitutive model for rock salt with consideration of damage, failure and healing. Numerous mine workings in rock salt are used in the present for the disposal of low and intermediate level radioactive waste or chemo-toxic waste. In order to get information about the integrity of the mine workings’ barrier or to calculate geotechnical sealing structures, numerical tools are necessary. For this purpose, the constitutive model TUBSsalt was developed at the Institute for Soil Mechanics and Foundation Engineering of the Technische Universität Braunschweig. The constitutive model’s formulation enables the simulation of the significant creeping mechanisms as well as damage, failure and healing. The influence of the temperature on the mechanical behavior is also considered. The parameters can be determined by laboratory tests. The implementation of the constitutive model is realized in two different numerical program systems. By using a uniform set of parameters for a type of salt a good match between the calculated data and the measured data can be achieved. In order to get a versatile and reliable tool for the calculation of cavities in rock salt, the validation of the constitutive model will be continued with more complex structures.

1 1.1

Einleitung Geotechnische Fragestellungen für Grubenbaue im Steinsalz

Im Zuge vergangener und aktueller Forschungsarbeiten wurde festgestellt, dass Steinsalz aufgrund seiner günstigen Eigenschaften, wie z. B. einer hohen Wärmeleitfähigkeit, einer sehr geringen Durchlässigkeit sowie einem lithostatischen isotropen Primärspannungszustand, aus technischer Sicht als potenzieller Standort für hoch radioaktive und wärmeentwickelnde Abfälle geeignet ist [1]. Dies ist keineswegs eine neue Entwicklung, da bereits zahlreiche Grubengebäude im Steinsalz für verschiedene Arten von Untertagedeponien genutzt werden, bspw. für schwach- und mittelradioaktive oder chemotoxische Abfälle. Aus dem großen Bereich des Gewinnungsbergbaus und der Gas-/Ölspeicherung in Kavernen gibt es umfangreiche Erfahrungen zum Verformungsverhalten von Steinsalz. Diese sind allerdings für den Bereich der Endlagerung radioaktiver Abfälle nur bedingt übertragbar, da im Gewinnungsbergbau die Stand- und Arbeitssicherheit nur über kurze Zeiträume gewährleistet werden muss und keine Anforderungen an die Langzeitsicherheit gestellt werden. Dafür ist bei der Endlagerung von Abfallstoffen eine Prognose der Integrität der Barriere über lange Zeiträume erforderlich. Ebenso sind ggf. die Auswirkungen einer Wärmeentwicklung auf das mechanische Verhalten des Wirtsgesteins zu berücksichtigen. Die Weiterentwicklung und Qualifizierung von Stoffmodellen wird zurzeit im Verbundprojekt „Vergleich aktueller Stoffgesetze und Vorgehensweisen anhand von Modellberechnungen zum thermomechanischen Verhalten und zur Verheilung von Steinsalz“ forciert. An diesem Verbundprojekt beteiligt sich das Institut für Grundbau und Bodenmechanik der Technischen Universität Braunschweig mit dem Stoffmodell TUBSsalt.

1.2

Numerische Modellierung und Stoffmodell

Das Materialverhalten von Steinsalz ist sehr komplex, da es von den Einflussfaktoren Spannung, Zeit, Temperatur, Feuchtigkeit und Schädigung geprägt wird. Die Überlagerung der Kriechanteile und des elastischen Verhaltens wird in Bild 1 (links) verdeutlicht. Während die elastischen Verformungen εel von der Zeit unabhängig sind,

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Bild 1. Qualitative Überlagerung der Verzerrungen aus den unterschiedlichen Kriechphasen eines Kriechversuchs (links); qualitative Darstellung eines Festigkeitsversuchs (rechts) Fig. 1. Qualitative superposition of strains from the different creep phases of a creep test (left); qualitative representation of a strength test (right)

führt das sekundäre oder stationäre Kriechen εs bei einer konstanten Differenzspannung zu einem über die Zeit linearen Anstieg der Verzerrung. Das primäre oder transiente Kriechen εp erzeugt eine größere Anfangssteigung im Stauchungs-Zeit-Diagramm, welche durch die einsetzende Verfestigung über die Zeit abnimmt. Diese Kriechverzerrungen treten auch auf, wenn die Differenzspannung unterhalb einer Grenzspannung liegt. Diese Grenzspannung wird maßgeblich von der Einspannung beeinflusst und in der Salzmechanik als Dilatanzgrenze bezeichnet. Wenn die Differenzspannung die Dilatanzgrenze übersteigt, treten zusätzliche Verzerrungsanteile auf, die als tertiäres Kriechen εt bezeichnet werden. Gleichzeitig entsteht in diesem Fall auch eine dilatante Schädigung, die Volumendehnungen εv,d hervorruft. Die Rückbildung dieser Volumendehnungen wird als Verheilung bezeichnet, die eintritt, wenn der Spannungszustand unterhalb der Dilatanzgrenze liegt und bereits dilatante Schädigung aufgetreten ist. Die Summe der einzelnen Verzerrungsanteile ergibt die Gesamtverzerrung. Bild 1 (rechts) zeigt einen Festigkeitsversuch mit den charakteristischen Werten für die Dilatanzgrenze σS, die Bruchfestigkeit σB, die Restfestigkeit σR sowie der Bruchvolumendehnung εv,d,b. Sobald die Dilatanz als schädigungsinduzierte Volumendehnung den Wert der Bruchvolumendehnung erreicht, d. h. die Bruchfestigkeit überschritten wird, kommt es zu einer Entfestigung bis auf das Niveau der Restfestigkeit. Deutlich geht aus Bild 1 hervor, dass das Spannungs-Stauchungs-Verhalten und Stauchungs-Zeit-Verhalten im Wesentlichen nichtlinear ist. Um dies in numerischen Programmsystemen abzubilden, sind höherwertige Stoffmodelle erforderlich. Für die Stilllegung von als Endlager genutzten Bergwerken bzw. für die Planung neuer Endlager sind daher Prognosen zum gebirgsmechanischen Verhalten notwendig, welche nur mithilfe numerischer Berechnungen erstellt werden können. Hierzu werden seit Beginn der 1980er-Jahre Methoden und Berechnungsverfahren entwickelt, die einen Schwerpunkt auf die Beschreibung des stationären Kriechens legen. Die Entwicklung der Stoffmodelle war zunächst standortbezogen, so konnte mit

dem Modell von Senseny [2] das primäre und sekundäre Kriechen für das Salz der Waste Isolation Pilot Plant (Carlsbad, NM, USA) beschrieben werden. In der Dissertation von Heusermann [3] werden Stoffmodelle für Steinsalz gegenübergestellt und bewertet, auf denen die modernen Stoffmodelle aufbauen. Wesentliche Grundlagen der Salzmechanik liegen auf dem Entstehungsprozess von Salzlagerstätten. Das systematische Vorgehen zur Berechnung und Bemessung von Schächten, Strecken und Kammern im Salz wurde von Langer beschrieben [4], [5]. Jedoch konnten zu der Zeit nicht sämtliche Phänomene vollständig labortechnisch erfasst und rheologisch beschrieben werden. Auch wurden die numerischen Ansätze und die Modellgröße durch die verfügbare Rechnerkapazität limitiert. Die aktuellen Erfordernisse in der Nachweisführung zur Standsicherheit und zum Nachweis der Integrität der Barriere führen dazu, dass aktuelle Stoffmodelle auch schädigungsinduzierte Verformungen und Nachbruchverhalten mit abbilden sollten. Ende der 1990er-Jahre und zum Beginn der 2000erJahre wurden Stoffmodelle für Steinsalz neu- und weiterentwickelt, wie z. B. das Composite-Dilatancy-Model [6] oder der erweiterte Dehnungs-Verfestigungs-Ansatz [7]. Eine weitergehende Übersicht von aktuellen Stoffmodellen für Steinsalz findet sich auch in den Syntheseberichten der Verbundforschungsvorhaben für Stoffgesetze für Steinsalz [8], [9].

1.3

Stoffmodell von Döring

Döring entwickelte Ende der 1990er-Jahre ein Stoffgesetz für Steinsalz, welches neben dem primären, sekundären und tertiären Kriechen auch die Dilatanz, den Kriechund Zugbruch sowie das Nachbruchverhalten simulieren kann [10], [11]. In Bild 2 ist das zugrunde gelegte rheologische Modell dargestellt, welches sich aus in Reihe und parallel geschalteten Federn, viskosen Dämpfern und Reibungselementen zusammensetzt. Mit diesem Modell ist es möglich, das Dehnungs-Zeit-Verhalten und SpannungsDehnungs-Verhalten von Steinsalz phänomenologisch zu beschreiben.

geotechnik 39 (2016), Heft 1

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Bild 2. Rheologisches Modell für Steinsalz nach [11] Fig. 2. Rheological model for rock salt [11]

Es werden hierbei fünf Verformungsanteile unterschieden, welche durch Superposition überlagert werden. Der elastische Verformungsanteil εel wird durch eine Feder (Hooke-Körper) beschrieben. Die Bestimmung des Verformungsanteils des primären Kriechens εp erfolgt durch ein verfestigendes Reibungselement, welches mit einem viskosen Dämpfer parallel geschaltet wird. Das sekundäre Kriechen εs wird durch ein viskoses Dämpferelement berücksichtigt. Der viskoplastische Verformungsanteil des tertiären Kriechens εt wird durch ein entfestigendes Reibungselement und einen parallel geschalteten, viskosen Dämpfer simuliert. Zusätzlich erfolgt die Bestimmung des Verformungsanteils εn des Nachbruchverhaltens durch einen viskosen Dämpfer, parallel geschaltet mit einem entfestigenden Reibungselement, welches zur Beschreibung des Schubbruchs (Kriechbruch) oder eines Zugbruchs herangezogen wird. Die mathematischen Formulierungen dieses Modells können [11] entnommen werden. Die zahlreichen in der Zwischenzeit durchgeführten Laborversuche zeigen Phänomene des Steinsalzes, welche zum damaligen Zeitpunkt in diesem Umfang noch nicht systematisch untersucht worden waren. In der ursprünglichen Formulierung konnte der Einfluss aus Temperatur und Belastungsgeschwindigkeit nur unzutreffend abgebildet werden. Darüber hinaus kann das Stoffmodell für Steinsalz nach Döring weder das Erholungskriechen noch die Verheilung von geschädigtem Steinsalz abbilden. Um diese Einflüsse zu erfassen und abzubilden, war es erforderlich, aufbauend auf den früheren Ansätzen nach Döring, ein neues Stoffmodell zu entwickeln. Aufgrund einer weitergehenden Auswertung von Festigkeitsversuchen bezüglich Dilatanz-, Bruch- und Nachbruchfestigkeit war es zusätzlich notwendig, das von Döring vorgeschlagene Bruchkriterium nach Drucker-Prager anzupassen. Die durchgeführten Neuentwicklungen führten zum im Weiteren beschriebenen Stoffmodell TUBSsalt.

2 2.1

Stoffmodell TUBSsalt für Steinsalz Konventionen und Nomenklatur

Im Folgenden wird entgegen der ursprünglichen Formulierung die mechanische Vorzeichendefiniton (Zug positiv, Druck negativ) verwendet, da dies den Vorgaben der numerischen Programmsysteme entspricht und die Implementierung vereinfacht. Bei dem weiterentwickelten Stoffmodell TUBSsalt handelt es sich um einen phänomenologischen Ansatz, der das in Versuchen oder in situ beobachtete Verzerrungs-Zeit- bzw. Spannungs-Verzerrungs-Verhalten von Steinsalz über eine Annäherung mit mathematischen Funktionen beschreibt. Die mathemischen Formulierungen des auf der Basis von Döring weiterentwickelten Stoffmodells beruhen auf der Auswertung von Kriech- und Fes-

geotechnik 39 (2016), Heft 1

tigkeitsversuchen. Für die weitere Betrachtung wird angenommenen, dass sich die Verzerrungskomponenten proportional zu den Ableitungen des Spannungsdeviators nach den Komponenten des Spannungstensors verhalten [11]. Damit wird die Spannungsanisotropie in die einzelnen Verzerrungskomponenten übernommen. Um die Formulierung möglichst unabhängig von einem Koordinatensystem vornehmen zu können, werden Invarianten des Spannungstensors verwendet. I1 in Gl. (1) ist die erste und I3 in Gl. (3) die dritte Invariante des Spannungstensors. J2 in Gl. (2) ist die zweite Invariante des Spannungsdeviators. Die Darstellung erfolgt hier für den kartesischen Spannungstensor. Eine Darstellung der Invarianten ist im Hauptspannungsraum ebenfalls möglich [12]. I1 = σ xx + σ yy + σ zz J2 =

(1)

(

1 (σ xx – σ yy )2 + (σ yy − σ zz )2 + (σ zz − σ xx )2 6 + σ 2xy + σ 2yz + σ 2zx

) (2)

I3 = σ xx · σ yy · σ zz + 2· σ xy · σ yz · σ zx – σ xx · σ 2yz – σ yy · σ 2zx – σ zz · σ 2xy

(3)

Aus diesen Invarianten lassen sich Vergleichsspannungen ableiten. Diese dienen im Folgenden dazu, die unterschiedlichen Fließgrenzen für primäres, sekundäres und tertiäres Kriechen zu beschreiben. Im Stoffmodell TUBSsalt werden die Äquivalenzspannung bzw. von-Mises-Vergleichsspannung σeq nach Gl. (4), die Oktaedernormalspannung σo nach Gl. (5) und die Oktaederschubspannung τo nach Gl. (6) verwendet. Diese beschreiben die Spannungen senkrecht bzw. parallel zu den Flächen eines über die Hauptachsen aufgespannten Oktaeders. σ eq = 3 ⋅ J 2 σo = τo =

(4)

1 ⋅I 3 1

(5)

2 ⋅J 3 2

(6)

Analog dazu lässt sich eine Vergleichsdehnung εeq nach Gl. (7) ermitteln, mit der unabhängig vom Koordinatensystem die Dehnungsverfestigung beschrieben werden kann. εeq =

2 2 2 2 ⎛ (ε xx − ε yy ) + (ε yy − ε zz ) + (ε zz − ε xx ) ⎞ ⋅⎜ ⎟ 9 ⎜⎝ + 6 ⋅(ε 2xy + ε 2yz + ε 2zx ) ⎟⎠

(7)

Der Spannungszustand zwischen einaxialer und isotroper Belastung wird durch θ in Gl. (8) abgebildet. θ ist als Lastgeometriefaktor angelehnt an den Lode-Parameter und nimmt für einaxiale Belastungszustände den Wert 0 und für isotrope Belastungszustände den Wert 1 an.

θ=

−3 ⋅ 3 ⋅ I3

(

σ 2xx

σ 2yy

σ 2zz

2 ⋅ (σ 2xy

3 + σ 2yz + σ 2zx ) 2

)

(8)

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Tabelle 1. Im Stoffmodell TUBSsalt verwendete Konstanten Table 1. Used constants in the constitutive model TUBSsalt Bezeichnung

Symbol Wert

Einheit

Dimensionskonstante

1,0

MPa

Referenzviskosität

η0

86.400,0 MPa · s

Referenzrate

ε· 0

1,0 · 10–5 1/s

Gaskonstante

8,314

J/(K · mol)

Referenztemperatur

300,0

1.070,0

Schmelztemperatur von Steinsalz Tm

Tabelle 1 zeigt die im Stoffmodell TUBSsalt verwendeten, unveränderbaren Konstanten. In Tabelle 2 sind die im Stoffmodell verwendeten Parameter aufgeführt, und Tabelle 3 zeigt eine Zusammenstellung der im Stoffmodell verwendeten Größen. Der Einfluss der Temperatur wird mit dem in Abschnitt 2.9 beschriebenen Parameter q abgebildet. Die hochgestellten Indizes ‘el’, ‘p’, ‘s’, ‘t’, ‘n’, ‘v’ und ‘z’ ordnen eine Variable dem elastischen Verhalten, primären, sekundären sowie tertiären Kriechen, Bruch/Nachbruch, Verheilung bzw. Zugbruch zu und sind nicht als Exponenten zu verstehen. Die Gesamtverzerrungen in Gl. (9) ergeben sich aufgrund des Superpositionsansatzes aus der Summe der einzelnen Verzerrungsanteile.

{ε} = {εel } + {ε p } ⋅ dt + {ε s } ⋅ dt + {ε t } ⋅ dt + {ε n } ⋅ dt ∨ {ε} = {εel } + {ε z } ⋅ dt 2.2

(10)

(11)

qel · G0 ⎛ ε ⎞ pel 1 + ⎜ v,d ⎟ ⎝ ε v,d,b ⎠

2.3

⎞ ⎛ σ eq = ⎜ p · qp ⎟ ⎠ ⎝E

np = 1 +

Primäres Kriechen und Erholungskriechen

Die Kriechrate des primären Kriechens ε· p in Gl. (12) ergibt sich aus der wirksamen Spannung für das primäre Kriechen Fp nach Gl. (15), der aktuellen Viskosität des primären Kriechens und den Richtungsableitungen des

(12)

{}

(13)

3 ⎛ σ ⎞ eq 1+⎜ p ⎟ ⎜⎝ σ eq,0 ⎟⎠

⎛ σ eq ⎞ F = p0 · ⎜ ⎟ ⎝ p0 ⎠

⎛ ε ⎞ pel 1 + ⎜ v,d ⎟ ⎝ ε v,d,b ⎠

p εeq,max

Elastisches Verhalten

qel · K 0

{ }

F p ∂σ eq F p > 0 : ε p = p ⋅ η* ∂ σ

(9)

Das elastische Verhalten im Stoffmodell wird über die Parameter Kompressionsmodul K in Gl. (10) und Schubmodul G in Gl. (11) gesteuert. Aufgrund der Entfestigung von Steinsalz infolge Dilatanz werden Kompressions- und Schubmodul in Abhängigkeit vom Grad der Schädigung abgemindert [13]. Der Grad der Schädigung wird als Verhältnis der aktuellen Dilatanz zur Bruchvolumendehnung ausgedrückt. K=

Spannungstensors. Die Viskosität des primären Kriechens wird in Abhängigkeit von der Verfestigung formuliert. Hierbei handelt es sich um einen Dehnungsverfestigungsansatz. Dazu sind die maximal zu erwartenden Verzerrungen aus dem primären Kriechen εpeq,max nach Gl. (13) für den Spannungszustand zu bestimmen [14], die als primäre Grenzverzerrung bezeichnet wird. Die eingetretenen primären Verzerrungen εpeq in Gl. (7) (s. Abschnitt 2.1) führen bis zum Erreichen der primären Grenzverzerrung dazu, dass die Viskosität η*p nach Gl. (16) mit einem empirischen Ansatz bei zunehmender Verfestigung größer und dadurch die Rate des primären Kriechens kleiner wird. Zudem strebt Fp gegen 0 und kann als Indikator für die Dehnungsverfestigung angesehen werden. Da sich in Kriechversuchen zeigte, dass die Ausprägung des primären Kriechens abhängig vom Spannungszustand ist, wird der Exponent np in Gl. (14) in Abhängigkeit von der Äquivalenzspannung σeq berechnet.

(14)

np p p − εeq · (εeq,max )

⎛ εp ⎞ eq η*p = η0 + (ηp − η0 ) ⋅ ⎜ p ⎟ ⎜⎝ εeq,max ⎟⎠

(15)

1+ np

(16)

Das Erholungskriechen ist die Folge einer Reduktion der Spannungen. Die primäre Dehnungsverfestigung ist in diesem Fall größer als die primäre Grenzverzerrung. Dadurch nährt sich die Gesamtverzerrungsrate von unten der sekundären Kriechrate an. Im Modell TUBSsalt bewirkt der Wechsel in eine niedrigere Belastungsstufe, dass eine größere primäre Verfestigung vorhanden ist, als nach Gl. (13) berechnet, und es kommt zum Erholungskriechen nach Gl. (17). Dazu wird die Viskosität des Erholungskriechens ηprec nach Gl. (18) bestimmt, sobald Fp < 0 wird. Dadurch werden die Verformungsanteile des sekundären Kriechens zunächst durch das Erholungskriechen kompensiert, bis die für das Spannungsniveau zu hohen primären Verformungen abgebaut sind. Die strukturmechanischen Zusammenhänge des Erholungskriechens werden in der Dissertation von Günther [15] erläutert.

{ }

F p ∂σ eq F p < 0 : ε p = p ⋅ ηrec ∂ σ ηprec =

(17)

{}

F p · ηs F s · qs

(18)

geotechnik 39 (2016), Heft 1

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Tabelle 2. Übersicht der für das Stoffmodell TUBSsalt verwendeten Parameter Table 2. Overview of the parameters used for the constitutive model TUBSsalt

Elastisches Verhalten

Primäres Kriechen

Bezeichnung

Symbol

Einheit

Bestimmender Versuch

Kompressionsmodul

MPa

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Schubmodul

MPa

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Schädigungsexponent

pel

–

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Viskosität des primären Kriechens

ηp

MPa · s

(Dreiaxialer) Kriechversuch/ in situ-Messung

Verfestigungsmodul

MPa

(Dreiaxialer) Kriechversuch

σpeq,0

MPa

(Dreiaxialer) Kriechversuch

–

(Dreiaxialer) Kriechversuch

Viskosität des sekundären Kriechens

ηs

MPa · s

(Dreiaxialer) Kriechversuch/ in situ-Messung

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von ns

σseq,0

MPa

(Dreiaxialer) Kriechversuch

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von ns

–

(Dreiaxialer) Kriechversuch

Viskosität des tertiären Kriechens

ηt

MPa · s

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Anfangssteigung der Dilatanzgrenze

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Maximale Fließspannung der Dilatanzgrenze

MPa

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

(Einaxiale) Dilatanzfestigkeit

MPa

(Einaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Schädigungsbeiwert

–

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Dilatanzwinkel

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Bruchvolumendehnung

εv,d,b

–

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Viskosität der Verheilung

ηv

MPa · s

(Dreiaxialer) Verheilungsversuch

Verheilungsbeiwert

–

(Dreiaxialer) Verheilungsversuch

Viskosität im Nachbruch

ηn

MPa · s

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Anfangssteigung der Nachbruchfestigkeit

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Maximale Nachbruchfestigkeit

MPa

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

(Einaxiale) Restfestigkeit

MPa

(Einaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Nachbruchbeiwert

–

(Dreiaxialer) Kurzzeitfestigkeitsversuch

Zugfestigkeit

σ0z

MPa

Direkter Zugversuch/ Braziliantest

Aktivierungsenergie

J/mol

(Dreiaxiale) Kriechversuche bei unterschiedlichen Temperaturen

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von Sekundäres Kriechen

Tertiäres Kriechen

Verheilung

Kriech- und Schubbruch Zugbruch

Sonstige

geotechnik 39 (2016), Heft 1

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

Tabelle 3. Übersicht der für das Stoffmodell TUBSsalt verwendeten Größen Table 3. Overview of the values used for the constitutive model TUBSsalt

Tabelle 3. Übersicht der für das Stoffmodell TUBSsalt verwendeten Größen (Fortsetzung) Table 3. Overview of the values used for the constitutive model TUBSsalt (Continued)

Bezeichnung

Symbol

Bezeichnung

Symbol

Einheit

Ableitung der Äquivalenzspannung nach den Komponenten des Spannungstensors

∂σ eq

Tensor der Nachbruchverzerrungsrate

{ε· n}

1/s

Wirksame Spannung im Nachbruch

MPa

Ableitung der Potenzialfunktion des tertiären Kriechens

∂Q ∂σ

Aktuelle Viskosität des Nachbruchs

η*n

MPa · s

Temperaturkoeffizient des Nachbruchs

–

Tensor der Zugbruchverzerrungsrate

{ε· z}

1/s

Aktuelle Zugfestigkeit

σz

MPa

Temperaturkoeffizient des Zugbruchs

–

{}

Einheit –

∂σ

{}

–

Ableitung der Potenzialfunktion der Verheilung

∂Q v ∂σ

–

Ableitung der Potenzialfunktion des Zugbruchs

∂Z ∂σ

–

Aktueller Kompressionsmodul

MPa

Aktueller Schubmodul

MPa

Temperaturkoeffizient für das elastische Verhalten

qel

–

Tensor der primären Kriechrate

{ε· p}

1/s

Wirksame Spannung des primären Kriechens

MPa

Akkumulierte primäre Kriechverzerrungen

εpeq

–

Primäre Grenzverzerrung

εpeqmax

–

Spannungsexponent des primären Kriechens

–

Aktuelle Viskosität des primären Kriechens

η*p

MPa · s

Temperaturkoeffizient des primären Kriechens

–

Viskosität des Erholungskriechens

ηprec

MPa · s

Tensor der sekundären Kriechrate

{ε· s}

1/s

Wirksame Spannung des sekundären Kriechens

MPa

Spannungsexponent des sekundären Kriechens

–

Temperaturkoeffizient des sekundären Kriechens

–

Temperaturkoeffizient des Spannungsexponenten

q*s

–

Tensor der tertiären Kriechrate und der Verheilungsrate

{ε· t}

1/s

Fließfunktion des tertiären Kriechens und der Verheilung

MPa

Aktuelle Viskosität des tertiären Kriechens

η*t

MPa · s

Koeffizient für Belastungsrate und Spannungszustand

–

Akkumulierte Dilatanz

εv,d

–

Temperaturkoeffizient des tertiären Kriechens und der Verheilung

–

Aktuelle Viskosität der Verheilung

η*v

MPa · s

Betrag des Dilatanzvektors

ε*t

–

{} {}

2.4

Sekundäres Kriechen

Die Kriechrate des sekundären Kriechens ε· s nach Gl. (19) wird über einen Potenzansatz in Gl. (21) und die Richtungsableitungen des Spannungstensors ermittelt. Wie sich in der Auswertung der stationären Kriechraten gezeigt hat, ist der Spannungsexponent für das sekundäre Kriechen maßgeblich von der wirksamen Äquivalenzspannung abhängig, da je nach Spannungsniveau unterschiedliche Verformungsmechanismen wirken [15]. Daher wird der Spannungsexponent ns in Gl. (21) mit einer Funktion dargestellt, die abhängig von der Äquivalenzspannung σeq im Bereich 1 ≤ ns ≤ 5 verläuft. Mit diesem Wertebereich für ns lassen sich gute Übereinstimmungen der stationären Kriechraten aus Versuchen und Berechnung erzielen.

{ε } = Fη ⋅ ∂∂σ{σ} · q s

(19)

⎛ σ eq ⎞ F s = p0 · ⎜ ⎟ ⎝ p0 ⎠ ns = 5 +

2.5

ns · q*s

(20)

−4 ⎛ σ ⎞ eq 1+⎜ s ⎟ ⎜⎝ σ eq,0 ⎟⎠

(21)

Tertiäres Kriechen

Die Verzerrungsrate des tertiären Kriechens ε· t in Gl. (22) wird berechnet, sobald die Fließfunktion F t nach Gl. (23) einen positiven Wert annimmt, was zu einer Superposition von primären und sekundären Kriechanteilen mit schädigungsinduzierender Verformung führt. Die Fließfunktion wird maßgeblich über die Oktaedernormal- und Oktaederschubspannung bestimmt. Der Faktor θ beschreibt den Belastungszustand im Hauptspannungsraum und berücksichtigt damit die Spannungsgeometrie. Die Dilatanzgrenze im Stoffmodell TUBSsalt wird mit der Forderung F t = 0 beschrieben. Der Einfluss der Entfestigung wird über einen empirischen Ansatz in der tertiären Viskosität η*t nach Gl. (24) berücksichtigt, welche bei einer Zunahme der Dilatanz εv,d nach Gl. (27) bis auf ein Minimum sinkt. Dies

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wird nach Eintritt des Bruchs erreicht. Durch die Abnahme der Viskosität erhöht sich die Kriechrate, und es kommt zu einer überlagerten Kriechbeschleunigung. Da das tertiäre Kriechen sich nicht volumentreu verhält, wird die Volumenzunahme in Abhängigkeit vom Dilatanzwinkel ψ als konstanter Anteil in den Richtungsableitungen des Spannungstensors in Gl. (26) berücksichtigt. Im Parameter kt in Gl. (25) werden die Belastungsgeschwindigkeit sowie die Einspannung auf einer empirischen Grundlage berücksichtigt. Das Stoffmodell bildet neben der Dilatanz εv,d als Summe der Komponenten des Schädigungsvektors auch die einzelnen Komponenten ab. Die Größe der Komponenten wird durch den Spannungstensor bestimmt.

{}

F t · k t ∂Q F t > 0 : ε t = ⋅ ∂ σ η*t

{}

θ · qt · σo − q t · t 2 + τo 1 1 + · σo tan(t 0 ) t1

Ft =

⎞ ⎛ ε η*t = ηt + (η0 − ηt ) ⋅ tanh ⎜ m t ⋅ v,d ⎟ ⎜⎝ ε v,d,b ⎟⎠

kt =

ε eq ⎛ 3 ⎞ (1,2 ⋅ σ o + τo ) ⋅ ε 0 ⎜⎝ 2 ⎟⎠

(22)

(23)

(24)

(25)

(26)

ε v,d = ε txx + ε tyy + ε tzz

(27)

2.6

Kriech- und Schubbruch

Das Eintreten von Kriech- bzw. Schubbruch wird über eine maximal aufnehmbare Bruchvolumendehnung ermittelt. Sobald die Dilatanz einen vom Salztyp abhängigen Wert der Bruchvolumendehnung überschritten hat, treten zusätzlich zu den Verformungen aus primärem, sekundärem und tertiärem Kriechen noch Bruchverformungen auf. Die Größe der Bruchdehnungsrate ε· n in Gl. (28) berechnet sich über die Fließfunktion der Restfestigkeit Fn nach Gl. (29), einer von der Nachbruchentfestigung abhängigen Viskosität η*n in Gl. (30) und den Richtungsableitungen des Spannungstensors. Diese zusätzlichen Ver-

geotechnik 39 (2016), Heft 1

{ }

F n ∂σ eq ε v,d > ε v,d,b ∧ F n > 0 : ε n = n ⋅ η* ∂ σ Fn =

{}

θ · qn · σo − q n · n 2 + τo 1 1 + · σo tan(n0 ) n1

⎛ ⎞⎞ ⎛ ε η*n = ηn + (η0 − ηn ) ⋅ tanh ⎜ m n ⋅ ⎜ v,d − 1⎟ ⎟ ⎟⎠ ⎟ ⎜⎝ ε v,d,b ⎜⎝ ⎠

2.7

(28)

(29)

(30)

Verheilung

Die Verzerrungsanteile der Verheilung werden im Stoffmodell TUBSsalt ebenfalls über einen empirischen Ansatz ermittelt und zu den weiteren viskosen Verzerrungsanteilen addiert, sobald der Spannungszustand unterhalb der Dilatanzgrenze liegt bzw. F t < –qt · t2, siehe Gl. (31), erfüllt ist und Schädigung aufgetreten ist. Aus diesen Forderungen ergibt sich, dass Verheilung im Stoffmodell TUBSsalt erst bei ausreichend negativen Oktaedernormalspannungen wirksam wird und die Einspannung für die Verheilung hinreichend groß gegenüber einer möglichen Schubbeanspruchung sein muss. In Anlehnung an [16] wird neben der Dilatanz auch die anisotrope Schädigung berücksichtigt. Mit ∂Q V dem Tensor nach Gl. (33) ergibt sich eine durch ∂ σ Spannungszustand und Schädigung gerichtete Verheilung. Mit dem Betrag des Schädigungsvektors ε*t in Gl. (34) werden die Schädigungskomponenten normiert. Die tatsächliche Viskosität der Verheilung ηV* in Gl. (32) steigt mit abnehmender Schädigung an, und der Prozess wird verzögert.

{}

⎧ 2⋅σ − σ − σ sin(ψ ) ⎫ xx yy zz ⎪ ⎪ + 2 ⋅ σ eq 3 ⎪ ⎪ ⎪ 2⋅σ − σ − σ ⎪ ψ sin( ) yy zz xx ⎪ ⎪ + 2 ⋅ σ eq 3 ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⋅ σ − σ − σ 2 sin(ψ ) ⎪ zz xx yy ⎪ + ⎪⎪ ⎪⎪ 2 ⋅ σ eq 3 ∂Q =⎨ ⎬ 3 ⋅ σ xy ∂ σ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 2 ⋅ σ eq ⎪ ⎪ 3 ⋅ σ yz ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 2 ⋅ σ eq ⎪ ⎪ 3 ⋅ σ zx ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⋅ σ 2 eq ⎪⎩ ⎪⎭

{}

zerrungen führen dazu, dass die Spannungen auf die Restfestigkeit abfallen.

{}

F t ∂Q v F t < − q t ⋅ t 2 : ε t = v ⋅ η* ∂ σ

(31)

⎛ ⎞ ε η*v = ηv + (η0 − ηv ) ⋅ tanh ⎜ m v ⋅ v,d ⎟ ⎜⎝ ε v,d,b ⎟⎠

(32)

{}

∂Q v = ∂ σ

{}

⎧ ⎛ t ⎞ ⎛ t ⎞ ⎛ t ⎞ ⎪ 2 ⋅ ε xx ⋅σ − ⎜ − ε yy ⎟ ⋅σ − − ε zz ⋅σ ⎛ ψ⎞ ⎜ ⎜ ⎟ yy xx zz sin t t t ⎟ ⎪ ⎝ ε* ⎠ ⎜⎝ 3 ⎟⎠ ⎜⎝ ε* ⎟⎠ ⎝ ε* ⎠ ⎪ + 3 ⋅σ o 3 ⎪ ⎪ ⎛ t ⎞ t t ⎛ ⎞ ⎛ ⎞ ⎪ 2 ⋅ ⎜ ε yy ⎟ ⋅σ − − ε zz ⋅σ − − ε xx ⋅σ ⎛ ψ⎞ ⎪ ⎜ ε t ⎟ yy ⎜⎝ ε t ⎟⎠ zz ⎜⎝ ε t ⎟⎠ xx sin ⎜ ⎟ ⎝ 3⎠ * * ⎪ ⎝ *⎠ + ⎨ 3 ⋅σ o 3 ⎪ t ⎞ ⎛ t ⎞ t ⎞ ⎛ ⎛ ε yy ε xx ε zz ⎪ ⎛ ψ⎞ ⎪ 2 ⋅ ⎜ ε t ⎟ ⋅σ zz − ⎜ − ε t ⎟ ⋅σ xx − ⎜⎜ − ε t ⎟⎟ ⋅σ yy sin ⎜ ⎟ ⎝ ⎠ ⎝ ⎠ ⎝ 3⎠ ⎠ ⎝ * * * ⎪ + ⎪ 3 ⋅σ o 3 ⎪ 0 ⎪ 0 ⎪ 0 ⎩

⎫ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎬ (33) ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎭

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ε*t = ε txx 2 + ε tyy 2 + ε tzz 2

2.8

(34)

Zugbruch

Zugbruch tritt auf, sobald die größte Hauptspannung σ1 größer als der Eingangsparameter der Zugspannung σ0z ist oder bereits Zugbruch aufgetreten und σ1 > σz erfüllt ist. σz in Gl. (38) ist eine durch Schädigung abgeminderte Zugfestigkeit. Die Größe der Zugdehnungsrate ε· z in Gl. (35) wird durch die Viskosität η*n nach Gl. (36) bestimmt, welche sich in Abhängigkeit der Dilatanz entwickelt. Die Richtung der Zugdehnungsrate ergibt sich aus der Ableitung der Potenzialfunktion nach dem Span∂Z nungstensor in Gl. (37). Sobald Zugbruch auftritt, ∂ σ werden nur Verformungsanteile aus der Zugbeanspruchung bestimmt.

{}

{ }

σ1 > σ 0z : ε z =

q z · (σ1 − σ 2 ) ∂Z ⋅ ∂ σ η*n

{}

(35)

⎞ ⎛ ε η*n = ηn + (η0 − ηn ) ⋅ tanh ⎜ m n ⋅ v,d ⎟ ⎜⎝ ε v,d,b ⎟⎠

(36)

∂Z ∂Z ∂Z = 1; = 0; =0 ∂σ1 ∂σ 2 ∂σ 3

(37)

σ 0z

σz = 1+

2.9

⎛ T⎞ q*s = ⎜ ⎟ ⎝ T0 ⎠

⎛ T⎞ qt = ⎜ ⎟ ⎝ T0 ⎠

qn = qz =

(42)

(43)

T T0

(44)

Implementierung in numerische Programmsysteme

Für die Implementierung in ein numerischen Programmsystem wird von einem ratenbasierten Ansatz ausgegangen, d. h., es werden die Raten der einzelnen Komponenten des Stoffmodells ermittelt und über die Zeit integriert. Dazu wird aus dem aktuellen Spannungstensor, dem Dehnungsinkrementtensor und dem Zeitinkrement sowie der aktuellen Temperatur die jeweilige Rate bestimmt, um anschließend daraus den neuen Spannungstensor zu berechnen. Unter der Annahme, dass nur elastische Dehnungsinkremente spannungswirksam sind, reduzieren die Verzerrungsanteile aus viskosem und plastischem Verhalten das Gesamtdehnungsinkrement. Der generelle Berechnungsablauf innerhalb eines Zeitschritts wird in Bild 3 gezeigt. Das Stoffmodell TUBSsalt wurde in Flac3D Version 5.01 der Fa. Itasca Consulting Group, Inc. und in Ansys Version 15.0 der Fa. Ansys Inc. implementiert. Flac3D basiert auf der Finite-Differenzen-Methode (FDM) und nutzt

(38)

ε v,d ε v,d,b

Temperatur

Der Einfluss der Temperatur wird an verschiedenen Stellen im Stoffmodell durch den Parameter q nach den Gl. (39) bis (44) dargestellt. Dabei wird in den meisten Fällen der Quotient aus der aktuellen Temperatur und der Referenztemperatur durch verschieden große Exponenten gewichtet. Für den elastischen Anteil qel nach Gl. (39) wird ein korrigierter Ansatz nach [17] gewählt, für das sekundäre Kriechen qs nach Gl. (41) ein an die Versuchsergebnisse angepasster Ansatz nach [18]. Die Temperaturkoeffizienten beruhen auf einer empirischen Anpassung an die vorhandenen Versuchsdaten. ⎛ T − T0 Tm ∂G ⎞ ⎛ T − T0 ⎞ qel = 1 + ⎜ ⋅ ⋅ =1+ ⎜ ⋅ (−0,73)⎟ ⎟ G 0 ∂T ⎠ ⎝ Tm ⎝ Tm ⎠ ⎛ T⎞ qp = ⎜ ⎟ ⎝ T0 ⎠

(39)

(40)

−Q

⎛ T ⎞ eR ⋅ T q = ⎜ ⎟ ⋅ −Q ⎝ T0 ⎠ e R ⋅ T0 s

(41) Bild 3. Berechnungsschema innerhalb eines Zeitschritts Fig. 3. Calculation scheme within a time step

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einen expliziten Lösungsalgorithmus. Ansys ist ein FiniteElement-Methode-Programm mit einem impliziten Lösungsalgorithmus. Die Einbindung in Flac3D erfolgt als Dynamic Link Library (DLL) über eine Schnittstelle für Benutzerstoffmodelle [19]. Das Stoffmodell wird in C++ mit der Entwicklungsumgebung Microsoft Visual Studio 2010 und dem integrierten Compiler programmiert. Auch in Ansys wird das Stoffmodell über eine DLL eingebunden [20]. Die Programmierung erfolgt in Fortran und mit dem Intel Compiler Version 12.1.

Materialparameter und Laborversuche

Das Stoffmodell TUBSsalt benötigt zur Beschreibung des elastischen Verhaltens drei Parameter. Das primäre Kriechen wird mit vier Parametern, das sekundäre Kriechen mit drei Parametern und das tertiäre Kriechen mit sieben Parametern beschrieben. Für die Abbildung der Verheilung werden zwei Kennwerte zusätzlich benötigt. Zur Beschreibung von Nachbruchverhalten und Zugbruch sind sechs Parameter erforderlich. Die Temperaturabhängigkeit erfordert einen weiteren Kennwert. Damit ergibt sich eine Gesamtzahl von 26 Materialparametern, zuzüglich der Dichte, die in Tabelle 2 zusammengefasst sind. Zudem wird für jeden Parameter der bestimmende Versuch angegeben, aus dem direkt oder indirekt der Wert abgeleitet werden kann. Die Einheiten der Parameter sind so gewählt, dass diese untereinander konsistent sind. Die Einheit der Länge ist m und die Einheit der Zeit ist s. Kräfte werden in MN und Spannungen in MPa angegeben. Die Einheit der Temperatur ist K. Um die Materialkennwerte zu bestimmen, ist ein umfangreiches und systematisches Laborversuchsprogramm erforderlich. Die im Folgenden verwendeten Daten des Asse Speisesalzes wurden vom Institut für Gebirgsmechanik in Leipzig und dem Lehrstuhl für Deponietechnik und Geomechanik der Technischen Universität Clausthal bereitgestellt. Im Wesentlichen handelt es sich um dreiaxiale Kriech- und Kurzzeitfestigkeitsversuche sowie um Verheilungsversuche. In der Habilitation von Düsterloh [21] wird die Versuchsdurchführung und Auswertung dieser Laborversuche an Steinsalzprobekörpern ausführlich beschrieben. Zur Parameterbestimmung wird hier auf 21 Kurzzeitfestigkeitsversuche mit einer konstanten Belastungsgeschwindigkeit von 1 · 10–5 1/s mit sieben unterschiedlichen Manteldrücken von 0,2 bis 20 MPa bei etwa 300, 333 und 373 K zurückgegriffen. Außerdem stehen zehn zweistufige Kriechversuche bei ebenfalls drei Temperaturen mit einem Schwerpunkt auf 333 K zur Auswertung zur Verfügung. Der Manteldruck von 20 MPa gewährleistet für die unterschiedlichen Differenzspannungen von 10 bis 22 MPa ein schädigungsfreies Kriechen. Auf die erste Belastungsstufe folgt eine Entlastung um 2 MPa. Die durchschnittliche Belastungszeit beträgt je Stufe etwa 60 Tage. Eine genaue Beschreibung der Versuchsdurchführung ist in [22] zu finden. Zur Bestimmung der Verheilungsparameter stehen bisher zwei Verheilungsversuche zur Verfügung. Zur Untersuchung besonderer Phänomene, wie der anisotropen Schädigung von Steinsalz, werden auch am Institut für Grundbau und Bodenmechanik der TU Braun-

geotechnik 39 (2016), Heft 1

schweig Kompressions- und Extensionsversuche durchgeführt. Diese Ergebnisse dienen der Validierung der Ansätze im Stoffmodell TUBSsalt und werden nach Abschluss des Versuchsprogramms veröffentlicht.

5 5.1

Numerische Simulation von Laborversuchen an Asse Speisesalz Numerisches Modell und Randbedingungen

Das numerische Modell für die Simulation der Laborversuche in Flac3D ist ein Zylinder mit einem Durchmesser von 0,1 m und einer Höhe von 0,2 m. Die Vernetzung erfolgt mit 640 Brick- bzw. Wedge-Zonen. Der untere Rand des Zylinders ist in z-Richtung gehalten. Die Spannungen werden als Normalspannungen auf die Oberseite des Zylinders und die Mantelfläche aufgebracht. Für die Berechnung in Ansys wird auch ein Zylinder mit einem Durchmesser von 0,1 m und einer Höhe von 0,2 m verwendet, Tabelle 4. Einheitlicher Parametersatz des Stoffmodells TUBSsalt für Asse Speisesalz Table 4. Uniform set of parameter for the constitutive model TUBSsalt for Asse Speisesalz Bezeichnung

Symbol Wert

Einheit

Kompressionsmodul

20.000 MPa

Schubmodul

12.000 MPa

Schädigungsexponent

pel

Viskosität des primären Kriechens

ηp

100.000 MPa · d

Verfestigungsmodul

100

MPa

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von np

σpeq,0

MPa

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von np

0,4

Viskosität des sekundären Kriechens

ηs

2,2 ·

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von ns

s σeq,0

MPa

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von ns

0,9

–

Viskosität des tertiären Kriechens

ηt

MPa · d

Anfangssteigung der Dilatanzgrenze

Maximale Fließspannung der Dilatanzgrenze

MPa

(Einaxiale) Dilatanzfestigkeit

MPa

Schädigungsbeiwert

0,3

–

Dilatanzwinkel

Bruchvolumendehnung

εv,d,b

0,03

Viskosität der Verheilung

ηv

1,8 ·

Verheilungsbeiwert

–

Viskosität im Nachbruch

ηn

800

MPa · d

Anfangssteigung der Nachbruchfestigkeit

Maximale Nachbruchfestigkeit

MPa

(Einaxiale) Restfestigkeit

MPa

Nachbruchbeiwert

–

Zugfestigkeit

σ0z

MPa

Aktivierungsenergie

18.000

J/mol

–

– 107

MPa · d

– 106

MPa · d

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Bild 4. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für zweistufige Kriechversuche bei einem Manteldruck von 20 MPa, unterschiedlichen Differenzspannungen und einer Temperatur von 300 K Fig. 4. Comparison of experimental and calculated data for two-stage creep tests with a confining pressure of 20 MPa, various different stresses and a temperature of 300 K

Bild 5. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für zweistufige Kriechversuche bei einem Manteldruck von 20 MPa, unterschiedlichen Differenzspannungen und einer Temperatur von 333 K Fig. 5. Comparison of experimental and calculated data for two-stage creep tests with a confining pressure of 20 MPa, various different stresses and a temperature of 333 K

der aus 768 Brick-Elementen besteht. Die Randbedingungen und Lastaufbringung sind identisch zu Flac3D. Die Simulation der folgenden Laborversuche erfolgt für sämtliche Berechnungen mit den numerischen Programmsystemen Flac3D und Ansys mit einem einheitlichen Parametersatz für Asse Speisesalz (Tabelle 4). Die Parameter sind anhand von Versuchen bestimmt worden. Die folgenden Diagramme in den Bildern 4 bis 7 sind im Regelfall gleich skaliert worden, sodass eine direkte

Vergleichbarkeit der jeweiligen Diagrammtypen gegeben ist. Dadurch kann die gute Übereinstimmung von Versuchsdaten mit den Berechnungsergebnissen mit einem einheitlichen Parametersatz für die unterschiedlichen Versuchstypen und die gesamte Versuchsbandbreite gezeigt werden. Hiervon wird bei den Diagrammen für den Verheilungsversuch und für den Festigkeitsversuch mit zyklischer Belastung abgewichen. Die Diagramme zeigen immer sowohl die Versuchsdaten als auch die Berechnungs-

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Bild 6. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für zweistufige Kriechversuche bei einem Manteldruck von 20 MPa, unterschiedlichen Differenzspannungen und einer Temperatur von 360 K Fig. 6. Comparison of experimental and calculated data for two-stage creep tests with a confining pressure of 20 MPa, various different stresses and a temperature of 360 K

Bild 7. Detail des Verzerrungs-Zeitverhaltens mit geänderter Skalierung zum Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für zweistufige Kriechversuche bei einem Manteldruck von 20 MPa, unterschiedlichen Differenzspannungen und einer Temperatur von 300 K (links) und 360 K (rechts) Fig. 7. Detail of the strain-time-behavior with different scaling for the comparison of experimental and calculated data for two-stage creep tests with a confining pressure of 20 MPa, various different stresses and a temperature of 300 K (left) and 360 K (right)

ergebnisse. Die Versuchsdaten verwenden eine StrichPunkt-Signatur, die Ergebnisse der Berechnung mit Ansys werden mit einer gestrichelten Linie und die Ergebnisse der Berechnung mit Flac3D mit einer durchgezogenen Linie dargestellt. Die Farben stehen für die jeweiligen Versuchsbedingungen.

geotechnik 39 (2016), Heft 1

5.2

Kriechversuche

In den Bildern 4 bis 6 werden die Daten der Kriechversuche mit den Berechnungsergebnissen der Flac3D- und Ansys-Simulationen für die Temperaturen 300, 333 und 360 K gegenübergestellt. Die Bilder zeigen auf der linken

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Seite die Kriechverzerrung über die Zeit und auf der rechten Seite die Kriechverzerrungsraten. Der Manteldruck beträgt bei den Versuchen ebenso wie bei den Simulationen 20 MPa, sodass von einem im Wesentlichen schädigungsfreien Kriechverhalten auszugehen ist. Die Differenzspannung ist in der Legende ausgewiesen und wird nach der ersten Belastungsphase um 2 MPa vermindert, sodass Erholungskriechen zu erwarten ist. Sowohl in den Kriechverzerrungen als auch in den Raten ließ sich bei den niedrigeren Temperaturen gute Übereinstimmungen zwischen den Simulationen und den Versuchsdaten erzielen. In der ersten Laststufe ist das verfestigende primäre Kriechen gut zu erkennen. Mit zunehmender Verfestigung wird die primäre Kriechrate immer geringer, und es verbleibt der Einfluss des sekundären Kriechens. In der zweiten Laststufe nähert sich die Rate von unten der sekundären Kriechrate an, was durch das Erholungskriechen begründet ist. Der Ausschlag in den Ratenkurven beim Lastwechsel ist numerisch bedingt. Die Versuche bei einer Temperatur von 360 K wurden bereits früher beendet, da mit den eingetretenen Verformungen die Grenzen der Versuchstechnik erreicht wurden. Daher liegen keine Versuchsdaten für die Entlastungsphase vor, weshalb auf deren Simulation verzichtet wurde. Bild 7 zeigt vergrößerte Ausschnitte aus Bild 4 (links) und Bild 6 (links) mit einer anderen Skalierung. Die Berechnungsergebnisse weichen bei einer Temperatur von 300 K teilweise deutlich von den Versuchsdaten ab. Dies ist durch ein sehr ähnliches Verzerrungs-Zeit-Verhalten der Versuchsdaten trotz unterschiedlicher Belastung zu erklären, was so nicht zu erwarten ist. Bei den Versuchen bei einer Temperatur von 360 K werden die Abweichungen zu den Versuchsdaten größer, da das Stoffmodell aufgrund nur weniger vorliegender Versuchsdaten bei höhe-

ren Temperaturen noch nicht ausreichend für diese Bedingungen angepasst ist.

5.3

Festigkeitsversuche

Die Bilder 8 bis 10 zeigen einen Vergleich der Ergebnisse der numerischen Simulationen mit den Versuchsergebnissen von Kurzzeitfestigkeitsversuchen bei Temperaturen von 300, 333 und 373 K. Die Belastungsgeschwindigkeit ist in allen Versuchen mit 1,0 · 10–5 1/s konstant, während der Manteldruck, wie in der Legende ausgewiesen, variiert wird. Auf der linken Seite der Bilder ist das SpannungsDehnungs-Verhalten, auf der rechten Seite das DilatanzDehnungs-Verhalten im Sinne der Schädigungsentwicklung über der Stauchung dargestellt. Das Spannungs-Dehnungs-Verhalten zeigt zunächst einen steilen Anstieg, bevor mit wachsenden Kriecheinflüssen bzw. dilatanter Schädigung größere Verzerrungen erreicht werden. Für niedrigere Manteldrücke kann eine Maximalspannung erreicht werden, bei der es zum Bruch kommt. Der Wert für die beim Bruch erreichte Dilatanz ist unabhängig vom Manteldruck in etwa gleich groß. Die Bruchvolumendehnung εv,d,b liegt für Asse Speisesalz bei etwa 3 % Dilatanz. Nach dem Bruch fällt die Spannung auf ein Restspannungsniveau ab. Bei höheren Manteldrücken wird die Maximalspannung nicht erreicht, und aufgrund der hohen Einspannung tritt keine maßgebliche dilatante Schädigung auf. Mit zunehmender Temperatur ist ein deutlich duktileres Materialverhalten zu beobachten. Ebenso verringert sich der Einfluss der dilatanten Schädigung. Dadurch stellt sich der Bruch später und bei einer niedrigeren Äquivalenzspannung ein. Die Übereinstimmung der Simulationen mit Ansys und Flac3D ist sehr gut. Im Vergleich zu den Versuchen

Bild 8. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für dreiaxiale Festigkeitsversuche bei einer Belastungsgeschwindigkeit von 1,0 · 10–5 1/s, unterschiedlichen Manteldrücken und einer Temperatur von 300 K Fig. 8. Comparison of experimental and calculated data for triaxial strength tests at a strain rate of 1,0 · 10–5 1/s, various confining pressures and a temperature of 300 K

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Bild 9. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für dreiaxiale Festigkeitsversuche bei einer Belastungsgeschwindigkeit von 1,0 · 10–5 1/s, unterschiedlichen Manteldrücken und einer Temperatur von 333 K Fig. 9. Comparison of experimental and calculated data for triaxial strength tests at a strain rate of 1,0 · 10–5 1/s, various confining pressures and a temperature of 333 K

Bild 10. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für dreiaxiale Festigkeitsversuche bei einer Belastungsgeschwindigkeit von 1,0 · 10–5 1/s, unterschiedlichen Manteldrücken und einer Temperatur von 373 K Fig. 10. Comparison of experimental and calculated data for triaxial strength tests at a strain rate of 1,0 · 10–5 1/s, various confining pressures and a temperature of 373 K

bestehen im Bereich niedriger Manteldrücke bei sämtlichen Temperaturen noch Abweichungen. Dieses Verhalten ist weiter zu untersuchen und im Stoffmodell anzupassen. Aktuell berechnet das Stoffmodell nahezu unabhängig von Temperatur und Manteldruck eine Restfestigkeit von ca. 15 MPa, womit die Versuche noch nicht ausreichend gut abgebildet werden.

geotechnik 39 (2016), Heft 1

5.4

Verheilungsversuch

Bei Verheilungsversuchen wird eine Schädigung lastgesteuert durch die Erhöhung der Differenzspannung über die Dilatanzgrenze hervorgerufen. Anschließend wird wieder ein quasi hydrostatischer Spannungszustand angefahren, sodass sich die Schädigung über Rissschließung und

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mung erzielt worden. Eine Simulation mit Ansys steht aktuell noch aus.

5.5

Bild 11. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für einen Verheilungsversuch bei einer Temperatur von 333 K und Darstellung des Belastungsverlaufs Fig. 11. Comparison of experimental and calculated data for a healing test at a temperature of 333 K and the representation of evolution of equivalent stress

Verheilung des Kristallgitters wieder zurückbildet. Dies wird durch die sich verringernde Dilatanz deutlich. In Bild 11 wird für einen Verheilungsversuch bei 333 K die Dilatanz als Maß für die Schädigung über die Zeit gezeigt. Ebenso wird die Belastung als Verlauf der Äquivalenzspannung über der Zeit dargestellt. Die Bruchfestigkeit wird bei diesen Versuchen nicht überschritten. Zwischen den Versuchsdaten und der Simulation mit Flac3D ist mit dem einheitlichen Parametersatz eine gute Übereinstim-

Sonderversuche

Neben den Kriech-, Festigkeits- und Verheilungsversuchen sind noch Sonderversuche im Labor durchgeführt worden. Hierbei handelt es sich um Relaxationsversuche mit zwei Relaxationsphasen von je einem Tag Dauer sowie um Festigkeitsversuche mit einer eingeschalteten zyklischen Belastungsphase. Diese Versuche wurden bisher nur mit Flac3D simuliert. Bild 12 zeigt exemplarisch den Vergleich der Simulation mit Flac3D und den Labordaten für einen Relaxationsversuch bei 300 K und einer Mantelspannung von 20 MPa. Auf der linken Seite von Bild 12 ist das Spannungs-Dehnungs-Verhalten dargestellt. Während der Relaxation fällt die Spannung ab, ohne dass eine weitere Verzerrung stattfindet. Auf der rechten Seite von Bild 12 ist das Spannungs-Zeit-Verhalten dargestellt. Die Simulation erreicht für die zwei Relaxationsphasen eine gute Übereinstimmung mit den Labordaten. Das erreichte Spannungsniveau und die Charakteristik wird mit dem Stoffmodell TUBSsalt gut beschrieben. Bild 13 zeigt das Spannungs-Dehnungs-Verhalten für einen Festigkeitsversuch bei einem Manteldruck von 20 MPa, einer Temperatur von 333 K und einer eingeschalteten zyklischen Belastungsphase. Während die zyklische Belastungsphase kraftgesteuert durchgeführt wird, erfolgt die Belastung in den weiteren Phasen weggesteuert. Es ist zu erkennen, dass sich auch in der Simulation mit zunehmenden Lastwechseln eine Verfestigung aufgrund des primären Kriechens und des langsamer ablaufenden Erholungskriechens einstellt. Eine Abweichung zwischen Simulation und Labordaten ist auch auf die Materialstreuung zurückzuführen.

Bild 12. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für einen Relaxationsversuch mit zwei Relaxationsphasen von je einem Tag bei einem Manteldruck von 20 MPa und einer Temperatur von 300 K Fig. 12. Comparison of experimental and calculated data for a relaxation test with two phases of relaxation of one day each with a confining pressure of 20 MPa and a temperature of 300 K

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Eine Berechnung von in situ-Versuchen ist ebenso möglich. Ergebnisse zu den in [23] beschriebenen Bohrlochversuchen IFC und HFCP in der Schachtanlage Asse finden sich in [24]. Zukünftig wird die Validierung des Stoffmodells anhand der Simulation von komplexeren Strukturen fortgesetzt, um ein vielseitiges und zuverlässiges Werkzeug zur Bemessung von Hohlräumen im Salzgebirge zu erhalten. Ergebnisse dieser Berechnungen und Betrachtungen zur Ermittlung der Parameter für das Stoffmodell TUBSsalt werden an anderer Stelle vorgestellt.

Danksagung

Bild 13. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten für einen dreiaxialen Festigkeitsversuch mit einer eingeschalteten zyklischen Belastung bei einem Manteldruck von 20 MPa und einer Temperatur von 333 K Fig. 13. Comparison of experimental and calculated data for a triaxial strength test with a cyclic loading, a confining pressure of 20 MPa and a temperature of 333 K

Schlussfolgerung und Ausblick

TUBSsalt ist ein phänomenologisches Stoffmodell, das eine Abbildung des thermomechanischen Verhaltens von Steinsalz in numerischen Simulationen ermöglicht. Das Modell approximiert sowohl das Verzerrungs-Zeit-Verhalten mit der primären und sekundären Kriechphase als auch die tertiäre Kriechphase für Spannungszustände oberhalb der Dilatanzgrenze sowie auch das SpannungsDehnungs-Verhalten, einschließlich Entfestigung auf einer empirischen Basis. In TUBSsalt wird die Verheilung durch die Rückbildung der Dilatanz des tertiären Kriechens bei Spannungszuständen unterhalb der Dilatanzgrenze abgebildet. Ebenso werden die Einflüsse aus Temperatur und Belastungsgeschwindigkeit berücksichtigt. Die unterschiedlichen Versuchstypen und Versuchskonfigurationen sowie die daraus ermittelten Ergebnisse können mit dem Stoffmodell und einem einheitlichen Parametersatz gut simuliert bzw. approximiert werden. Dies bestätigt die grundsätzliche Funktionalität des implementierten Stoffmodells für Steinsalz. In den simulierten Kriech- und Festigkeitsversuchen kann eine sehr gute Übereinstimmung der mit dem Stoffmodell in den beiden verwendeten numerischen Programmsystemen Flac3D und Ansys erzielten Ergebnissen nachgewiesen werden. Zudem ist hervorzuheben, dass die Anisotropie der Schädigung im Ansatz des tertiären Kriechens und der Verheilung mit abgebildet wird. Um die numerische Abbildung des Verheilungsverhaltens von Steinsalz abzusichern, sind hierzu allerdings noch weitere Versuche bei unterschiedlichen Spannungszuständen und Temperaturen erforderlich.

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Wir möchten uns für die gute Zusammenarbeit und die Unterstützung durch das Verbundforschungsvorhaben „Vergleich aktueller Stoffgesetze und Vorgehensweisen anhand von Modellberechnungen zum thermo-mechanischen Verhalten und zur Verheilung von Steinsalz“ bedanken. Insbesondere gilt unser Dank dem Institut für Gebirgsmechanik GmbH in Leipzig und dem Lehrstuhl für Deponietechnik und Geomechanik der Technischen Universität Clausthal für die an Asse-Speisesalz durchgeführten Versuche und die Bereitstellung der Daten. Das Verbundforschungsvorhaben mit dem Förderkennzeichen 02E10860 wird vom Bundesministerium für Wirtschaft und Energie, vertreten durch den Projektträger Karlsruhe, aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestags gefördert. Literatur [1] Bundesanstalt für Geowissenschaften und Rohstoffe: Endlagerung radioaktiver Abfälle in Deutschland – Untersuchung und Bewertung von Regionen mit potenziell geeigneten Wirtsgesteinsformationen. Hannover/Berlin, 2007. [2] Senseny, P. E.: Determination of a constitutive law for salt at elevated temperature and pressure. 24. Symposium on rock mechanics. College Station, TX, USA; 20–23 June 1983. Eds. Pincus, H. J., Hoskins, E. R., 1985. [3] Heusermann, S.: Kritische Gegenüberstellung und Bewertung von Stoffgesetzen zur Beschreibung des Kriechverhaltens von Steinsalz auf der Grundlage von Laboruntersuchungen und in-situ-Messungen. Universität Hannover, Dissertation. Hannover, 1982. [4] Langer, M.: Hohlraumbau im Salzgebirge, Überblick über den Stand der Wissenschaft und der Technik – Teil A: Geologische und mechanische Grundlagen. Taschenbuch für den Tunnelbau 1985. Essen: Verlag Glückauf, 1984, S. 237–300. [5] Langer, M.: Hohlraumbau im Salzgebirge, Überblick über den Stand der Wissenschaft und der Technik – Teil B: Planung und Bau von Salzkavernen. Taschenbuch für den Tunnelbau 1986. Essen: Verlag Glückauf, 1985, S. 125–200. [6] Hampel, A.: The CDM constitutive model for the mechanical behavior of rock salt: Recent developments and extensions. In: Mechanical Behavior of Salt VII. Eds. Bérest, P., Ghoreychi, M., Hadj-Hassen, F., Tijani, M., Paris: CRC Press/Balkema, 2012, pp. 45–55. [7] Günther, R.-M., Salzer, K.: Advanced strain-hardening approach: A powerful creep model for rock salt with dilatancy, strength and healing. In: Mechanical Behavior of Salt VII. Eds. Bérest, P., Ghoreychi, M., Hadj-Hassen, F., Tijani, M., Paris: CRC Press/Balkema, 2012, pp. 13–22. [8] Hampel, A., Schulze, O., Heemann, U., Zetsche, F., Günther, R.-M., Salzer, K., Minkley, W., Hou, Z., Wolters, R., Düsterloh,

C. Missal/A. Gährken/J. Stahlmann · Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung, Bruch und Verheilung

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[20] ANSYS, Inc.: ANSYS Mechanical APDL Programmer’s Reference. Canonsburg, PA, USA, 2013. [21] Düsterloh, U.: Geotechnische Sicherheitsnachweise für Hohlraumbauten im Salinargebirge unter besonderer Berücksichtigung laborativer Untersuchungen. TU Clausthal, Fakultät für Energie- und Wirtschaftswissenschaften, Habilitation. Clausthal, 2009. [22] Günther, R.-M., Salzer, K., Popp, T., Lüdeling, C.: Steady state – creep of rock salt – Improved Approaches for Lab Determination and Modeling to describe transient, stationary and accelerated creep, dilatancy and healing. Proceedings of the 48th US Rock Mechanics/Geomechanics Symposium. American Rock Mechanics Association, Minneapolis, MN, USA, 2014. [23] Lowe, M. J. S., Knowles, N. C.: COSA II – Further benchmark exercises to compare geomechanical computer codes for salt. Commission of the European Communities, Luxembourg, 1989. [24] Hampel, A., Argüello, J. G., Hansen, F. D., Günther, R. M., Salzer, K., Minkley, W., Lux, K.-H., Herchen, K., Düsterloh, U., Pudewills, A., Yildirim, S., Staudtmeister, K., Rokahr, R., Zapf, D., Gährken, A., Missal, C., Stahlmann, J.: Benchmark Calculations of the Thermo-Mechanical Behavior of Rock Salt – Results from a US-German Joint Project. Proceedings of the 47th US Rock Mechanics/Geomechanics Symposium. American Rock Mechanics Association, San Francisco, CA, USA, 2013.

Autoren Dipl.-Ing. Christian Missal c.missal@tu-braunschweig.de Dipl.-Ing. Andreas Gährken a.gaehrken@tu-braunschweig.de Univ.-Prof. Dr.-Ing. Joachim Stahlmann j.stahlmann@tu-braunschweig.de Alle: Technische Universität Braunschweig Institut für Grundbau und Bodenmechanik Beethovenstraße 51b 38106 Braunschweig

Eingereicht zur Begutachtung: 4. Februar 2015 Überarbeitet: 30. April 2015 Angenommen zur Publikation: 3. Mai 2015

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Fachthemen Karlotta-Franziska Seitz Tim Pucker Jürgen Grabe

DOI: 10.1002/gete.201400031

Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung Die Anwendung von Strukturoptimierung im Bereich der Geotechnik wird in diesem Artikel vorgestellt. Der generelle strukturelle Aufbau (Topologie) eines Streifenfundaments wird hinsichtlich des Verformungsverhaltens optimiert. Zur Topologieoptimierung wird die Solid-Isotropic-Material-with-Penalization-(SIMP)-Methode angewendet. In diesem Artikel wird dafür eine Finite-Elemente-Analyse mit einem entsprechendem Optimierungsalgorithmus gekoppelt. Für die FE-Analyse wird ein hypoplastisches Stoffmodell zur Modellierung von Materialübergängen angewendet. Untersucht werden vier ebene Lastfälle. In einer anschließenden Validierung mit physikalischen 1-g-Modellversuchen werden nachgebildete optimierte Gründungsstrukturen belastet und mit alternativen volumengleichen Fundamenten hinsichtlich ihres Last-Verformungs-Verhaltens verglichen. Die präsentierte Untersuchung zeigt sowohl die Anwendbarkeit als auch das Potenzial der Topologieoptimierung in der Geotechnik. Topology optimization in geotechnical engineering: application to foundations and validation. This article presents the application of structural optimization in geotechnical engineering. The general design (topology) of a foundation strip is optimized with respect to its deformation behaviour within the service limit state. The SIMP-method is applied for the topology optimization. Hence, a finite element analysis with Abaqus is combined with an adequate optimization algorithm. A hypoplastic constitutive model for modeling material transitions is used for finite element analysis. Four load cases will be examined. The optimized topology design will be reproduced for the following validation with 1 g physical models. A comparison of the load deformation behavior with non optimized foundations with equal volume is carried out. The presented study shows the applicability and potential of topology optimization in geotechnical engineering.

(a)

(b)

(c)

Einleitung

Geotechnische Entwürfe bestehen zum großen Teil aus üblichen Strukturelementen, wie Flachfundamenten, Pfählen, Wänden oder Ankern. Diese werden entsprechend den Anforderungen an die Standsicherheit und die Gebrauchstauglichkeit zu einem System zusammengesetzt. Im Gegensatz zu anderen Ingenieurbereichen, wie dem Fahrzeug- oder Maschinenbau, werden in der Geotechnik numerische Strukturoptimierungsverfahren bislang kaum in den Entwurfsprozess einbezogen. Im konstruktiven Ingenieurbau gibt es bereits einzelne Anwendungen [1], [2]. In der Forschung, bzgl. der Anwendung in der Geotechnik, gibt es nur wenige Arbeiten zu der hier

vorgestellten Topologieoptimierung; bspw. die Topologieoptimierung eines Tunnels in Gestein in [3] bis [6] und die Topologieoptimierung von Streifenfundamenten in [7] bis [10]. Die Anwendung eines numerischen Strukturoptimierungsverfahrens auf ein geotechnisches Problem wird im Folgenden vorgestellt. Die Strukturoptimierung gliedert sich in drei Bereiche: Topologieoptimierung, Formoptimierung und Dimensionierung (Bild 1). Es sind z. B. drei Gründungstopologien möglich: eine Flachgründung, eine Pfahlgründung mit drei Pfählen oder mit zwei Pfählen. Im gewählten Beispiel ergibt sich durch die Topologieoptimierung die Gründung mit zwei Pfählen. In der Formoptimierung ergeben sich anschließend Pfähle, die gerade, statt geneigt sind und einen gleichmäßigen Durchmesser haben. In der Dimensionierung schließlich werden die Bauteilstärken und -dimensionen optimiert. Nachfolgend wird die Topologieoptimierung einer Streifengründung in sandigem Boden hinsichtlich der Setzungsminimierung im Gebrauchszustand optimiert und im Modellversuch validiert.

Bild 1. Strukturoptimierung am Beispiel einer Streifengründung: (a) Topologieoptimierung, (b) Formoptimierung und (c) Dimensionierung; die Belastung wird über eine starre, zentrisch belastete Platte in das Untersuchungsgebiet eingeleitet; die optimierten Strukturen sind blau dargestellt Fig. 1. Structural optimization using the example of a strip footing: (a) topology optimization, (b) shape optimization and (c) sizing; a centric load is exerted on a rigid plate. The optimized structures are marked in blue

K.-F. Seitz/T. Pucker/J. Grabe · Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung

Mit dem Beitrag verfolgen die Autoren das Ziel, numerische Optimierungsmethoden in der Geotechnik als zukunftsweisendes Hilfsmittel des entwerfenden Ingenieurs bekannt zu machen; wie in anderen Ingenieurwissenschaften (u. a. im Maschinenbau) werden diese Methoden langfristig zum Handwerkszeug gehören.

2 2.1

Numerische Methoden Numerische Optimierung mit SIMP

Die numerische Optimierung wird mit dem SIMP-Verfahren (Solid Isotropic Material with Penalization) nach Sigmund [11] durchgeführt. Es handelt sich hierbei um eine weitverbreitete und effiziente Methode zur Topologieoptimierung. Bei dieser Methode wird die optimale Topologie durch die Optimierung einer virtuellen Materialverteilung innerhalb eines Entwurfsraums ermittelt. In der Topologieoptimierung entspricht die Materialverteilung daher der Optimierungsvariablen. Der Entwurfsraum gibt die maximale räumliche Begrenzung der Gründung vor und wird mit finiten Elementen diskretisiert. Zu Beginn ist das Gründungsmaterial kontinuierlich homogen im gesamten Entwurfsraum verteilt. Im Falle einer Betongründung entspräche dies einer sehr brüchigen Struktur mit großem Volumen und nur gering höheren Steifig- und Festigkeiten, als die des umgebenden Bodens. Über die Iterationsschritte des Optimierungsverfahrens wird das Material in stark belasteten und deformierten Bereichen verdichtet und in anderen aufgelockert. Dadurch entsteht nach und nach eine optimierte feste Gründungsstruktur. Die relative Materialdichte ρe kann zwischen 0 und 1 liegen und gibt den Füllgrad des Elements entsprechend Gl. (1) wieder: ⎪⎧ 0 → kein Gründungsmaterial ρe = ⎨ ⎩⎪ 1 → nur Gründungsmaterial

(1)

duziert. Die mittlere Nachgiebigkeit c lässt sich aus der Steifigkeitsmatrix des Systems K und den Verschiebungen U nach Gl. (2) ermitteln: c = U TKU

(2)

Während der Optimierung wird die Materialverteilung so variiert, dass sich eine Topologie mit möglichst geringer Nachgiebigkeit ergibt. Dabei können sich Elemente ergeben, die nur anteilig mit Material gefüllt sind. Es ergibt sich also eine Art von porösem Zwischenmaterial. In die Realität ist eine derartige poröse Materialverteilung kaum zu übertragen. Daher ist es wichtig, am Ende der Optimierung eine diskrete Materialverteilung zu erhalten. Dazu wird die Bestrafung von Zwischenmaterialien, die eine Dichte zwischen 0 und 1 haben, nach dem Potenzgesetz eingeführt [12]. Der Materialübergang wird somit beschleunigt und das Auftreten von Zwischenmaterialien unwahrscheinlich. Das Diagramm in Bild 3 veranschaulicht den Zusammenhang zwischen Materialdichte und dem Verhältnis zwischen der Steifigkeit des Bodenmaterials E0 und eines Elements E1 von der Materialdichte ρe in Abhängigkeit des Strafexponenten p. Mathematisch kann das Optimierungsproblem durch Gl. (3) ausgedrückt werden. Es besteht aus der Zielfunktion zur Minimierung der Nachgiebigkeit und drei Nebenbedingungen: der Erfüllung des statischen Gleichgewichts mit dem Krafttensor F, der Einhaltung eines konstanten, vorgegebenen Materialvolumenanteils f, der das Verhältnis zwischen dem Materialvolumen V(ρ) und Entwurfsraumvolumen V0 festlegt, und der Definition des Wertebereichs für die Dichte des Gründungsmaterials. Die mittlere Nachgiebigkeit im Gesamtsystem ergibt sich aus dem Integral der Nachgiebigkeit der einzelnen Elemente über den Entwurfsraum. n T

Bild 2 zeigt beispielhaft die Topologieoptimierung an einem Kragarm, und die Formulierung der Materialdichte entsprechend Gl. (1) wird veranschaulicht. Das Ziel der Optimierung besteht darin, die Nachgiebigkeit des Systems zu minimieren. Wenn die Nachgiebigkeit in einem System minimiert wird, erhöht sich implizit die Steifigkeit, und somit werden die Verformungen re40 Elemente Entwurfsraum

min: c = U KU =

∑ (ρe)pueTk0ue e=1

(3)

KU = F V(ρ) NB: = f = const V0 0 < ρmin ≤ ρe ≤ 1

ρe = 0 ρe = 1

ρe = 0,5 20

Last Start: Material homogen verteilt

1. Iterationsschritt

45. Iterationsschritt

Bild 2. Topologieoptimierung am Beispiel des Kragarmträgers entsprechend des Programmcodes in [11]; Darstellung der virtuellen Materialverteilung im Verlauf der Optimierung; das verfügbare Materialvolumen entspricht 50 % des Entwurfsraums; die Materialdichtebeschreibung entsprechend Gl. (1) ist hervorgehoben; Strafparameter p = 3, Filterradius r = 2,5 (Erklärungen zu den Variablen folgen im gleichen Abschnitt) Fig. 2. Topology optimization using the example of a cantilever beam according to the routine in [11]: Representation of the virtual material distribution in the course of optimization (begin, 1st iteration and 45th iteration); the available material volume is 50 % of the design domain. The material density description according to equation (1) is highlighted. Penalty factor p = 3, filter radius r = 2.5 (explanations to the variables follow in the same section)

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K.-F. Seitz/T. Pucker/J. Grabe · Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung

zung V. Der Lagrange-Multiplikator wird im Rahmen der Optimierung durch ein Bisektionsverfahren angenähert [11].

E1 /E0

0,8

p p p p p p

0,6 0,4

=1 =2 =3 =4 =5 =6

∂c ∂ρe Be = λ ∂V ∂ρe

0,2 0 0

0,2 0,4 0,6 0,8 Dichte ρe im Element

Bild 3. Beschreibung des Materialverhaltens E1/E0 bei unterschiedlichen Elementdichten ρe für verschiedene Strafparameter p nach [13] Fig. 3. Description of the material behaviour E1/E0 for different element densities ρe and penalty factors p according to [13]

Eine Sensitivitätsanalyse zur Nachgiebigkeit c in Abhängigkeit der Materialverteilung im Entwurfsraum bildet die Grundlage für die Entwicklung der Materialverteilung im Zuge der Optimierung. Gl. (4) drückt die Änderung der Nachgiebigkeit in einem Element in Abhängigkeit der virtuellen Materialdichte im Element e aus. ∂c = ∂ρe

∑ − p(ρe)p−1ueTk0ue

(4)

e=1

Der Zusammenhang zwischen der Elementsteifigkeitsmatrix ke des gewählten Materials und der relativen Materialdichte ρe im Element wird durch Gl. (5) ausgedrückt. Wenn das Element vollständig mit Material gefüllt ist, gilt die Steifigkeit des gewählten Materials, ansonsten wird die Steifigkeit vermindert. ke = (ρe )p k0

(5)

Es wird ein Optimierungsalgorithmus basierend auf der Anwendung der Optimalitätskriterienmethode aus [14] verwendet. Die Optimalitätskriterien werden aus der Formulierung des Optimierungsproblems als Lagrange-Funktion hergeleitet [15]. In jedem Iterationsschritt wird die Materialverteilung entsprechend eines heuristischen Ansatzes nach Gl. (6) aktualisiert. Das Bewegungslimit m begrenzt die Veränderung der Materialdichte in jedem Iterationsschritt. η ist ein numerischer Dämpfungskoeffizient. Die Variablen m und η werden entsprechend [14] so gewählt, dass sich ein numerisch stabiles Problem und eine effiziente Lösung ergeben: m = 0,2 und η = 0,5. ⎧ max(ρ , ρ – m), wenn ρ B η ≤ max(ρ , ρ – m) min e e e min e ⎪ ρeBeη, wenn max(ρmin, ρe – m) < ρeBeη < min(1, ρe + m) ⎪ min(1, ρ + m), wenn min(1, ρ + m) ≤ ρ B η (6) e e e e ⎪⎩

⎪ ρeneu = ⎨

Be ergibt sich nach Gl. (7) aus dem Lagrange-Multiplikator λ, der Sensitivität ∂c/(∂ρe) und der Volumenbegren-

geotechnik 39 (2016), Heft 1

(7)

Damit die Optimierung unabhängig von der Diskretisierung des Entwurfsraums bleibt und keine künstlich erhöhten Steifigkeiten (durch checkerboarding [16]) auftreten, wird ein Sensitivitätsfilter entsprechend [11] eingesetzt. Nähere Informationen dazu finden sich z. B. in [17] bis [19].

2.2

Stoffmodell

Bei dem verwendeten Stoffmodell handelt es sich um ein höherwertiges, modulares, hypoplastisches Stoffmodell, welches von Pucker [10] entwickelt wurde. Mit diesem Stoffmodell kann das Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Boden und Gründungsmaterial gleichermaßen realistisch abgebildet werden. Es ermöglicht die Abbildung eines stetigen Übergangs zwischen den beiden Materialien und ist somit für die numerische Topologieoptimierung geeignet [10]. Die Grundstruktur des Stoffmodells bildet Gl. (8) der verallgemeinerten Hypoplastizität nach Niemunis [20]. Zur Dehnungsrate D wird die Fließrichtung m mit dem Betrag von D in Abhängigkeit vom Grad der Nichtlinearität Y addiert. Aus der Drehung und Streckung dieses Terms durch den Abbildungstensor C ergibt sich der Spannungsratenantworttensor T°. °

T = C : (D − Ym||D||)

(8)

Der modulare Aufbau ermöglicht je nach Kenntnis der Materialeigenschaften eine mehr oder weniger komplexe Abbildung dieses Verhaltens. Wenn alle fünf Module verwendet werden, bildet das Stoffmodell die folgenden Eigenschaften ab [10]: – unterschiedliche Be-, Ent- und Wiederbelastungssteifigkeiten von Böden, – Barotropie und Pyknotropie der Steifigkeiten von Böden, – realistische Grenzbedingungen für Böden und Gründungsmaterial, – Unterscheidung zwischen dilatantem und kontraktantem Scherverhalten bei Böden, – Berücksichtigung von Zugspannungen bei Beton. Der Übergang von Boden zu Gründungsmaterial erfolgt im Stoffmodell stetig und wird durch den Interpolationsparameter κ dargestellt. Eine einheitliche Grenzbedingung nach Matsouka und Nakai [21] gilt für beide Materialien. Innerhalb der Grenzbedingung wird bei κ = 0 das Materialverhalten des Bodens und bei κ = 1 das linear elastische, ideal plastische Materialverhalten des Gründungsmaterials abgebildet. Bei κ = 1 wird demnach für das Gründungsmaterial u. a. die assoziierte Fließregel angewendet sowie die Steifigkeit porenzahl- und belastungsgeschichtsunabhängig formuliert.

K.-F. Seitz/T. Pucker/J. Grabe · Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung

2.3

Anwendung der Topologieoptimierung auf ein geotechnisches Problem

Abweichend von der üblichen Form der Topologieoptimierung sind bei Anwendung in der Geotechnik zwei Materialien im Entwurfsraum vorhanden: der umgebende Untergrund und das Gründungsmaterial. Für die Umsetzung der Materialverteilung entsprechend Gl. (1) bedeutet das, dass ein Element mit der relativen Materialdichte ρe = 0 mit dem umgebenden Boden und ein Element mit der relativen Materialdichte ρe = 1 mit dem Gründungsmaterial gefüllt ist. Zusätzlich gelten die Lagerungsbedingungen nicht unmittelbar an den Grenzen des Entwurfsraums, und es wird, wie in der Geotechnik üblich, ein Modellausschnitt betrachtet, in dem sichergestellt werden kann, dass die Randbedingungen keinen oder einen vernachlässigbar geringen Einfluss auf die Analyse haben. Für die Anwendung der Topologieoptimierung auf ein geotechnisches Problem wird die numerische Optimierung der Materialverteilung an eine Finite-Elemente-Analyse (FEA) gekoppelt. Die FEA wird mit dem in Abschnitt 2.2 beschriebenen Stoffmodell und dem Programm Abaqus Implicit durchgeführt. Sie wird innerhalb des iterativen Optimierungsprozesses mehrfach aufgerufen. Die mittlere Nachgiebigkeit c des Systems ist gleich der doppelten Dehnungsenergie U im System und wird in der FEA berechnet. Der sich aus diesem Zusammenhang ergebende Faktor ist für die Optimierung irrelevant und wird daher in der folgenden Gl. (9) vernachlässigt. Die Kopplung der numerischen Optimierung und der FEA werden durch zwei Schnittstellen realisiert: die Übergabe der Dehnungsenergie im System von der FEA an den Optimierungsalgorithmus und die Übergabe der optimierten Materialverteilung an die FEA. Bild 4 veranschaulicht den iterativen Ablauf während der Optimierung. Die entsprechende Optimierungsroutine wird basierend auf einem 99-zeiligen Matlab-Code von Sigmund [11] entwickelt. Nach der Initialisierung erfolgt die erste FEA. Anschließend wird die Dehnungsenergie an den Integrationspunkten ausgewertet und an die Optimierungsroutine weitergegeben. Der Wert der Zielfunktion – die Deh-

Initialisierung

FE-Analyse Optimierung der Materialverteilung

Abbruchkriterium nopt / ΔΩ / Δc erreicht?

Materialverteilung als Inputdatei

NEIN

Ende

FEA Optimierung

Bild 4. Schema der Optimierungsroutine mit Darstellung der für den jeweiligen Schritt verwendeten Programme (grau: Abaqus; weiß: Optimierungsroutine) Fig. 4. Scheme of the optimization routine with applied programme in each step (gray: Abaqus, white: optimization routine)

nungsenergie des Systems – ergibt sich durch Integration der Dehnungsenergie über den Entwurfsraum. Die Sensitivität der Dehnungsenergie U bzgl. der Materialverteilung ∂U/(∂ρe) wird durch Gl. (9) vereinfachend dargestellt. Die unterschiedlichen Steifigkeiten von Boden EB und Gründungsmaterial EG werden entsprechend der Materialdichte interpoliert. ∂U = ∂ρe

∑ − p(ρe)p−1(EG − EB)ueTk0ue

(9)

e=1

Die Elementsteifigkeit ke ergibt sich nun aus Gl. (10). ke = (ρe )p(EG − EB )k0

(10)

Als Abbruchkriterium ist z. B. die Anzahl an Iterationen nopt, die Veränderung der Materialverteilung ΔΩ im Entwurfsraum oder die Änderung der Dehnungsenergie ΔU möglich. Die Übergabe der optimierten Materialverteilung erfolgt durch die Vorgabe des κ-Werts entsprechend der ermittelten virtuellen Materialdichte im Element. Die Systemantwort der FEA ist entsprechend des Stoffmodells abhängig von der virtuellen Dichteverteilung ρ. Die benötigte Rechenzeit für eine Optimierung hängt hauptsächlich von der Lösung des FE-Problems ab. Die Optimierung der Materialverteilung ist im Vergleich unwesentlich. Die Optimierung (100 Iterationen) der im Folgenden vorgestellten FE-Modelle dauert auf einem Intel® Xeon® (E5-1650 3,2 GHz) mit sechs Kernen und einem Arbeitsspeicher von 11,7 GB unter dem Betriebssystem openSuse 12.2 ca. 2 h und 20 min.

Problemvorstellung

Die Topologieoptimierung einer Streifengründung in granularem Boden wird untersucht. Dazu werden unterschiedliche Belastungsfälle analysiert, die in Tabelle 1 zusammengefasst sind. Die Untersuchung schließt die Variation der Belastungsrichtung (vertikal, horizontal), der Lage (zentrisch, exzentrisch mit verschiedener Exzentrizität), der Lasteinleitung (schlaffe, starre lasteinleitende Platte bzw. gekoppelte Elementknoten) und der bezogenen Lagerungsdichte des umgebenden Bodenmaterials ein. Das untersuchte Modell ist in Bild 5 skizziert. Das ebene Problem wird zweidimensional modelliert. Es steht kein Grundwasser an. Der Untergrund ist homogen und besteht aus einem Sand, der als Wundersand bezeichnet wird. Es handelt sich um einen rundkörnigen Mittel- und Grobsand, der ebenfalls in den Modellversuchen verwendet wird. Die entsprechenden Materialparameter sind in Tabelle 2 zusammengefasst. Im Entwurfsraum (rot hervorgehoben) kann sich die Gründungsstruktur frei ausbilden. Die aufgebrachte Last wirkt in der Mitte des Entwurfsraums und wird entweder über eine lasteinleitende Platte oder über die Belastung gekoppelter Elementknoten in das FE-Gebiet eingeleitet. Die seitlichen Modellränder haben einen ausreichenden Abstand zu der Gründungsstruktur (vierfache Breite des Entwurfsraums), sodass das System durch die seitlich unverschiebbare Randbedingung nicht

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Tabelle 1. Übersicht über die numerisch untersuchten Belastungsfälle bei der Topologieoptimierung einer Streifengründung in granularem Boden Table 1. Overview of the numerically examined load cases for topology optimization of a strip footing in granular soil Last: Orientierung

Lage

Lasteinleitung über

Material: bezogene Lagerungsdichte ID nach [22]

vertikal

zentrisch

schlaffe Platte

mitteldicht

starre Platte

sehr locker, locker, mitteldicht, dicht, sehr dicht

exzentrisch (e = 0,1 … 0,3 b)

starre Platte

mitteldicht

–

gekoppelte Elementknoten

mitteldicht

horizontal

Das Gründungsmaterial wird als Beton-Sand-Gemisch mit den in Tabelle 2 genannten Materialparametern modelliert.

Lasteinleitung (Breite: 1 m)

Entwurfsraum x

20 m

Bodenkörper 20 m

20 m

Bild 5. Skizze des numerischen Modells mit Markierung der Lasteinleitung, des Entwurfsraums (rot), der Darstellung der Randbedingungen und der Diskretisierung (nicht maßstäblich) Fig. 5. Sketch of the numerical model with marking of the loading point, the design domain (red), the representation of the boundary conditions and the discretization (not true to scale)

beeinträchtigt wird. Der untere Modellrand wird entsprechend weit entfernt in z-Richtung unverschiebbar aufgelagert. Es werden quadratische Vier-Knoten-Elemente mit vier Integrationspunkten (CPE4) gewählt. Innerhalb des Entwurfsraums haben die Elemente eine Kantenlänge von maximal 0,1 m. Der Diskretisierungsgrad nimmt zu den Modellrändern ab.

4 4.1

Ergebnisse der numerischen Topologieoptimierung Ausprägung der optimierten Topologien

Die Ergebnisse der numerischen Topologieoptimierung werden für die untersuchten Lastfälle (Tabelle 1) mit variierendem Materialvolumen im Folgenden zusammenfassend dargestellt. Für die vorgestellten Optimierungsdurchgänge wird der Filterradius r = 1,5 gewählt; der Strafparameter wird Tabelle 3 entnommen. Die Wahl des Strafparameters wird an die Theorie der continuation method angelehnt, die mit steigender Iterationszahl den Strafparameter steigert, um eine schärfere Kontur der optimierten Topologien zu erhalten, aber dennoch nicht zu schnell zu einem lokalen Minimum zu konvergieren [15]. Die Anzahl der Optimierungsiterationen ist entsprechend Pucker [10] gewählt. In seinen Studien wird die Konvergenz zu einer diskreten Struktur durch diese Wahl belegt. Die Veränderung der Struktur im Verlauf der Optimierung von einer homogenen Materialverteilung zu einer optimierten Struktur wird in Bild 6 gezeigt. Dargestellt ist beispielhaft der Lastfall der zentrischen Vertikalbelastung für ein verfügbares Materialvolumen von 5 m3/m bei vier Iterationsschritten: 1, 10, 25 und 100. Es ist zu erkennen, dass sich durch die Optimierung eine zunehmend diskrete Struktur ergibt.

Tabelle 2. Verwendete Materialparameter von Sand und Gründungsmaterial zur Topologieoptimierung nach [10] Table 2. Used material parameters for sand and foundation material for the topology optimization according to [10] Parameter

Einheit

Sand

Gründung

Beschreibung

[kPa]

100

3.300

Referenzdruck

[–]

0,7

kritische Porenzahl

[–]

0,5

0,3

Spannungsverhältnis zwischen deviatorischer Spannungsänderung und isotroper Kompression

CC0

[–]

0,0056

isotroper Kompressionsbeiwert

ϕc

[°]

32,0

32,5

kritischer Reibungswinkel

[–]

0,22

0,00

Exponent für barotrope Steifigkeit

αCc

[–]

1,16

0,00

Exponent für pyknotrope Steifigkeit

ηmax

[–]

3,63

1,00

Verhältnis zwischen isotroper Be- und Entlastungssteifigkeit

αϕ

[–]

3,85

0,00

Exponent für pyknotropische Scherfestigkeit

c′

[kPa]

0,00

2.200,00

Kohäsion

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Tabelle 3. Wahl des Strafparameters p in Abhängigkeit vom Iterationsfortschritt Table 3. Penalty factor p according to the iteration progress Iterationsschritt

Strafparameter p

1–10

11–20

21–40

41–100

Zur Wahl des Diskretisierungsgrads wird die Elementgröße innerhalb des Entwurfsraums variiert und im gesamten Lösungsgebiet angepasst. Bild 7 zeigt beispielhaft die Variation des Diskretisierungsgrads bei einem verfügbaren Materialvolumen von 6,25 m3/m. Die Lasteinleitung erfolgt über eine starre exzentrisch belastete Platte. Die optimierten Topologien nach 100 Iterationen sind ähnlich, nur die Form verändert sich. Bereits ab einer Elementseitenlänge von 0,1 m bildet sich ein Pfahlbock aus (Bild 7, Mitte). Eine feinere Diskretisierung (Bild 7, rechts) führt zur gleichen Topologie. Die Struktur ist je-

Schritt 1

Schritt 10

doch so feingliedrig, dass sie kaum realisierbar ist. Daher wird für die folgenden Untersuchungen eine mittlere Diskretisierung gewählt. Eine Variation der Lagerungsdichte des Untergrundmaterials wird bei gleichen Voraussetzungen durchgeführt. In Bild 8 sind dazu ausgewählte optimierte Gründungstopologien bei einem Materialvolumen von 10 % des Entwurfsraums bei sehr lockerer, mitteldichter und sehr dichter Lagerung dargestellt. Bei der Analyse ist nur ein geringer Einfluss auf die Gründungstopologie festzustellen; nur die Form der Körper verändert sich leicht, je lockerer der Boden gelagert ist, desto tiefer reicht die optimierte Gründung in den Untergrund ein. Bild 9 zeigt beispielhaft die optimierten Topologien nach 100 Iterationsschritten für die untersuchten Lastfälle bei Veränderung der Richtung und der Lage der Belastung. Der umgebende Untergrund ist in allen Fällen mitteldicht gelagert. Dargestellt wird jeweils das Ergebnis bei einem verfügbaren Materialvolumen von 10 und 20 % des Entwurfsraums. Eine Abhängigkeit der optimierten Topologie von der Belastungsrichtung ist deutlich zu erkennen. Bei der Vertikalbelastung bildet sich eine in Vertikalrichtung ausgeprägte Struktur aus. Analog dazu ist die Aus-

Schritt 25

Schritt 100

0 Materialdichte

-5 20

Entwurfsraum 20 25

Bild 6. Materialverteilung im Optimierungsverlauf im 5-×-5-m-Entwurfsraum; dargestellt ist ein Ausschnitt des numerischen Modells; das verfügbare Materialvolumen beträgt 20 % des Entwurfsraums (= 5 m3/m) in locker gelagertem Sand Fig. 6. Material distribution in course of optimization within the 5 × 5 m design domain: Depicted is a section of the numerical model. The available material volume is 20 % of the design domain (= 5 m3/m) in loose sand

25 0,20 m

-5

25 0,10 m

-5

0,05 m

Bild 7. Variation des Diskretisierungsgrads – Ergebnis der Topologieoptimierung nach 100 Iterationen im 5-×-5-m-Entwurfsraum: grobe Diskretisierung (Elementgröße 0,2 m und 2.772 Elemente im Lösungsgebiet, links), mittlere Diskretisierung (0,1 m und 12.648 Elemente, Mitte) und feine Diskretisierung (0,05 m und 49.950 Elemente, rechts); grün hervorgehoben ist der gewählte Diskretisierungsgrad Fig. 7. Variation of discretization – results of the topology optimization after 100 iterations within the 5 × 5 m design domain: coarse discretization (element length 0.2 m – 2772 elements in the model – left), medium discretization (element length 0.1 m – 12648 elements – middle) and fine discretization (element length 0.05 m – 49950 elements – right); the chosen discretization is highlighted in green

2-3 sehr locker

2-3 mitteldicht

2-3 sehr dicht

Bild 8. Optimierte Gründungstopologien bei einem verfügbaren Materialvolumen von 10 % im Entwurfsraum und Variation der bezogenen Lagerungsdichte des umgebenden Materials: sehr locker (links), mitteldicht (Mitte) und sehr dicht (rechts) Fig. 8. Optimized foundation topologies for 10 % material volume within the design domain and variation of relative density of the surrounding material: very loose (left), medium dense (middle) and very dense (right)

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-3

zentrisch, starr

-5 30

-5 25

V = 10 %

-5 25

zentrisch, schlaff

-5 30

V = 20 %

exzentrisch, starr

horizontal

Bild 9. Optimierte Topologien jeweils nach 100 Iterationsschritten bei unterschiedlichen Belastungsrichtungen und Lasteinleitungen; dargestellt ist jeweils ein Ausschnitt des numerischen Modells; das verfügbare Materialvolumen entspricht in der oberen Reihe 10 % und in der unteren Reihe 20 % des Entwurfsraums in mitteldicht gelagertem Sand Fig. 9. Optimized topologies after 100 iterations for different load cases and loading points. A section of the numerical model is depicted. The available material volume is 10 % in the upper row and 20 % in the lower row of the design domain in medium dense sand

prägung der Struktur bei Horizontalbelastung. Durch die Variation des verfügbaren Materialvolumens ändert sich auch die Form der optimierten Gründung; der generelle strukturelle Aufbau – die Topologie – bleibt jedoch erhalten. Ein Einfluss der Entwurfsraumbegrenzung bei größeren Volumenanteilen ist in der unteren Reihe bei Gründungen mit 20 % Volumenanteil zu erkennen. Die Ausprägung der optimierten Topologie ist physikalisch plausibel. So ergibt sich bspw. entsprechend der Theorie einer starren, belasteten Platte auf einem elastischen Halbraum nach Boussinesq [23] zu einer zentrisch belasteten, starren Platte eine Struktur, die den Spannungsspitzen unterhalb der Platte im elastischen Halb-

x 10

raum entspricht. Der Einfluss der Lasteinleitung wird durch den Vergleich mit der Belastung einer schlaffen Platte deutlich – hier entstehen keine Spannungsspitzen unter den Ecken der Platte, sondern eine Verteilung des Materials ähnlich der Form eines Bogens. Bei exzentrischer Belastung verändert sich die Spannungsverteilung, und die Struktur bildet sich direkt unterhalb der Lasteinleitung aus. Das Material ordnet sich dort an, wo die Verformungen am größten sind und reduziert damit eine Verkippung der lasteinleitenden Platte. Bei horizontaler Belastung ergibt sich eine zweiteilige Struktur. Der linke Teil ist aufgefächert und entspricht einem Zugkörper. Der rechte Teil entspricht einem Druckkörper. Beide Teile ver-

−3

−0,01

0,01 Verkippung [°]

normierte Setzung [s/b]

0 1

0,02 0,03 0,04 0,05

0,06 5

20 Last [kN]

optimiert

nicht optimiert

0,07 0

Last [kN]

Bild 10. Vergleich der Setzung (links) und Verkippung (rechts) bei der numerischen Simulation gleicher Belastung von optimierter Gründung und nicht optimierter Flachgründung; das Gründungsvolumen entspricht in beiden Fällen 10 % des Entwurfsraums Fig. 10. Comparison of settlement (left) and tilting (right) of the optimized topology with non-optimized alternative foundation when applying same loads in numerical simulation; the foundation volume is 10 % of the design domain for both cases

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60 normierte Verbesserung [% ]

Material [m3 /m]

0 0

20 40 60 normierte Verformung [%] alternativ optimiert

Fundamentvolumen [m /m] Vertikalbelastung starr Vertikalbelastung schlaff exzentrische Belastung Horizontalbelastung

Bild 11. Vergleich der Verschiebungen von Flachfundamenten (Kreuz) und optimierten Gründungsstrukturen (Kreis) bei numerischer Simulation: Verformungen normiert auf die der Referenzsimulation (0 m3/m) in Abhängigkeit vom Materialvolumen (links); Verbesserung des Verformungsverhaltens bei optimierten Gründungsstrukturen bezogen auf Verformungen von Flachfundamenten in Abhängigkeit vom Materialvolumen Fig. 11. Comparison of the displacements of shallow foundations (cross) and optimized foundation topologies (circle) in numerical simulation: displacements normalized to the reference simulation (0 m3/m) according to the material volume (left); improvements of optimized foundations’ deformational behavior based on the deformations of the shallow foundations according to the material volume (right)

laufen schräg nach unten und reichen damit in tragfähigere Bodenschichten.

4.2

Verbesserung des Verformungsverhaltens durch Topologieoptimierung

Um die Verbesserung des Verformungsverhaltens durch Topologieoptimierung zu quantifizieren, werden numerische Simulationen unter gleichen Bedingungen, aber mit in der Geotechnik üblichen Flachfundamenten, durchgeführt. Das Setzungsverhalten der optimierten Gründung wird dem der Flachfundamente bei gleichem Fundamentvolumen gegenübergestellt. Bild 10 zeigt beispielhaft die Last-Setzungs-Kurve (links) und die Last-VerkippungsKurve (rechts) der lasteinleitenden Platte bei einem Gründungsvolumen von 10 % des Entwurfsraums. Im Vergleich zeigt sich, dass die Setzungen bei der optimierten Gründung konstant kleiner sind. Die Verkippung der Struktur wird gegenüber der Flachgründung durch die Anordnung der optimierten Gründung direkt unterhalb der Last stark reduziert. Die vier Belastungsfälle (Tabelle 1) werden mit Fundamentvolumina zwischen 0 und 10 m3/m simuliert. In Bild 11 sind die durch Topologieoptimierung erzielten Verbesserungen des Verformungsverhaltens durch Materialeinsatz (links) und bezogen auf die Simulationen mit Flachfundamenten (rechts) dargestellt. Durch Steigerung des Materialeinsatzes lassen sich die Verformungen reduzieren. Ein Vergleich der optimierten Topologien (Kreuz) mit Flachfundamenten (Kreis) im linken Diagramm zeigt, dass sich das Verformungsverhalten durch den Einsatz von Topologieoptimierung beim gleichen Fundamentvolu-

men zusätzlich verbessern lässt. Die Verbesserung des Verformungsverhaltens in Bezug auf die Flachfundamente ist in Bild 11 rechts dargestellt. Nach Belastung werden die Verformungen der optimierten Gründung auf die Verformung der Flachgründung normiert. Die Verbesserung wird prozentual als Differenz angegeben. Es ist zu erkennen, dass die Verformungen – dargestellt durch Verschiebung der lasteinleitenden Platte – durch die Topologieoptimierung reduziert werden können. Die Reduzierung der Verdrehung der lasteinleitenden Platte ist deutlich größer und wird in den Diagrammen nicht dargestellt. Ein Verbesserungspotenzial von ca. 40 % ist bei den untersuchten Beispielen durch Topologieoptimierung zu erreichen [9], [10].

Bild 12. Interpretation der optimierten Strukturen (gestrichelt) für drei Lastfälle: zentrische Belastung/zwei Pfähle (links), exzentrische Belastung/Pfahlbock (Mitte) und horizontale Belastung/Anker und Druckpfahl (rechts) Fig. 12. Interpretation of the optimized structures (dashed) for three load cases: centric loading / 2 piles (left), eccentric loading/combined pile structure (middle) and horizontal loading/anchor and pressure pile (right)

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AA‘

BB‘ optimierte Topologie

x B‘

z A

A‘ B Spannungsverteilung σ

Bild 13. Dreidimensionale Interpretation der optimierten Struktur als Kombination von exzentrisch und zentrisch belasteter starrer Platte; Vergleich mit Spannungsverteilung einer starren, exzentrisch belasteten Platte nach [23] Fig. 13. Three-dimensional interpretation of optimized structures as combination of centrically and eccentrically loaded rigid plate; comparison to the stress distribution of an eccentrically loaded rigid plate according to the theory of Boussinesq [23]

4.3

Umsetzung der optimierten Topologien

Bei der Topologieoptimierung ergeben sich Strukturen, die nicht vom konventionellen Spektrum der Gründungsvarianten abgedeckt werden. Möglichkeiten zur Realisierung der optimierten Strukturen sind zum einen die Umsetzung der Topologien mit dem Düsenstrahlverfahren und zum anderen die Interpretation der Topologien. Bei Interpretation werden die Topologien aus bekannten Bauteilen, wie Flachfundamenten, Pfählen oder Ankern zusammengesetzt (Bild 12). Beispielhaft werden optimierte Topologien (grau) bei drei Belastungsfällen aus Pfählen und Ankern (gestrichelt) zusammengesetzt.

Modellversuche

Entsprechend der numerischen Formulierung in Abschnitt 3 wird Wundersand für den Modellversuch verwendet. Die Gründungsstrukturen werden aus Gips modelliert, da dieser im Vergleich zu Sand eine ausreichend große Festigkeit für den Modellversuch aufweist. Ein inne-

Presse mit Spindelantrieb

globaler Wegaufnehmer

Kraftmessdose lokale Wegaufnehmer Halterung

Interpretation der numerisch optimierten Topologien

Die numerisch optimierten Topologien müssen von der zweidimensionalen numerischen Simulation auf den dreidimensionalen Fall übertragen werden. Die aufgebrachte Last ist ausschließlich in x-Richtung exzentrisch. Die ermittelte Topologie in diesem Schnitt wird entsprechend dem Optimierungsergebnis angeordnet. In y-Richtung greift die Last zentrisch auf der starren Platte an. Entsprechend der Theorie der Spannungsverteilung unterhalb einer starren Platte im elastischen Halbraum nach Boussinesq [23] wird die Gründungstopologie im zentrisch belasteten Schnitt an den Ecken der lasteinleitenden Platte platziert. Eine schematische Darstellung der Interpretation der zweidimensionalen Ergebnisse gibt Bild 13. In der oberen Reihe ist im Schnitt AA′ das Ergebnis der Topologieoptimierung dargestellt. Schnitt BB′ ver-

5.2

Modellversuche zur Untersuchung der Verbesserung

Ziel der Modellversuche ist es, die Verbesserung des Verformungsverhaltens durch Topologieoptimierung zu zeigen. Da Streifenfundamente im physikalischen Modellversuch nur bedingt abbildbar sind, dienen die durchgeführten 1-g-Modellversuche dem qualitativen Vergleich. Für die Modellversuche werden zwei Lastfälle ausgewählt: die zentrische und die exzentrische Vertikalbelastung einer starren, quadratischen Platte.

5.1

anschaulicht die Anordnung im zentrisch belasteten Schnitt. Zusammengesetzt ergibt sich daraus die rechts dargestellte dreidimensionale Topologie. In der unteren Reihe sind vergleichend jeweils die Spannungsverteilungen entsprechend der Theorie von Boussinesq [23] dargestellt.

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Lasteinleitende Platte

Gewindestange mit Hutmutter

82 cm

Wundersand 100 cm Bild 14. Modellversuchsaufbau (nicht maßstäblich) bei exzentrischer Belastung mit Bezeichnung der wesentlichen Messeinrichtung; die Lastübertragung durch die Hutmutter entspricht einer gelenkigen Kopplung, sodass eine Verdrehung der lasteinleitenden Platte nicht verhindert wird Fig. 14. Set-up for the model test (not true to scale) for eccentric loading with labelling of essential measurement equipment; the flexible joint is modelled with a cap nut, which allows tilting of the loaded plate

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0,01

1 2

0,03

Verdrehung α [°]

normierte Setzung s/b [−]

0,02

0,04 0,05 0,06 0,07

0,1

4 5 6 7

0,08 0,09

optimiert 50

100 Kraft [N]

nicht optimiert 150

8 200

9 0

100 Kraft [N]

150

200

Bild 15. Beispielhafte Last-Verformungs-Kurven bei exzentrischer Belastung der lasteinleitenden Platte: nicht optimierte Fundamenttopologie (rot), optimierte Fundamenttopologie (grün); auf die Breite normierte Setzung (links), Verdrehung der lasteinleitenden Platte in [°] (rechts) Fig. 15. Exemplary load deformation curves for eccentric load on the plate: non-optimized foundation topology in red, optimized topology in green; (left) settlement normalized to the width, (right) tilting of the loaded plate in [°]

100 Laststeigerung bei gleicher Setzung (exzentrisch) Laststeigerung bei gleicher Verdrehung (exzentrisch) Laststeigerung bei gleicher Setzung (zentrisch)

80 Laststeigerung [%]

res Versagen der Gipskörper wird nach jedem Versuch optisch geprüft und tritt bei den durchgeführten Versuchen nicht ein. Die Lasteinleitung erfolgt über eine 5 × 5 × 1 cm quadratische starre Stahlplatte. Eine weggesteuerte Presse erzeugt eine geringe Geschwindigkeit von 0,33 mm/min, sodass dynamische Effekte ausgeschlossen werden können. Während des Versuchs werden die Pressenverschiebung, die Kraft und die Verschiebung der starren Lastplatte selbst aufgezeichnet. Der Versuchscontainer ist 100 × 100 cm groß und wird bis zu einer Höhe von min. 43 cm gefüllt. Durch die gewählten Abmessungen können Randeffekte ausgeschlossen werden, da sich die Grundbruchfigur innerhalb des Versuchscontainers frei ausbilden kann. Die Vergleichbarkeit der Versuche wird durch die gleichmäßige Beschickung mit der Sandregenmethode [24] für jeden Versuch gewährleistet. Der Versuchsaufbau ist in Bild 14 dargestellt. Für die Versuche werden sowohl optimierte Gründungen als auch volumengleiche Flachfundamente hergestellt. Ihr Last-Verformungs-Verhalten wird unter gleichen Randbedingungen getestet. Bild 15 zeigt beispielhaft die Last-Setzungs- und Last-Verdrehungs-Kurven von zwei volumengleichen Fundamenten. Es ist zu erkennen, dass das optimierte Fundament bei gleicher Setzung und Verschiebung mehr Kraft aufnehmen kann, als das nicht optimierte Fundament. Im Vergleich der Versuchsergebnisse erzielen die optimierten Fundamente ein besseres Verformungsverhalten gegenüber den nicht optimierten Fundamenten. Bild 16 zeigt die auf alternative Fundamente normierte Laststeigerung bei gleicher auf die Fundamentbreite b normierter Setzung von 0,1 s/b bei gleicher Verdrehung von 6°. Durch die Topologieoptimierung lassen sich Fundamentstrukturen finden, die ein um bis zu 80 % verbessertes Verformungsverhalten von gegenüber alternativen Fundamenten aufweisen. Ergebnisse zu Modellversuchen an zentrisch belasteten Gründungen sind auch in [10] zu finden.

0 0

Fundamentvolumen [cm3]

Bild 16. Normierte Laststeigerung durch optimierte Fundamenttopologien bzgl. der Verformung von alternativen Flachfundamenten; dargestellt sind die Versuchsergebnisse von zentrischer und exzentrischer Belastung einer starren Platte Fig. 16. Normalized load increase trough optimized foundation topologies concerning the deformation of alternative foundations (settlement 0.1 s/b and tilting 6°); test results from centric and eccentric load are shown

Zusammenfassung

Die Anwendung des numerischen Topologieoptimierungsalgorithmus SIMP auf ein geotechnisches Problem wird in diesem Artikel gezeigt. Vier unterschiedliche Lastfälle in einem ebenen System werden mit einem speziellen hypoplastischen Stoffmodell untersucht. Sowohl die numerische Simulation als auch die physikalische Modellierung zeigen, dass die Topologieoptimierung einer Struktur eine Verbesserung des Verformungsverhaltens ermöglicht. Zusammenfassend wird das Potenzial der Topologieoptimierung – die Minimierung der Nachgiebigkeit – hervorgehoben. Sowohl in der numerischen Untersuchung als auch in den physikalischen Modellversuchen lässt sich

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durch die Anwendung der Topologieoptimierung das Verformungsverhalten um ca. 40 bis 50 %, in extremen Fällen um bis zu 80 % verbessern. Bei einfachen Problemstellungen mit unterschiedlichen Belastungsrichtungen lässt sich die Topologieoptimierung in der Geotechnik anwenden und führt zu plausiblen Ergebnissen. Die Topologieoptimierung birgt ein großes Verbesserungspotenzial, das bereits in vielen Ingenieurbereichen ausgeschöpft wird. Dieser Artikel beweist, dass das Potenzial auch im Bereich der Geotechnik besteht und die Anwendung möglich ist. Die praktische Umsetzung topologieoptimierter Entwürfe ist durch Interpretation und Vereinfachung möglich. Alternativ können die Topologien durch das Düsenstrahlverfahren annähernd hergestellt werden. Zur Realisierung besteht jedoch noch weiterer Forschungsbedarf. Auf Grundlage der präsentierten Ergebnisse kann mit der Anwendung der Topologieoptimierung auf komplexere Problemstellungen begonnen werden, darunter z. B. die Untersuchung in geschichtetem Boden, die Optimierung von weiteren herkömmlichen geotechnischen Problemen oder von dreidimensionalen Systemen.

Danksagung Die vorliegenden Untersuchungen entstanden im Rahmen des von der DFG geförderten Forschungsprojektes „Finite Elemente basierte multikriterielle numerische Optimierung geotechnischer Tragsysteme für den Gebrauchszustand“ (GR 1024/09-3). Literatur [1] Neves, M. M., Rodrigues H., Guedes, J. M.: Generalized topology design of structures with a buckling load criterion. Structural Optimization 10 (1995), pp. 71–78. [2] Beghini, L. L., Beghini, A., Katz, N., Baker, W. F., Paulino, G. H.: Connecting architecture and engineering through structural topology optimization. Engineering Structures 59 (2014), pp. 716–726. [3] Ren, G., Smith, J. V., Tang, Y. M.: Underground excavation shape optimization using an evolutionary procedure. Computers and Geotechnics 32 (2005), pp. 122–132. [4] Yin, L., Yang, W., Guo, T.: Tunnel reinforcement via Topology Optimization. International Journal for numerical and analytical methods in geomechanics 24 (2000), pp. 201–213. [5] Yin, L., Yang, W.: Topology optimization for tunnel support in layered geological structures. International Journal for numerical methods in engineering 47 (2000), pp. 1983–1996. [6] Ghabraie, K., Xie, Y. M., Huang, X., Ren, G.: Shape and reinforcement optimization of underground tunnels. Journal of Computational Science and Technology 4:1 (2010), pp. 51–63. [7] Kinzler, S.: Zur Parameteridentifikation, Entwurfs- und Strukturoptimierung in der Geotechnik mittels numerischer Verfahren. Dissertation. Veröffentlichungen des Instituts für Geotechnik und Baubetrieb der TU Hamburg-Harburg, 2011. [8] Pucker, T., Grabe, J.: Traglasterhöhung von Fundamenten durch gezielte Bodenverbesserung. Tagungsband zum Symposium Baugrundverbesserung in der Geotechnik. Institut für Geotechnik der Universität Siegen, 2010. [9] Pucker, T., Grabe, J.: Structural optimization in geotechnical engineering – basics and application. Acta Geotechnica 6 (2011), pp. 41–49. [10] Pucker, T.: Stoffmodell zur Modellierung von stetigen Materialübergängen im Rahmen der Optimierung geotechnischer

geotechnik 39 (2016), Heft 1

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Autoren Karlotta-Franziska Seitz, M. Sc. Harburger Schlossstraße 20 21079 Hamburg karlotta.seitz@tu-harburg.de Dr.-Ing. Tim Pucker IMS Ingenieurgesellschaft mbH Stadtdeich 7 20097 Hamburg t.pucker@ims-ing.de Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe Harburger Schlossstraße 20 21079 Hamburg grabe@tu-harburg.de

Eingereicht zur Begutachtung: 20. Oktober 2014 Überarbeitet: 1. Mai 2015 Angenommen zur Publikation: 3. Mai 2015

Fachthemen Maik Schüßler

DOI: 10.1002/gete.201500006

Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring Seit 1996 wurden sieben Autobahndreiecke am Berliner Ring umgestaltet. Hierzu erfolgte der Neubau von Großbrücken mit Gesamtlängen bis 200 m. Die Gründung der Pfeiler und Widerlager wurde ausnahmslos als Flachgründung ausgeführt. Nach DIN 4019 sind für Setzungsberechnungen vorzugsweise Rechenmoduln E* durch Rückrechnung von Setzungsbeobachtungen zu gewinnen. Die an den Bauwerken ausgeführten Setzungsmessungen wurden ausgewertet. Mit den vorliegenden Messergebnissen konnten durch Rückrechnung für Sand und Geschiebemergel Rechenmoduln E* ermittelt werden. Durch Vergleichsrechnungen fanden diese Bestätigung und können für zukünftige Setzungsprognosen an Brückenbauwerken in gleichartigen Böden Verwendung finden. Evaluation of settlement measurements at bridge constructions along highway Berliner Ring. Seven highway interchanges along highway A 10 Berliner Ring have been reconstructed since 1996. Large new bridges with length of up to 200 m were built in the frame of that projects. The foundations of the piers and abutments are designed and constructed as shallow foundations on sand and boulder clay. Settlement prediction was done by means of back calculated modulus of elasticity E* based on measured settlements. The main project details, subsoil conditions and results from measurements as well as back calculations are presented in the paper. The results are shown to be in good agreement and can be used for settlement prediction of shallow foundations on similar subsoil conditions.

Einleitung

Das Bundesland Brandenburg verfügt über ca. 800 km Bundesautobahnen. Ein Viertel davon gehört zur Autobahn A 10 Berliner Ring. Der Berliner Ring ist mit 196 km der längste geschlossene Autobahnring Europas. 127 km wurden bis 1939 gebaut. Die restlichen ca. 70 km wurden von 1972 bis 1978 ergänzt. Im Zusammenhang mit dem Um- und Ausbau der A 10 wurden seit dem Jahr 1996 sieben Autobahndreiecke (AD) und ein Autobahnkreuz unter Berücksichtigung der vorhandenen und zukünftig zu erwartenden sehr hohen Verkehrsmengen neu gestaltet. Hierzu wurden je Autobahndreieck zwischen drei und fünf Großbrücken mit Gesamtlängen bis ca. 200 m neu errichtet. Die Gründung der Pfeiler und Widerlager erfolgte ausnahmslos als Flachgründung. Bei den Bauwerken handelt es sich um statisch unbestimmte Durchlaufkonstruktionen, deren Gebrauchstauglichkeit sehr stark von den

Bild 1. Übersichtsplan Autobahn A 10 Berliner Ring Fig. 1. Overview highway A 10 Berliner Ring

Untergrundverformungen bzw. Verformungsunterschieden zwischen den Stützstellen bestimmt wird. Entsprechend ZTV-ING [1] sind bei Ingenieurbauwerken an Bundesfernstraßen vom Baubeginn bis zur Bauwerksabnahme unter sinngemäßer Anwendung der DIN 4107 und DIN 1076 Setzungs- und Verformungsmessungen durchzuführen. Für die Bewegungsbeobachtungen ist ein Messprogramm aufzustellen, welches alle maßgebenden Bauzustände berücksichtigt und Aufschluss über Bewegungen des Bauwerks gibt. Da festgestellt wurde, dass zwischen prognostizierten und gemessenen Setzungen teilweise erhebliche Differenzen auftraten, wurde eine systematische Auswertung vorliegender Setzungsmessungen an Großbrücken an vier Autobahndreiecken am Berliner Ring (Bild 1) vorgenommen.

2 2.1

Setzungsmessungen und Lasteintrag Rückblick Reichsautobahn

In [2] wird die Auswertung von Setzungsmessungen an 72 Brückenbauwerken in Deutschland, gebaut im Zuge der Reichsautobahn in den Jahren 1934/1935, vorgestellt. Ziel dieser Arbeit war, die Erfassung der obersten Bodenschichten hinsichtlich Tragfähigkeit und Zusammendrückbarkeit besser beurteilen sowie eine Nachprüfung der Theorie der Setzungsberechnung durch Vergleich mit tatsächlich aufgetretenen Setzungen vornehmen zu können. Weiterhin sollte die Möglichkeit größerer Wirtschaft-

M. Schüßler · Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

lichkeit beim Entwurf neuer Brückenfundierungen geprüft werden. Einige in [2] erfassten Bauwerke lagen auf dem Gebiet des Lands Brandenburg. Bei 31 ausgewerteten Bauwerken im Geschiebemergel ergaben sich Setzungen bis 20 mm bei Sohlpressungen zwischen 250 und 400 kN/m2. Bei 21 im Sand und Kies gegründeten Bauwerken wurden bis 10 mm Setzungen bei Sohlpressungen zwischen 150 und 300 kN/m2 gemessen. Aus den Ergebnissen der Setzungsbeobachtung wurde geschlussfolgert, dass bei Geschiebemergel sowie Sandund Kiesschichten höhere Belastungen als bis dahin zulässig sind. Bei Annahme von mittleren Sohlpressungen in der Gründungssohle von 500 bis 600 kN/m2 waren nur unwesentlich höhere Setzungen zu erwarten. Die Grundbruchsicherheit lag dann noch bei zwei bis drei. Weiterhin wurde festgestellt, dass Dammschüttungen und dementsprechend Widerlagerhinterfüllungen so früh als möglich erfolgen sollen, um nachträglich unregelmäßige Bewegungen der Bauwerke zu vermeiden. Bemerkenswert erscheint noch, dass zur damaligen Zeit sehr viel Wert auf eine ausreichende Erkundung der Untergrundverhältnisse durch Bohrungen und Bodenansprachen gelegt wurde. Feldversuche zur Bestimmung der Lagerungsdichte von Sanden sind nicht bekannt. Die bodenmechanischen Berichte für die Bauwerke bei normalen Untergrundverhältnissen beschränkten sich auf zwei bis drei Seiten, waren hinsichtlich der bodenmechanischen Aussagen ausreichend und fanden bei neueren Untersuchungen ihre Bestätigung. Setzungsprobleme an Bauwerken der Reichsautobahn im Land Brandenburg waren bzw. sind fast ausnahmslos nicht gegeben.

2.2

Ausführung der Setzungsmessungen

In Ergänzung zur ZTV-ING [1] werden im Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg bei Neubaumaßnahmen von Ingenieurbauwerken an Autobahnen in den Verdingungsunterlagen Vorgaben zur Ausführung von Setzungsmessungen gemacht. Vor Herstellung der Sauberkeitsschicht sind mindestens zwei frostfrei gegründete Höhenfestpunkte zur Sicherstellung des Zusammenhangs aller Messungen während der Bauzeit und nach Abnahme des Bauwerks anzulegen und einzumessen. Die Höhenfestpunkte müssen außerhalb des Einflussbereichs der Bauwerkssetzungen liegen. Die Messungen sind mittels Feinnivellement mit einer Genauigkeit von ±1 mm auszuführen. Die Messzeitpunkte werden wie folgt vorgegeben: – Fertigstellung Sauberkeitsschicht, – ausgeschaltes Fundament, – ausgeschalter Pfeiler/ausgeschaltes Widerlager, – Baugrubenverfüllung bzw. Hinterfüllung Widerlager, – Rohbau Überbau, – Fertigstellung Überbau. Auf der Sauberkeitsschicht und der Oberkante Fundament werden Hilfspunkte angelegt, welche später aufgegeben werden. Die dauerhaften Messbolzen an den Pfeilern und Widerlagern werden in die Setzungsmessungen einbezogen. Bei Aufgabe von Messpunkten (Sauberkeitsschicht und Fundament) müssen die Folgemesspunkte vorhanden sein und zeitgleich mit gemessen werden. Die Anordnung

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Bild 2. Anordnung der Messpunkte an einem Pfeiler Fig. 2. Arrangement of gauging points at a pier

der Messpunkte an einem Pfeiler ist in Bild 2 exemplarisch dargestellt.

2.3

Lasteintrag

Die Hauptbelastung der Pfeilerfundamente der untersuchten Bauwerke erfolgt fast ausschließlich lotrecht mittig. Der Eintrag von außermittigen Belastungen kann nach Herstellung des Überbaus aus Lagerreibung, Temperatur und Wind sowie bei Anordnung von Festlagern auch aus Bremsen resultieren. Aufgrund der während der Setzungsmessungen fast ausschließlich lotrecht mittigen Belastung wurden diese Messergebnisse vorrangig zur Auswertung herangezogen. Bei den Widerlagern kann nur unter Eigengewicht von in etwa lotrecht mittiger Belastung ausgegangen werden. Mit Einbau der Hinterfüllung sowie Auflagerung des Überbaus ändert sich die Belastung, sodass an der Vorderkante der Widerlager höhere Sohlpressungen gegenüber der Hinterkante zu erwarten sind. Die Hinterfüllung der Widerlager hat nach den Vorgaben des Landesbetriebs Straßenwesen Brandenburg bei Neubaumaßnahmen von Ingenieurbauwerken an Autobahnen, vor dem Betonieren des Überbaus zu erfolgen.

Geologie Brandenburgs

Die oberflächennahe und damit für die Setzungen von Bauwerken maßgebende Geologie wird in Brandenburg durch quartäre Ablagerungen der letzten beiden Eiszeiten (Weichsel- und Saalevereisung) bestimmt. Hierbei handelt es sich überwiegend um Sande und Geschiebemergel. Lokal können jedoch auch Torf- und Muddevorkommen aus der letzten interglazialen Eemwarmzeit vorkommen. Im Gegensatz zu holozänen Torfen und Mudden, welche von einer Bebauung mit Bauwerken ausgeschlossen werden sollten, sind die eemwarmzeitlichen Bildungen durch Eisbelastung sowie eiszeitliche Ablagerungen geologisch vorbelastet. Die Untergrundverhältnisse an den vier Autobahndreiecken (Bild 1) lässt eine regionalgeologische Unterscheidung in Bereiche der Urstromtäler mit Sandablage-

M. Schüßler · Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

rungen und hoch anstehendem Grundwasser (AD Spreeau und AD Oranienburg) sowie Ablagerungen der Hochflächen (AD Barnim) überwiegend in Form von Geschiebemergel zu. Am AD Havelland sind die Untergrundverhältnisse aus einer Wechsellagerung von Sand und Geschiebemergel sowie an einem Brückenbauwerk durch eemwarmzeitliche Torfe und Mudden gekennzeichnet. Mit den an den vier Autobahndreiecken vorliegenden Untergrundverhältnissen aus Sand und Geschiebemergel kann ein Großteil der in Brandenburg vorkommenden Bodenarten hinsichtlich des Setzungsverhaltens beurteilt werden.

4 4.1

Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken im Sand AD Spreeau und Bauwerk 31

Das AD Spreeau verbindet die A 10 mit der A 12 nach Frankfurt (Oder). Regionalgeologisch liegt das Autobahndreieck im Berliner Urstromtal. Im Untergrund stehen hier bis in größere Tiefen ausnahmslos eng gestufte Sande (SE nach DIN 18196, Cu < 3) an. Das Grundwasser reicht bis nahe an die Geländeoberkante. Die Lagerungsdichte der Sande wurde mittels schwerer Rammsondierungen ermittelt. Bis ca. 10 m Tiefe sind die Sande mitteldicht, teilweise auch locker, darunter dicht gelagert (Bild 3). In den Jahren 1999 und 2000 wurden drei Bauwerke als Verbundbrücken mit Stahlhohlkasten mit Gesamtlängen zwischen 120 und 164 m bei Einzelstützweiten zwischen 27 und 43 m neu gebaut. Die Gründung erfolgte unmittelbar über dem Grundwasserspiegel bzw. teilweise auch darunter im Spundwandkasten mit Unterwasserbetonsohle. Die Pfeiler wurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen 42 und 56 m2 bei Fundamentbreiten zwischen 6 und 7 m gegründet. Die Pfeilerlasten (ohne Verkehr) lagen zwischen 10,6 und 12,4 MN. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen zwischen 165 und 230 kN/m2. Unmittelbar westlich des AD Spreeau befindet sich das Bauwerk 31 der A 10 (Bild 4). Dieses wurde in die Auswertung der Setzungsmessungen mit einbezogen. Regionalgeologisch liegt das Bauwerk 31 im Dahmedurchbruch, einem Nebental des Berliner Urstromtals. Unter bebauungsbedingter Auffüllung von ca. 2,5 m stehen auch hier bis in größere Tiefen eng gestufte Sande (SE nach DIN 18196, Cu < 3) an. Das Grundwasser wurde bei ca. 4,5 m Tiefe erbohrt. Die Lagerungsdichte der Sande wurde ebenfalls mittels schwerer Rammsondierungen ermittelt. Bis ca. 10 m Tiefe sind die Sande mitteldicht, darunter dicht gelagert (Bild 5). Das Bauwerk 31 wurde in den Jahren 2001 und 2002 als Durchlaufplattenbalken in Spannbeton gebaut. Die Gesamtlänge beträgt 145 m bei Einzelstützweiten zwischen 32 und 39 m. Die Gründung erfolgte unmittelbar unterhalb der Auffüllung. Die Pfeiler wurden auf Quadratfundamenten mit Flächen zwischen 64 und 100 m2 gegründet. Die Pfeilerlasten (ohne Verkehr) lagen bei 25 MN. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen zwischen 218 und 342 kN/m2. Die Setzungsmessungen erfolgten bei allen vier Bauwerken ab Oberkante Fundament, sodass die Setzungen getrennt für das Pfeilereigengewicht und die Last aus dem

Bild 3. Untergrundverhältnisse am AD Spreeau Fig. 3. Soil conditions at interchange Spreeau

Bild 4. Bauwerk 31 der A 10 Fig. 4. Bridge no. 31 at highway A 10

Bild 5. Untergrundverhältnisse am Bauwerk 31 Fig. 5. Soil conditions at bridge no. 31

Überbau bestimmt werden konnten. Die gemessenen Setzungen in Abhängigkeit von den Sohlpressungen sind in der Zusammenfassung der im Sand gegründeten Bauwerke in Bild 8 enthalten.

4.2

AD Kreuz Oranienburg

Das AD Kreuz Oranienburg verbindet die aus Berlin kommende A 111 mit der A 10 und der Bundesstraße B 96. Re-

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M. Schüßler · Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

Bild 6. Untergrundverhältnisse am Bauwerk 1ü2 am AD Kreuz Oranienburg Fig. 6. Soil conditions at bridge no. 1ü2 at interchange Kreuz Oranienburg

gionalgeologisch liegt das Autobahndreieck im Bereich des Haveldurchbruchs, einer pleistozänen Schmelzwasserabflussbahn. Am Standort des Bauwerks 1ü2 stehen hier bis in eine Tiefe von ca. 11 m eng gestufte Sande (SE nach DIN 18196, Cu < 3) an. Darunter folgt Geschiebemergel. Das Grundwasser wurde bei ca. 2 m Tiefe erbohrt (Bild 6). Die Lagerungsdichte der Sande wurde mittels schwerer Ramm- und Drucksondierungen ermittelt. Die Lagerungsdichte der Sande innerhalb des Bauwerksgrundrisses ist sehr stark schwankend und reicht von extrem locker bis mitteldicht. Der Geschiebemergel weist überwiegend eine halbfeste bis feste Konsistenz auf. Das Bauwerk 1ü2 wurde im Jahr 2002 als zweistegiger Durchlaufplattenbalken in Spannbeton gebaut. Die Gesamtlänge beträgt 105 m bei Einzelstützweiten zwischen 15 und 27 m. Die Gründung erfolgte unmittelbar über dem Grundwasserspiegel. Die Pfeiler wurden auf Rechteckfundamenten von 4,5 × 13,3 m gegründet. Die Pfeilerlasten (ohne Verkehr) lagen zwischen 6,5 und 8,8 MN. Ohne Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen zwischen 110 und 150 kN/m2. Die hier sehr geringen Sohlpressungen sind den im Untergrund sehr locker gelagerten Sanden geschuldet. Als Besonderheit bei diesem Bauwerk ist zu nennen, dass nach Fertigstellung des Überbaus dieser aus betontechnologischen Gründen vollständig entfernt und neu hergestellt werden musste. Hierbei konnte das aus bodenmechanischer Sicht interessante Lastsetzungsverhalten unter Erst- und Wiederbelastung beobachtet werden. Die ausgewerteten Setzungsmessungen der Pfeiler (Achse A 20 bis A 50) erfolgten ab Sauberkeitsschicht, sodass die Setzungen getrennt für das Fundamenteigengewicht, das Pfeilereigengewicht und die Last aus dem Überbau bestimmt werden konnten. Die gemessenen Setzungen in Abhängigkeit von den Sohlpressungen sind in Bild 7 dargestellt. Die Ergebnisse der Setzungsmessungen im Erstbelastungsbereich bestätigen die sehr unterschiedlichen Lagerungsdichten der Sande. Am Pfeiler Achse 40 wurden für eine mitteldichte Lagerung bei einer Sohlpressung von 150 kN/m2 8 mm Setzung bei linearer Zunahme gemessen. Dies bestätigt die Ergebnisse des AD Spreeau. Bei extrem lockerer Lagerung (Achse 20) wurden bei einer Sohl-

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Bild 7. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei Bauwerk 1ü2 am AD Kreuz Oranienburg Fig. 7. Measured settlements over vertical stress at bridge no. 1ü2 at interchange Kreuz Oranienburg

pressung von 110 kN/m2 30 mm Setzung bei leicht überlinearer Zunahme der Belastung ermittelt. Nach Rückbau des ersten Überbaus wurden an allen Pfeilern 5 mm Hebungen registriert. Mit erneuter Lasteintragung durch den zweiten Überbau traten nur 1 bis 2 mm Setzungen unabhängig von der Lagerungsdichte der Sande auf. Eine Zusammenstellung aller Messergebnisse der Setzungsmessungen (Erstbelastung) in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei Bauwerken im Sand ist in Bild 8 gegeben. Die zusätzliche Abhängigkeit der Setzungen von der Fundamentgröße ist hier nicht ausgewertet. Die ableitbaren Bettungsmoduln liegen in einer Größenordnung zwischen 3 und 20 MN/m3. Bei den ausgewerteten Setzungsmessungen wurden bei Sohlpressungen bis ca. 350 kN/m2 bis 25 mm Setzungen gemessen. Die Setzungen nehmen mit Lastaufbringung in etwa linear zu, wobei 100 kN/m2 Belastung ca. 7 ± 3 mm Setzung verursachen. Bei extrem lockerem Sand muss für 100 kN/m2 Sohlpressung mit 30 mm Setzungen gerechnet werden. Im Rahmen der Erstellung der Baugrundgutachten wurden mit der zu erwartenden Belastung aus der Vorstatik der Bauwerke Setzungsberechnungen ausgeführt. Da die Unterbau- und Überbauabmessungen der Bauwer-

Bild 8. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei Bauwerken im Sand Fig. 8. Measured settlements over vertical stress of bridges in sand

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Bild 9. Prognostizierte Setzungen gegenüber gemessenen Setzungen bei Bauwerken im Sand Fig. 9. Predicted settlements over measured settlements of bridges in sand

Bild 10. Untergrundverhältnisse am AD Barnim Fig. 10. Soil conditions at interchange Barnim

ke zwischen Bauwerksentwurf und Ausführungsplanung nicht geändert wurden, ist ein Vergleich zwischen prognostizierten und gemessenen Setzungen möglich und in Bild 9 dargestellt. Im Mittel liegen die gemessenen Setzungen bei 40 % der Prognosesetzungen. Eine Verbesserung der Setzungsvorhersage ist demnach anzustreben.

Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken im Geschiebemergel

Das AD Barnim verbindet die A 10 mit der A 11 und der Bundesstraße B 2. Regionalgeologisch liegt das AD Barnim auf der gleichnamigen Barnimhochfläche. Hier steht bis > 25 m Tiefe fast ausschließlich Geschiebemergel an. Der Geschiebemergelkomplex unterteilt sich in einen oberen Mergel der Weichseleiszeit, welcher an der Oberfläche zu Geschiebelehm verwittert ist, und einen unteren Mergel der Saaleeiszeit. An der Oberfläche und auch zwischengelagert sind teilweise geringmächtige Sandschichten vorhanden (Bild 10). Das erste Hauptgrundwasserstockwerk existiert unterhalb des Geschiebemergelkomplexes. Die Untergrundverhältnisse an insgesamt zehn Bauwerksstandorten wurden durch vier Ingenieurbüros beurteilt. Weiterhin lagen Ergebnisse der Baugrunduntersuchungen aus dem Jahr 1968 vor. Der Geschiebemergel ist als schluffig-toniger Sand bzw. stark sandiger Ton mit Feinkornanteilen zwischen 35 und 45 % zu bezeichnen. An mehr als 100 Bodenproben wurden folgende bodenmechanischen Klassifikationskennwerte ermittelt (Bild 11): Natürlicher Wassergehalt wn: 5,4 … 16,8 % Wassergehalt an der Fließgrenze wl: 16,7 … 24,3 % Wassergehalt an der Ausrollgrenze wp: 9,5 … 13 % Plastizitätszahl Ip: 6,4 … 12,5 % Porenzahl en: 0,28 … 0,5

i. M. = 11,7 % i. M. = 20,3 % i. M. = 11,4 % i. M. = 8,8 % i. M. 0,38

Nach DIN 18196 ist der Geschiebemergel als Sand-TonGemisch ST* bis leicht plastischer Ton TL einzugruppie-

Bild 11. Porenzahl en und Konsistenzzahl Ic in Abhängigkeit von der Entnahmetiefe am AD Barnim Fig. 11. Void ratio en and consistency index Ic over sampling point elevation at interchange Barnim

ren. Die Konsistenz Ic des Geschiebemergels liegt rechnerisch ohne Berücksichtigung eines Überkornanteils zwischen 0,5 und 1,4, d. h. zwischen weich und fest. In Ödometerversuchen wurden im Spannungsbereich zwischen 100 und 200 kN/m2 Steifemoduln Es zwischen 3,6 und 4,6 MN/m2 ermittelt. In den Jahren 2011 bis 2013 wurden insgesamt neun Bauwerke als Verbundbrücken mit einem Stahlhohlkasten bzw. mit Spannbetonüberbauten mit Gesamtlängen bis 171 m bei Einzelstützweiten zwischen 21 und 47 m neu gebaut. Die Pfeiler und Widerlager wurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen 40 und 174 m2 bei Fundamentbreiten zwischen 4,5 und 9 m gegründet. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen bis 380 kN/m2. Im Geschiebemergel mit den hier ermittelten Porenzahlen en = 0,35 ... 0,45 kann pro 100 kN/m2 Sohlpressung von 6 ± 4 mm Setzung ausgegangen werden. Bei den ausgewerteten Setzungsmessungen wurden bei Sohlpressungen von 330 kN/m2 max. 25 mm Setzungen gemessen (Bild 12). Die Setzungen nehmen mit Lastaufbringung in etwa linear zu.

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M. Schüßler · Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

Bild 12. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei den Bauwerken am AD Barnim (Geschiebemergel) Fig. 12. Measured settlements over vertical stress of bridges at interchange Barnim (boulder clay)

Bild 14. Zeitsetzungsverlauf der gemessenen Setzungen bei drei Bauwerken am AD Barnim (Geschiebemergel) Fig. 14. Time-settlement curves of measured settlements of three bridges at interchange Barnim (boulder clay)

vor (Bild 14). Im Geschiebemergel kann demnach davon ausgegangen werden, dass sich die Setzungen unmittelbar nach erfolgter Lastaufbringung einstellen und nennenswerte lang anhaltende Konsolidierungsprozesse nicht zu erwarten sind.

Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken mit wechselnder Bodenschichtung

Das AD Havelland verbindet die A 10 mit der A 24 Richtung Hamburg bzw. Rostock. Regionalgeologisch betrachtet, befindet sich das Autobahndreieck auf der Hochfläche des Ländchens Glien, einer Grundmoränenfläche des Brandenburger Stadiums der Weichselkaltzeit. Bild 13. Prognostizierte Setzungen gegenüber gemessenen Setzungen bei den Bauwerken am AD Barnim (Geschiebemergel) Fig. 13. Predicted settlements over measured settlements of bridges at interchange Barnim (boulder clay)

Im Rahmen der Erstellung der Baugrundgutachten wurden mit der zu erwartenden Belastung aus der Vorstatik der Bauwerke Setzungsberechnungen ausgeführt. Die aus den Laborversuchen ermittelten Steifemoduln wurden nicht verwendet. Die Werte zu den Baugrundsteifigkeiten basierten auf Erfahrungen der Ingenieurbüros. Die Angabe erfolgte als mittlerer Rechenmodul E*m = 25 bis 60 MN/m2 in Abhängigkeit von der Konsistenz bzw. als Grundwert E*0 = 25 bis 35 MN/m2 mit linearer Tiefenabhängigkeit. Eine Gegenüberstellung der prognostizierten Setzungen gegenüber den gemessenen Setzungen bei den Bauwerken im Geschiebemergel ist in Bild 13 dargestellt. Im Mittel liegen die gemessenen Setzungen bei 70 % der Prognosesetzungen. Teilweise entspricht die Prognose auch den gemessenen Setzungen. Eine Verbesserung der Setzungsvorhersage ist noch möglich. Zur Überprüfung des Zeitsetzungsverlaufs lagen Messergebnisse bis 200 Tage nach Fertigstellung der Bauwerke an zwei Pfeilern (Pf.) und zwei Widerlagern (Wdl.)

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6.1

Wechsellagerung aus Sand und Geschiebemergel

Unter bebauungsbedingter Auffüllung stehen hier über einem oberen Geschiebemergelhorizont sogenannte obere Sande an. Der obere Geschiebemergel hat Mächtigkeiten zwischen wenigen Dezimetern und mehreren Metern und ist der Weichseleiszeit zuzuordnen. Unter dem oberen Geschiebemergel folgen weichsel- bis saalekaltzeitliche Sande. Darunter folgt wiederum Geschiebemergel, welcher saaleeiszeitlichen Ursprungs ist und durch Sande unterlagert wird. Mit Ausnahme der oberen Sande sind alle Böden geologisch vorbelastet. Die v. g. Schichtung wurde bis 25 m Tiefe erkundet. Bei den Sanden handelt es sich überwiegend um eng gestufte Sande (SE nach DIN 18196, Cu < 3). Die Ermittlung der Lagerungsdichte erfolgte mittels schweren Rammsondierungen, Drucksondierungen und Bohrlochrammsondierungen. Die oberen Sande sind meist locker, die zwischen oberen und unteren Geschiebemergeln lagernden Sande überwiegend mitteldicht bis dicht und die unteren Sande dicht gelagert. Der Geschiebemergel ist nach DIN 18196 überwiegend als Sand-Ton-Gemisch ST* bis leicht plastischer Ton TL einzugruppieren. Die Konsistenz Ic des Geschiebemergels liegt rechnerisch ohne Berücksichtigung eines Überkornanteils zwischen 0,6 und 1,25, d. h. zwischen weich

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Bild 15. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei den Bauwerken am AD Havelland (Wechsellagerung aus Sand und Geschiebemergel) Fig. 15. Measured settlements over vertical stress of bridges at interchange Havelland (alternating sequence of sand and boulder clay)

und halbfest. Die Porenzahlen en des weichselkaltzeitlichen Geschiebemergels wurden zwischen 0,32 und 0,46, die des saalekaltzeitlichen Geschiebemergels zwischen 0,28 und 0,37 ermittelt. In den Jahren 2012 bis 2014 wurden am AD Havelland und der nahe gelegenen Anschlussstelle Kremmen (A 24) insgesamt vier Bauwerke als Verbundbrücken mit einem Stahlhohlkasten bzw. mit Spannbetonüberbauten mit Gesamtlängen bis 200 m bei Einzelstützweiten zwischen 19 und 44 m neu gebaut. Die Pfeiler und Widerlager wurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen 45 und 143 m2 bei Fundamentbreiten zwischen 5 und 9,5 m gegründet. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen bis 250 kN/m2. Die Sande und der Geschiebemergel am AD Havelland entsprechen in ihren Eigenschaften denen am AD Spreeau und AD Barnim. Demzufolge wurde ein etwa gleiches Setzungsverhalten bei einer Wechsellagerung Sand/Geschiebemergel festgestellt. Je 100 kN/m2 Sohlpressung wurden 8 ± 4 mm Setzung gemessen. Die Setzungen nehmen mit Lastaufbringung in etwa linear zu.

6.2

Eemwarmzeitliche Torfe und Mudden

Am Bauwerk 0ü0 wurden zwischen dem oberen und unteren Geschiebemergel in den zwischengelagerten Sanden ab 8 m Tiefe bis zu 3 m mächtige eemwarmzeitliche Torfe und Mudden für das Widerlager Achse 10 und den Pfeiler Achse 20 (Bild 16) festgestellt. Die eemwarmzeitlichen Böden sind durch folgende Kenngrößen charakterisiert: Porenzahl en: 1,1 bis 1,9 (Mudde) und 2,4 bis 5,2 (Torf) Natürlicher Wassergehalt wn: 40 bis 80 % (Mudde) und 100 bis 300 % (Torf) Glühverlust Vgl: 4 bis 12 % (Mudde) und 45 bis 90 % (Torf) Kalkgehalt Vca: bis 25 % (Mudde)

Bild 16. Bohrprofil Pfeiler Achse 20 am Bauwerk 0ü0 am AD Havelland Fig. 16. Boring log pier axis 20 at bridge no. 0ü0 at interchange Havelland

Bild 17. Druck-Setzungsversuche der eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden Fig. 17. Load-settlement curves from oedometer tests of peat and gyttja from Eemian interglacial period

Da bei vorbelasteten Böden grundsätzlich mit einem anderen Verformungsverhalten gegenüber unvorbelasteten Böden zu rechnen ist, wurden zur Ermittlung der geologischen Vorbelastung und des Lastsetzungs- sowie Zeitsetzungsverhaltens (Kriechverhalten) der eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden umfangreiche Ödometerversuche ausgeführt. Aus den Ergebnissen der Druck-SetzungsVersuche (Bild 17) wurde für die eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden für das Bauwerk im belastungsrelevanten Spannungsbereich zwischen 150 und 200 kN/m2 ein Rechenmodul E* = 5 MN/m² für Setzungsberechnungen im Baugrundgutachten angegeben. Zur Ermittlung der geologischen Vorbelastung wurden die in den einzelnen Laststufen bei den Zeitsetzungsversuchen ermittelten Kriechbeiwerte verwendet (Bild 18). Das Verhältnis Cα/Cα1.600 spiegelt den bei der jeweiligen Laststufe ermittelten Kriechbeiwert Cα zum max. im Versuch ermittelten Wert Cα1.600 (Laststufe 1.600 kN/m2) wider. Die Kriechbeiwerte Cα1.600 wurden für den Torf zwischen 0,064 und 0,089 und die Mudde mit

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Bild 18. Verhältnis der ermittelten zu den max. gemessenen Kriechbeiwerten Cα /Cα 1.600 zur einwirkenden Vertikalspannung der eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden Fig. 18. Measured secondary compression index Cα /Cα 1.600 normalized to maximum value over vertical stress of peat and gyttja from Eemian interglacial period

0,033 ermittelt. Aus Bild 18 ist ersichtlich, dass die Kriechbeiwerte bzw. das Verhältnis Cα/Cα1.600 anfänglich linear ansteigen und ab einem bestimmten Wert der aufgebrachten Vertikalspannung konstant bleiben. Ab diesem Wert ist die max. zuvor eingetragene Vertikalspannung erreicht, welche hier der geologischen Vorbelastung entspricht. Weitere Einzelheiten zur Versuchsauswertung und Vergleich mit Feldmessungen können [3] entnommen werden. Die geologische Vorbelastung für die eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden wurde mit 600 bis 800 kN/m2 bestimmt, d. h., dass bei den zu erwartenden Spannungen im Bereich zwischen 150 und 200 kN/m2 und damit weit unterhalb der Vorbelastung ein stark reduziertes Kriechverhalten gegenüber unvorbelasteten Böden zu erwarten ist. Die möglichen Kriechsetzungen wurden für eine max. Schichtmächtigkeit h0 der Torfe und Mudden von 3 m für einen Zeitraum t von 30 Jahren nach Fertigstellung des Bauwerks (t0 = 1 Jahr) nach Gl. (1) mit 23 mm ermittelt. s = h0 · Cα/(1 + en) · log (t/t0)

(1)

Zusätzlich zu den bodenmechanischen Untersuchungen wurden pollenanalytische Untersuchungen zur Alterseinordnung der Torfe und Mudden ausgeführt [4]. Hiernach konnte festgestellt werden, dass die Torfe und Mudden zeitlich in das Eem-Interglazial bis Weichsel-Frühglazial eingeordnet werden können. Das Bauwerk 0ü0 wurde als Fünffeldbauwerk in den Jahren 2012 bis 2014 als Verbundbrücke mit einem Stahlhohlkasten mit einer Gesamtlänge von 198 m bei Einzelstützweiten zwischen 37 und 44 m neu gebaut. Die Pfeiler wurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen 40 und 58 m2 (Achse 20) bei Fundamentbreiten zwischen 4 und 6,5 m gegründet. Die Widerlager wurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen von 100 m2 bei einer Fundamentbreite von 8,4 m errichtet. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen bis 260 kN/m2. Am Pfeiler Achse 20 lag die Sohlpressung bei max. 150 kN/m2. Zur Berücksichtigung der ungünstigen Untergrundverhältnisse wurden bei der Überbaubemessung 2 cm Setzungsdifferenz zwischen benachbarten Stützstel-

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Bild 19. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohlpressung bei Bauwerk 0ü0 am AD Havelland Fig. 19. Measured settlements over vertical stress at bridge no. 0ü0 at interchange Havelland

Bild 20. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Zeit bei Bauwerk 0ü0 am AD Havelland Fig. 20. Measured settlements over time at bridge no. 0ü0 at interchange Havelland

len (sonst üblich 1 cm) berücksichtigt. Der Überbau musste bis zur endgültigen Fertigstellung auf Pressen zur Nachregulierung eintretender Setzung gelagert werden. Die Hinterfüllung der Widerlager hatte vor Betonage der Überbauplatte zu erfolgen. Die gemessenen Setzungen bis zur Verkehrsfreigabe in Abhängigkeit von den auftretenden Sohlpressungen bzw. von der Zeit sind in den Bildern 19 und 20 dargestellt. Im Bereich der Pfeiler Achse 30 bis 50 und des Widerlagers Achse 60 wurden gegenüber den anderen Bauwerken am AD Havelland leicht höhere Setzungen mit 11 mm ± 50 % je 100 kN/m2 Sohlpressung gemessen. Am Widerlager Achse 10 und Pfeiler Achse 20 wurden durch den Setzungsanteil der eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden Setzungen mit 21 mm ± 30 % je 100 kN/m2 Sohlpressung ermittelt. Aus den Ergebnissen zum zeitlichen Setzungsverlauf (Bild 20) ist ersichtlich, dass nach der Verkehrsfreigabe bei den rein mineralischen Böden im Untergrund (Achse 30 bis 60) keine nennenswerten Setzungen mehr aufgetreten sind. Dies bestätigt das Verhalten von vorangegangenen Messungen (Bild 14). Weiterhin kann anhand der Ergeb-

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nisse der Bilder 14 und 20 geschlussfolgert werden, dass die eingetragenen Verkehrslasten keine nennenswerten Setzungen bewirken, obwohl diese rechnerisch bis zu 20 % der Gesamtlast ausmachen. Bei den im Untergrund vorhandenen eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden (Achse 10 und 20) sind nach Verkehrsfreigabe 9 bzw. 6 mm Setzungen gemessen worden, welche dem Konsolidierungs- und Kriechverhalten zugeschrieben werden können. Weitere Messungen sollen Aufschluss über die weiteren Kriechverformungen geben. Abweichend zur Vorgabe wurden die Widerlager erst nach Fertigstellung des Überbaus hinterfüllt. Während der Widerlagerhinterfüllung wurden die Setzungen zusätzlich kontinuierlich gemessen. Im Zuge der Herstellung der Widerlagerhinterfüllung und der hier bis 9 m hohen Anschlussdämme traten zwischen 39 mm (Achse 10) und 27 mm (Achse 60) Setzungen auf. Diese mussten durch eine Höhenkorrektur der Lager ausgeglichen werden. Weiterhin wurden leichte Verdrehungen der Widerlager zur anschließenden Dammschüttung festgestellt. Mit Einbringen der Widerlagerhinterfüllung haben sich die Sohlpressungen unterhalb der Widerlagerfundamente in etwa verdoppelt. Die gemessenen Setzungen liegen beim etwa 1,5Fachen der vorangegangenen Setzungen bei gleicher Belastungszunahme. Damit resultieren die Setzungen aus Mitnahmesetzungen der anschließenden Dammschüttungen, welche eine Breite in der Dammaufstandsfläche von 45 m haben. Bei großflächigen schlaffen Schüttungen ist bei gleicher Belastung in der Gründungssohle mit größeren Setzungsbeträgen gegenüber kleineren starren Fundamentflächen zu rechnen. Die Forderung der Hinterfüllung der Widerlager vor Betonage des Überbaus hat demnach seine Berechtigung. Dies wurde bereits 1936 festgestellt [2].

7 7.1

Rückrechnung der gemessenen Setzungen Allgemeines

Zur Plausibilitätskontrolle wurden die vorliegenden Setzungsmessungen mit Literaturangaben zu Brückenbauwerken der Reichsautobahn [2] sowie Bauwerken in Berlin und Brandenburg [5], [6], [7] verglichen. Nach diesen Angaben zeigen Sande und Geschiebemergel ein ähnliches Lastsetzungsverhalten. Minimal werden bei üblichen Brückenfundamentgrößen zwischen 40 und 100 m2 4 mm Setzung je 100 kN/m2 Sohlpressung und max. 12 mm Setzung je 100 kN/m2 Sohlpressung angegeben. Eine Ausnahme stellen die Messergebnisse an den Flaktürmen in Berlin dar. Für die mit ca. 6.700 m2 sehr großflächigen Bauwerke wurden bis 16 mm Setzung je 100 kN/m2 Sohlpressung gemessen. Die Abhängigkeit spezifischer Setzungen von der Fundamentgröße wird damit bestätigt. Die vorliegenden Messergebnisse der Bauwerke an den Autobahndreiecken liegen im Vergleich zu den Literaturangaben in etwa gleicher Größenordnung.

7.2

Auswertung der Baugrunduntersuchungen

Für alle Bauvorhaben wurden umfangreiche Labor- und Felduntersuchungen ausgeführt. Hierbei wurde festgestellt, dass Laborversuche zur Zusammendrückbarkeit (Ödometerversuche) bei Sand und Geschiebemergel keine

verwertbaren Ergebnisse bringen. Der Einbau von Sandproben mit einer definierten Lagerungsdichte gestaltete sich außerordentlich schwierig, sodass die Ergebnisse keine Verwendung fanden. Die Ödometerversuche vom Geschiebemergel wurden ebenfalls verworfen, da hier im Vergleich zu Erfahrungswerten unrealistisch kleine Steifemoduln erhalten wurden. Selbst die Bestimmung der Konsistenz ist im Geschiebemergel schwierig, da in den meisten Fällen aufgrund des Überkornanteils korrigierte Wassergehalte verwendet werden sollen. Dies führt aufgrund der geringen Plastizität meist zu unzutreffenden Konsistenzzahlermittlungen gegenüber manuell-visuellen Prüfungen. Daher wurde bei der Konsistenzzahlermittlung der natürliche Wassergehalt verwendet. Annähernd stimmen diese Ergebnisse mit den manuell-visuellen Prüfungen überein. Zuverlässig erscheint hingegen die Ermittlung der Porenzahl aus ungestörten Proben als Anhaltwert für die Zusammendrückbarkeit. Eine Abhängigkeit von Konsistenzund Porenzahl zu Rechenmoduln für Setzungsberechnungen wird auch in [9] angegeben. Als Felduntersuchungen wurden sowohl Ramm- als auch Drucksondierungen ausgeführt. Die Auswertung zur Bestimmung der Lagerungsdichte erfolgte nach DIN 4094. Vergleichende Untersuchungen zwischen Ramm- und Drucksondierungen an einem Standort haben gezeigt, dass mit Rammsondierungen bis zu einer Lagerungsdichte D = 0,5 bei eng gestuften Sanden im Grundwasser höhere Lagerungsdichten (ΔD bis +0,15) gegenüber Drucksondierungen ermittelt wurden. Eine quantitative Auswertung von Drucksondierungen im Geschiebemergel brachte ebenfalls keine verwertbaren Ergebnisse. Lediglich zwischen oberen und unteren Geschiebemergelkomplexen konnte eine Zunahme des Spitzendrucks festgestellt werden (Bild 10). In den Baugrundgutachten wurden Steifezahlen zur Setzungsberechnung angegeben. Für das AD Barnim lagen von vier Büros Angaben vor. Die Baugrundverhältnisse sind am gesamten Autobahndreieck relativ einheitlich. Vergleichsrechnungen mit den Angaben der verschiedenen Baugrundgutachten haben gezeigt, dass die Ergebnisse der Setzungsberechnung mit dem gleichen Berechnungsverfahren bis zu 50 % abweichen können.

7.3

Rückrechnung

Die Rückrechnungen erfolgten mittels direkter Setzungsberechnungen nach DIN 4019 für starre Rechteckfundamente mit der allgemeinen Gleichung für geschichteten Baugrund, s. Gl. (2): s = σz0 · b · [f1/E*1 + (f2 – f1)/E*2 + … + (fn – fn–1)/E*n] (2) Das Verhältnis von Fundamentsteifigkeit zur Baugrundsteifigkeit kann nach [8] durch die Systemsteifigkeit K ausgedrückt werden. Für Rechteckplatten kann diese näherungsweise aus Gl. (3) ermittelt werden: K = (EBeton · d3)/(12 · EBoden · b3)

(3)

Bei allen Gründungen wurde die Systemsteifigkeit mit K > 0,1 ermittelt, sodass von starren Fundamenten ausge-

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gangen werden kann. Die Annahme starrer Fundamente wurde an einigen Bauwerken bei Messungen sowohl am Fundamentrand und gleichzeitig am Pfeilerschaft durch gleiche Messergebnisse bestätigt. Die Setzungseinflusstiefe wurde nach dem 20-%-Kriterium der DIN 4019 bestimmt. Im Mittel lag diese bei z/b = 1,6 und bei einer max. Tiefe z von 15 m. Aufschlusstiefen zur Baugrunderkundung nach DIN 4020 mit z = 3 b sind demnach ausreichend und erforderlich. Aus Gl. (2) ist ersichtlich, dass die Ergebnisse einer Setzungsberechnung bei den klaren geometrischen Gründungsverhältnissen der hier behandelten Bauwerke ausschließlich vom Rechenmodul E* abhängen. Für die lotrechte effektive Zusatzspannung in der Tiefe z = 0 wird von lotrecht mittiger Belastung ausgegangen. Die DIN 4019 unterscheidet vier Möglichkeiten zur Ermittlung des Rechenmoduls E* zur Prognose von Setzungen. Vorzugsweise sind die für die Durchführung von Setzungsberechnungen erforderlichen Moduln durch Rückrechnung von Setzungsbeobachtungen an vergleichbaren Bauwerken und vergleichbaren Baugrundverhältnissen zu gewinnen. Dieser Weg wird beschritten. Die Tiefenabhängigkeit der Bodensteifigkeit ist zu berücksichtigen. In [6] wird folgender Ansatz genannt: E* = E*0 · (1 + C1 · t)

(4)

t ist in Gl. (4) in m mit t = 0 ab ursprünglicher Geländeoberfläche anzusetzen. Der Ansatz nach Gl. (4) wurde für die Rückrechnung von Steifemoduln nach [9] verwendet. Folgende Werte für C1 werden in [9] angegeben: Pleistozäne Sande und Kiese: Geschiebemergel:

C1 = 0,25 C1 = 0,20

Für die ausschließlich im Sand gegründeten Bauwerke ergaben sich unter Berücksichtigung der genannten Randbedingungen zur Ermittlung der Lagerungsdichte folgende Mittelwerte der Rechenmodule E*0: sehr locker (D = 0,1) locker (D = 0,2) mitteldicht (D = 0,3) mitteldicht (D = 0,45)

5 MN/m2 10 MN/m2 21 MN/m2 37 MN/m2

Für die ausschließlich im Geschiebemergel gegründeten Bauwerke kann im Wesentlichen von Porenzahlen en zwischen 0,35 und 0,45 ausgegangen werden. Die Konsistenz lag bei Berücksichtigung des natürlichen Wassergehalts wn sowie den manuell-visuellen Prüfungen zwischen steif und halbfest (Ic = 0,75 bis 1,25). Die Rechenmoduln E*0 können mit 20 bis 30 MN/m2 angegeben werden, wobei der niedrigere Wert für steife Konsistenz zu verwenden ist. Die ermittelten Rechenmoduln E*0 wurden für Vergleichsrechnungen zu gemessenen Setzungen der Bauwerke am AD Havelland verwendet. In Bild 21 sind die gemessenen den berechneten Setzungen für jeweils zwei Pfeilerfundamente an den Bauwerken 75 und 0ü0 gegenübergestellt. Der obere Geschiebemergel wurde hier mit weicher Konsistenz angegeben. Bei der Rückrechnung wurde

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Bild 21. Vergleich gemessene (gem) vs. berechnete (ber) Setzungen an den Bauwerken 75 und 0ü0 am AD Havelland Fig. 21. Measured (gem) versus calculated (ber) settlements at bridges no. 75 and 0ü0 at interchange Havelland

der Rechenmodul E*0 für weichen Geschiebemergel mit 10 MN/m2 gewählt. Die anderen Steifigkeiten wurden entsprechend den Rückrechnungen für die Bauwerke ausschließlich im Sand und Geschiebemergel beibehalten. Für die Vergleichsrechnung am Bauwerk 0ü0 wurden die gleichen Ansätze für die rein mineralischen Böden wie am Bauwerk 75 genutzt. Die eemwarmzeitlichen Torfe und Mudden wurden mit einem Rechenmodul E* = 5 MN/m2 ohne Tiefenabhängigkeit der Steifigkeit berücksichtigt. Für beide Bauwerke ergab sich mit den gewählten Rechenansätzen eine gute Übereinstimmung zwischen gemessenen und berechneten Setzungen.

Schlussbemerkungen

Mit den Ergebnissen der Setzungsmessungen und den auftretenden Belastungen wurden für die vorhandenen Untergrundverhältnisse für die Bauwerke, die ausschließlich im Sand und ausschließlich im Geschiebemergel gegründet wurden, entsprechende Rechenmoduln E*0 bestimmt. Diese wurden für Vergleichsrechnungen bei geschichteten Baugrundverhältnissen genutzt und fanden Bestätigung. Damit erscheint es möglich, bei künftigen Bauvorhaben bessere Setzungen prognostizieren und unwirtschaftliche Gründungsmaßnahmen vermeiden zu können. Voraussetzung hierfür sind zutreffende Bodenmodelle. Literatur [1] ZTV-ING: Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten. Bundesanstalt für Straßenwesen, 2013. [2] Casagrande, L.: Setzungsbeobachtungen an Brückenbauten der Reichsautobahn. Internationale Vereinigung für Brückenbau und Hochbau (IVBH), Kongressbericht, Bd. 2, 1936. [3] Schüßler, M.: Untersuchungen zum Verformungsverhalten von Untergrundverbesserungen mit Sandsäulen in Böden mit organischen Anteilen. Veröffentlichungen des Grundbauinstituts der TU Berlin (2012), H. 59. [4] Strahl, J.: Bericht zur pollenanalytischen Untersuchung von vier Bohrungen aus der ingenieurgeologischen Erkundung Autobahndreieck Havelland, Land Brandenburg. Landesamt für Geowissenschaften und Rohstoffe, 2013 (unveröffentlicht).

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[5] Muhs, H.: Ergebnisse der Setzungsmessungen an den Hochhäusern im Hansaviertel und am Hochhaus Heilsberger Dreieck in Berlin. Mitteilungen der Degebo (1961), H. 15. [6] Richter, T: Zur rechnerischen Abschätzung des Lastsetzungsverhaltens von Bauwerken. Festschrift zum 60. Geburtstag von Prof. Müller-Kirchenbauer. Mitteilung des Instituts für Grundbau, Bodenmechanik und Energiewasserbau, Universität Hannover (1995), H. 40. [7] Zusammenstellung von Bauwerken, an denen Setzungsbeobachtungen vorgenommen wurden auf Standorten in der DDR bzw. an vergleichbaren Standorten der Nachbarländer. VEB Baugrund Berlin, undatiert (unveröffentlicht). [8] Dörken, W., Dehne, E.: Grundbau in Beispielen – Teil 2. Düsseldorf: Werner Verlag, 1. Aufl., 1995.

[9] Technische Vorschrift Gesteinseigenschaften TEV 122-01 und TEV 1204-01. VEB Baugrund Berlin, 1979. Autor Dr.-Ing. Maik Schüßler Landesbetrieb Straßenwesen Brandenburg Lindenallee 51 15366 Hoppegarten maik.schuessler@ls.brandenburg.de

Eingereicht zur Begutachtung: 16. Januar 2015 Überarbeitet: 22. Mai 2015 Angenommen zur Publikation: 1. Juni 2015

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Fachthemen Peter Gußmann Diethard König Tom Schanz

DOI: 10.1002/gete.201500007

Die Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik – aktuelle Entwicklungen und Anwendungen Die Berechnung von Grenzzuständen in Böden und Fels im Hinblick auf die Tragfähigkeitsbestimmung und Standsicherheitsanalysen ist eine klassische Aufgabe des Grundbaus. Eine leistungsund anpassungsfähige Methode zur Lösung solcher Probleme ist die Kinematische-Element-Methode (KEM), welche vom ersten Verfasser vor etwa 30 Jahren vorgestellt wurde. Diese wurde seitdem kontinuierlich weiterentwickelt und auf ein immer breiteres Aufgabenfeld angewendet. Nach einer kurzen Einführung in die Grundlagen der KEM wird in diesem Beitrag deren Anwendung auf komplexe Fragestellungen anhand von Beispielen vorgestellt und diskutiert. Behandelt werden die Bestimmung von Grundbruchlasten bei tief liegender Fundamentsohle und benachbarten Fundamenten, das Trapdoor-Problem und die Berechnung der Tragfähigkeit von Plattenankern. Die Möglichkeit der Optimierung einer Böschungsgeometrie wird aufgezeigt sowie ein Konzept zur Berücksichtigung teilgesättigter Bodenverhältnisse und räumlicher Einflüsse beschrieben. The method of kinematical elements in geotechnics – new developments and applications. The prediction of limit states in soils and rocks is a classical task in foundation engineering. An efficient and adaptable tool to solve such problems is the kinematical element method (KEM), which has been presented by the first author nearly 30 years ago. This method has been improved continuously and has been applied to a more and more broad field of problems. Following a short introduction to the basic principles of the method a number of applications of KEM to complex topics is presented and discussed. Bearing capacity of deep footings and of two adjacent interfering footings, the trap door problem and the ultimate load of plate anchors are studied. The potential of optimizing the geometry of a slope is demonstrated and approaches to take into account unsaturated soil conditions as well as three dimensional effects are shown.

Einordnung und Vorgehensweise

Aufbauend auf den Arbeiten von Coulomb [1], Fellenius [2], Karal [3] und Goldscheider [4], den Entwicklern der unterschiedlichsten Lamellenverfahren, und vielen anderen wurde die Kinematische-Elemente-Methode (KEM) von Gussmann [5] erstmals vorgestellt und seitdem kontinuierlich weiterentwickelt [6], [7], [8], [9], [10], [11]. Die KEM folgt dem kinematischen Grenzwertsatz der Plastizitätstheorie. Entsprechend bilden die mit der KEM gewonnenen Lösungen eine obere Schranke und liegen a priori auf der ingenieurmäßig unsicheren Seite. Liegt für das betrachtete Problem auch eine Lösung basierend auf dem

statischen Grenzwertsatz der Plastizitätstheorie vor, welche eine untere Schranke darstellt, liegt die tatsächliche Lösung zwischen den beiden gefundenen. Die KEM folgt folgendem Schema: Zunächst ist ein geeigneter, relativ einfacher Bruchmechanismus zu wählen, unter welchem das System versagen könnte. Die Entwicklung dieses Bruchmechanismus erfolgt dabei aus dem Ingenieurverstand heraus, kann mit Versuchsergebnissen und Erfahrung begründet sein oder auch durch Anpassung an anders gefundene Lösungen. Der Bruchmechanismus selbst besteht dabei aus einer Anzahl endlicher, in sich starrer, ausschließlich durch Geraden begrenzter und kinematisch verschieblicher Bruchkörper, den Elementen. Die Kinematikberechnung (ohne Dilatanz) beruht auf genau zwei physikalischen Bedingungen: – Alle Elemente erleiden – wegen geradliniger Begrenzungen – nur translatorische Verschiebungen, also keine Rotationen und keine Verformungen. – Alle Normalkomponenten der Relativverschiebungen zwischen benachbarten Elementen bzw. zwischen Elementen und dem unbeeinflussten Bodenkörper müssen zu null werden [8], [9]. Die Geometrie des Bruchmechanismus lässt sich über die Koordinaten der Eckpunkte der Elemente eindeutig beschreiben, und damit können den einzelnen Elementen und Rändern bodenmechanische Eigenschaften zugeordnet werden. Relativbewegungen zwischen den Elementen und zwischen den Elementen und dem unbeeinflussten Bodenkörper erfolgen nur parallel zu den Elementrändern. Sind diese Voraussetzungen erfüllt, lassen sich durch Lösung der Kinematik für vorzugebende Randverschiebungen eindeutig die Richtungen der Relativverschiebungen in den einzelnen Rändern bestimmen. Damit können die Richtungen der Widerstände aus der Scherfestigkeit des Bodens heraus an den entsprechenden Elementrändern festgelegt werden (entgegen der Relativbewegungen). Für die Statik müssen aus der Kinematikberechnung nur die Vorzeichen der Relativverschiebungen – inklusive des Sonderfalls bei verschwindender Relativverschiebung – übernommen werden. Dies kann zweckmäßig durch Einführungen einer Sprungfunktion mit den Zahlenwerten +1, 0, –1 erfolgen. In den Elementrändern gilt die Coulombsche Bruchbedingung nach Gl. (1), wobei die Schubspannung τ und die totale Normalspannung σ sowie der

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Porenwasserdruck uw zwischen den Elementrändern wirken und die Bodenparameter Reibungswinkel ϕ′ und die Kohäsion c′ angesetzt werden. τ = (σ – uw) · tanϕ′ + c′

(1)

Nach Einführung der Bruchbedingung stehen zur Lösung der Statik und zum Bestimmen der unbekannten effektiven Normalkräfte auf den Elementrändern je Element zwei Gleichgewichtsbedingungen zur Verfügung. Bekannt sind dabei die Kohäsionskräfte, die Wasserdruckkräfte und die äußeren Kräfte, einschließlich der Eigengewichtskräfte und der Kräfte aus Strukturelementen, z. B. aus Ankern oder Nägeln. Die Gleichungen für Kinematik und Statik können formuliert werden entweder – unabhängig von Element- und Randnummerierung als globales lineares und unsymmetrisches Gleichungssystem oder – durch aufeinanderfolgende, entkoppelte lineare Gleichungssysteme – bei geeigneter Nummerierung bzw. Reihenfolge der Elemente – mit je zwei Unbekannten für 2D (bzw. drei für 3D). Diese Variante liegt dem derzeitigen KEM-Programm [12] zugrunde. Sie ist programmtechnisch einfacher, numerisch stabiler und für die Optimierung geeigneter. Bei Traglastproblemen ist die gesuchte Traglast die Kraft, die auf den Rand wirkt, für den die bruchauslösende Verschiebung vorzugeben ist. Letzterer wird als Verschiebungsrand bezeichnet. Entsprechend der oben als Zweites beschriebenen Formulierung der Statik verbleiben am letzten Element (einschließlich der gesuchten Traglast) zwei Unbekannte, die durch Bilden des Kräftegleichgewichts in horizontaler und vertikaler Richtung gefunden werden. Bei Standsicherheitsproblemen wird die Fellenius-Regel [2] angewendet. Die Standsicherheit η (die Bezeichnung γx wird hier nicht verwendet) ist hier als gleichmäßiger Reduktionsfaktor der Scherfestigkeitsbeiwerte tanϕ′ und c′ definiert, bei der sich dann die Böschung gerade im Bruchzustand befindet. Sie ersetzt die vorher als Traglast bezeichnete letzte Unbekannte, die jetzt null werden muss. Die Bestimmung des Reduktionsfaktors kann durch eine Iterationsrechnung oder vorteilhafter bei der KEM, durch Bestimmung der maßgebenden Nullstelle eines Polynoms der maximalen Ordnung η2 · Elementzahl bestimmt werden, deren Koeffizienten explizit berechnet werden können [10]. Eine Erweiterung auf Teilsicherheitsbeiwerte, welche dann zu Beginn der Berechnung auf die Eingangsparameter anzuwenden sind, ist problemlos möglich. Statt des Sicherheitsbeiwerts nach Fellenius kann auch dessen Kehrwert, nämlich der Ausnutzungsgrad der Widerstände, als Zielfunktion definiert werden. Im abschließenden Schritt ist die maßgebende Bruchgeometrie durch Variation zu finden, welche zur Berechnung der kleinsten Traglast, des geringsten Erdwiderstands bzw. des größten aktiven Erddrucks oder der geringsten Standsicherheit bei Standsicherheitsproblemen führt. Der Suche nach dem maßgebenden Mechanismus ist bei der KEM besondere Sorgfalt zuzumessen, da die KEM eine obere Schranke und damit eine Lösung auf der ingenieurmäßig unsicheren Seite liefert. Eine effektive

Vorgehensweise hierzu setzt den Einsatz numerischer Optimierungsverfahren voraus. Dabei ist festzustellen, dass durch Variation der Geometrie eines Bruchmechanismus zuverlässig von Optimierungsprogrammen der maßgebende Mechanismus gefunden werden kann. Dagegen ist die Einbeziehung grundsätzlich verschiedener Mechanismen, z. B. mit höherer Anzahl von Elementen, schwieriger und verlangt eine gewisse Strategie, z. B. das schrittweise Erhöhen der Elementanzahl. Als Zielfunktion wird die vorzeichenbehaftete virtuelle Arbeit der Traglast am Verschiebungsrand definiert, wodurch die zugehörige Optimierung – aus mathematischer Sicht – einheitlich als Minimierungsaufgabe formuliert ist. Daraus abgeleitet können alternativ bei Traglastproblemen die gesuchte Traglast bzw. der gesuchte Erddruck angesetzt werden oder bei Standsicherheitsproblemen die gesuchte Sicherheit oder der Ausnutzungsgrad. Bei der Optimierung sind Nebenbedingungen zu beachten. So müssen die Elementflächen positiv bleiben, d. h. durch Variation der Eckpunkte darf das Element nicht umklappen, und es dürfen keine Zugkräfte an den Elementrändern auftreten. In diesem Beitrag wird ausschließlich auf die KEM ohne Berücksichtigung der Dilatanz eingegangen. Die Dilatanz kann grundsätzlich berücksichtigt werden [6].

Bild 1. Berechnung des Erdwiderstands auf eine senkrechte Wand ohne Wandreibung Fig. 1. Calculation of the passive earth pressure on a vertical Wall without wall friction

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Im nachfolgenden Abschnitt wird die Vorgehensweise an einem einfachen Beispiel erläutert.

Grundlagen der KEM – Erläuterung anhand eines einfachen Beispiels

Die Vorgehensweise der KEM soll anhand eines einfachen Beispiels zum ebenen Erdwiderstand auf eine senkrechte Wand bei geneigtem Gelände (ϕ = 14°) ohne Wandreibung in kohäsionslosem Boden (ϕ′ = 30°) aufgezeigt werden. Für diesen Fall ergibt sich nach Coulomb (gerade Scherfuge) ein Erddruckbeiwert Kpgh = 4,6479 und für gekrümmte Gleitflächen nach DIN 4085 [13] (abgeleitet nach dem Charakteristikenverfahren, untere Schranke) zu Kpgh = 4,4073. Zunächst wird ein Bruchmechanismus mit einem Element (Bild 1a) untersucht. Die Kinematik bei dem System ist, wie in Bild 1b dargestellt, denkbar einfach. Sie ist in Form der verschobenen Lage der Elemente (hier eines) dargestellt. Im Programm wird die Kinematik nach [8], [9] und [11] gelöst und die Verschiebungskomponenten jedes Elements berechnet. Gesucht wird der Mechanismus, für den sich die minimale Erdwiderstandskraft Epgh ergibt. Diese ist die gesuchte Traglast, welche auf den linken Rand des Elements 1, dem Verschiebungsrand, wirkt. Dabei sind die Punkte des KEM-Netzes 1 und 2 festgelegt, und der Punkt 3 ist auf der Geländeoberfläche zu verschieben, bis sich die minimale Erdwiderstandskraft aus der Statik ergibt (Bild 2a). Dafür ist aus der Geometrie und der Wichte des Bodens die Eigengewichtskraft zu berech-

nen. Die Wirkungslinie der Gleitflächenreaktionskraft Q1 ergibt sich durch Einführen der Bruchbedingung (um den Winkel ϕ gegenüber der Normalen auf den Elementrand gegen die Relativbewegung v1 geneigt), die der gesuchten Erdwiderstandskraft ist gegeben (δ = 0). Die beiden unbekannten Kräfte ergeben sich aus den Gleichgewichtsbedingungen (Bild 2b). Das Ergebnis der Berechnungen in Abhängigkeit des bezogenen horizontalen Abstands x/H des KEM-Punkts 3 von der Wand ist in Form der normierten Größe Epgh/(0,5 · γ · H2) in Bild 2c dargestellt. Für kleine Abstände x/H berechnen sich negative Erdwiderstandskräfte, da die Gleitfläche sehr steil wird und die Gleitflächenreaktionskraft Q1 sich als Zugkraft berechnet. Die dazugehörige Geometrie und Statik sind in den Bildern 2d und e dargestellt. Für den Fall, dass der Gleitflächenwinkel sich zu ϑ = 90° – ϕ ergibt (dann: x/H = 0,674), ist das System nicht lösbar, da die Gleitflächenreaktionskraft Q1 horizontal und damit parallel zur gesuchten Erdwiderstandskraft verläuft. Für größere Abstände x/H wird die Erdwiderstandskraft zunächst stetig geringer, hat dann ein Minimum (entspricht Kpgh = 4,6479) und steigt anschließend wieder an. Für die automatische Optimierung besteht die Gefahr, dass bei Wahl eines Startbruchmechanismus mit kleinerem x/h als 0,674 der Algorithmus zu nicht zulässigen Lösungen mit Zugkräften führt (hier zu einer Lösung mit KEM-Punkt 3 bei x/H = 0). Für diese Anwendung mit einem Element ist das trivial. Ausgehend von dieser Vorstellung wird aber deutlich, dass bei mehreren Elementen und

Bild 2. Prinzip der KEM und Optimierung am Beispiel des Erdwiderstands bei einem Element: a) System und angreifende Kräfte bei relativ flach geneigter Gleitfläche, b) Statik bei relativ flach geneigter Gleitfläche, c) Verlauf der Optimierung, d) System und angreifende Kräfte bei relativ steil geneigter Gleitfläche, e) Statik dazu Fig. 2. Principle of the KEM and optimization for the calculation of the passive earth pressure with one element: a) system and forces for a slip surface with low inclination, b) static for a slip surface with low inclination, c) optimization, d) system and forces for a slip surface with high inclination and e) static

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Freiheitsgraden die Wahl des Startmechanismus von Bedeutung sein kann und die Strategie, von zwei oder mehr Startmechanismen auszugehen, ratsam ist. In Bild 1c wird ein Bruchmechanismus mit zwei Bruchkörpern angenommen. Nach Optimierung ergibt sich hier ein Wert von Kpgh = 4,4752. Eine weitere Verfeinerung durch Erhöhen der Elementanzahl führt bei drei Elementen zu Kpgh = 4,4649, bei vier Elementen (Bild 1e) zu Kpgh = 4,4625, bei acht Elementen (Bild 1g) zu Kpgh = 4,4507, bei zwölf Elementen (Bild 1i) zu Kpgh = 4,447 und bei 24 zu Kpgh = 4,4444. Damit nähern sich die Ergebnisse der oben angeführten unteren Schranke an (Kpgh = 4,4073). Aus den Darstellungen der Kinematiken wird deutlich, dass es in einigen Elementecken zu Materialdurchdringungen kommt. Diese sind bei angenommenen kleinen Verschiebungen in Lockergesteinen durch lokale Plastifizierungen, in Fels durch Klüfte zu erklären. Die entsprechenden Widerstände werden vernachlässigt.

3 3.1

Optimierung Optimierungsvariablen

Die einfachste Lösung ist: Als Optimierungsvariablen werden die freien Koordinaten der Elementeckpunkte eingeführt, in prinzipiell beliebiger Reihenfolge. Nachteilig ist bei der Optimierung unter Einsatz von zufallsgesteuerten Änderungen, dass viele unsinnige Bruchgeometrien entstehen, deren Berechnung und Überprüfung Zeit kostet und die die Optimierung oft erschweren. Bei geeigneter Elementnummerierung (bzw. einer geeigneten Reihenfolge der Optimierungsvariablen) und Konstruktion eines neuen Elementeckpunkts durch Triangulation von zwei bekannten Punkten aus, müssen alle Radien ≥ 0 sein. Dies ist auch bei Zufallsteuerung problemlos zu erreichen, und die Geometrie eines Bruchnetzes wird somit fast immer zielstrebig verändert. Somit können diese Radien – bei geeigneter Reihenfolge – vorteilhafter als die Eckpunktkoordinaten als Optimierungsvariablen verwendet werden.

3.2

– interaktiver Netzverfeinerung (ingenieurmäßiges Vorgehen nach dem Prinzip vom Einfachen zum Komplizierten durch Netzteilung nach einer vorherigen Optimierung eines einfacheren Systems) kann so (fast) jedes Problem schnell und sicher optimiert werden.

4 4.1

Neue Anwendungsaufgaben in der Geotechnik mit der KEM Grundbruch bei tief liegender Sohle

Bei hoch liegender Gründungssohle eines Fundaments entscheidet die Sohlreibung – neben den sonstigen Bodenparametern – über die sich ausbildende Bruchform und damit auch über die zugehörige Bruchlast. Im Extremfall beträgt die Grundbruchlast bei voller Sohlreibung das Doppelte von der des glatten Fundaments [6]. Diese Problematik der Grundbruchberechnung kann sowohl mit der KEM, mit statischen Verfahren als auch mit FEMBerechnungen als ausreichend übereinstimmend mit den experimentellen Versuchsergebnissen und somit als weitestgehend gelöst betrachtet werden. Der Grundbruch mit tief liegender Sohle ist hingegen nicht ganz so einfach. Bild 3a zeigt zunächst die rechte Symmetriehälfte einer möglichen Bruchfigur, die für eine in der Tiefe H = 3 · B liegende Gründungssohle (halbe Fundamentbreite B/2 = 1 m, Bodenparameter γ = 20 kN/m3, ϕ′ = 10° und c′ = 10 kN/m2) optimiert wurde. Die zugehörige Kinematik ist aus Bild 3b ersichtlich. Die kinematische Bestimmtheit ergibt sich hier aus den kinematischen Bedingungen in der Symmetrieachse, wo die horizontalen Verschiebungen null werden (Ränder 3 bis 2 und 2 bis 9). Zusätzlich tritt hier keine Reibung auf. Die halbe Traglast wird so zu P/2 = 485 kN/m berechnet. Der Punkt 3 der Bruchfigur wurde hier zunächst bewusst auf der GOK festgehalten, also von der Variation ausgenommen. Bezieht man ihn jedoch mit ein in die Optimierung der Geometrie, erhält man nach erneuter Optimierung eine praktisch geschlossene, kreisähnliche Grundbruchfigur gemäß der in Bild 4, mit einer wesentlich geringeren Traglast von jetzt P/2 = 364 kN/m.

Optimierungskonzept

Durch die Kombination von – Voroptimierung (fakultativ, Optimierung von wenigen Designvariablen zusammen mit einfachen Vorschriften für einen Netzgenerator); – Partikel-Schwarm-Optimierung (PSO), z. B. nach Kennedy [14], mit dem Vorteil relativ einfacher Programmierung, ist meist stabil und relativ schnell bei geeigneter Wahl der freien Steuerungsparameter; – Evolutionsstrategie nach Schwefel [15]: Diese produziert im Endeffekt ähnliche Ergebnisse wie die PSO, ist aber schwieriger zu erfassen; trotzdem können viele Erfahrungen und Kunstgriffe dieser Methode, wie z. B. die Konvergenzabfragen oder das Auffinden eines statisch zulässigen Start-Bruchsystems bei zunächst unzulässigen Zugkräften, vorteilhaft für die PSO übernommen werden; – Nachoptimierung mittels Quasi-Newton-Verfahren nach z. B. Davidon [16] (fakultativ, nur bei weitgehend homogenen Verhältnissen allein anwendbar) mit

Bild 3. Tragfähigkeit eines Fundaments bei tief liegender Sohle und einem Bruchmechanismus, welcher sich bis zur Geländeoberkante erstreckt: a) Bruchmechanismus, b) Kinematik Fig. 3. Bearing capacity of a deep footing with failure mechanism extended to the soil surface: a) failure mechanism, b) kinematics

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4.2

Bild 4. Tragfähigkeit eines Fundaments bei tief liegender Sohle und einem Bruchmechanismus, welcher sich nicht bis zur Geländeoberkante erstreckt: a) Bruchmechanismus, b) Kinematik Fig. 4. Bearing capacity of a deep footing with failure mechanism not extended to the soil surface: a) failure mechanism, b) kinematics

Da die KEM Lösungen nach dem oberen Schrankentheorem liefert, ist nur diese letzte Lösung maßgebend. (Es sei darauf hingewiesen, dass dies nur ein erstes Berechnungsbeispiel für die Berechnung der Grundbruchlast bei tief liegender Gründungssohle ist. Weiterreichende Untersuchungen sind derzeit in Arbeit).

Benachbarte Fundamente

Benachbarte Streifenfundamente beeinflussen sich hinsichtlich der Traglast derartig, dass – abhängig vom Verhältnis s/B (s = Fundamentabstand, B = Einzelfundamentbreite) – der Verhältniswert ηb = P1/P0 vom Wert 1,0 bei großem Abstand (unbeeinflusst) bis ηb = 2 beim Abstand s = 0 ansteigt, wobei P0 die Traglast des einzeln stehenden Streifenfundaments, P1 die des einen der beiden benachbarten Fundamente darstellen, sofern es sich um einen reinen Reibungsboden handelt. Die Tragfähigkeitsanteile infolge Kohäsion und Auflast werden alleine nicht beeinflusst. Der Anstieg auf den Wert ηb = 2 folgt unmittelbar aus der Grundbruchgleichung, da die Grundbruchlast des Breitenglieds mit B2 wächst. Die Berechnung für dazwischenliegende Werte 0 ≤ s/B ≤ 5 ist nicht trivial, und die Ergebnisse der Literatur (experimentell und theoretisch nach unterschiedlichen Verfahren) weisen teilweise im Vergleich zueinander eine relativ große Bandbreite auf. Die Aufgabe lässt sich auch mit der KEM berechnen. Ausgehend z. B. von Bruchvorstellungen gemäß Stuart [17] entwickelte Gußmann in Zusammenarbeit mit Mitarbeitern des Lehrstuhls für Grundbau, Boden- und Felsmechanik der Ruhr-Universität Bochum folgenden Bruchmechanismus nach Bild 5 für eine raue Fundamentsohle. Will man die Statik (und entsprechend auch die Kinematik) kontinuierlich elementweise lösen, mit jeweils zwei neuen unbekannten Randkräften je Element (entspricht den beiden Gleichgewichtsbedingungen für die beiden Koordinatenrichtungen), so kann hier keine aufeinanderfolgende Elementfolge von links nach rechts (oder umgekehrt) eine Lösung ermöglichen. Folgt man allerdings den ersten fünf Elementen von links, den restlichen sechs Elementen

Bild 5. Tragfähigkeit benachbarter Fundamente: a) Bruchmechanismus, b) Kinematik Fig. 5. Bearing capacity of two adjacent interfering footings: a) failure mechanism, b) kinematics

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(Elementnummern 6 bis 11) hingegen von rechts, so gelingt dies korrekt. Der dargestellte Mechanismus liefert für den Einflussfaktor mit ηb = 12,466/11,168 = 1,12 einen Wert, der nur geringfügig über 1,0 und damit wenig praxisrelevant ist. Größere Werte treten erst bei kleineren Abständen s/B < 0,5 und/oder bei größeren Reibungswinkeln auf. Zu beachten ist beim Ansatz des Bezugswerts P0 des alleinstehenden Einzelfundaments, dass dieser Wert stets mit möglichst der gleichen (auch keiner größeren) Genauigkeit ermittelt wird, wie die Traglast des gekoppelten Problems. In Blumenthal et al. [18] sind zum Thema der benachbarten Streifenfundamente vielseitige und vergleichende Parameterstudien zu finden.

4.3

Trapdoor

Obwohl das Trapdoor-Problem (die deutsche Bezeichnung Falltür-Problem ist nicht allzu gebräuchlich) für die Praxis keine allzu häufige Aufgabe darstellt, ist es in der Forschung ein sehr beliebtes Randwertproblem, für das – vor allem bei Reibungsböden – oft weit auseinander liegende Traglastwerte ermittelt werden [19], [20]. Im Folgenden wird zunächst der einfachere Fall eines rein kohäsiven Bodens betrachtet, anschließend folgen Beispiele mit Kohäsion und Reibung. In Bild 6a ist die rechte Symmetriehälfte eines gewählten Bruchmechanismus aus vier Elementen in Anlehnung an einen von Gunn [19] vorgeschlagenen Bruchmechanismus dargestellt. Die zugehörigen Daten sind: H = 6 m; B/2 = 1 m; H/B = 3; γ = 20 kN/m³; ϕ′ = 0; c′ = 10 kN/m2. Die ermittelte halbe Bruchlast beträgt nach Maximierung (aktives Problem!) P/2 = 70,636 kN/m, womit sich die Bruchspannung zu p = (P/2)/(B/2) = 70,636 kN/m2 ergibt. Auf analoge Weise wurden für unterschied-

Bild 6. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivem Boden mit vier Elementen: a) Bruchmechanismus, b) Kinematik Fig. 6. Calculation of the trapdoor problem pure cohesive soil with four elements: a) failure mechanism, b) kinematics

liche Verhältniswerte H/B = 1 bis 5, teilweise mit Auflast q, mit vier, sechs oder acht Elementen, ohne und später mit Reibung die Bruchspannungen ermittelt und gemäß des Vorschlags von Gunn [19] ausgewertet (Tabelle 1). Bevor auf die Ergebnisse näher eingegangen wird, muss auf eine Besonderheit des gewählten Bruchmechanismus eingegangen werden. Während bei Gunn [19] im oberen Teil nur ein rechteckiger Bruchkörper mit jeweils vertikalem äußeren Rand vorhanden ist, werden beim ge-

Tabelle 1. Zusammenfassung der KEM-Berechnungen zum Trapdoor-Problem Table 1. Summary of KEM calculations related to the trapdoor problem H/B

c′

ϕ′

P/2

Elementzahl

f gemäß Gunn [19]

–

kN/m3

kN/m2

kN/m

kN/m2

–

1,5

30,1852

2,9815

2,3121

3,7688

42,3121

3,7688

2,5

55,9761

4,4022

70,6346

4,9366

4,9364

101,853

5,8145

134,698

6,5302

6,5301

70,8127

4,9187

135,409

6,4591

135,472

6,4521

K0 = 1

31,5701

4,843

K0 = 1

6,7596

7,324

K0 = 1

5,316

K0 = 1

5,316

K0 –

2,9808

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zeigten Bruchmechanismus der KEM zwei Elemente (mit den Elementnummern 1 und 2) gewählt, die durch den Rand (mit Randnummer 2) getrennt sind. Betrachtet man die zugehörige Kinematik nach Bild 6b, so erkennt man, dass – bedingt durch die beiden vertikalen Ränder (1 und 3) – im gemeinsamen Rand 2 keine Relativbewegung stattfindet und somit auch keine Scherfestigkeit mobilisiert wird. (In einem Rechenprogramm ist dieser Zusammenhang durch eine geeignete Interpolationsfunktion zu programmieren!). Das heißt, die beiden Elemente 1 und 2 verhalten sich kinematisch wie ein einziges Element, und zwar unabhängig davon, wie der Rand geneigt ist bzw. unabhängig von der horizontalen Lage des oberen Punkts 7. Statisch ändert sich die Randkraft des Rands 2 nach Größe und Richtung, nicht jedoch die der Ränder 1, 3 und 4 im Falle eines rein kohäsiven Bodens und damit auch nicht die Bruchlast P/2. Als Alternative zu diesem so gewählten Bruchnetz kann man auch statt der beiden oberen Elemente ein einziges Element wählen (Bild 7), jetzt direkt analog zum Bruchkörper von Gunn [19]. Dieses ist dann aber in der Symmetrieachse zunächst als kraftfrei anzusetzen und besitzt nur die beiden unbekannten Kraftränder rechts (Rand 1, vorher Rand 3) und unten (Rand 2, vorher Rand 4). Aber auch dann gibt es ein kleines Problem: Das Krafteck des gemeinsamen oberen Elements kann nur geschlossen werden, wenn die Randkraft im rechten Rand eine Zugkraft wäre, welches physikalisch natürlich unzulässig ist. Nur mit dem weiteren Kunstgriff der Vorgabe einer als bekannt vorausgesetzten Normalkraft am linken Rand (Rand 7, vorher Rand 1), z. B. als Erdruhedruckkraft, ergibt sich dann auch für den rechten Rand eine zulässige Druckkraft. Womit man wieder zu derselben Erkenntnis kommt wie im Fall der beiden getrennten Elemente. Da Gunn [19] seine analytisch formulierte Ableitung der Bruchlast aus einer Betrachtung der virtuellen Arbeit erhält, benötigt er bei reibungsfreiem Boden auch keine Kenntnis über die Randkräfte. Allerdings kann diese Ableitung so nicht direkt auf Reibungsböden erweitert werden; im Gegensatz zur KEM, wo dies theoretisch problemlos möglich ist. Nun zum Vergleich: Definiert man analog Gunn [19] den dimensionslosen Wert f = (q + γ H – p)/c′, so sind alle Ergebnisse von Gunn bei unterschiedlichen Verhältnissen H/B identisch zu denen der KEM bei vier Elementen. Verfeinert man nach der KEM den Bruchmechanismus auf sechs bzw. acht Elemente, so verringert sich im Fall H/B = 5 der Wert f von 6,530 (bei vier Elementen) über 6,459 (bei sechs Elementen) auf f = 6,452 bei acht Elementen (Bild 8). Dies ist zwar nur eine marginale Verbesserung, aber im Vergleich zu den Ergebnissen von Sloan et al. [20], die die obere Grenze mit f = 6,34, die untere mit f = 5,77 angeben, schon sehr nahe dran. Da bei reibungsfreien Böden die Bruchlast unabhängig von der jeweils ermittelten bzw. angesetzten Normalkraftverteilung ist, spielte die Wahl der zunächst relativ willkürlich eingeführten Zusatzkraft am linken Rand des Dreikörperbruchmechanismus keine Rolle auf das Endergebnis. Bei Reibungsböden gilt das nicht mehr. Betrachtet man jedoch beim zuerst gewählten Vierkörperbruchmechanismus (des halben Systems) die sehr einfache Statik des Elements 1 nach Bild 9, so ergibt sich für die linke

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Bild 7. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivem Boden mit drei Elementen Fig. 7. Calculation of the trapdoor problem pure cohesive soil with three elements

Bild 8. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivem Boden mit acht Elementen Fig. 8. Calculation of the trapdoor problem in pure cohesive soil with eight elements

Randkraft der konstante Wert S1 = 1/2 γ H12 bzw. mit der Definition S1 = E0 = 1/2 γ H12 K0 mit K0 = 1, was letztlich einem Flüssigkeitsdruck entspricht. Will man also mit dem nur scheinbar einfacheren Dreikörperbruchmechanismus das Trapdoor-Problem für Reibungsböden behandeln, so muss im linken Rand genau diese Kraft S1 angesetzt werden, um die gleiche Lösung zu erzielen.

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Es sei im Vorgriff auf den nächsten Abschnitt der Plattenanker angemerkt, dass dort teilweise die gleichen Schwierigkeiten auftreten. Da dort aber bisher keine Reibungsböden behandelt wurden, wurde diese Problematik noch nicht relevant. Die festgestellte Abhängigkeit der Traglast vom Anfangszustand könnte bei Nachrechnungen des TrapdoorProblems mit der Finiten-Elemente-Methode für die oft weit auseinander liegenden Ergebnisse mit ursächlich sein.

4.4

Bild 9. Statik am Element 1 des in Bild 6 dargestellten Bruchmechanismus Fig. 9. Force equilibrium of element 1 of the failure mechanism shown in figure 6

Für normalkonsolidierte Böden wird im Grundbau üblicherweise der Ruhedruckbeiwert mit K0 = 1 – sin ϕ angesetzt. Bei überwiegend kohäsiven Böden wird gelegentlich auch der aus der Elastizitätstheorie ableitbare Wert für den ebenen Formänderungszustand mit K0 = ν/(1 – ν) verwendet, wobei ν die Querkontraktionszahl bedeutet. Unabhängig von der Diskrepanz der beiden unterschiedlichen Gleichungen sind bei den Definitionen Ruhedruckbeiwerte im Bereich von 0 ≤ K0 ≤ 1 möglich. Eine adäquate Wahl von K0 hängt also von Kenntnissen über die Vorgeschichte des Bodens ab. Daraus folgt, dass bei Reibungsböden die Traglast des Trapdoor-Problems vom Anfangszustand abhängt. Die Lösung mit dem Vierkörperbruchmechanismus ist zwar richtig, aber eben nicht eindeutig. Ein Vergleich mit der KEM und den Werten K0 = 1 und K0 = 0,658 ergeben für das Verhältnis H/B = 3 nach jeweiliger Optimierung die Traglastspannungen zu p = 5,316 bzw. p = 8,819 kN/m2. Es folgt weiter, dass die Lösung des Trapdoor-Problems in Wirklichkeit schwieriger ist, als die mit dem Vierkörperproblem, da selbst für K0 = 1 der Erdruhedruck explizit und abhängig von der variablen Höhe H1 berechnet werden muss. Trotzdem hat erst die zusätzliche Untersuchung mit dem Dreikörpermechanismus mehr Klarheit gebracht. Für die Verhältnisse H/B = 2 und 3 sind in Tabelle 1 weitere Ergebnisse von Beispielen einer KEM-Berechnung mit Reibung angegeben. (Da die anzusetzende Erdruhedruckkraft sowohl von H1 als auch von K0 abhängt und bei der Optimierung der Wert H1 veränderlich ist, war für die Lösung des Trapdoor-Problems bei Reibungsböden mit K0 = 1 mit dem derzeitigen KEM-Programm eine kleine Programmcodeänderung von zwei Zeilen erforderlich). Eine detaillierte Analyse der Ergebnisse steht noch aus.

Zugwiderstand eines Plattenankers

Üblicherweise werden zulässige Ankerwiderstände experimentell bestimmt und nicht berechnet. Dies liegt meist nicht am ebenfalls unsicheren Formfaktor (zur Ermittlung der 3D-Tragkraft aus einer 2D-Berechnung), sondern an den doch noch relativ unsicheren Ergebnissen der unterschiedlichsten Berechnungsmethoden selbst. Trotzdem ist es interessant zu wissen, was denn die Rechenverfahren für diese Aufgabe leisten, sodass in der Zukunft dann doch irgendwann die experimentellen Ermittlungen einigermaßen vorteilhaft durch theoretische Berechnungen ergänzt werden können. In diesem Sinne seien die folgenden Berechnungen mit der KEM zu verstehen. Anker mit einer Endplatte werden (in der englischsprachlichen Literatur) dann als horizontal bezeichnet, wenn die Platte horizontal angeordnet ist und das Zugelement vertikal, dementsprechend als vertikal bei vertikaler Ankerplatte und horizontalem Zugelement. Weiter wird unterschieden zwischen tiefen und flachen Ankern, wobei bei den tiefen Ankern der Bruchkörper vollständig im Boden bleibt, während er bei flachen Ankern bis zur Oberfläche durchbricht. Betrachtet man mit der KEM zunächst einen horizontalen, tief liegenden Anker in einem rein kohäsiven Boden, so erhält man bei einer Einteilung des halben Bruchkörpers in acht Elemente gemäß Bild 10 einen Tragfähigkeitsbeiwert von Nc = 11,94, der im Vergleich zum analytisch ableitbaren Wert nach der oberen Schranke mit Nc = 2 + 3 π ≈ 11,42 nach Rowe [21] schon sehr gut ist. Für flache Anker eignen sich wieder die schon beim TrapdoorProblem gezeigten Bruchmechanismen, wobei jetzt die bruchauslösende Vertikalbewegung der Ankerplatte nach oben gerichtet ist (Bild 11). Die Ergebnisse sind bei Abbildung des Bruchkörpers in vier Elemente pro Symmetriehälfte mit denen von Gunn [19] für das Trapdoor-Problem abgeleiteten Werten vollständig identisch. Dies gilt natürlich nur dann, wenn es sich um rein kohäsive Böden handelt. Bei allen anderen verhält sich das aktive TrapdoorProblem zu dem des horizontalen Ankerproblems wie der aktive zum passiven Erddruck. Interessant und numerisch mit nur geringfügig kleineren Werten sind die Ergebnisse der Berechnungen von Merifield et al. [22], die auch zum Vergleich mit den KEM-Berechnungen für die folgenden vertikalen Anker herangezogen werden. Die KEM-Berechnungen lassen Erweiterungen auf Reibungsböden zu, welches ein Thema weiterführender Arbeiten ist. Für vertikale Anker und horizontalem Zug ergibt sich bei tiefer Ankerlage und einem vertikal nicht symmetrischen Bruchkörper in einem rein kohäsiven Boden nach Bild 12 als Traglastbeiwert Nc = (P/B)/c′ = 11,53 (im

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Bild 12. Tragfähigkeit eines Ankers mit vertikaler Ankerplatte bei a) tief liegendem Bruchmechanismus und b) Kinematik Fig. 12. Bearing capacity of an anchor with vertical anchor plate and with deep failure mechanism (a) and kinematics (b)

Bild 10. Tragfähigkeit eines Ankers mit horizontaler Ankerplatte bei a) tief liegendem Bruchmechanismus und b) Kinematik Fig. 10. Bearing capacity of an anchor with horizontal anchor plate and deep failure mechanism (a) and kinematics (b)

Bild 13. Tragfähigkeit eines Ankers mit vertikaler Ankerplatte bei a) flachem Bruchmechanismus und b) Kinematik Fig. 13. Bearing capacity of an anchor with vertical anchor plate and with shallow failure mechanism (a) and kinematics (b)

sames Element verhalten, also ohne gegenseitige Relativverschiebung.

4.5

Bild 11. Tragfähigkeit eines Ankers mit horizontaler Ankerplatte bei a) flachem Bruchmechanismus und b) Kinematik Fig. 11. Bearing capacity of an anchor with horizontal anchor plate and with shallow failure mechanism (a) and kinematics (b)

Vergleich zu Sloan et al. [20] nach der oberen Schranke: Nc = 10,47), während man für den flach liegenden Anker (Bild 13) mit dem Überlagerungsverhältnis H/B = 5 den Wert Nc = (P/B – γ H)/c′ = (98,85/1 – 5 · 5)/10 = 7,35 erhält (vgl. untere und obere Schranken gemäß Sloan et al. [20]: 6,6 bzw. 7,0 – aus Zeichnung gemessen). Zu beachten ist, dass sich wieder – ähnlich wie beim Trapdoor-Problem – die oberen beiden Elemente 1 und 2 wie ein gemein-

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Teilgesättigter Boden

Da in teilgesättigten Reibungsböden in Abhängigkeit der hydrostatischen Randbedingungen Saugspannungen entstehen können, durch die die effektiven Druckspannungen ansteigen, können sich hier die Traglasten erhöhen. Aus gutem Grund wird diese Traglaststeigerung bei einem Bruchnachweis meist nicht angesetzt, sondern als Belastungsreserve angesehen. Ändern sich nämlich die hydraulischen Randbedingungen entweder durch Austrocknung oder durch Wasseraufsättigung, so verschwindet dieser Effekt ganz oder teilweise. Trotzdem ist es für manche Fälle, z. B. bei zeitlich begrenzten und entsprechend kontrollierbaren Zuständen, interessant zu wissen, wie groß denn diese Laststeigerung sein kann. Man kann die maßgebenden Berechnungen zurückführen auf eine Erweiterung der Grundbeziehung nach Terzaghi: τ = c′ + (σ – Sα uw) tanϕ′

(2)

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mit uw = γw zw und S α γw zw

Sättigungsgrad, bodenartabhängiger Parameter, Wichte des Wassers, Abstand vom freien Wasserspiegel bis zum betrachteten Punkt (unterhalb des Grundwasserspiegels positiv, oberhalb negativ).

Da S nach experimentellen Untersuchungen vom Grundwasserspiegel nach oben stets stark nichtlinear abnimmt, kann eine analytische Integration zur Bestimmung der zusätzlichen Kraft infolge der Saugspannungen nur durch vereinfachende Ansätze, wie z. B. gemäß einer bilinearen Form, erreicht werden. Eine Erweiterung der Programmierung der KEM um diesen Zusammenhang erlaubt bspw. das Berechnen von Grundbruchlasten auf teilgesättigten Böden, wie nachfolgend gezeigt wird. Das Prinzip der Berücksichtigung einer Teilsättigung in der KEM ist in Bild 14 zusammengefasst. Oberhalb des Grundwasserspiegels nimmt der Sättigungsgrad S des Bodens mit der Entfernung vom Grundwasserspiegel (Koordinate zw, oberhalb des Grundwasserspiegels negativ) ab (Bild 14a). Der Zusammenhang ist nichtlinear und wird entsprechend Bild 14a durch eine dreiteilige Beziehung angenähert. Bis zu einer Höhe hA oberhalb des Grundwasserspiegels, welche der Druckhöhe beim Lufteintrittspunkt AEV entspricht, bleibt der Boden vollständig gesättigt (Ss). Oberhalb der Höhe hK, welche das obere Ende des Kapillarsaums beschreibt, entspricht die Sättigung des Bodens dem Wert Sr. Der Verlauf der Sättigung zwischen den Höhen hA und hK wird linear angenommen. Durch Einführen des bodenabhängigen Exponenten α ergibt sich der in Bild 14b dargestellte Verlauf für Sα, wobei für α = 1 der Verlauf zwischen hA und hK linear und oberhalb von hK der Wert Sα = Sr ist. Die infolge der Teilsättigung zwischen den Körnern zusätzlich wirkenden Druckspannungen us werden dann durch Multiplikation von Sα und uw berechnet. Dabei ist uw oberhalb des Grundwasserspiegels negativ (Bild 14c) und entsprechend auch us

(Bild 14d). Der Term Sα · uw · tanϕ′ ist somit positiv und entspricht physikalisch einer Kohäsion. Die zusätzlich zwischen zwei Elementrändern wirkende Druckkraft wird aus dem Integral von us über die Länge des Rands bestimmt. Ohne Wechselwirkung mit den hydraulischen Verhältnissen oberhalb der Geländeoberfläche könnte man den Verlauf der Saugspannungen uw oberhalb des Kapillarsaums weiterhin als linear veränderlich abschätzen. In der Realität beeinflussen aber Niederschläge und Austrocknung den Wassergehalt und damit die Saugspannung an der Geländeoberkante. Um dies je nach Anwendungsfall berücksichtigen zu können, sind oberhalb des Kapillarsaums die in Bild 14c und d dargestellten Verläufe von uw (Varianten I bis IV) und damit von us wählbar. Mit diesem Ansatz wurde die Grundbruchlast eines Fundaments ohne Einbindung auf einem nichtbindigen Boden (Bild 15a, B = 2 m, γ f = 17,3 kN/m3, γ r = 20,5 kN/m3, γ s = 26,5 kN/m3, ϕ′ = 27°, c′ = 0, hK = 3 m, hA/hK = 0,333, α = 1) in Abhängigkeit der Lage des Grundwasserspiegels berechnet. Die Ergebnisse sind in Bild 15b zusammengefasst. Die eindeutige Kinematik wird durch die Bedingungen in der Symmetrieachse (keine Horizontalverschiebungen) und unter der Lastfläche (gleiche Vertikalverschiebungen) sichergestellt. Liegt der Grundwasserspiegel in Höhe der Geländeoberfläche (z = 0) ergibt sich die Tragfähigkeit des Fundaments auf einem wassergesättigten Boden. Sinkt der Grundwasserspiegel ab, steigt die Tragfähigkeit des Fundaments infolge der zusätzlichen Druckspannungen im Korngerüst an, bis mit z = 3 m ein Maximum erreicht wird. Der Kapillarsaum reicht gerade bis zur Geländeoberfläche. Mit weiter sinkendem Grundwasserspiegel ist nun eine Annahme über den Verlauf der Saugspannungen oberhalb des Kapillarsaums zu treffen. In dem Beispiel werden zwei Varianten betrachtet, die Vernachlässigung der Teilsättigung oberhalb des Kapillarsaums (uw = 0) und eine lineare Abnahme von dem an der Oberkante des Kapillarsaums erreichten Wert uw = γw · z = 10 · 3 = 30 kN/m2 auf uw = 0 an der Geländeoberfläche. Der erste Ansatz führt zu einer rapiden Abnahme der Tragfähigkeit, welche sich schnell der eines Fundaments auf erdfeuchtem Boden ohne Berücksichtigung der Teilsättigung annähert. Der zweite Ansatz führt zu einer weniger

Bild 14. Grundlagen der Berücksichtigung von teilgesättigten Bodenverhältnissen in der KEM Fig. 14. Basic assumptions for introducing partly saturated soil conditions to KEM

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Bild 15. Auswirkung der Teilsättigung auf die Tragfähigkeit eines Flachfundaments: a) Bruchmechanismus, b) Tragfähigkeit als Funktion der Lage des Grundwasserspiegels Fig. 15. Influence of partly saturated soil conditions on the bearing capacity of a shallow footing: a) failure mechanism, b) bearing capacity as function of the depth of ground water level

schnellen Abnahme der Tragfähigkeit des Fundaments, aber auch in diesem Falle nähert sich diese mit sinkendem Wasserspiegel der des Fundaments auf erdfeuchtem Boden ohne Berücksichtigung der Teilsättigung an, ohne diese aber zu erreichen, da immer ein gewisser Einfluss der Teilsättigung berücksichtigt wird. Weitere Untersuchungen zum Einfluss der Teilsättigung und deren Berücksichtigung in der KEM werden in Kürze gesondert veröffentlicht.

4.6

Optimierte Böschungsform bei homogenen Böden

Zum Einstieg in das Thema wird zunächst eine Böschung mit mehreren Bermen gemäß Bild 16a gewählt. Die Stand-

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sicherheit der obersten und steilsten Teilböschung ergibt sich bei auf der Böschungsoberfläche fixiertem KEMPunkt 7 zu η = 1,76. Optimiert man die Bruchgeometrie durch Freigabe des KEM-Punkts 7, so erstreckt sich jetzt der Böschungsbruch über alle Teilböschungen, und man erhält eine etwas niedrigere Standsicherheit von η = 1,56 (s. a. das zugehörige Polynom 9. Ordnung bezüglich der Sicherheit η nach Bild 16b [10]). Der Einfluss der Kohäsion auf die Standsicherheit einer Böschung nimmt mit deren Höhe ab, während der Einfluss der Reibung unabhängig von der Höhe wirksam ist. Eine Böschung mit konstanter Neigung nutzt somit das Material Boden nicht besonders wirtschaftlich aus. Die optimale Böschungsform startet am Kopf mit einer

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Bild 17. Freie Standhöhe einer Böschung bei rein kohäsivem Boden Fig. 17. Free standing vertical face of a slope in pure cohesive soil

Bild 16. Standsicherheit einer Böschung mit mehreren Bermen: a) möglicher Bruchmechanismus, b) Optimierung Fig. 16. Stability of a slope with several berms: a) one possible failure mechanism, b) optimization

senkrechten Neigung, die dann kontinuierlich flacher wird, bis die Neigung letztlich der des Reibungswinkels entspricht, u. a. haben viele Vulkankegel genau diese Form. (Präzisierung der hier gemachten Voraussetzungen: homogene Böschung; weitere konstruktive Eigenschaften werden außer Acht gelassen; unter Einbeziehung von zu fordernden Teilsicherheiten sind für die Umsetzung die Bemessungsgrößen der Einwirkungen und Widerstände zu verwenden). Dies kann u. a. durch ein Beispiel mit der KEM wie folgt belegt werden: Startet die Böschung vertikal, so kann die freie Standhöhe durch ΔH = λ · c · tan (45° + ϕ′/2)/γ

Bild 18. Schrittweise Entwicklung einer optimierten Böschungsgeometrie für eine Endhöhe von 6 m und eine Standsicherheit von 1 Fig. 18. Stepwise development of an optimized slope geometry for a final height of 6 m and safety factor of 1

(3)

berechnet werden, wobei der Wert für λ, je nach Nachweisverfahren zwischen 2 und 4 liegt. Pastor [23] weist nach, dass der korrekte Wert zwischen 3,64 und 3,83 liegen muss. Bei Annahme einer homogenen Böschung mit den Bodenparametern γ = 20 kN/m3, ϕ′ = 18,5°, c′ = 3,6 kN/m2 und λ = 4 erhält man ΔH = 1,00 m. Der Wert λ = 4 ist identisch zur KEM-Lösung mit einem Element. (Für ϕ′ = 0 und der Elementzahl 4 gemäß Bild 17 ergibt sich mit der KEM der genauere Wert λ = 3,805). Man kann nun in mehreren Stufen mit jeweils um ΔH zunehmender Böschungshöhe gemäß Bild 18 den immer flacher werdenden Polygonzug einer geknickten Böschung berechnen. Dabei wird die jeweils unterste Böschungsneigung zu einem maximalen Wert iteriert, und zwar derart, dass die gewünschte Sicherheit jeweils global in einer Stufe erreicht wird. Im Vergleich zu einer Böschung mit konstanter Neigung (Bild 19) ergibt sich im betrachteten Beispiel eine Materialeinsparung von ca. 31 %.

Bild 19. Optimierte Böschungsgeometrie und vergleichbare Böschung (Sicherheit 1) mit konstanter Böschungsneigung Fig. 19. Optimized slope (a) and equivalent slope (safety factor 1) with constant slope angle (b)

Das Prinzip dieser iterativen Vorgehensweise kann auch mit anderen Nachweisverfahren erfolgreich angewandt werden. Selbst die Auswertung von Böschungstabellen erreicht im Prinzip dasselbe Ziel, allerdings ist der so ermittelte Näherungspolygonzug flacher als der mit der KEM und liegt somit noch weiter auf der sicheren Seite. Auch bei nicht homogenen Böschungen lohnt es sich, ggf. darüber nachzudenken und z. B. mit der KEM zu untersuchen, ob nicht eine mehrfach geknickte Böschungsoberkante wirtschaftlicher sein könnte als eine geradlinige.

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nur einen Notbehelf dar. Für die echte 3D-Variante der kinematischen Elemente gemäß Gußmann [7] gibt es zwar ein einsatzfähiges Rechenprogramm, dem jedoch – für eine zeitgemäße Anwendung – wesentliche Elemente, wie grafikunterstützte Ein- und Ausgaben, Elementgeneratoren mit automatischer Nummerierung und Elementteilungsroutinen, fehlen. Zu hoffen ist, dass sich – innerhalb und außerhalb der Arbeitsgruppe in Bochum – genügend interessierte Wissenschaftler finden, die die bisher schon erfolgreiche Entwicklung der kinematischen Elemente fortsetzen. Bild 20. Ansatz von Flankenkräften bei der Berechnung der Standsicherheit einer Böschung unter Berücksichtigung räumlicher Einflüsse Fig. 20. Lateral shear forces for taking into account three dimensional effects in slope stability calculation

4.7

2D mit Flankenkräften (Pseudo-3D)

Die räumliche Betrachtung von z. B. Erdruckfragestellungen oder Böschungsstandsicherheiten führt im Allgemeinen auf günstigere Ergebnisse als die vereinfachende ebene Beschreibung unter Vernachlässigung jeglicher räumlicher Einflüsse. Ein erster Schritt zur Erfassung räumlicher Einflüsse einer z. B. beidseitig begrenzten Böschung kann darin bestehen, dass man die seitlichen, aus Reibung resultierenden Flankenkräfte der Größe und Richtung nach abschätzt und innerhalb einer 2D-Statik berücksichtigt. Schätzt man die Tangentialkraft in der Böschungsflanke je Element ab, mit dem Ruhedruckbeiwert K0 zu T = E0 tanϕ′

(4)

E0 = K0 · F · zs · γ

(5)

mit E0 Erdruhedruck, F seitliche Elementfläche, zs vertikaler Abstand von jeweiliger Böschungsoberkante zum Schwerpunkt der Fläche F, γ gemittelte Wichte, so erhält man für die Flankenkraftsumme in der 2D-Statik Fl = 2 T/B in kN/m, wenn B die Breite des rutschenden Böschungskörpers bezeichnet. Die Wirkungsrichtung dieser Kraft wird zweckmäßig parallel zur kinematischen Bewegungsrichtung eines jedes Elements – die der Kinematikberechnung entnommen werden kann – angesetzt. Bild 20 zeigt mit den Pfeilen die Richtung dieser Flankenkräfte.

Ausblick

Zu den bei Reibungsböden noch nicht abschließend untersuchten Aufgaben des Trapdoors, des tief liegenden Grundbruchs und der Plattenanker sind weiterführende Untersuchungen in Arbeit. Weiter sind erste Überlegungen und Ansätze zur Erweiterung der 2D-Variante auf rotationssymmetrische Bruchzustände recht vielversprechend. Hinsichtlich der echten Erfassung von räumlichen Bruchproblemen stellt die angeführte Pseudo-3D-Lösung

geotechnik 39 (2016), Heft 1

Zusammenfassung

Es konnte an mehreren, recht unterschiedlichen Beispielen gezeigt werden, dass es mit der KEM möglich ist, erfolgreich eine große Breite von Bruchproblemen des Grundbaus zu behandeln. Obwohl die KEM stets nur Lösungen produziert, die – ingenieurmäßig gesehen – auf der unsicheren Seite liegen (oberes Schrankentheorem), konnten bisher in allen Fällen Lösungen gefunden werden, die sehr nahe an der sogenannten wahren Lösung liegen, wie durch Vergleiche aufgezeigt werden konnte. Allerdings gelang dies nur dadurch, dass neben den ziemlich automatisch ablaufenden Algorithmen der Optimierung der jeweiligen Bruchgeometrie eine Strategie nach der Devise vom Einfachen zum Komplizierteren mit jeweiliger Optimierung eingehalten wurde. Weiter konnte gezeigt werden, dass die Entwicklung bzw. auch Auswahl eines geeigneten Bruchmechanismus sowohl weitreichende Kenntnisse des Problems wie auch des Programms und auch Kreativität voraussetzt. Da prinzipiell mit allen technischen Programmen, die eine große Flexibilität zur Anpassung an Randbedingungen, Geometrie und inhaltliche Besonderheiten aufweisen, stets auch Lösungen produziert werden können, die ungeeignet oder sogar falsch sein können – obwohl sie oberflächlich betrachtet fehlerfrei erscheinen – kommt der kritischen Überprüfung eine unverzichtbare Rolle zu. Da speziell die Ergebnisse der KEM – und hier insbesondere die Kinematikfigur und die Kraftecke der Statik – sehr anschaulich mit den ingenieurmäßigen Vorstellungen im Einklang stehen, kann diese Methode auch didaktisch für die Lehre als wertvoll betrachtet werden – neben ihrer Rolle in Forschung und Praxis. Literatur [1] Coulomb, C. A.: Essai sur une application des règles des maximis et minimis à quelques problèmes de statique relatifs à l’architecture. Paris: Mèm. acad. roy. près. divers savants, Vol. 7 (1776). [2] Fellenius, W.: Erdstatische Berechnung mit Reibung und Kohäsion (Adhäsion) unter Annahme kreiszylindrischer Kreisflächen. Berlin: Ernst & Sohn, 1926. [3] Karal, K.: Energy method for soil stability analysis. Journal of the Geotechnical Engineering Division – ASCE. Vol. 103 (1977), No. GT5, Proc. Paper 12197, pp. 431–445. [4] Goldscheider, M., Gudehus, G.: Verbesserte Standsicherheitsnachweise. Vorträge der Baugrundtagung 1974, Frankfurt, Deutsche Gesellschaft für Erd- und Grundbau, S. 99–118. [5] Gußmann, P.: Kinematical elements for soil and rocks. Proc. 4th Int. Conf. Num. Meth. in Geomech., Ed. 1982, S. 47–52.

P. Gußmann/D. König/T. Schanz · Die Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik – aktuelle Entwicklungen und Anwendungen

[6] Gußmann, P.: Die Methode der Kinematischen Elemente. Mitteilungen des Instituts für Geotechnik, Stuttgart, 1986, H. 25. [7] Gußmann, P.: Kinematical element method for 3D-Problems in geomechanics. Proc. ECONMIG 86, Stuttgart, Vol. 2, 1986. [8] Gußmann, P., Schad, H.: Numerische Verfahren. In Smoltczyk, U. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Kap. 1.11. Berlin: Ernst & Sohn, 4. Aufl., 1990, S. 415–456. [9] Gußmann, P.: Die Methode der Kinematischen Elemente und adaptive Optimierung. Bauingenieur 67 (1992), S. 409–417. [10] Gußmann, P.: Explizite Traglastformel sowie effiziente Standsicherheitsberechnung von Böschungen. Geotechnik 22 (1999), H. 1, S. 14–22. [11] Gußmann, P.: Effective KEM solutions for the limit load and the slope stability problem. Numerical and analytical methods in geomechanics. Vol. 24 (2000), pp. 1061–1077. [12] KEM-Programm: www.gbf.rub.de/kem/KEMindex.html [13] DIN 4085:2011-05, Baugrund – Berechnung des Erddrucks. Berlin: Beuth Verlag. [14] Kennedy, J., Eberhart, R.: Particle swarm optimization. Proc. IEEE Int. Conf. on Neural Networks, Perth, Australia 1995. [15] Schwefel, H.-P.: Evolution and optimum seeking. 1994, http://ls11-www.cs.uni-dortmund.de/lehre/wiley/. Das Programm KORR und die Erläuterung der Eingangsparameter sind dem dortigen Appendix B zu entnehmen. [16] Davidon, W. C., Nazareth, L.: OCOPTR – A derivative free implementation of davidon’s optimally conditioned method. Argonne National Lab., III., USA, 1977. [17] Stuart, J. G.: Interference between foundations, with special reference to surface footings in sand. Géotechnique 12 (1962) No. 1, pp. 15–22. [18] von Blumenthal, A., Gußmann, P., Lavasan, A. A., König, D., Schanz, T.: Zur Tragfähigkeit einzelner und benachbarter Streifenfundamente – Berechnungen zum Einfluss der Sohlreibung und von Wechselwirkungsfaktoren mittels der KEM. Geotechnik 37 (2014), H. 4, S. 229–238. DOI: 10.1002/ gete.201400016

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Eingereicht zur Begutachtung: 20. Januar 2015 Überarbeitet: 8. Juni 2015 Angenommen zur Publikation: 4. Juli 2015

geotechnik 39 (2016), Heft 1

Fachthemen Jinyang Fu Herbert Klapperich Rafig Azzam Junsheng Yang

DOI: 10.1002/gete.201400033

Modelling of surface settlements induced by a non-uniformly deforming tunnel The design of tunnels requires the proper prediction of surface settlements for estimating the potential impact on adjacent structures. In computational methods, accurate prediction of the tunnelling-induced surface settlements should consider the features of the non-linear elastic soil behaviour, the tunnel deformation boundary condition and the tunnelling details. In this paper the tunnel-deforming mechanism is modelled by an analytical approach to account for the three different tunnel-deforming components, i.e. ground loss, ovalization and vertical translation. The deformation around the tunnel profile was shown to be highly non-uniform. Such a tunnel deformation model was then integrated into the numerical analysis to investigate how the influences affect the predicted surface settlement profile. The capacity and applicability of the proposed procedure were explored by means of a parametric study. Results indicate that a realistic tunnel-deforming pattern combined with a soil model that can take account of stiffness decay at small strains can lead to a more accurate prediction of tunnelling-induced settlement profiles. Modellierung von Oberflächensenkungen durch ungleichmäßige Verformungen eines Tunnels. Der Entwurf von Tunneln erfordert eine genaue Vorhersage von Oberflächensenkungen zur Abschätzung der möglichen Auswirkungen auf angrenzende Bauwerke. Im Rechenverfahren sollte eine genaue Vorhersage der durch den Tunnelbau hervorgerufenen Oberflächensenkungen die Eigenschaften des nichtlinearen, elastischen Bodenverhaltens, die Randbedingungen der Tunneldeformation und Einzelheiten des Tunnelbaus berücksichtigen. In dieser Arbeit wurde der Tunnelverformungsmechanismus durch eine analytische Herangehensweise dargestellt, um drei verschiedene Tunnelverformungskomponenten, d. h. Masseverlust, Ovalisierung und vertikale Translation, zu berücksichtigen. Die Verformung rund um das Tunnelprofil erwies sich als höchst uneinheitlich. Ein solches Tunnelverformungsmodell wurde dann in der numerischen Analyse angewandt, um die Auswirkungen der Einflussfaktoren auf das vorhergesagte Profil der Oberflächensenkung zu erforschen. Die Kapazität und die Anwendbarkeit des vorgeschlagenen Verfahrens wurden von einer Parameterstudie untersucht. Die Ergebnisse zeigen, dass ein realistisches Tunneldeformationsmuster zusammen mit einem Bodenmodell, welches Festigkeitsverlust bei kleiner Belastung berücksichtigen konnte, zu einer genaueren Vorhersage des durch den Tunnelbau verursachten Bodensenkungsprofils führen können.

Introduction

In engineering practice, one of the fundamental requirements for designing a satisfactory tunnel is to minimize the potentially adverse impact on nearby structures and other facilities caused by tunnelling-induced ground movements. Hence, reliable prediction of the distribution and magnitude of surface settlements induced by tunnelling calls for great interest and research effort on the part of engineers and related researchers. A numerical simulation can incorporate heterogeneous ground layers with more sophisticated constitutive models as well as more realistic boundary conditions and time-dependent effects. It should be pointed out that the analytical method available almost fails to satisfy at least one of those fundamental requirements, whereas a full numerical analysis is able to provide information on all the design requirements of a tunnelling problem [1]. In recent years, with the development of computer techniques, the use of the finite element method has been continually growing and it has become the most efficient tool for handling soil mechanics problems. In practice, full 3D numerical analyses remain complex and require a large amount of computing resources and an experienced professional operator. It is not necessary to carry out a specific 3D analysis for every tunnel section during the stage of preliminary estimation of tunnelling-induced ground movements; if properly executed, the displacement field predicted by the 2D method agrees well with the 3D simulations [2], [3]. Therefore, there is a need for a simple 2D modelling technique for, in particular, preliminary calculations and parametric studies. However, in numerical analysis the predicted tunnelling-induced settlement profiles tend to be shallower and wider than field observations [4], [5], [6], i.e. are underestimated for the near field and overestimated for the far field (related to the tunnel centre-line). This shortcoming can be improved to some extent by using advanced soil constitutive models that can account for the soil stiffness degradation at small strains [3], [7], [8], [9], [10]. On the other hand, 2D plane strain numerical analysis need to take account of 3D non-uniform deformation ahead of the tunnel face and before installing the lining. It is suggested that this could be overcome by introducing a non-uniform tunnel convergence pattern into the numerical analysis [9], [11], [12]. However, assum-

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ing that the final tunnel is circular is not consistent with the facts, with the tunnel experiencing some ovalization [12], [13]. This paper conducts an investigation to evaluate the prediction of tunnelling-induced ground movements with the help of a non-linear elastic soil model and a non-uniform tunnel-deforming model. A proposed analytical approach is presented for describing the non-uniform tunnel deformation pattern. Different tunnel-deforming components, i.e. ground loss, ovalization and vertical translation, were considered by the definitions of representative parameters in an analytical expression. This tunnel deformation model is then integrated into the numerical analysis to model the tunnelling-induced ground movements. The capacity and applicability of the proposed approach are checked by a parametric study.

2 2.1

Tunnel-deforming mechanism The tunnel deformation model

The excavation of the tunnel will lead to relieving the stresses in the soil surrounding the tunnel and, consequently, the soil mass will move towards the excavation. These ground movements caused by tunnelling are often characterized by the term “ground volume loss”, which is expressed as a percentage of the theoretical excavated volume of the tunnel. In general, estimating the ground loss parameters relies on experience of past projects and varies for different tunnelling methods, ground conditions, tunnel configurations, etc. The tunnelling-induced ground volume loss can be estimated either by an empirical method [14], [15] or by a theoretical method given in [16]. In computational analysis, this ground loss parameter is employed as a measure of the physical clearance between lining and ground, also as a measure of the three-dimensional soil deformations ahead of the excavation face and as a measure of the quality of the workmanship, etc. Generally, the ground volume loss around the tunnel will not be uniform [17], [18]. However, if the actual ground loss distribution around the tunnel is assumed to be represented by inward displacements, the final tunnel deformation pattern should not be uniform either. Many authors have shown that the convergence pattern of the soil around the tunnel is highly non-uniform and cannot be simply represented by uniform kinematic and static boundary conditions [9], [12], [13], [19]. Uniform unloading around the tunnel or prescribing uniform radial displace-

ment in numerical analyses would lead to unrealistically high invert heaves [5]. These high invert heaves are not observed in laboratory tests or construction practice. The centrifuge test results show that the displacement at the invert is less than a third of the displacement at the tunnel crown [6], and the field observations at the Heathrow Express Trial Tunnel show very small invert displacements or displacements even close to zero [20]. It is apparent that the ground loss-induced tunnel deformation around the tunnel periphery is highly non-uniform. The possible reasons for these non-uniform tunnel deformations are: 1) The representation of the three-dimensional soil movements occurring ahead of the tunnel face and around the tunnel due to stress relief. 2) The behaviour of the tunnel lining due to the non-uniform ground pressure around the tunnel together with different soil stiffnesses at crown and invert. 3) Buoyancy effects due to the removal of the soil mass. 4) Non-uniform deformation due to stage excavation and over-excavation. 5) The diving tendency of the shield due to over-excavation in the case of shield tunnelling. 6) The settling action of tunnel lining to the invert when the tailpiece is removed and due to the time-dependent strength of the grout. 7) The deformation due to slight over-excavation or insufficient grouting between the lining and the excavation line around the tunnel. In general, the final tunnel deformation can be described by the sum of three basic deforming components [12], [21]: a uniform contraction due to ground loss, a vertical translation of the tunnel and an ovalization of the tunnel boundary without any change in the volume, as shown in Fig. 1. To form the final non-uniform tunnel deformation pattern, the three deforming components of the tunnel boundary can be obtained from the following three definitions: 1) The uniform radial displacement u0 can be related to the ground volume loss parameter Vl via the following relations:

(

VlπR 2 = πR 2 − π (R − u0 )2 ⇒ u0 = R 1 − 1 − Vl

)

(1)

where u0 moves towards the tunnel centre. 2) The tunnel ovalization usually turns out to be vertical shortening and horizontal expansion, or the opposite,

Fig. 1. Components of tunnel deformation and notions for near-surface tunnelling Bild 1. Komponenten der Tunneldeformation und Bezeichnungen für oberflächennahe Tunnel

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but there is no change in the tunnel volume. A relative ovalization parameter β is introduced to describe this deforming component [22], expressed as β = uθ=π/2 /u0

(2)

When behaving together with a uniform contraction u0, if β = 0, the tunnel cavity contracts horizontally and vertically by the same amount without ovalization; if 0 < β < 1, the horizontal contraction decreases while the vertical contraction increases; if β = 1, the vertical contraction will be doubled and the horizontal contraction is reduced to zero; if β > 1, the horizontal contraction becomes negative and the vertical contraction increases. 3) The tunnel vertical displacement uv is a consequence of the fact that the stiffness of the material is not constant along the tunnel boundary and there is a tunnel buoyancy effect due to the different weight of the tunnel and the excavated soil [23], [24]. Moreover, field observations in [20] agree with the results that the tunnel invert displacement is very small or even close to zero. In this study the vertical translation of the tunnel is assumed to be equal to ηu0 along the tunnel centreline. Considering the three tunnel deformation parameters, the soil displacement of the tunnel periphery can now be expressed as u r = − u0(1 − β cos 2θ + η sin θ)

(3)

According to Fig. 1, the displacement of the crown uc and invert ui of the tunnel can be easily obtained with these three deformation components, given by uc − u0(1 + β + η); u i = u0(1 + β – η)

(4)

More logically, for shield tunnelling, the displacement of the tunnel crown uc could be identical with the gap parameter ug introduced in [17]. Therefore, the three components of tunnel deformation can be correlated with Eq. (3) via the empirical ground loss parameter. In general, the two parameters β and η can be determined based on the

Fig. 2. Distribution of radial displacement over tunnel periphery (η = 1 + β) Bild 2. Verteilung der Radialverschiebung oberhalb des Tunnels (η = 1 + β)

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tunnel’s inherent deforming characteristics and backanalysis of field measurements. However, when assuming zero displacement at the invert (ui = 0), a relation between the two parameters can be obtained in the form of η = 1 + β. Fig. 2 shows the distribution of radial displacement over the tunnel periphery for different values of the ovalization parameter β in Eq. (3). It shows another interesting aspect, i.e. that at a point π/6 above the springing line of the tunnel, the displacement is independent of the value of β. In other words, the radial displacement at this point is always 1.5u0 and its value is not influenced by the relative ovalization of the tunnel. Above this point on the tunnel periphery, the radial displacement will become as large as the increase in β, whereas the radial displacement will reduce below this point.

2.2

Determination of tunnel displacement boundary condition for FE analysis

If we assume the excavated tunnel radius is R0 and the tunnel volume loss Vl, then the uniform radial displacement of the tunnel boundary can be obtained from Eq. (1). The equivalent converged final tunnel radius is R c = R 0 1 − Vl

(5)

According to the tunnel-deforming mode shown in section 2.1, the initial tunnel centre o0 with coordinates (x0, y0) will move downwards to the final tunnel centre o1 (x1, y1), as shown in Fig. 3. Taking the geometry relation, it is easy to derive ⎧ x1 = x 0 ⎨ y = y − (1 − β)u 0 0 ⎩⎪ 1

(6)

Following the assumption in [25] and [9], the focusing centre of soil movements around the tunnel is located at a distance λRc below the final tunnel geometry centre, where factor λ is a dimensionless parameter. This leads to

Fig. 3. Tunnel-deforming mechanism Bild 3. Tunnel-Deformations-Mechanismus

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the coordinates of the tunnel focusing centre o2 (x2, y2), given as ⎪⎧ x 2 = x 0 = x1 ⎨ y = y1 − λR c = y 0 − ⎡⎣(1 + β)u0 + λR c ⎤⎦ ⎩⎪ 2

3.1 (7)

For the movement vector line connecting any point (xp, yp) on the excavated tunnel boundary and the tunnel focusing centre, the gradient is given by k0 =

yp − y2

(8)

xp − x2

Numerical modelling of ground behaviour due to tunnelling Soil constitutive models

Simple non-linear elastic soil models were introduced in this study to model the tunnelling-induced ground movement. In such soil models, the stiffness change with the stress path reversal is modelled according to the so-called Massing’s rule, whereas the soil stiffness degradation at small strains is considered by a simple power law. For the formulation of the Massing rule, supposing that the initial loading curve is given by q = f( εq )

The equation of the line can be written as y = k0 x + y 2

(9)

(14)

and providing that the load reversal occurs at a point A, then the subsequent unloading can be expressed as

We know the final tunnel geometry is assumed to be an ellipse and can be described with the following equation:

⎛ εa − εq ⎞ qa − q = f⎜ ⎟ ⎜⎝ 2 ⎟⎠ 2

(x − x1 )2

where qa and εa are the deviator stress and deviator strain respectively, corresponding to the point of load reversal for unloading on the stress-strain curve. Likewise, considering the reloading curve going backwards from point C to point A, this process can be written as

(y − y1 )2 b

(10)

where a = Rc + βu0 and b = Rc – βu0 represent the horizontal and vertical semi-diameters of the ellipse respectively. Substituting Eq. (9) in Eq. (10), the intersection of the final movement vector line and the final converged tunnel profile can thus be approximated by solving the following equation: (x − x1 )2 a

(k0 x + y 2 − y1 )2 b

(11)

The horizontal and vertical displacements of the nodes around the excavated tunnel boundary towards the final tunnel focusing centre can then be derived from ⎧⎪ u x = x − x p ⎨ ⎪⎩ u y = y − y p

(12)

(15)

⎛ εc − εq ⎞ qc − q = f⎜ ⎟ ⎜⎝ 2 ⎟⎠ 2

(16)

where, in turn, qc and εc are the deviator stress and deviator strain respectively, corresponding to the point of load reversal for reloading on the stress-strain curve. This load reversal relationship for unloading-reloading on the stressstrain curve according to Massing’s rule is shown graphically in Fig. 4. For the non-linear elastic soil models, the soil stiffness degradation is dependent on the soil deviator strain level. Burland [26] and Mair [27] indicated that the strain level for tunnels and foundations would be typically in the

A parametric study using a non-linear elastic model for different tunnel focusing centres has been carried out [9]. The use of such a constitutive model suggests that the distance from the tunnel centre to the tunnel focusing centre is linearly proportional to the natural logarithm of the tunnel cover depth to diameter ratio. By trial fitting the data presented, a simple power function, Eq. (13), was used in this study to determine the position of the tunnel movement vector focusing centre: λ=

1 h/D

(13)

where h is the tunnel axis depth and D is the tunnel diameter excavated. Therefore, the tunnel volume loss and tunnel deformation mechanism can be simulated in a finite element analysis by prescribing the corresponding displacements at the nodes on the excavated tunnel boundary.

Fig. 4. Massing’s rule for load reversal on the unload–reload stress-strain curve [28] Bild 4. Gesetz von Massing für Lastumkehrung auf der Belastungs-Wiederbelastungs-Spannungs-Dehnungs-Kurve [28]

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Fig. 6. Stiffness variation at small strain levels for London Clay Bild 6. Steifigkeitsvariation bei kleinen Dehnungsgrößen von London-Ton

Fig. 5. Stiffness-strain characteristics of London Clay when using MC model Bild 5. Steifigkeits-Dehnungs-Charakteristik von LondonTon bei Anwendung des MC-Modells

range 0.01 to 1.0 %. Hence, the maximum stiffness values can be assumed to be constant below the deviator strain of 0.01 %, whereas above the deviator strain, 1 % of the stiffness can be reduced to a constant lower value and the soil behaviour is dominated by the soil constitutive model. Based on these assumptions, two models with two different stiffness decay curves were used to model the tunnelling-induced ground movement in this study. The first model is the elastic model together with the stiffness decay criterion similar to the model presented in [8], and the second model is the non-linear elastic model as described in [28] and [29]. For the first model, the stiffness-strain relation for London Clay is obtained by fitting a curve to the data presented in [30]. The secant undrained Young’s modulus, which is normalized by undrained shear strength, is plotted against the logarithm of deviator strain, as shown in Fig. 5. An adopted power law fitting curve (A1) provides the a and n in the secant expression, Eq. (17), with the values in Table 1: Eu = aεqn −1 cu

where p′ is the mean effective stress and n and b are parameters governing the change in stiffness. These two parameters can be derived with measured data from triaxial tests with local strain measurements. In this study a normalized modulus decay curve based on the data presented in [32] was used to simulate the behaviour of London Clay. The fitted curve (B1) is shown in Fig. 6, and the two parameters b and n are given in Table 2. It should be noted that the data are based on both the measured bound values from undrained triaxial compression and extension tests respectively. The initial stiffness in this measurement is much lower (approx. 1/3) than previously established bounds for London Clay. This difference is attributed to the extended drained pause periods before the undrained shearing test and the slower stress change rates as well as the factors relating to anisotropy of the soil in the new test presented by High et al. [32]. When using this stiffness degradation model in the numerical analysis, the soil behaviour at very small strains (εL < 0.01%) is controlled by the maximum (initial) undrained secant Young’s modulus. For the analysis with curve B1, the initial undrained Young’s modulus depends on the mean effective stress and the following relation can be derived:

(17)

For the second model, a power function [29], [31] is used to model the degradation of stiffness with the deviator strain εq:

E u,initial

G = bεqn p′

For large strains (εL > 1 %), soil behaviour is governed by the failure surface of the soil constitutive model. At small

1000p′

(18)

3G ≈ 0, 5 1000p′

(19)

Table 1. Values of soil parameters in Eq. (17) for London Clay Tabelle 1. Parametergrößen in Gl. (17) für London-Ton Soil

Notation

εq (Eu,max)

εq (Eu,min)

Related data

London Clay

0.01 %

6.3

0.35

[30]

Table 2. Non-linear soil parameters used in this study for London Clay Tabelle 2. Nichtlineare Bodenparameter für London-Ton Soil

Notation

εq (Gmax)

εq (Gmin)

Related data

London Clay

0.01 %

12.6

–0.4

[32]

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strain levels, the function for the stiffness degradation can be given as G 500 = 4, 2* ⋅ εq−0,4 ≤ p′ 3

(20)

Incorporating Massing’s rule for load reversal [28], the function becomes ⎛ ⎛ ε −ε ⎜ q r G = 4, 2* ⋅ ⎜ εq−0,4 − 2* ⋅ ⎜ ⎜ p′ 2 ⎜ ⎝ ⎝

⎞ ⎟ ⎟ ⎠

−0,4 ⎞

⎟ 500 ⎟≤ 3 ⎟ ⎠

(21)

where εq is the current deviator strain and εr the reference deviator strain from the point of load reversal, or unloading and reloading. A similar procedure can be used for the analysis with curve A1.

3.2

FE analysis and soil properties

Parametric analyses are considered to assess the effects of the tunnel deformation patterns on the resulting field of ground displacement using the ABAQUS FE software [33]. The tunnel deformation patterns proposed in section 2 can be implemented in the 2D FE model around the tunnel. The tunnel geometry and ground conditions assumed for the parametric analysis in this study are based on the Heathrow Express Trial Tunnel [20]. In the present study the oval-shaped trial tunnel section was idealized as a circular section with an equivalent circular radius of 4.33 m (equivalent section area 59 m2), with the tunnel axis depth approx. 21 m below the surface [34]. The model dimensions, tunnel geometry and bound-

ary condition adopted for this analysis are shown in Fig. 7. The lateral extension of the model boundary from the tunnel boundary is about 15r (65 m) and the vertical depth from the tunnel axis to the bottom boundary of the model is about 10r (45 m). The vertical displacement of the vertical boundary is left free, whereas the horizontal displacement is restrained. The bottom of the model is totally fixed in both the horizontal and vertical directions, whereas the upper boundary of the model is left free to represent the ground surface. An 8-node biquadratic displacement, bilinear pore pressure, reduced integration plane strain element was used for simulating the soil porous medium. Three layers of soil were included for the parametric FE analysis: the made ground (0–2 m), the terrace gravel (2–4 m) and the London Clay down to the model bottom (4–50 m). For simplicity, an elastic – perfectly plastic Mohr-Coulomb model was used in all the analyses to model the made ground and the terrace gravel with the parameters given in Table 3. To assess the influence of the soil constitutive model on the resulting field of ground movement, the predictions were compared using different soil models for the London Clay. Three different soil models were investigated: the non-linear elastic soil model (SSD-elastic), the non-linear elastic soil model in conjunction with the Mohr-Coloumb model (SSD-MC) and the non-linear elastic soil model in conjunction with the modified cam clay model (SSD-MCC). The soil parameters were selected from existing published data, which are obtained from either field tests or laboratory tests, as shown in Table 3, Table 4 and Table 5. Each 2D FE analysis was performed in two steps. The first step is a geostatic step to generate the initial stress state of the model using the SIGINI user subroutine, with which the initial stress field at particular material

Fig. 7. Meshed FE model used for analysis Bild 7. FE-Netz für Modellanalyse

Table 3. Drained parameters for MC model [38], [39], [40] Tabelle 3. Dränierte Parameter für das MC-Modell [38], [39], [40] Parameter

γ (kN/m3)

E′ (MPa)

ν′

φ′ (°)

c ′ (kPa)

ψ′ (°)

Made ground

0.2

17.5

0.43

Terrace gravel

0.2

17.5

0.43

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Table 4. Undrained parameters of London Clay for MC model [4], [8], [27], [30] Tabelle 4. Undränierte Parameter von London-Ton für das MC-Modell [4], [8], [27], [30] γ (kN/m3)

Parameter London Clay

Eu0 (MPa) Eu =

aε nqcu

νu

φ u (°)

c u (kPa)

ψ ′ (°)

0.495

30+5z

Fig. 9

Table 5. Parameters of London Clay for porous elasticity together with clay plasticity [32], [39], [41] Tabelle 5. Parameter von London-Ton für die Porenelastizität gemeinsam mit der Tonplastizität [32], [39], [41] Parameter

G (MPa)

β*

London Clay

0.026

bε nqp′

0.095

0.85

2.75

25.5 %

1.0

Fig. 9

1.0e8

points can be defined as functions of coordinates, element number, integration point number, etc. Another important advantage of using the SIGINI subroutine to define the initial stress is that the arbitrary lateral earth pressure coefficient can be used to define the initial horizontal stress. Since the mean effective stress at the integration point should be calculated to determine the soil stiffness, G = f(p′, εq), it should be converted from the mean total stress minus the total pore pressure. Assuming γ is the soil bulk unit weight, γw the unit weight of water, hs the soil depth and hw the depth of ground water, the mean effective stress can be derived as follows: – Initial vertical effective stress at depth hs: σv0 = γ * (hs – hw) + (γ – γw) * hw – Horizontal stress component at depth hs: σh0 = K0σv0 – Mean effective stress: p′ = (1 + 2k0)/3 * σv0 Initial soil stiffness: Eu/cu = 2500 for analysis with curve A1 G/p′ = 500/3 for analysis with curve B1 The tunnel excavation is performed in the second step by removing the corresponding elements and prescribing the non-uniform displacement boundary condition around the tunnel. Details of the execution of the analysis can be found in [35]. An undrained analysis was performed as only the short-term undrained soil behaviour was of concern. Long-term soil deformation due to consolidation and creep was not taken into account for this study. The London Clay was modelled as undrained soil layers, whereas the top 4 m of the soil (made ground and Thames Gravel) was modelled as a drained condition. The FEM analysis in ABAQUS was performed in total stress, and hence undrained soil parameters should be used. If setting the friction angle to zero, the Mohr-Coulomb failure criterion is then reduced to the Tresca yield condition that relates to the undrained soil strength. Hence, the cohesion is equal to the undrained shear strength and increases with depth. For the SSD-elastic model, an equivalent undrained total stress Poisson’s ratio νu was used with a value of 0.495, whereas for the SSD-MCC model the undrained condition was enforced by using a high bulk modulus for pore water [1]. In this study a water bulk modulus value Kw = 106 kPa was used to match the reality that the tunnel excavation process is not fully undrained.

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4 4.1

Discussion of the results Influence of soil constitutive model

FE analysis is widely used for simulating tunnel construction in soft ground. However, it has been noted in many studies that tunnelling-induced ground movements obtained from such an FE analysis are often too wide and shallow in terms of the settlement trough. An important aspect of simulating the soil deformation is the soil constitutive model used. For a given boundary value problem, the computed soil behaviour may be changed if using different soil constitutive models. The difference is not merely due to the use of different soil parameters, but also depends on the constitutive framework for defining the prefailure and post-failure behaviour of the soil. The influence of different soil constitutive models on the tunnelling-induced ground movement is investigated in this section using 2D FE analysis. The tunnelling-induced ground loss and deformation is represented by the deformation mechanism as discussed in section 2. To highlight the influence of the soil constitutive model on the resulting field of ground movement, the tunnel deformation mechanism is fixed with β = 0, η = 1 + β and γ = 0.642. The type 2 construction of the Heathrow Express Trial Tunnel [20] was studied here. For all the models, the initial soil stiffness was considered to increase with the depth. Fig. 8 shows the computed transverse surface ground movement using different soil constitutive models and the field measurements. Fig. 8a shows the result computed using the stiffness decay curve A1, whereas Fig. 8b shows the results obtained from the stiffness decay curve B1. It was found that, on the one hand, with the prescribed boundary condition (no ovalization), all the models could somehow produce similar settlement troughs, but varying in width and depth. The use of linear elastic model, MC model and MCC model without stiffness degradation always results in a wide settlement trough. On the other hand, if including a small strain-dependent stiffness, the models can produce narrow and deep settlement troughs. Such settlement profiles are closer to the field data in terms of their shape. Comparing the results in Fig. 8a and 8b, it is apparent that if stiffness degradation is not included, the predicted settlement profile is significantly wider than measured. High stiffness (using curve A1, e.g. MC-A1) results in a smaller maximum settlement, whereas a lower stiff-

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Fig. 8. Transverse surface settlement troughs using different models for type 2 Heathrow Trial Tunnel: a) computed surface settlement using stiffness decay curve A1; b) computed surface settlement using stiffness decay curve B1 Bild 8. Transversale Oberflächensetzungen bei Nutzung mehrerer Modelle für Typ 2 Heathrow-Versuchstunnel: a) berechnete Oberflächensetzung mit Steifigkeits-AbnahmeKurve A1; b) berechnete Oberflächensetzung mit Kurve B1

ness produces a relatively larger maximum settlement (e.g. MC-B1). Contrasting with this, the maximum settlements computed by the SSD-elastic, SSD-MCC and SSD-MC models are almost the same when using both stiffness decay curves A1 and B1. This indicates that the two stiffness decay curves, either normalized by undrained shear strength (A1) or normalized by the mean effective stress, can actually be used with the subroutine in this study as they give very similar results. Another aspect that should be noted is that if including stiffness degradation, all the models result in almost the same settlement profile, especially if they use the same stiffness degradation curve. This is due to the fact that there is no plastic deformation in the soil during the calculation with all the small stiffness-dependent models. They all behave in the elastic range. This implies that the tunnel excavation-induced ground movement is only slightly or not influenced by the soil plastic deformation but mainly influenced by the soil elastic behaviour. Nevertheless, the result in Fig. 9 highlights the importance of considering the small strain non-linearity when predicting tunnelling-induced ground movements, especially in the elastic range. Although the small strain-dependent stiffness can improve the predicted settlement profile, these profiles are, however, actually still overestimated for settlement at the far field away from the tunnel centre-line and underesti-

Fig. 9. K0 profile for London Clay used in this analysis by fitting data from [32] Bild 9. K0-Kurve für London-Ton, genutzt durch Anpassung der Daten aus [32]

mated for the maximum settlement. This leads to the deflections of the sagging and hogging parts of the settlement profile being underestimated. Such underestimated deflection of the settlement profile is sensitive when assessing the potential impact on surface structures [36], [37]. It is suggested that the underestimates of both the maximum settlement and the deflection of the settlement profile can be improved by introducing a slight ovalization into the tunnel deformation. This will be shown in section 4.3 below.

4.2

Influence of lateral earth pressure coefficient at rest

The tunnel case selected was excavated in the highly overconsolidated soil, i.e. London Clay. It is necessary to investigate the effects of the coefficient of earth pressure at rest K0 on the ground deformation. A series of 2D analyses [38] for modelling tunnel construction in London Clay show that with K0 = 1.5 and realistic soil parameters, the predicted surface settlement trough is shallow and wide, and no significant improvement can be made by including a non-linear elastic – perfectly plastic model and the soil anisotropy. Another study [2] using the volume loss control method and a small strain non-linear model shows that both 2D and 3D models result in identical settlement troughs that are wider than field measurements. The 3D modelling has a negligible effect on the shape of the transverse settlement profile. The results also show that only a combination of the assumed high degree of anisotropy and a low K0 = 0.5 could produce reasonable results, but yields unrealistically high values of volume loss in the meantime. It is concluded that neither 3D effects nor soil anisotropy can improve the prediction of

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the settlement profile with a high K0 ground condition using FE analysis. In this study the potential influence of K0 on the resulting field of ground movement was investigated for a prescribed tunnel displacement boundary condition as well. A series of analyses was performed using the SSDelastic and SSD-MCC models with various K0 values, but the tunnelling-induced ground loss was represented by the same tunnel deformation pattern. As a comparison, a realistic K0 profile from field measurements presented in [32] was also used in a data fitting curve, shown in Fig. 9. The K0 value was used to obtain the horizontal effective stress when establishing the initial geostatic stress state for the FE analysis. All the analyses were conducted in an undrained total stress analysis. Fig. 10 shows the computed surface settlements with the SSD-MC (A1), SSD-MCC (B1) and normal MC models. Four analyses were carried out for each model while varying the lateral earth pressure at rest K0 from 0.5, 1.0, 1.5 and a value fitted from field data. Generally, varying K0 will change the initial stress state of the ground and so it would have an influence on both the ground settlement profile and the tunnel deformation. Since the tunnel deformation was forcibly applied in this paper, only the influence of K0 on the surface settlement is discussed here. The computed results show that varying the K0 value has a very small influence on the resulting surface settlement when using soil models with the small strain-dependent stiffness, but has a substantial effect when using the constant stiffness MC model. In fact, the different K0 values will lead to an alteration to the horizontal effective stress. In this study the alteration of the effective stress will not influence the tunnel deformation as it is a given boundary condition, and the identical tunnelling-induced strain around the tunnel will lead to identical stiffness degradation when using the same stiffness decay curve in different soil models. Moreover, in an undrained total stress analysis, the different K0 values only alter the horizontal effective stress, which is minor in comparison to the total stress. Almost no plastic deformation occurred during the computation when using the SSD-MC model. However, there is some plastic deformation above the tunnel when using the constant stiffness MC model. This is due to the fact that in the SSD-MC model the soil modulus is dependent on the deviator strain level, whereas the undrained shear strength is kept constant. As a result, the deforming tunnel-induced strain leads to a reduction in the soil stiffness around and above the tunnel, which will significantly diminish the possibility of shear failure. When using the stiffness degradation curve B1, the soil stiffness is not only dependent on the deviator strain, but also on the mean effective stress, whereas when using the stiffness degradation curve A1, the soil stiffness is only dependent on the deviator strain. Such a difference leads to a little more change in the surface settlement when using curve B1 (Fig. 10a) than when using curve A1 (Fig. 10b). This result also indicates that the influence of the variation in effective stress on the resulting surface settlement is very small. It was also found that if using the constant stiffness MC model, a smaller value of K0 will result in a settlement

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Fig. 10. Surface settlements computed from different constitutive models with various K0 for type 2 Heathrow Trial Tunnel: a) surface settlement computed from SSD-MC (A1) model with various K0; b) surface settlement computed from SSD-MCC (B1) model with various K0; c) surface settlement computed from SSD-MC (B1) model with various K0; d) surface settlement computed from MC model with various K0 Bild 10. OberflĂ¤chensetzungen, berechnet mit mehreren Modellen mit variierten K0-Werten fĂźr Typ 2 Heathrow-Versuchstunnel: a) SSD-MC (A1); b) SSD-MCC (B1); c) SSDMC (B1); d) MC-Modell

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curve closer to the field data. Therefore, the results presented here are in agreement with the conclusions given in [37], i.e. a realistic K0 value cannot account for the excessively wide settlement profiles obtained from FE analysis in a high K0 regime.

4.3

Influence of tunnel convergence patterns

The two previous sections show that the use of the nonlinear soil constitutive model can improve the prediction of the tunnelling-induced ground movement profile to some extent. Adopting a realistic K0 profile cannot improve the final settlement profile further if considering a small strain stiffness decay. The settlement profile computed in the FE analysis was still not accurate when compared with field data. As the ground volume loss is evaluated from field measurements, it is a realistic value. In this study the undetermined ground volume loss distribution around the tunnel is suggested to account for those discrepancies. A tunnel deformation pattern for considering the ground volume loss distribution was proposed in section 2. Based on this, parametric analyses were carried out to investigate the influence of the tunnel-deforming model on the resulting field of ground movements. In these analyses the tunnel invert displacement was fixed by setting η = 1 + β and λ = 0.642. Different β values were assigned to apply different degrees of ovalization. Fig. 11 shows the computed surface settlement trough using the SSD-elastic (B1) model with various β values for the type 2 Heathrow Express Trial Tunnel. The best-fit results were given by a value β = 0.4. It is apparent that by introducing a small ovalization into the tunnel-deforming model, a deeper settlement trough will be produced. A more accurate shape for the settlement profile can be obtained if a proper value of β can be adopted. There is a significant influence on the maximum settlement although the influence is very small on the far side of the settlement profile. This indicates that tunnel ovalization is also a very important factor for predicting surface settlement, especially for obtaining a realistic shape of the settlement profile. Another interesting aspect that should be noted is that there is a point in the settlement profile where the settlement remains constant when varying the relative ovalization parameter. This point could actually be the socalled point of inflection defining the trough width parameter. The settlement profile inside this point is concave, whereas outside of this point it is convex. This point corresponds with the point on the tunnel periphery π/6 above the tunnel springing line, where the radial displacement is independent of the value of β.

4.4

Fig. 11. Computed surface settlement trough with various β for type 2 Heathrow Trial Tunnel: a) surface settlement trough using SSD-elastic (B1) model; b) surface settlement trough using SSD-MCC model Bild 11. Berechnete Oberflächensetzungen mit mehreren β-Werten für Typ 2 Heathrow-Versuchstunnel: a) SSD-elastisches Modell (B1); b) SSD-MCC-Modell

the type 1 tunnel the crown was unsupported during the excavation of the top middle pillar [20]. Both the SSDMCC (B1) and the SSD-elastic models were used with the fitted K0 profile as well as the proposed tunnel-deforming pattern. Fig. 12 and Fig. 13 show the computed settlement troughs for type 1 and type 2 Heathrow Trial Tunnels. Trial computations show that relative tunnel ovalization parameters β = 0.4 and β = 0.5 for the two types of construction respectively can produce results that are in very good agreement with the field data, either in terms of the magnitude or the shape of the settlement profile. A different

Predicted ground movements

An analysis was performed to simulate the ground movement due to the type 1 and type 2 Heathrow Trial Tunnels. The two types of tunnel have the same geometry but were constructed using different methods. The type 1 tunnel used double side heading with central pillar, whereas the type 2 tunnel used the single, larger side heading method. In the type 2 tunnel, the tunnel crown was always supported by the temporary lining in the middle, whereas in

Fig. 12. Computed surface settlement troughs for type 1 Heathrow Trial Tunnel Bild 12. Berechnete Oberflächensetzung für Typ 1 Heathrow-Versuchstunnel

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of this relative ovalization difficult, it is expected that back-analysis with existing field data could result in a guideline and suggestions.

Acknowledgements The authors would like to thank Dr.-Ing. Habil. Nandor Tamaskovics for his valuable suggestions to enhance this presentation. The software support from the computer centre of TU Bergakademie Freiberg is gratefully acknowledged. Fig. 13. Computed surface settlement troughs for type 2 Heathrow Trial Tunnel Bild 13. Berechnete Oberflächensetzung für Typ 2 Heathrow-Versuchstunnel

value of β for these two types of tunnel should be attributed to the different construction methods used because the crown of the type 2 tunnel was always supported, whereas the type 1 tunnel was unsupported during a period of construction. Hence, it is reasonable that the type 1 tunnel would result in a relatively larger nominal ovalization deformation.

Conclusions

This paper has presented a study of using the two-dimensional finite element method to model tunnel-induced ground movement. An analytical approach has been proposed to describe the various tunnel deformation components, while a simple power function was used to model the non-linear elastic soil behaviour. The influences of soil constitutive model and the non-uniform tunnel deformation on the tunnelling-induced ground movement have been investigated. The following conclusions can be drawn: The soil stiffness degradation at small strains has an important influence on the resulting ground settlement. Using a constant stiffness soil constitutive model will result in a wide and shallow settlement profile even incorporating a non-uniform tunnel-deforming pattern and depthdependent soil initial stiffness and strength. If considering the soil stiffness decay at small strains, the predicted surface settlement profiles are more realistic when compared with field data. Furthermore, the soil deformation mainly occurs in the elastic range, which further highlights the importance of considering elastic non-linearity for modelling the tunnelling problem. For a given tunnel displacement boundary condition, varying the coefficient of lateral earth pressure at rest K0 cannot further improve the prediction of the surface settlement profile when using a soil model with stiffness degradation at small strains. When using a constant stiffness soil model, a high K0 results in a very flat settlement trough, whereas an unrealistically low K0 can produce a settlement profile close to field data. Including the relative ovalization in the tunnel-deforming pattern could improve the computed settlement profile significantly. Such a relative ovalization could be considered using the proposed non-uniform tunnel-deforming model and it is logical in engineering practice. Although a lack of direct field data makes the determination

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Authors Jinyang Fu jyfu2010@163.com School of Civil Engineering Central South University Tianxin District Shaoshan South Road 68 410075 Changsha, China Herbert Klapperich Geotechnical Institute Technical University Bergakademie Freiberg Gustav-Zeuner-Straße 1 09599 Freiberg, Germany Rafig Azzam Department of Engineering Geology and Hydrogeology Aachen University (RWTH) Lochnerstr. 4–20 52064 Aachen, Germany Junsheng Yang School of Civil Engineering Central South University Tianxin District Shaoshan South Road 68 410075 Changsha, China

Submitted for review: 5 November 2014 Revised: 16 June 2015 Accepted for publication: 17 June 2015

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DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen 34. Baugrundtagung 2016 in Bielefeld Vortragsprogramm Vom 14. bis 16. September 2016 öffnet die 34. Baugrundtagung ihre Tore und präsentiert ihren Teilnehmern ein interessantes und abwechslungsreiches Vortragsprogramm mit renommierten Referenten. Von 65 eingereichten Vortragsvorschlägen wurden 38 ausgewählt und folgenden Themenschwerpunkten zugeordnet: – Innovation, – Spezialtiefbau, – Erd- und Grundbau, – Tunnelbau, – Infrastrukturprojekte, – Geotechnik für regenerative Energien und nachhaltiges Wirtschaften, – Normung, – Prognosen und Qualitätssicherung. Das endgültige Programm der 34. Baugrundtagung wird im Mai erscheinen. Wir erwarten erneut 1.200 Teilnehmer, denen wir mit unserer Tagung die Plattform bieten, sich über die aktuellen Problemstellungen und Herausforderungen im Fachgebiet Geotechnik zu informieren. Das im Zentrum Bielefelds gelegene moderne Stadthallengebäude bietet zusammen mit seiner Ausstellungshalle ideale Voraussetzungen für die Durchführung der 34. Baugrundtagung. Der Tagungsort befindet sich unmittelbar gegenüber vom Bielefelder Hauptbahnhof (ICE-Anbindung) und ist somit auch mit öffentlichen Verkehrsmitteln sehr gut zu erreichen. Infos unter www.baugrundtagung.com Auf der Kongress-Website www.baugrundtagung.com erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der 34. Baugrundtagung 2016 und der begleitenden Fachausstellung Geotechnik (als Aussteller). Mit der Organisation und Durchführung der 34. Baugrundtagung hat die DGGT die Interplan Congress, Meeting & Event Management AG, Hamburg, beauftragt (Ansprechpartnerin: Frau Ines Musekamp, Tel.: (040) 32 50 92 41, E-Mail: i.musekamp@interplan.de). Veranstalter der begleitenden zweitägigen Fachausstellung zur 34. Baugrundtagung ist die Interplan AG, Hamburg (Ansprechpartnerin: Frau Sandra Rudolph, Projektleitung Ausstellung, Tel.: (040) 32 50 92 40, E-Mail: s.rudolph@interplan.de).

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Nachwuchsförderung im Rahmen der 34. Baugrundtagung Die DGGT fördert seit vielen Jahren den wissenschaftlichen Nachwuchs im Rahmen ihrer Baugrundtagung. In der zum Auftakt der 34. Baugrundtagung am Nachmittag des 14. September 2016 stattfindenden Vortragsveranstaltung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ haben junge Nachwuchswissenschaftler Gelegenheit, ihre Forschungsergebnisse aus Wissenschaft und Praxis vor Fachpublikum zu präsentieren. Das Forum bietet den Zuhörern erfahrungsgemäß ein interessantes Vortragsprogramm, welches sich großen Zuspruchs erfreut. Es gliedert sich diesmal in folgende fünf Themenblöcke: – Erd- und Grundbau, – Bodenmechanik, – Spezialtiefbau und Tunnelbau, – Offshore-Gründungen, – Sonstige Themen. Die drei besten Vorträge des „Forums für junge Geotechnik-Ingenieure“ werden mit einem Preisgeld von insgesamt 2.000 Euro prämiert. Der erste Preisträger darf darüber hinaus seinen Vortrag in der Eröffnungsveranstaltung der 34. Baugrundtagung halten. In der Jury, welche die drei besten Vorträge der Spezialsitzung auswählt, wirkt von Seiten der Arbeitsgruppe „Junge Geotechniker in der DGGT“ diesmal Dipl.-Wirtsch.-Ing. Philipp Stein, TU Braunschweig (Regionalbeauftragter Nord), mit. Ferner wird der Träger des ersten Preises des Carl-Rappert-Grundbaupreises die Gelegenheit erhalten, in der Eröffnungsveranstaltung sein Thema in einem zehnminütigen Kurzvortrag vorzustellen. Teilnehmer-Registrierung startet im Mai 2016 Ab Mai 2016 können Anmeldungen zur Baugrundtagung und die Buchung von Hotelzimmern online über die KongressWebsite www.baugrundtagung.com vorgenommen werden. Get-together in der Ausstellung Wie bereits mehrfach berichtet, wird die Abendveranstaltung der 34. Baugrundtagung 2016 in Form eines Get-together in der Ausstellung durchgeführt werden. Hierdurch sollen die Kommunikation und der fachliche Austausch zwischen den Teilnehmern, aber auch zwischen den Teilnehmern und Ausstellern gefördert werden. Stehtische (anstelle einer festen Sitzordnung) und eine mobile Band werden dazu beitragen, eine leben-

1. Ankündigung der 34. Baugrundtagung Titelfoto: Ausstellungs- und Stadthalle Bielefeld (Quelle: Stadthalle Bielefeld), Bielefeld Panorama (Quelle und Copyright: ProjektMarketing Peter Vennebusch)

dige und entspannte Atmosphäre zu erzeugen. Das Get-together wird voraussichtlich unmittelbar nach der DGGTMitgliederversammlung gegen 18:30 Uhr beginnen und um 21:00 Uhr enden. Fachexkursion zur Schleuse Minden Im Rahmen der 34. Baugrundtagung wird – entgegen früheren Ankündigungen – am 17. September 2016 nur die Exkursion „Neubau der Schleuse Minden im Wasserstraßenkreuz Minden“ durchgeführt werden. Die ursprünglich geplante zweite Exkursion „A33 Lückenschluss zwischen Bielefeld und Borgholzhausen“ kann leider nicht stattfinden, weil die Baustelle am betreffenden Tag nicht zugänglich ist.

35. Baugrundtagung 2018 in Stuttgart Die 35. Baugrundtagung findet vom 26. bis 28. September 2018 (Mittwoch bis Freitag) im Internationalen Congresscenter Stuttgart statt. Die technischen Exkursionen werden am Folgetag durchgeführt. Bitte merken Sie sich diesen Veranstaltungstermin vor.

Musterleistungsverzeichnis für die Ausschreibung von CSV-Arbeiten Als Ergänzung zum „Merkblatt für die Herstellung, Bemessung und Qualitäts-

DGGT-Mitteilungen sicherung von Stabilisierungssäulen zur Untergrundverbesserung (Teil 1 CSVVerfahren, Erscheinungsjahr 2002)“ der DGGT wurde von der Unterarbeitsgruppe „Trockenmörtelsäulen“ des DGGTArbeitskreises 2.8 „Stabilisierungssäulen“ ein Musterausschreibungstext für die fachliche Wertung von alternativen Verfahrensvarianten erarbeitet. In der Praxis sind bei der Beurteilung von alternativen Ausführungsvarianten sehr häufig Probleme aufgetreten, insbesondere dann, wenn in der Wertung unterschiedlicher Angebote nur Laufmeter Stabilisierung miteinander verglichen wurden. Die Unterarbeitsgruppe „Trockenmörtelsäulen“ hat auf diesen fehlenden Teil des Merkblattes reagiert und empfiehlt, den Ausschreibungstext für eine strukturierte fachliche Beurteilung von alternativen Ausführungsvarianten und Angeboten zu verwenden. Der Musterausschreibungstext steht Interessierten auf der DGGT-Website unter Fachsektion Erd- und Grundbau/AK 2.8 zum Download zur Verfügung.

Fachsektionstage Geotechnik 2017 – Interdisziplinäres Forum – Sie werden sich sicherlich schon gefragt haben, warum im vergangenen Jahr weder eine „Tagung für Ingenieurgeologie“ noch ein „Symposium Umweltgeotechnik“ stattgefunden haben und warum bislang noch keine Ankündigung für das „Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau“ der DGGT vorliegt. Die DGGT plant, bei den „kleineren“ Fachsektionstagungen neue Wege zu beschreiten. So sollen die Tagungen der fünf Fachsektionen „Bodenmechanik“, „Ingenieurgeologie“, „Felsmechanik“, „Kunststoffe in der Geotechnik“ und „Umweltgeotechnik“ unter der Bezeichnung „Fachsektionstage Geotechnik – Interdisziplinäres Forum“ zu einer Veranstaltung zusammengeführt werden. Hierbei werden alle fünf Tagungen/ Symposien zeitlich parallel oder auch zeitlich versetzt an zweieinhalb Tagen durchgeführt und mit einer gemeinsamen Fachausstellung kombiniert werden. Die einzelnen Tagungen/ Symposien werden dabei als separate Tagungsstränge durchgeführt werden. Die Teilnehmer werden also ihre gewohnten Fachsektionstagungen und symposien – Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau – Tagung für Ingenieurgeologie – FS – KGEO (Informations- und Vortragstagung über Kunststoffe in der Geotechnik)

– Symposium Umweltgeotechnik wiederfinden. Zudem wird das angebotene fachliche Spektrum durch die „BodenmechanikTagung“ der Fachsektion Bodenmechanik erweitert. Die Veranstaltung soll erstmals im Herbst 2017 in Würzburg stattfinden. Die neue Form der Veranstaltung wird den genannten Fachsektionen und allen Interessierten aus diesen Fachbereichen eine bestens geeignete Plattform bieten, um sich zu treffen und den fachlichen Austausch, auch fach(sektions)übergreifend, zu pflegen.

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 13. Baltic Sea Region Geotechnical Conference 22.–24. September 2016 in Vilnius Die 13. Baltic Sea Region Geotechnical Conference wird vom 22. bis 24. September 2016 von der Litauischen Gesellschaft für Geotechnik in Vilnius, Litauen, ausgerichtet. Das Thema der Konferenz lautet: Historical Experience and Challenges of Geotechnical Problems in Baltic Sea Region. Ursprünglich sollte die Konferenz zeitlich parallel zur 34. Baugrundtagung 2016 stattfinden. Auf Betreiben der DGGT wurde der Termin jedoch um eine Woche verschoben, damit Interessenten aus Deutschland an beiden Veranstaltungen teilnehmen können. Dieses Entgegenkommen der Litauischen Gesellschaft sollte von deutscher Seite durch rege Teilnahme an der 13. BSGC gewürdigt werden. Weitere Informationen zur Konferenz finden Sie unter www.13bsgc.lt. ISSMGE Bulletin In der Dezember-Ausgabe 2015 (Vol. 9, Issue 6) wird in der Rubrik „Research Highlights“ ein informativer Überblick über die Forschungsarbeit des „Centre for Geotechnical and Materials Modelling“ der Universität Newcastle, Australien geboten. Des Weiteren enthält die vorliegende Ausgabe einen Bericht über das Großprojekt „Design and Case Histories of Large Deep Excavations in Complex Urban Environment in Shanghai“. Die Dezember-Ausgabe kann, ebenso wie die älteren Ausgaben, unter www.issmge.org abgerufen werden. ISSMGE Webinars Das sechste Webinar der ISSMGE im Jahr 2015 wurde am 14. Dezember 2015 von Prof. Samuel I. K. Ampadu, Kwame Nkrumah University of Science and

Technology (KNUST), College of Engineering, Kumasi, Ghana, und zugleich Chairman des Technical Committee (TC) 107 der ISSMGE „Laterites and Lateritic Soils“ über das Thema „Laterites and lateritic soil and the potential use of the Dynamic Cone Penetrometer“ gehalten. Alle bisherigen Webinare sind auf der ISSMGE-Website unter www.issmge.org verfügbar.

ISRM International Society for Rock Mechanics ISRM Newsletter In der Dezember-Ausgabe 2015 (No. 32), die unter www.isrm.net abgerufen werden kann, berichtet die Präsidentin der ISRM, Dr. Eda Freitas de Quadros, Brasilien, in ihrer „Neujahrsansprache“ über die Aktivitäten der Gesellschaft seit ihrer Amtsübernahme im Mai 2015. Ferner wird unter anderem das ISRM International Symposium „EUROCK 2016“ angekündigt, das vom 29. bis 31. August 2016 in Kappadokien, Türkei, stattfinden wird. Veranstaltungsort wird Ürgüp in der Provinz Nevsehir sein. Das Thema des Symposiums lautet: „Rock Mechanics and Rock Engineering: From the Past to the Future“. ISRM Online Lectures Emer. Professor Ove Stephansson (vormals: „Royal Institute of Technology (KTH), Stockholm, Schweden) lebt seit seiner Pensionierung im Jahr 2002 in Berlin und hat eine Gastprofessur am GFZ German Research Centre for Geosciences, Potsdam, inne. Am 12. November 2015 hat er den nunmehr zwölften Vortrag der ISRM Online Lectures gehalten. Das Thema des Vortrags von Professor Stephansson lautete „Rock Stress and Stress Fields“. Alle zwölf Online-Lectures sind auf der ISRM-Website www.isrm.net verfügbar.

IAEG International Association for Engineering Geology and the Environment IAEG Newsletter Der aktuell vorliegende IAEG Newsletter (Issue No. 2, 2015), der unter www.iaeg.info abgerufen werden kann, enthält einen Brief des IAEG-Präsidenten, Prof. Scott Burns, in dem dieser über die Aktivitäten seiner Gesellschaft im zurückliegenden Jahr berichtet. Zudem sind in dieser Ausgabe die Jahresberichte der nationalen Mitgliedsgesellschaften der IAEG über deren Arbeit in der Zeit von 2014 bis 2015 veröffentlicht.

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DGGT-Mitteilungen IGS International Geosynthetics Society IGS News Ausgabe 3/2015 (Volume 31, No. 3/2015) informiert u. a. über die bevorstehenden Wahlen von Council-Mitgliedern für die Amtsperiode 2016 bis 2020. Die Kandidaten werden in der MärzAusgabe (No. 1/2016) der IGS News und auf der IGS-Website vorgestellt. Die Wahl findet vom 16. Mai bis 26. Juli 2016 statt. Zudem wird in der genannten Ausgabe die „EuroGeo6 – 6th European Regional Conference on Geosynthetics“ angekündigt, die vom 25. bis 28. September 2016 in Istanbul, Türkei, stattfinden wird. Die IGS News können von der Website der IGS unter www.geosyntheticssociety.org abgerufen werden. Dr. Kirsten Laackmann

Aus der DGGT-Nachwuchsförderung 24th European Young Geotechnical Engineers Conference (EYGEC) 2015 in Durham Die 24. European Young Geotechnical Engineers Conference (24th EYGEC) wurde von der Durham University ausgerichtet und fand am 11. und 12. September 2015 in Durham (Großbritannien) statt. Dort trafen sich 37 junge Geotechniker aus ganz Europa. Jede europäische Mitgliedsgesellschaft der ISSMGE konnte zwei junge Geotechniker unter 35 Jahren zu der Konferenz entsenden. Dabei lag der Schwerpunkt nicht allein bei wissenschaftlichen Arbeiten, sondern es wurden auch praxisorientierte Projekte aus ganz Europa

vorgestellt. Aus Deutschland wurden Karlotta-Franziska Seitz (TU HamburgHarburg) und Erik Schwiteilo (TU Dresden) von der DGGT zur Teilnahme nominiert, um ihre Arbeiten zur Topologieoptimierung von Standardkonstruktionen und zu Unsicherheiten bei der Bestimmung von Referenzzuständen bei der Bestimmung und Bewertung von Bodenparametern vorzustellen. Am Vorabend der Konferenz fand im Grey College, wo alle Teilnehmer zusammen wohnten, ein Willkommens-Treffen statt. Am Freitagmorgen (11. September) begrüßte Prof. David Toll von der School of Engineering and Computing Sciences die Konferenzteilnehmer und führte zusammen mit Dr. Ashraf Osman durch das Programm. Die Themenblöcke an diesem Freitag reichten von Bodenverhalten und Stützmauern bis zur Standsicherheit von Böschungen. Jeder Vortragende hatte zehn Minuten zur Verfügung, um sein Thema vorzustellen. Im Anschluss folgte eine kurze Diskussion. Außerdem gab Prof. Richard Jardine vom Imperial College London eine Keynote Lecture mit dem Thema: „Investigating the anisotropic shear strength and stiffness behaviour of stiff geologically aged clays“. Am Abend des ersten Veranstaltungstages trafen sich alle Teilnehmer zum Konferenzdinner im Joachim Room des St. Hild and St. Bede College. Das Ambiente dieser ehemaligen Kirche und das ausgezeichnete Essen komplettierten den Abend. Am Samstag folgten noch einmal Vorträge zu den Themengebieten Bodenverhalten, Tunnelbau und Konstruktion und Entwurf von Fundamenten. Außerdem gab es eine weitere Keynote Lecture, welche von Dr. Stuart Haigh von der Cambridge University gehalten wurde. Er sprach zum Thema:

Teilnehmer der 24th EYGEC 2015 in Durham (Quelle: Organisationskomitee der EYGEC 2015)

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„Monopiles for offshore wind turbines“. Neben dem fachlichen Wissensaustausch stand der persönliche Gedankenaustausch im besonderen Fokus der EYGEC. Die große Vielfalt an Themen sorgte für ein abwechslungsreiches Programm, welches einen Überblick über die Forschungs- und praktischen Arbeiten im Bereich der Geotechnik in Europa gab. Abschließend gilt ein großer Dank dem Organisationskomitee der Durham University, besonders Prof. David Toll und Dr. Ashraf Osman, für die hervorragende Organisation und die entgegengebrachte Gastfreundschaft. Gleichzeitig gilt der Dank der DGGT, die die Mitwirkung der deutschen Teilnehmer finanziell gefördert hat. Dipl.-Ing. Erik Schwiteilo, TU Dresden, Institut für Geotechnik Karlotta-Franziska Seitz M.Sc., TU Hamburg-Harburg, Institut für Geotechnik und Baubetrieb Workshop „Aller Anfang ist schwer … oder?“ – eine Auswertung Den bundesweit zum Workshop der jungen Geotechniker „Aller Anfang ist schwer … oder?“ am 26. Oktober 2015 nach Köln angereisten zukünftigen Berufseinsteigern wurde ein interessantes Programm aus Podiumsdiskussion, Vorträgen aus der Praxis und Gruppenaktivitäten geboten, abgerundet durch eine Exkursion in den Tagebau Hambach der RWE Power AG anderntags. Die Studierenden nutzten die aufgelockerte Atmosphäre, um sich über die Berufsanforderungen von Firmen und die Möglichkeiten als zukünftiger Geotechnik-Ingenieur zu informieren. Es gab positives Feedback schon während der Veranstaltung. Doch der Ingenieur braucht Fakten: Das Fazit aus den während des Workshops ausgegebenen Bewertungsbögen fällt erfreulich aus. Den 28 ausgefüllt abgegebenen Bewertungsbögen entsprechend setzten sich die Teilnehmer hauptsächlich aus Vertretern eines Master- oder Diplom-Studienganges zusammen. Über die Hälfte der studierenden Teilnehmer gehörte der DGGT als Mitglied an. Von ihnen konnten im Vorfeld des Workshops 17 Studierende neu für unsere Gesellschaft gewonnen werden. Der überwiegende Teil der Studierenden suchte den passenden Einstieg in das Arbeitsleben, viele interessierten sich für Themen einer Abschlussarbeit, manche erkundigten sich nach einem Praktikumsplatz. Generell waren das Vernetzen und der Austausch von jungen, angehenden Geotechnik-Ingenieuren untereinander und mit erfahrenen Geotechnik-Fachleuten ein wichtiges

DGGT-Mitteilungen/Persönliches Geotechniker. Frau Dr. Sellmeier arbeitet am Lehrstuhl für Ingenieurgeologie der TU München. Schwerpunkte ihrer Forschungsarbeit sind u. a. Naturgefahren, Steinschlag und Felssturz sowie Geoinformationssysteme. Dipl.-Ing. Julian Sprengel, Regionalbeauftragter West

Persönliches Austausch zwischen Studierenden und Ingenieuren im Rahmen der Firmen-Kontaktbörse (Quelle: DGGT)

Argument, an dem Workshop teilzunehmen, von dem die meisten über Lehr veranstaltungen und Werbung an den Universitäten erfuhren. Viele konstruktive Rückmeldungen erhielten wir zu der Podiumsdiskussion. Dies ist dem praxisnahen Thema und den Rednern zu verdanken, die die Diskussion mit dem Publikum suchten. Die Firmen-Kontaktbörse bekam ebenfalls großen Zuspruch. Besonders wichtig war den Studierenden der direkte Kontakt im Einzelgespräch oder in kleinen Gruppen. Bei der ingenieurmäßigen Gruppenaktivität taute das letzte Eis und die jungen Teilnehmer konnten voller neuer professioneller Einblicke zum abschließenden geselligen Abend übergehen. Alles zusammen erzielte unsere Veranstaltung durchweg gute bis sehr gute Bewertungen – eine optimale Basis für die erfolgreiche Fortführung des Workshops. Der zweite Workshop für junge Geotechniker soll voraussichtlich im März 2017 erneut in der Jugendherberge Köln-Deutz stattfinden. Der Podiumsdiskussion wird voraussichtlich mehr Zeit eingeräumt werden. Zudem wird die Firmen-Kontaktbörse mit einer größeren Anzahl teilnehmender Firmen ausgebaut, um den Nachfragen der Studierenden gerecht zu werden. Dipl.-Ing. Paul Winkler, Stellv. Regionalbeauftragter Ost Die regionalen Ansprechpartner für den wissenschaftlichen Nachwuchs in der DGGT In der Rubrik „Aus der Nachwuchsförderung“ wird regelmäßig über die Aktivitäten der „Jungen Geotechniker in der DGGT“ berichtet. Um für Studierende und junge Berufsanfänger ansprechbar zu sein, gibt es für die vier Regionen (Nord, Ost, Süd, West) sowie für die Ingenieurgeologen regionale Kontaktpersonen, die über Aktivitäten und Ziele der Arbeitsgruppe informieren.

Im Norden ist Dipl.-Wirtsch.-Ing. Philipp Stein vom Institut für Grundbau und Bodenmechanik der TU Braunschweig als Regionalbeauftragter tätig. Herr Stein ist wissenschaftlicher Mitarbeiter am IGB-TUBS und beschäftigt sich dort mit Fragestellungen aus dem Gebiet der Offshore-Gründungen. Der stellvertretende Regionalbeauftragte der Region Nord ist Dipl.-Ing. David Osthoff, der am Institut für Geotechnik und Baubetrieb der TU Hamburg-Harburg als wissenschaftlicher Mitarbeiter tätig ist. Der Regionalbeauftragte für die Region Ost ist Dipl.-Ing. Markus Uhlig vom Institut für Geotechnik der TU Dresden. Dort geht Herr Uhlig seinem Forschungsschwerpunkt, der Entwicklung neuer Auswerteverfahren für feinkörnige Böden mittels Drucksondierungen, nach. Stellvertreter ist Dipl.-Ing. Paul Winkler von der Bauhaus-Universität Weimar. Die Region Süd wird derzeit von Dipl.-Ing. Isabel Wagner vertreten, die an der TU Darmstadt als wissenschaftliche Mitarbeiterin am Institut und der Versuchsanstalt für Geotechnik arbeitet. Frau Wagner forscht schwerpunktmäßig an oberflächennahen Geothermieanlagen. Für die Region Süd ist derzeit kein/e Stellvertreter/in benannt. Vom Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen der RWTH Aachen kommt der Regionalbeauftragte West, Dipl.Ing. Julian Sprengel. Herr Sprengel forscht an innovativen Injektionskörpern im Boden, die die Übertragung von Schwingungen und Erschütterungen im Untergrund abmindern sollen. Stellvertreter und designierter Nachfolger von Herrn Sprengel ist Herr Glaser, M.Sc., der ebenfalls am Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen an der RWTH Aachen tätig ist. Für die Ingenieurgeologen ist Dr.Ing. Bettina Sellmeier Ansprechpartnerin in der Arbeitsgruppe der jungen

In memoriam Em. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Martin Fuchsberger M.Sc.

Martin Fuchsberger am Tag der Feier seines 91. Geburtstags

Am 12. November 2015 ist Em. Univ.Prof. Dipl.-Ing. Martin Fuchsberger M.Sc. in seinem Heim in Hausmannstätten bei Graz im 92. Lebensjahr verstorben. Seine letzte Ruhe fand er wenige Tage später auf dem Friedhof der Pfarrkirche von Ebenau bei Salzburg unter großer Anteilnahme seiner Familie, von Freunden, Fachkollegen und den Bewohnern der örtlichen Umgebung. Prof. Fuchsberger wurde am 28. Februar 1924 in Ebenau geboren und hat auch dort seine Jugend verbracht. Mit dem späteren Besuch des Gymnasiums waren allerdings regelmäßige Fahrten in das benachbarte Salzburg verbunden. Nach Rückkehr aus einem dreijährigen, bis zur Ostfront reichenden Kriegseinsatz begann er das Studium des Bauingenieurwesens an der Technischen Hochschule Graz, das er 1951 mit der II. Staatsprüfung und dem Grad eines Diplom-Ingenieurs abschloss. Anschließend sammelte er erste Berufserfahrungen bei einer Bauunternehmung in Schweden und einem Ingenieurbüro in Salzburg, bevor er 1954 für vier Jahre in die USA wechselte. Hier ergänzte er sein Studium mit dem Abschluss zum M.Sc. und bearbeitete Forschungsprojekte der Bodenmechanik bei Prof. Jorj O. Osterberg an der Northwestern University, Evanston, und zur Frostempfindlichkeit von Böden beim U.S. Army Corps of Engineers, Wilmette, in Chicago, Illinois.

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Persönliches Aus familiären Gründen nach Österreich zurückgekehrt, war Prof. Fuchsberger zunächst als freier Mitarbeiter für Em. Prof. Dr. Otto Karl Fröhlich in Wien und Dr. Christian Veder in Salzburg tätig und bearbeitete in dieser Zeit Hangsanierungen und Tiefgründungen mit entsprechenden Probebelastungen. Anschließend folgte von 1959 bis 1962 eine Tätigkeit bei der Impresa di Costruzione Opere Specializzate (I.C.O.S.) in Mailand, unter anderem für den Straßentunnel Hyde Park Corner in London. Diese Projektbearbeitung hatte zur Folge, dass er für weitere 20 Jahre nach London in die Firma ICOS Ltd., ein Bauunternehmen für den Spezialtiefbau, wechselte. Aufgrund seines Fachwissens verging nur kurze Zeit, bis er das Unternehmen als General Manager und Direktor verantwortlich leitete. Im Jahr 1982 ist er dem Ruf nach einem Ordentlichen Professor für Bodenmechanik, Felsmechanik und Grundbau an die Technische Universität Graz gefolgt und hat diese Herausforderung über elf Jahre bis zu seiner Emeritierung mit Freude ausgeübt. Dabei war ihm in Forschung und Lehre der Zusammenhang zwischen Theorie und Praxis ein wichtiges Anliegen. Im Bereich der Forschung hat er sich mit Fragen zu Eigenschaften von Bentonitsuspensionen und gefrorenem Boden, zur Schlitzwandtechnik, zum Einsatz von Druckluft im Tunnelbau, zur Tragfähigkeit von Tiefgründungselementen und zur Stopfverdichtung bindiger Böden auseinandergesetzt. In einem 1993 vom Institut für Bodenmechanik und Grundbau herausgegebenen Zehn-Jahresbericht sind die unter seiner Leitung am Institut erarbeiteten Ergebnisse dokumentiert. Ein weit über die österreichischen Grenzen hinausreichendes Echo hat das im Jahr 1985 von Prof. Fuchsberger und Prof. Dr. Helmut F. Schweiger gegründete und jährlich stattfindende Christian Veder Kolloquium gefunden. An dieser Grazer Fachveranstaltung haben in den letzten Jahren regelmäßig etwa 400 Fachkollegen teilgenommen, von denen jeweils ca. ein Viertel aus Deutschland angereist ist. Das verdeutlicht Prof. Fuchsbergers Nähe zu den deutschen Fachkollegen, die sich auch durch den im Jahr 1973 erfolgten Beitritt in die Deutsche Gesellschaft für Erd- und Grundbau ausgedrückt hat. 2015 fand das Christian Veder Kolloquium zum 30. Mal statt und wiederum ließ es sich Prof. Fuchsberger nicht nehmen, neueste Erkenntnisse auf dem Gebiet der Geotechnik zu erfahren. Das umfangreiche Wissen von Prof. Fuchsberger, verbunden mit einer konzilianten Persönlichkeit, veranlasste seinen Nachfolger, ihn 1996 als Emeritus

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zur Teilnahme an einer Vorlesungsreise nach Rumänien einzuladen. Im Abstand von wenigen Jahren folgten weitere fünf gemeinsame Vorlesungsreisen zu der Universitatea Politehnica Timisoara und der Universitatea din Cluj-Napoca und damit in die Hauptstädte des Banats und Siebenbürgens. Stets zogen sein Wissen, seine prägnante Ausdrucksweise und seine Rhetorik die Studierenden an. Eine größere Anerkennung ist einem Hochschullehrer nur selten vergönnt. Eine heimliche Vorliebe von Prof. Fuchsberger hat dem englischen Sprachraum und insbesondere der Stadt London gegolten. Das zeigte sich daran, dass bereits zu Lebzeiten seiner Frau Charlotte in seinen deutschen Redefluss häufiger englische Begriffe eingeflossen sind. Deutlich wird diese Zuneigung auch dadurch, dass er seinen beiden Kindern die Möglichkeit geboten hat, in dieser Stadt ihre beruflichen Karrieren zu beginnen. Mit dem Tod von Martin Fuchsberger ist ein erfülltes Leben zu Ende gegangen. Wir erinnern uns an einen liebevollen, warmherzigen und stets interessierten Freund und Kollegen und werden seiner stets ehrenvoll gedenken. Roman Marte Wulf Schubert Stephan Semprich

In memoriam Prof. Dr. Edmund Krauter

Prof. Dr. phil. Edmund Krauter, von 1989 bis 2000 Leiter der gemeinsamen Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT und der Deutschen Geologischen Gesellschaft (seit 2004: Deutsche Gesellschaft für Geowissenschaften e.V., seit 2015: Deutsche Geologische Gesellschaft – Geologische Vereinigung e.V. – DGGV), Mitglied verschiedener Arbeitskreise und Kommissions-Mitglied der IAEG, verstarb am 13. Januar 2016 in Mainz. Edmund Krauter wurde am 9. Juni 1933 in Mainz geboren, verbrachte dort seine Kindheit und Schulzeit. 1956 bis 1962 studierte er Geologie in Mainz und Innsbruck. 1964 wurde er als Schüler

von Prof. Heissel mit einer tektonischen Arbeit „Zur Frage der Reliefüberschiebung am Staner Joch (Östl. Karwendel, Tirol)“ in Innsbruck zum Dr. phil. promoviert. Es folgten fast 30 Jahre im Dienst des Geologischen Landesamtes RheinlandPfalz in Mainz. Nach kurzen Episoden zu Beginn seiner beruflichen Laufbahn in der Bodenkunde, Hydrogeologie und Lagerstättenkunde konzentrierte sich das Wirken von Edmund Krauter zunehmend auf ingenieurgeologische Fragestellungen. Schwerpunkte waren hier die Behandlung von Standsicherheitsproblemen an Böschungen und Hängen in allen denkbaren Facetten. Breiten Raum nahm die Beratung von Straßenbaubehörden, der Wasser- und Schifffahrtsverwaltung, von Gemeinden und der Deutschen Bundesbahn ein. Zunächst als Referent für Felsmechanik tätig, wurde ihm 1979 die Leitung der Abteilung Ingenieurgeologie übertragen, 1983 folgte die Ernennung zum Geologiedirektor, 1989 zum Stellvertreter des Amtsleiters. Die Lehrtätigkeit von Edmund Krauter begann 1971 mit der Erteilung eines Lehrauftrags für das Fach Ingenieurgeologie an der Universität Mainz. 1981 erfolgte die Habilitation im Fach Geologie mit einer Arbeit über die „Mechanik von Massenbewegungen an Hängen und ihre Stabilisierung“, 1983 die Ernennung zum apl. Professor. Annähernd hundert Diplomanden und Doktoranden sind dankbar für die praxisorientierte Themenvergabe und Betreuung von Examensarbeiten. Forschungsaktivitäten führten Edmund Krauter auch in andere Erdteile. Zu nennen sind vor allem die Länder Ecuador, Nepal und China. Die Versetzung in den Ruhestand 1994 bedeutete keineswegs eine Zäsur in den Aktivitäten von Edmund Krauter. Im gleichen Jahr gründete er die „Forschungsstelle für Rutschungen“, die als gemeinnütziger Verein eng mit den geowissenschaftlichen Fächern der Universität Mainz zusammenarbeitet. Seine Beratungstätigkeit führte er in dem von ihm 1997 in Mainz gegründeten Büro Geo-International weiter, dessen Geschäftsführer er bis 2008 war. Seine Schüler und Kollegen erinnern sich gerne an einen freundlichen, weltoffenen, optimistischen, kommunikativen aber auch rastlosen Menschen, der seine Schaffenskraft in hohem Maße der Ingenieurgeologie gewidmet hat. Friedrich Häfner

Persönliches/Tagungsberichte Paul von Soos, Leitender Akademischer Direktor i. R., wurde 90

Die Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT) gratuliert Herrn von Soos nachträglich sehr herzlich zum 90. Geburtstag, den er am 3. Oktober 2015 beging. Herr von Soos war sein ganzes aktives Berufsleben am Institut für Grundbau und Bodenmechanik der Technischen Universität (früher Technischen Hochschule) München tätig. Er begann das Studium des Bauingenieurwesens zunächst nur kurze Zeit in Budapest im Jahr 1944 und setzte es nach seiner Flucht 1946 in München fort. Dies geschah unter den schwierigen Nachkriegsverhältnissen: die Hochschulgebäude waren nur zum Teil nutzbar, viele davon waren zerstört, Studentenwohnraum war äußert rar, die Verpflegung war kärglich und musste täglich aufs Neue auf allen möglichen Wegen beschafft werden. Studenten wurden zu Arbeitsstunden für den Wiederaufbau der Hochschule verpflichtet. Nach dem Diplom begann Herr von Soos, beim damaligen Betriebsleiter und Lehrbeauftragten für Grundbau und Bodenmechanik, Herrn Dr. Jelinek, an der TH München mitzuarbeiten. Nachdem Herr Dr. Jelinek 1954 zum Professor und Institutsleiter des neuen Lehrstuhls für Grundbau und Bodenmechanik berufen wurde, fand Herr von Soos dort eine Anstellung als Assistent und wurde 1955 zum Betriebsleiter des Instituts ernannt. Herr von Soos blieb dem sehr renommierten Institut, dessen Betriebsleiter er war, treu, wurde zum Leitenden Akademischen Direktor ernannt und schied mit Erreichen der Altersgrenze aus dem aktiven Dienst der Technischen Universität aus. Sein Berufsleben war geprägt von intensiver, logisch basierter und konsequenter Tätigkeit. Er war in vielen Normenausschüssen des Grundbaus und des bodenmechanischen Versuchswesens aktiv. Er hielt Vorlesungen für Grundbau-Vertiefer, war zuständig für das geotechnische Versuchswesen und war an grundbautechnischen Begutach-

tungen von vielen bedeutenden Projekten durch das Institut beteiligt. Er verfolgte geotechnische Entwicklungen sowohl im deutschsprachigen Raum als auch international. Über seine Institutstätigkeit hatte er eine intensive theoretische als auch baupraktische Einbindung in das geotechnische Ingenieurwesen und dies prädestinierte ihn als Berater auch für sehr komplexe und große Projekte. Nach seinem Ausscheiden aus dem Öffentlichen Dienst wurde er noch häufig als Berater bei großen oder schwierigen Projekten und als Gerichtsgutachter zugezogen. Herr von Soos verfolgt weiterhin Entwicklungen in der Geotechnik mit großem Interesse. Die DGGT ernannte Herrn von Soos 2006 zum Ehrenmitglied und dankt ihm für seine Leistungen, die er für die Gesellschaft erbrachte. Sie spricht ihm ihren herzlichen Dank aus und wünscht Herrn von Soos vor allem Gesundheit und alles Gute. Ausführliche Würdigungen des Lebenswerkes von Herrn von Soos sind in der geotechnik, Ausgaben 28 (2005), Nr. 4 und 29 (2006), Nr. 4 veröffentlicht. Manfred Nußbaumer

Tagungsberichte 15. Altbergbau-Kolloquium in Leoben Vom 5. bis 7. November 2015 fand das 15. Altbergbau-Kolloquium zum dritten Mal an der Montanuniversität Leoben statt. Ausrichter waren der Lehrstuhl für Bergbaukunde, Bergtechnik und Bergwirtschaft und der Bergmännische Verband Österreichs (BVÖ). Gemeinsam mit den Veranstaltern, dem Institut für Geotechnik und dem Institut für Markscheidewesen und Geodäsie der TU Bergakademie Freiberg, dem Institut für Geotechnik und Markscheidewesen der TU Clausthal sowie dem Arbeitskreis 4.6 „Altbergbau“ in der Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT und DGGV in Kooperation mit dem DMV erfolgte die Gesamtorganisation der altbergbaulichen Fachtagung. Wiederum erfolgreich wurde mit über 250 Teilnehmern und sechs Ausstellern das jährlich stattfindende Kolloquium durchgeführt. 25 Vorträge verteilt auf zwei Tage zu geotechnischen, markscheiderischen und bergtechnischen Inhalten fanden reges Interesse bei den Teilnehmern. Auch Fachleute aus mehreren europäischen Ländern und den USA zur komplexen Thematik „Altbergbau“ konnten

neueste Erkenntnisse und Erfahrungen zur Erkundung, Bewertung sowie Sanierung von altbergbaulichen Hinterlassenschaften austauschen und neue Kontakte schließen. In einem umfangreichen Tagungsband wurden alle Fachvorträge veröffentlicht. Im Rahmen der zweitägigen Vortragsreihe standen folgende Themenschwerpunkte im Fokus der Veranstaltung: – Erkundung, Bewertung und Prognose von altbergbaulichen Hinterlassenschaften, – Sicherung und Verwahrung, – Altbergbau und Grubenwasseranstieg, – Nachnutzung von Altbergbau und unterirdischen Hohlräumen, – Sonderschwerpunkt: Historischer Steinkohlenbergbau im Stadtgebiet von Leoben-Seegraben. Exkursionen wurden zum „Zentrum am Berg“ – Das internationale Forschungs-, Trainings- und Schulungszentrum am Steirischen Erzberg sowie zum Arzberg – intelligente und multifunktionelle Nachnutzung eines Altbergbaus angeboten, ebenso eine Stadtführung durch Leoben. Mit über 50 Exkursionsteilnehmern stand der Steirische Erzberg im Mittelpunkt des Interesses. Den kulturellen Höhepunkt bildete am Ende des ersten Vortragstages traditionell das abendliche Bergbier mit einer zünftigen musikalisch-bergmännischen Umrahmung. Am Vorabend der Exkursionen konnte auch der neue Wein von 2015 im „Steirischen Junker“ verkostet werden. Allen Organisatoren des 15. Altbergbau-Kolloquiums sei an dieser Stelle für den reibungslosen und gelungenen Ablauf der dreitägigen Veranstaltung in Leoben gedankt. Besonderer Dank gebührt Ass. Prof. Dipl.-Ing. Dr. mont. Gerhard Mayer mit seinem Team für ihren großen organisatorischen Einsatz. Der 15. Tagungsband kann im Buchhandel unter der ISBN 978-3-93839016-0 oder bei den Veranstaltern bezogen werden. Das 16. Altbergbau-Kolloquium wird vom 10. bis 12. November 2016 in Goslar stattfinden. Dr.-Ing. habil. Günter Meier Obmann des AK 4.6

geotechnik 39 (2016), Heft 1

CBTR-Nachrichten

Prof. Horst Franke mit dem CBTR Tiefbaurechtspreis 2015 geehrt Auf der 9. interdisziplinären Fachtagung des Centrums für Baugrund- und Tiefbaurecht (CBTR) am 26. Juni 2015 in Wien erhielt der Vorsitzende der Deutschen Gesellschaft für Baurecht e.V., Prof. Horst Franke, in der Fachrichtung Rechtswissenschaft den CBTR Tiefbaurechtspreis 2015. „Der neue Preisträger ist nicht nur ein wandelndes BaurechtsLexikon, sondern auch ein herausragender Kenner des Baugrund- und Tiefbaurechts – insbesondere des Tunnelbaurechts“, mit diesen einführenden Worten würdigte CBTR-Präsident Prof. Dr. iur. Axel Wirth (TU Darmstadt) in seiner Laudatio die Verdienste von Prof. Franke für das gesamte Baurecht. Das CBTR ehrt mit dem Tiefbaurechtspreis alle zwei Jahre Fachleute aus den Bereichen Technik/Ingenieurwesen und Rechtswissenschaft, die sich besonders um Tiefbautechnik, Tiefbaurecht und vor allem deren Verzahnung verdient gemacht haben. Präsident Prof. Dr. Wirth überreichte als Auszeichnung und Symbol hierfür die Asparagusschaufel, ein von dem Künstler Richard Gruber geschaffenes Kleinod aus Bronze, samt

Urkunde. In Ausgabe 4/2015 der geotechnik wurde bereits über die Verleihung dieses Preises im Bereich Technik/Ingenieurwesen an den Präsidenten der STUVA, Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler berichtet. CBTR-Präsident Prof. Dr. Wirth bescheinigte Prof. Franke eine über Jahrzehnte andauernde führende Stellung im Baurecht. Dabei hob der Laudator die fachliche Arbeit als Herausgeber mehrerer Baurechtskommentare sowie als Seniorpartner einer der führenden Baurechtskanzleien mit zahlreichen Standorten im In- und Ausland hervor. Die unermüdliche Tätigkeit im Interesse des Baurechts – die der Geehrte als Vorsitzender der rund 1.000 Mitglieder umfassenden Deutschen Gesellschaft ausübt – zeige sich zudem durch die Beteiligung an vielen weiteren ehrenamtlichen „Bauaktivitäten“: u. a. als Vorsitzender der permanenten Kommission zur Fortentwicklung der außergerichtlichen Streitlösung für Bauwesen oder auch als Vorstandsmitglied des Forums Vergaberecht e.V. Der 1949 in Koblenz geborenen Preisträger wählte zunächst nach Abitur, Studium der Rechtswissenschaften und Referendariat als erst 27-jähriger Volljurist nicht die übliche Anwalts- oder Richterlaufbahn, sondern wurde 1976 persönlicher Referent des damaligen Bundeswirtschaftsministers Dr. Hans Friedrichs. 1978 wechselte Prof. Franke dann zum Hauptverband der Deutschen Bauindustrie: zunächst als Leiter des

Bonner Büros, dann, ab 1986, als Hauptgeschäftsführer. 1996 erhielt er nach Tätigkeit als Lehrbeauftragter im Vergabe-, Bau- und Europarecht von der Universität Wuppertal die Honorarprofessur verliehen. Parallel dazu trug der seit 1976 als Rechtsanwalt zugelassene Jurist – ab 1994 als Seniorpartner – maßgeblich zur Entwicklung der Kanzlei Heiermann Franke Knipp zu einer der bedeutendsten Baurechtskanzleien in Deutschland bei. Neben dieser Tätigkeit befasste sich der Preisträger auch wissenschaftlich mit der Materie des Bauund Vergaberechts: Seine zahlreichen Publikationen wurden wegweisend für die Entwicklung dieses komplexen Rechtsgebiets. Als Auszeichnung dafür erhielt Prof. Franke von namhaften Experten aus den Bereichen Bau-, Bauvergabe- und Architektenrecht, Baubetrieb, Bauwirtschaft und Bauindustrie im Jahr 2009 zum 60. Geburtstag eine Festschrift mit dem Titel „Baurecht als Herausforderung“ verliehen. „Dass bei einer derartig umfassenden Lebensleistung auch der Staat ,Danke‘ durch die Verleihung des Bundesverdienstkreuzes am Bande gesagt hat“, galt für den Laudator Prof. Dr. Wirth als unterstreichend für die Richtigkeit der Entscheidung für die Ehrung mit dem Internationalen Tiefbaurechtspreis des CBTR. Schließlich hat sich Prof. Franke um das gesamte Vergabe- und Baurecht, insbesondere auch dem Tief- und Tunnelbaurecht, mehr als verdient gemacht. Dr. iur. Andreas Höckmayr, Rechtsanwalt, Pfaffenhofen/Ilm

Neuwahlen beim CBTR Die Mitgliederversammlung des CBTR hat einen neuen Vorstand gewählt. Er setzt sich wie folgt zusammen: Präsident: Prof. Dr. iur. Axel Wirth, TU Darmstadt, Lehrstuhl für Rechtswissenschaften Vizepräsident neu: RA Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und Architektenrecht; Lehrbeauftragter für Vergabe- und Baurecht an der Juristischen Fakultät der Humboldt- Universität zu Berlin sowie an der THD Technischen Hochschule Deggendorf; bislang: RA Josef Grauvogl

Der Tiefbaurechtspreisträger 2015 Prof. Horst Franke (Foto: CBTR)

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Geschäftsführer: Prof. Dr. jur. Bernhard Rauch, Honorarprofessor für Bau- und Architektenrecht an der TU Dresden

CBTR-Nachrichten Schatzmeister: Prof. Dr. jur. Bastian Fuchs, LL.M., Hon.-Prof. für Internationales Baurecht sowie Tiefbaurecht an der Universität der Bundeswehr München Schriftführerin: RAin und Fachanwältin für Bau- und Architektenrecht Claudia Müller-Sedlaczek Pressesprecher neu: RA Dr. iur. Andreas Höckmayr, Lehrbeauftragter für Bauund Versicherungsrecht an der THD Technischen Hochschule Deggendorf; bislang: RA Dr. jur. Günther Schalk Kassenprüfer: RA Prof. Dr. Peter Fischer, Oldenburg und RA GeorgFriedger Drewsen, Hamburg (Ein ausführlicher Bericht folgt in der Ausgabe 2/2016 der geotechnik.)

§ Das aktuelle Urteil § Muss die Baufirma den Baugrund untersuchen? Wann muss die Baufirma den Baugrund unter die Lupe nehmen? Eine Antwort hierauf gibt eine Entscheidung des OLG Jena (Urteil vom 10.04.2013 – 2 U 571/11), gegen die nun der BGH die Nichtzulassungsbeschwerde zurückgewiesen hat (Beschluss vom 25.06.2015 – VII ZR 108/13). Der Leitsatz des Urteils lautet: „Sind die Erdgeschossdecke und die Bodenplatte aufgrund der mangelnden Tragfähigkeit des Baugrunds nicht hinreichend tragfähig, liegt kein Mangel der Bauleistung vor. Denn das Baugrundrisiko trägt grundsätzlich der Auftraggeber. Etwas anderes gilt, wenn der Auftragnehmer vertraglich dazu verpflichtet ist, den Baugrund zu prüfen (hier verneint) und er seine diesbezüglichen Prüf- und Hinweispflichten verletzt hat.“ Was bedeutet diese Entscheidung für die Tief- und Spezialtiefbauer? Im entschiedenen Fall hatte ein Bauherr von seiner beauftragten Baufirma Schadensersatz wegen erheblicher Mängel eines Rohbaus verlangt. Er hielt die Mängel für derart gravierend, dass der Rohbau nicht standfest sei und abgebrochen werden müsse. Der Gerichtsgutachter sah das anders. Dennoch machte der Bauherr weiterhin die Kosten für den Abbruch des Rohbaus, einen Anspruch auf Rückzahlung der bereits an die Baufirma gezahlten Vergütung und Erstattung nutzloser Aufwendungen für Elektro-, Heizungs- und Sanitärinstallationen geltend. Das OLG Jena hat den Anspruch des Bauherrn zurückgewiesen.

Nach den Feststellungen im gerichtlichen Beweisverfahren waren zwar tatsächlich die Erdgeschossdecke und die Bodenplatte nicht ausreichend tragfähig. Grund dafür war aber nicht eine mangelhafte Ausführung des Rohbaus, sondern eine mangelnde Tragfähigkeit des Baugrunds. Nach dem Gerichtsgutachten wäre das Gebäude selbst bei vertragsgerechter Ausführung von Decke und Boden wegen des mangelhaften Baugrunds nicht standsicher geworden. Hier stellt sich nun die Gretchenfrage nach der Verantwortlichkeit. Den Baugrund stellt der Bauherr zur Verfügung, er ist für den von ihm gelieferten „Baustoff“ und dessen Zustand verantwortlich. Die Baufirma musste hier den Baugrund nicht prüfen, so das OLG. In dem Vertrag finde sich keine Pflicht der Baufirma, den Baugrund zu prüfen. Der Bauherr hatte sich auf einen Satz in der Genehmigungsstatik berufen, nach dem die Zulässigkeit der Bodenbemessung und die angesetzten Bodenwerte örtlich unter Beachtung der DIN 1054 zu überprüfen seien. Die Übergabe der Statik an den Bauunternehmer beinhalte aber noch keine vertragliche Vereinbarung, dass diese nicht durch den Bauherrn, sondern durch die Baufirma zu überprüfen gewesen wäre, so das Gericht. Ohne Untersuchungspflicht bleibt es bei der allgemeinen Regelung. Danach ist der Bauherr verantwortlich für die Untersuchung und Beschreibung des Baugrunds. Das ist allerdings kein genereller Freibrief für die Baufirmen: Es kann durchaus eine Prüf- und Hinweispflicht für sie vor Ausführung, ja sogar vor Angebotsabgabe bestehen. Das ist auch nicht nur der Fall, wenn eine solche Pflicht ausdrücklich im Vertrag geregelt ist, sondern auch ohne Hinweis im Vertrag dann, wenn die Baufirma als Fachmann erkennen muss, dass an der Planung, der vorgesehenen Art der Ausführung oder im Bodengutachten etwas „faul“ ist. Darauf sollte der Tief- bzw. Spezialtiefbauer akribisch achten – andernfalls ist er später mit Mehrvergütungs-, Schadensersatz- oder Bauzeitansprüchen aus solchen Beeinträchtigungen ausgeschlossen.

Sparten: Muss Baufirma eigenständig Lage erkunden? Ein Klassiker: Eine Tiefbaufirma beschädigt bei Baggerarbeiten ein Kabel eines Telekommunikationsdienstleisters. Wer ist schuld? Der Auftraggeber (AG) verweist auf die von ihm übergebenen Pläne. Darin stand, dass sie „nicht zur Maßentnahme geeignet“ seien und die Baufirma „etwaige Gefährdungsbereiche vor Durchführung der Arbeiten im Hin-

blick auf die Kabellage auf dem Plan mittels Handzeichnung“ abzustimmen habe. Die Baufirma hält dagegen, dass der Schaden außerhalb der von beiden Vertragspartnern angenommenen Gefährdungsbereiche eingetreten sei. Dort habe man insoweit nicht mit einem Kabel rechnen müssen. Die Sache geht vor Gericht. Die erste Instanz verurteilt die Baufirma. Das OLG Dresden urteilt in der Berufung (Urteil vom 25.11.2015 – 1 U 880/15): 1. Die Gefahrenträchtigkeit von Tiefbauarbeiten erfordert es, dass in einem Abstand von weniger als 5 m zu verlegten Kabeln ständig ein Mitarbeiter des bauausführenden Unternehmens zur Einweisung des Maschinenbedieners anwesend ist. 2. Ab einem Abstand von 40 cm zur Kabellage sind weitere Sicherheitsmaßnahmen angezeigt, z. B. eine Suchschachtung. 3. Vorstehende Grundsätze gelten auch dann, wenn das Tiefbauunternehmen laut vorliegendem Schachtschein von einer völlig anderen Kabellage ausgegangen ist. Eine bedenkliche Entscheidung des OLG Dresden, die nicht wirklich von tiefergehendem Sachverstand im Tiefbaurecht zeugt. Das Gericht wirft der Tiefbaufirma vor, ihre Sorgfaltspflichten verletzt zu haben. Sie habe Sicherheitsabstände nicht eingehalten. Nach der Kabelschutzanweisung des Telekom-Unternehmens ist bei einem Abstand von weniger als 5 m auch bei erdverlegten Kabeln ständig ein Mitarbeiter der Baufirma abzustellen, der den Baggerfahrer einweist. Bei weniger als 40 cm Abstand sind Suchschachtungen nötig. Das OLG begründet also eine Pflicht der Baufirma, ohne Auftrag Suchschachtungen auszuführen – obwohl nach der Planlage und dem einvernehmlichen Verständnis der Parteien in diesem Bereich überhaupt nicht mit Sparten zu rechnen war. Man kann einer Baufirma in einem Fall wie hier nur empfehlen, den AG vor der Ausführung zur Vorlage von Plänen aufzufordern, die einen sicheren Rückschluss auf die Lage der Sparten zulässt. Das ist nämlich vor allem bei öffentlichen Auftraggebern ureigene Pflicht (§ 7 VOB/A und Abschnitte 0 der VOB/C).

„Massenänderungen berechtigen nicht zu Preiskorrektur“? § 2 Abs. 3 VOB/B regelt klar: Überoder unterschreitet die tatsächlich bearbeitete Menge den vertraglichen Ansatz um mehr als 10 %, ist auf Verlangen der

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CBTR-Nachrichten/Dissertationen Preis anzupassen. Die Anwendung dieser Norm setzt zunächst voraus – das wird in der Praxis häufig verkannt –, dass eine zufällige Mengenänderung eingetreten ist (z. B. Mengenermittlungsfehler) und nicht ein Eingriff (z. B. Änderungsanordnung) des Bauherrn zugrunde liegt. Eine Unsitte aus Sicht der Baufirmen bürgert sich immer mehr ein: Formularmäßige Klauseln sehen nicht selten folgende Regelung vor: „Massenänderungen – auch über 10 % – sind vorbehalten und berechtigen nicht zur Preiskorrektur“. In einem Fall, den der BGH jetzt entschieden hat (Beschluss vom 04.11.2015 – VII ZR 282/14), war diese Klausel in einem VOB-Einheitspreisvertrag enthalten. Ein Bauunternehmen hatte eine Lärmschutzwand zu errichten und setzte einen Subunternehmer ein. Im Auftragsschreiben an den Subunternehmer stand diese Regelung. Im Rahmen der Ausführung stellte sich heraus, dass in diversen Positionen erhebliche geringere Mengen anfielen. So war z. B. die Fläche der zurückzubauenden Baustraße nur 650 statt vereinbarter 9.750 m² groß. Aufgrund dessen rechnete der Nachunternehmer rund 55.000 Euro ab. Er machte neben der Vergütung für die Leistungen einen Ausgleich für eine Unterdeckung der Allgemeinen Geschäftskosten und der kalkulatorischen Ansätze für Wagnis und Gewinn geltend. Der Auftraggeber verweigerte die Zahlung und verwies auf die strittige Klausel, wonach § 2 Abs. 3 VOB/B ja ausgeschlossen worden sei. Der Subunternehmer klagte. Der BGH urteilte im Leitsatz: „Die vom Auftraggeber in einem VOB-Einheitspreisvertrag formularmäßig gestellte Klausel ,Massenänderungen – auch über 10 % – sind vorbehalten und berechtigen nicht zur Preiskorrektur‘ ist wegen unangemessener Benachteiligung des Auftragnehmers unwirksam. Denn mit ihr wird nicht nur eine Preisanpassung zugunsten des Auftragnehmers nach § 2 Abs. 3 VOB/B ausgeschlossen, sondern darüber hinaus auch eine Preisanpassung nach den Grundsätzen über die Störung der Geschäftsgrundlage (BGB § 313).“ Es bleibt allerdings abzuwarten, was am Ende aller Tage rechtskräftig feststehen wird: Der BGH hat den Rechtsstreit nämlich an das OLG zurückgewiesen. Es wird noch weitere Hausaufgaben zu erledigen und den Fall erneut zu entscheiden haben.

Bedenken – auch bei fachkundig beratenem Bauherrn? Ein weiterer Baugrundfall geistert durch die aktuelle Rechtsprechung – allerdings

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ist der Boden hier letztlich nur Mittel zum Zweck. Die Entscheidung ist vielmehr nahezu ein lehrbuchartiger Ritt durch die Thematik der Bedenkenanmeldung. § 4 Abs. 3 VOB/B regelt, dass der Auftragnehmer (AN) Bedenken anmelden muss, wenn er welche hat – u. a. gegen die vorgesehene Art der Ausführung. Nur so wird er später von der Mängelhaftung für diesen Umstand frei. Muss die Baufirma aber uneingeschränkt Bedenken auch dann mitteilen, wenn der Bauherr selbst fachkundig oder fachkundig beraten ist? Das OLG Dresden gibt in seinem (noch nicht rechtskräftigen) Urteil vom 06.10.2015 – 9 U 272/15 eine Antwort: 1. Kann sich der Auftragnehmer darauf verlassen, dass der fachkundig beratene Auftraggeber selbst oder durch Dritte geprüft hat und dessen Anordnungen Ergebnis dieser Prüfung sind, entfällt die Prüfungs- und Mitteilungspflicht. 2. Ob Bedenken hätten entwickelt werden müssen, richtet sich nach dem Sachverstand und Erkenntnisstand des Prüfpflichtigen; fachkundige(re) Dritte muss er nicht hinzuziehen. Eine Baufirma hatte hier ein Stütz- und Trogbauwerk für eine Straße zu bauen und die Ausführungsplanung zu erstellen. Laut dem vom Auftraggeber (AG) übergebenen Baugrundgutachten war nicht mit Grundwasser im Bereich des zu errichtenden Baus zu rechnen. Die von einem Fachplaner ausgearbeitete Entwurfsplanung sah ebenfalls kein drückendes Wasser vor. Der AN plant ebenso nicht damit. Noch vor Abnahme allerdings zeigen sich Risse – verursacht durch Grundwasser, das auf Bodenplatte und Wände drückt. Der AG lässt die Risse beseitigen und behält Vergütung in Höhe der Kosten für die Risssanierung ein. Die Baufirma klagte. Das OLG Dresden gibt ihr Recht: Das Bauwerk sei zwar mangelhaft, aber die Baufirma ist dafür nicht verantwortlich. Die Baufirma hat für einen Mangel nicht einzustehen, wenn dieser auf verbindliche Vorgaben des AG zurückzuführen ist und der AN seiner Pflicht nachgekommen ist, auf Bedenken hinzuweisen, die ihm bei der gebotenen Prüfung der verbindlichen Vorgaben gekommen sind oder hätten kommen müssen. Rahmen und Grenzen der Prüfungsund Hinweispflicht ergeben sich aus dem Grundsatz der Zumutbarkeit, wie sie sich nach den besonderen Umständen des Einzelfalls darstellt. Entscheidend sind dabei das von der Baufirma zu erwartende Fachwissen und alle Umstände, die für den AN bei hinreichend sorgfältiger Prüfung als bedeutsam er-

kennbar sind. Wissen, das nur von Sonderfachleuten (z. B. Statiker, Bodengutachter etc.) erwartet werden kann, kann von einer Baufirma nicht verlangt werden. Im vorliegenden Fall musste die Baufirma das Baugrundgutachten nicht selbst durch einen hydrogeologischen Sachverständigen überprüfen lassen. Sie durfte sich ferner auf die Vorgaben des Bauherrn und des Fachplaners verlassen. Etwas Anderes gilt wiederum nur dann, wenn der Baufirma Ungereimtheiten „ins Auge springen“. RA Dr. jur. Günther Schalk, FA für Bau- und Architektenrecht und Lehrbeauftragter für Bau- und Vergaberecht an der HumboldtUniversität zu 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

Dissertationen Jan Schröder, Technische Universität Bergakademie Freiberg

Untersuchungen zur Weiterentwicklung und Optimierung des Einsatzes von Superabsorbern in der Umweltgeotechnik am Beispiel von polymermodifizierten Sand-BentonitMischungen Ziel dieser Arbeit war es, die bewährten Eigenschaften des mineralischen Abdichtungsmaterials Trisoplast® grundlegend zusammenzustellen und auf dieser Basis eine Sand-Bentonit-PolymerDichtungsbahn zu entwickeln. Der sogenannte TrisoLiner® erweitert die bautechnischen Grenzen des traditionellen Trisoplast® und ermöglicht so neue Anwendungszwecke. Seine besonderen Eigenschaften erhält Trisoplast® durch das vorhandene Polymer (Polyacrylamid). Der neu entwickelte TrisoLiner® basiert auf dem gleichen Wirkprinzip wie Trisoplast®. Untersuchungen hinsichtlich möglicher Entmischung wurden durchgeführt, Testfelder angelegt und neben speziellen Messapparaturen auch Schweißgeräte entwickelt. Ergeb-

Dissertationen nisse zeigen, dass der TrisoLiner® in einer Stärke von ca. 2,0 cm alle dichtungsrelevanten Randbedingungen erfüllt. Durch die hier durchgeführten Arbeiten wird die ingenieurtechnische Bemessung auf Stand- und Verformungssicherheit, Austrocknungsresistenz sowie Sicherheit gegen Schadstofftransport ermöglicht. Prof. Dr.-Ing. Dr. h. c. Herbert Klapperich, 23. Januar 2015

Marcus Fuchsschwanz, Rheinisch Westfälische Technische Hochschule Aachen

Zur Standsicherheit und Erosion von Böschungen – Bewertung und Vergleich von Stabilisierungsmaßnahmen für Bergehalden des Steinkohlenbergbaus in Vietnam In der Arbeit werden Hilfsmittel zur Planung und Bewertung von Stabilisierungsmaßnahmen von Bergehalden im vietnamesischen Steinkohlenbergbau entwickelt. Dazu werden die unter den angenommenen Randbedingungen und standortspezifischen Gegebenheiten sinnvollsten Maßnahmen für eine nachträgliche Stabilisierung der Bergehalden identifiziert. Durch Feld- und Laborversuche werden die zur Bewertung der Böschungsstandsicherheit erforderlichen Scherfestigkeits- und Materialparameter für das Abraummaterial ermittelt. Zur Abbildung des nichtlinearen Scherfestigkeitsverlaufs im niedrigen Normalspannungsbereich wird ein neu entwickelter Ansatz einer Hyperbel an die Schergerade nach Mohr-Coulomb verwendet. Mit diesem Ansatz werden Bemessungsdiagramme für die Böschungsstandsicherheit erstellt. Die Beurteilung der Erosion erfolgt auf der Grundlage der Revised Universal Soil Loss Equation (RUSLE). Die danach ermittelten Parameter für das Abraummaterial werden vor Ort durch ein Monitoring von Erosionsrinnen mit einem terrestrischen 3-D-Laserscanner kalibriert. Als Hilfsmittel zur Bewertung der Erosion der Böschungen wird ebenfalls ein Bemessungsdiagramm erstellt. Am Beispiel einer geplanten Stabilisierungsmaßnahme werden die entwickelten Berechnungsansätze und Bemessungsdiagramme zur Identifikation der wirtschaftlichsten Stabilisierungsvariante angewendet. Abschließend wird eine Implementierung der entwickelten Berechnungsansätze in ein Geoinformationssystem (GIS) untersucht, wodurch eine automatische Identifikation von gefährdeten Bereichen ermöglicht wird. Im Vergleich zu bisherigen Ansätzen in GIS wurden die Berechnungsansätze für

die Böschungsstandsicherheit und der Erosion verbessert. Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 30. Januar 2015

Sebastian Althoff, Technische Universität Bergakademie Freiberg

Nutzung gering tragfähiger Böden für geokunststoffbewehrten Erdbau – Versuche zur Interaktion Geokunststoff/ Boden – Wirkungsgröße, bodenverbessernde Maßnahmen Gering tragfähige Böden für kunststoffbewehrte Erd- und Stützbauwerke zu nutzen, kann enorme ökologische und ökonomische Vorteile bieten. Die Grundlagen zum Bau und zur Bemessung solcher Konstruktionen sind aber gegenwärtig sehr limitiert. In über 250 großmaßstäblichen Scher-, Herauszieh- und Reibungsversuchen wurde deshalb das Verbundverhalten Geokunststoff/Lockergestein eingehend untersucht. Denn das Verbundverhalten ist für diese Bauweise von grundsätzlicher Bedeutung. Den Wissensstand gerade zu diesem wichtigen Themenkomplex auszubauen und zu präzisieren, ist Ziel dieser wissenschaftlichen Arbeit. Aus der Vielzahl an Versuchen sowie den angestellten theoretischen Überlegung konnten einige, das Verbundverhalten beeinflussende Parameter definiert, das Interaktionsprüfgerät weiterentwickelt sowie ein Bezug zur Baupraxis hergestellt werden. Prof. Dr.-Ing. Dr. h. c. Herbert Klapperich, 6. Februar 2015

Thomas Feistl, Technische Universität München

Vegetation effects on avalanche dynamics Vorliegende Dissertation beschäftigt sich mit der Modellierung von Waldlawinen, also Lawinen, die in vegetationsreichen Bereichen auftreten. Zur Vorhersage von Auslaufdistanzen und Fließgeschwindigkeiten wird dank verbesserter numerischer Modelle vermehrt auf Lawinenmodellierungssysteme (z. B. RAMMS – Rapid Mass MovementS) zurückgegriffen. Damit können Schutzmaßnahmen optimal dimensioniert werden. Bisher wurden numerische Modelle vor allem zur Berechnung von Extremereignissen genutzt und anhand großer Lawinen die Parameter der zugrundeliegenden Bewegungsgleichungen kalibriert. Im Gegensatz zu diesen Lawinen haben Waldlawinen geringere Massen und Geschwindigkeiten. Insbesondere

muss der Einfluss von Bäumen auf die Anfangsbedingungen beim Lawinenanriss und die Fließdynamik berücksichtigt werden, was bei bestehenden numerischen Modellen bisher nicht der Fall ist. Speziell in tiefer gelegenen, bewaldeten Bergregionen besteht großer Bedarf an numerischen Modellen, die Waldlawinenereignisse exakt vorhersagen. Das Ziel dieser Arbeit war, die Wirkung von Bäumen und Vegetation auf die Anfangsbedingungen von Lawinen zu ermitteln, den Fließprozess von Lawinen im Wald zu verstehen und Auslaufdistanzen und Geschwindigkeiten mit Hilfe von numerischen Modellen zu simulieren. Es war daher notwendig, eine Adaption des am Schweizer Institut für Schnee- und Lawinenforschung entwickelten Lawinen-Modellierungssystems RAMMS an die spezifischen Verhältnisse des bayerischen Alpenraumes vorzunehmen und dieses im Hinblick auf die dort charakteristischen Witterungs-, Schnee- und Waldverhältnisse weiterzuentwickeln. Speziell sollten die Fließeigenschaften von Lawinen im Wald bei wechselnder Schneedichte erforscht und in RAMMS berücksichtigt werden. Zur Adaption von RAMMS wurden u. a. die mathematisch-physikalischen Grundlagen des Modells weiterentwickelt, wofür theoretische Grundlagenforschung zur Lawinendynamik notwendig war. Zur Validierung der Parameter wurden im Feld aufgenommene Daten zu Anrisshöhe, Anrissfläche sowie Waldstruktur und Topographie im Anrissgebiet, Lawinensturzbahn und Lawinenauslaufzone benötigt. Ein Datensatz entsprechender Ereignisse, bei denen der Einfluss des Waldes berücksichtigt wurde, konnte durch Auswertung bestehender schweizerischer Waldlawinen sowie von Ortholuftbildern vom Zeitraum des jeweiligen Anrisses generiert werden. Im bayerischen Alpenraum wurden zudem gut dokumentierte Wald- und Waldschadenslawinenereignisse vom Lawinenwinter 2008/09 herangezogen. Neben der statistischen Auswertung des bestehenden umfangreichen Datenmaterials wurden zusätzliche Ereignisse in den Wintern 2012– 2014 aufgenommen. Prof. Dr. rer. nat. habil. Kurosch Thuro, 19. Februar 2015

Rebecca Wallus (geb. Schüller), Rheinisch Westfälische Technische Hochschule Aachen

Energetische Optimierung von Vereisungsmaßnahmen im Tunnelbau In dieser Arbeit wurden numerische Lösungsmodelle zur realistischen Bestimmung der Kühlenergie von Verei-

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Dissertationen sungsmaßnahmen entwickelt, um eine ganzheitliche Optimierung von Vereisungsmaßnahmen im Hinblick auf die Aufgefrierzeit und insbesondere den Energieverbrauch während der Aufgefrier- und Erhaltungsphase zu ermöglichen. Um die erforderliche Kühlleistung realistisch zu bestimmen, müssen alle am Gefrierprozess beteiligten Komponenten (Boden, Grundwasser, Gefrierrohr) sowie deren Interaktion betrachtet werden. Da geeignete Ansätze zur Bestimmung der Kühlleistung bislang fehlen, wurden ein vereinfachtes sowie ein detailliertes numerisches Lösungsmodell entwickelt und in das Finite-Differenzen-Programm ShematSuite implementiert, das bereits die gekoppelte Simulation von Wärmetransport- und Strömungsprozessen im Boden ermöglicht. Der vereinfachte Ansatz erfasst lediglich den Einfluss des umgebenden Bodens auf die Kühlleistung. Der detaillierte Ansatz hingegen basiert auf der Theorie der thermischen Widerstände und berücksichtigt sowohl den Gefrierrohraufbau und die Wärmetransport- und Strömungsprozesse innerhalb des Gefrierrohrs als auch die Kopplung mit dem umgebenden Boden. Entwickelt wurde er in Zusammenarbeit mit der Geophysica Beratungsgesellschaft mbH. Die Validierung der Lösungsmodelle erfolgte durch die Nachrechnung eines Modellversuchs der ETH Zürich. Zur Verdeutlichung der Praxistauglichkeit wurde aufbauend auf den guten Validierungsergebnissen ein reales Vereisungsprojekt nachgerechnet, für das die Deilmann-Haniel GmbH freundlicherweise die Daten bereitstellte. Anschließend wurden in umfangreichen numerischen Simulationen die maßgebenden Einflussfaktoren auf die Aufgefrierzeit und die Kühlleistung sowie verschiedene Ansätze zur energetischen Optimierung von Vereisungsmaßnahmen ermittelt. Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 24. April 2015

Agnes Mitterer, Technische Universität München

Die Genese von Sedimenten mit authigenem, kristallinem SiO2 zur Bildung von Tripellagerstätten Poröse authigene Kieselsedimente mit Opal-CT oder Quarz stellen weltweit als sogenannte Tripel oder Kieselerden bedeutende Rohstoffe dar. In dieser Arbeit wurden einerseits die verschiedenen lokal geprägten Bezeichnungen definiert, andererseits eine Reihe von verschiedenen Tripeln und ähnlichen Gesteinen

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untersucht und verglichen. Bei den untersuchten Gesteinen handelt es sich um die Neuburger Kieselerde, den Amberger Tripel und die Reinhausener Schichten, den Kraichgauer Tripel, die Gaize d’Argonne, die Opuka aus Böhmen, den Tripel von Castro Urdiales sowie verschiedene Tripelvorkommen aus den USA, Russland, der Ukraine und Kroatien. Analysiert wurde dabei mittels Dünnschliffmikroskopie, Rasterelektronenmikroskopie, Röntgendiffraktometrie sowie Röntgenfluoreszenzanalysen der Mineralbestand, vor allem die Mineralphasen der authigenen Kieselsäure, aber auch die Porosität des Gesteins. Aus dem Vergleich der Ergebnisse der verschiedenen Gesteine konnten vor allem folgende Faktoren als maßgeblich für die Entstehung der Gesteine festgestellt werden: die biogene Kieselsäure-Quelle, das geologische Alter, das geologische Umfeld und der geologische Werdegang sowie die petrographische Zusammensetzung. Darauf aufbauend wurde angelehnt an Knauth (1979) ein Genesemodell entwickelt, dessen zentrale Aspekte die biogene Herkunft der Kieselsäure von Schwämmen und der primär karbonatische Charakter des Ausgangsgesteins ist.

oder beim Ansatz des Ausgangsspannungszustands nach Weißenbach und Gollub (1995) bzw. EAB ausgeschlossen werden können. Eine erhebliche Verbesserung der Prognose des Bettungsverhaltens lässt sich durch Ansatz eines wirklichkeitsnahen Reibungswinkels im Sinne eines Mittelwerts anstelle eines unteren charakteristischen Werts erreichen. In der Arbeit wird ein Korrekturfaktor für den Mobilisierungsansatz von Besler entwickelt, durch den unter Beibehaltung der in der Praxis üblichen abgeminderten Reibungswinkel die Steifigkeit des Bettungsansatzes erhöht wird. Getrennte Nachweise für den Grenzzustand der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit sind dann nicht mehr erforderlich.

Prof. Dr. rer. nat. habil. Kurosch Thuro, 28. April 2015

In der Arbeit wird eine u-p-Formulierung zur Beschreibung des Verhaltens eines wassergesättigten Bodens in das Finite-Elemente-Programm Abaqus/Explicit mit einer direkten expliziten Zeitintegration implementiert und hiermit die Wellenausbreitung und Pfahleinbringung untersucht. Mittels einer Userroutine für Stoffmodelle wird die in Abaqus/Explicit verfügbare gekoppelte Temperatur-Verformungsanalyse modifiziert, um die Ausbreitung des Porenwassers zu beschreiben. Die Verifizierung des numerischen Modells zeigt, dass die Verwendung eines expliziten Zeitintegrationsverfahrens bei quasistatischer Beanspruchung eine sehr gute Übereinstimmung mit analytischen Lösungen und Simulationsergebnissen liefert, welche mit einem impliziten Zeitintegrationsverfahren berechnet wurden. Zudem wird der Vorteil einer expliziten Zeitintegration hinsichtlich Rechenzeit bei großen Modellen mit sehr diskontinuierlichen Prozessen und kurzen Simulationszeiträumen verdeutlicht. Anhand der eindimensionalen Wellenausbreitung werden die Anwendungsgrenzen einer u-p-Formulierung bei dynamischer Belastung gezeigt. Zudem kann gezeigt werden, dass die unter dränierten Bedingungen beobachtete Entstehung von Schockfronten bei nichtlinearem anelastischen Materialverhalten ebenfalls im wassergesättigten Sand auftritt. Die numerische Simulation der

Harriet Hegert, Technische Universität Dortmund

Anwendbarkeit des Bettungsmodulverfahrens mithilfe von Mobilisierungsfunktionen zur Prognose von Wandverschiebungen Sollen die Verschiebungen des Wandfußes eines Baugrubenverbaus genauer erfasst werden als mit dem Trägermodell auf unnachgiebigen Auflagern und ist der Aufwand für ein FE-Modell nicht angemessen, bietet sich das Bettungsmodulverfahren an. Die Hauptschwierigkeit dieses Verfahrens liegt darin, die Federkennlinien und den Bettungsmodul so festzulegen, dass die berechneten Verschiebungen und Biegemomente der Wirklichkeit möglichst nahe kommen. Brand et al. (2009, 2010, 2011) stellen in umfangreichen Untersuchungen signifikante Abweichungen zwischen gemessenen und nach EB 102 auf Grundlage von Mobilisierungsfunktionen ermittelten Verformungen fest. Aufgrund der unklaren Sachlage wurde der betreffende Absatz der 4. Auflage in der 5. Auflage der EAB gestrichen. In der Arbeit wird diese Fragestellung aufgegriffen. Es wird gezeigt, dass systematische Fehler bei den unter idealisierten Bedingungen abgeleiteten Mobilisierungsfunktionen

Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, 21. Mai 2015

Thorben Hamann, Technische Universität Hamburg-Harburg

Zur Modellierung wassergesättigter Böden unter dynamischer Belastung und großen Bodenverformungen am Beispiel der Pfahleinbringung

Dissertationen Schlagrammung eines Pfahls in wassergesättigtem Sand zeigt eine gute Übereinstimmung mit den Ergebnissen einer Feldmessung. Hierauf aufbauend wird für die Schlag- und Vibrationsrammung eines Pfahls eine Parameterstudie zur Untersuchung verschiedener Einflüsse auf die mechanischen Vorgänge im Boden und insbesondere deren Einfluss auf die spätere axiale Pfahltragfähigkeit durchgeführt. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 15. Juni 2015

Björn Schümann, Technische Universität Hamburg-Harburg

Beitrag zum dynamischen Dreiphasenmodell für Boden auf Basis der FiniteElemente-Methode Die Arbeit befasst sich mit den Grundlagen, der Implementierung, Verifizierung und Anwendung eines dynamischen Dreiphasenmodells auf Basis der Finite-Elemente(FE)-Methode. Durch Berücksichtigung der Porenfluide Wasser und Luft ermöglicht das Modell eine genauere Beschreibung des komplexen Trag- und Verformungsverhaltens von Böden bei der numerischen Simulation geotechnischer Fragestellungen. So können Phänomene wie die Bildung von Porenwasserüberdrücken in wassergesättigten Böden durch dynamische Anregungen oder kapillare Saugspannungen im teilgesättigten Zustand in der Berechnung berücksichtigt werden. Auch die Simulation der Bodenentwässerung durch Druckluft ist aufgrund der Dreiphasenformulierung möglich. Das Modell wurde über eine Schnittstelle für Benutzerroutinen mittels eines benutzerdefinierten Elements (UEL) in das FE-Programm Abaqus eingebunden. Die Verifizierung erfolgt anhand der Simulation einfacher Randwertprobleme und des Vergleichs der Ergebnisse mit analytischen Lösungen, Resultaten von Laborversuchen und Simulationsergebnissen anderer Autoren. Beispielhaft seien Konsolidierungsberechnungen, die Entwässerung einer Sandsäule und die Wellenausbreitung in wassergesättigtem Boden genannt. Zudem kann das Benutzerelement auch in Kombination mit großen Verformungen und Kontaktformulierungen, wie sie zur Beschreibung von Bauwerk-Boden-Interaktionen nötig sind, eingesetzt werden. Durch die Parallelisierbarkeit der Berechnungen eignet sich das Modell auch zur Lösung komplexerer geotechnischer Randwertprobleme. Nach erfolgreicher Verifizierung wird das Dreiphasenmodell u. a. zur Simulation teilgesättigter Triaxialversuche, der Wellenausbreitung in teilge-

sättigten Böden und des Einvibrierens eines Pfahls in wassergesättigten Boden eingesetzt. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 14. Juli 2015

Ioanna-Kleoniki Fontara, Christian-Albrechts-Universität zu Kiel

Simulation of seismic wave fields in inhomogeneous half-plane by non-conventional BIEM In der Dissertationsschrift wurden nichtkonventionelle, zweidimensionale Randelementemethoden zur Analyse von Wellenausbreitungsproblemen im Erdbebeningenieurwesen und zur Prognose von Erschütterungsimmissionen entwickelt. Die Einschätzung von seismischen Bodenbewegungen in natürlichen oder urbanen Regionen, hinsichtlich vorhandener Verstärkungseffekte und räumlicher Variationen der Bodenbewegung, ist abhängig von den vorhandenen dynamischen Eigenschaften der seismischen Quelle, dem vorhandenen Wellenpfad, den speziellen, lokalen, heterogenen Standorteigenschaften und Oberflächentopographien. Derartige Berechnungen sind erforderlich für die Planung und das Design von signifikanten Infrastrukturprojekten, Industrieanlagen, Rohr- und Energietrassen, vorhandener und geplanter städtische Bebauung in sensitiven Regionen. Aufgrund der hohen Standortkomplexität ist es oft nicht möglich, Standortabhängigkeiten vollständig in Erdbebennormen aufzunehmen, und daher werden effektive numerische Modellierungen für die Analyse komplexer Standortanalysen unabdingbar. Die Arbeit analysiert verschiedene Fundamentallösungen und Green’sche Funktionen zur Berücksichtigung variabler, tiefenabhängiger Materialsteifigkeitsgradienten in der Simulation einer ebenen bzw. von einer seismischen Punktquelle ausgehenden SH-Wellenfront. Um die Abbildungsgenauigkeit, den numerischen Aufwand und die Berechnungsgeschwindigkeit zu analysieren, werden numerische Lösungen des kontinuierlich oder diskret inhomogenen Halbraums betrachtet. Die getätigten Entwicklungen reduzieren den erforderlichen Diskretisierungsaufwand von vorhandenen Bodenschichtungen erheblich und stellen eine zeiteffektive Lösung der Wellenausbreitung durch einen heterogenen Halbraum dar. Anhand von analytischen Lösungen sowie unterschiedlichen Parameterstudien erfolgt die Validierung der entwickelten Modelle. Abschließende Studien zu Anwen-

dungen im Erdbebeningenieurwesen schließen die Arbeit ab. Prof. Dr.-Ing. habil. Frank Wuttke, 22. Juli 2015

Klaus Georg Thieken, Leibniz Universität Hannover

Geotechnical design aspects of foundations for offshore wind energy converters Hinsichtlich der Gründung von Offshore-Windenergieanlagen ergibt sich eine Vielzahl geotechnischer Fragestellungen. Die Dissertation befasst sich daher nicht mit einer einzelnen Problematik, sondern besteht aus insgesamt fünf begutachteten Aufsätzen zu der Thematik, welche durch einen Haupttext zusammengefasst werden. Die Arbeit ist in englischer Sprache verfasst. Hinsichtlich der Bemessung von Gründungspfählen wird die gegenseitige Beeinflussung des Abtrags axialer und lateraler Lasten, wie beispielsweise bei aufgelösten Gründungsstrukturen auftretend, mit Hilfe dreidimensionaler FE-Simulationen untersucht. Der zweite Aufsatz befasst sich mit dem Tragfähigkeitsnachweis für lateral belastete Pfähle. Auf Grundlage der Identifikation fehlerhafter Ergebnisse des in der deutschen Normung beschriebenen speziellen Nachweisverfahrens wird eine neue Nachweisgleichung eingeführt. In einer weiteren Untersuchung wird ein neuer p-y-Ansatz für die Bemessung lateral belasteter Pfähle in nichtbindigem Boden mittels systematischer FE-Untersuchungen hergeleitet. Der Ansatz liefert realistische Ergebnisse für den gesamten Lastbereich und eignet sich für Pfähle beliebiger Abmessungen bzw. Steifigkeiten. Zwei weitere Aufsätze beschäftigen sich mit dem Tragverhalten von Suction-Bucket-Gründungen in nichtbindigem Boden. Zum einen wurde das Tragverhalten eines Monopod-Buckets unter Lateral- und Momentenbeanspruchung untersucht, zum anderen wurde mit Hilfe eines H-M-gekoppelten numerischen Modells ermittelt, inwieweit sich bei Multipod-Buckets unter schneller Axialbelastung auftretende, die Tragfähigkeit erhöhende Unterdrücke einstellen und ob diese in der Bemessung Berücksichtigung finden können. Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 14. August 2015

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Dissertationen Veselin Zarev, Ruhr-Universität Bochum

Model identification for the adaption of numerical simulation models – Application to mechanized shield tunneling Hauptziel der vorliegenden Doktorarbeit ist die Identifikation der Modellparameter des Untergrunds für die Adaption numerischer Simulationsmodelle für den schildgestützten maschinellen Tunnelvortrieb. Die Identifikation der Modellparameter des Untergrunds versteht sich als die Identifikation der konstitutiven Bodenparameter des verwendeten Stoffgesetzes. Am Anfang fokussiert sich die Doktorarbeit auf die Entwicklung eines adäquaten numerischen Modells für die realistische Abbildung des maschinellen Tunnelvortriebs. Eine adäquate Modellbildung muss alle wesentlichen am Vortriebsgeschehen beteiligten Komponenten, wie Tunnelbohrmaschine, Ortsbruststützung, Ringspaltverpressung, Tunnelauskleidung sowie sequenziellen Vortrieb, berücksichtigen. Außerdem müssen zum Modell entsprechende mechanische und hydraulische Randbedingungen vorgegeben werden. Ziel ist die Entwicklung eines robusten und numerisch effizienten Simulationsmodells, im Sinne einer Vorwärtsrechnung, welches später für die Parameteridentifikation der konstitutiven Eingabeparameter des verwendeten Bodenmodells mittels einer iterativen direkten Rückrechnung benutzt wird. Um das zu unterstützen, ist eine Sensitivitätsanalyse durchgeführt worden, um die Auswirkung der Modellparameter hinsichtlich der Modellantwort zu analysieren. Für die Minimierung der Abweichungen zwischen den gemessenen und den simulierten Modellantworten wurde als nächstes eine direkte Rückrechnung mittels der Particle Swarm Optimization durchgeführt. Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 21. September 2015

Jörg Bauer, Universität Kassel

Seitendruck auf Pfahlgründungen in bindigen Böden infolge quer zur Pfahlachse wirkender Bodenverschiebungen In der Arbeit wurde die aus Bodenverschiebungen resultierende horizontale Einwirkung auf Pfähle in vorwiegend normalkonsolidierten bindigen Bodenschichten wissenschaftlich untersucht. Mit Hilfe von experimentellen, numerischen und analytischen Methoden konnten die maßgeblichen Einflussfaktoren auf den Seitendruck bestimmt und

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Erkenntnisse über die Boden-PfahlWechselwirkung bei veränderten Bodenverhältnissen und Pfahlgeometrien gewonnen werden. Die Arbeit gliedert sich in drei aufeinander aufbauende Bearbeitungsschwerpunkte. Im experimentellen Teil wurden kleinmaßstäbliche 1-g-Modellversuche unter Anwendung der PIV- (Particle Image Velocimetry-)Methode und von Porenwasserdruckmessungen mit dem Tonersatzmaterial Kaolin durchgeführt, wobei Scherfestigkeiten und Verformungsgeschwindigkeiten des Bodens sowie Pfahlgeometrie und Pfahlgruppenanordnungen variiert wurden. In dem darauffolgenden numerischen Teil zeigten Vergleichsberechnungen mit der Finite-Elemente-Methode gute Übereinstimmungen mit den Messwerten der 1-g-Modellversuche sowie mit den Messwerten eines in der Literatur dokumentierten in-situ-Versuchs und eines Zentrifugen-Modellversuchs. Für daran anschließende umfangreiche Parameterstudien unter Variation der maßgeblichen Einflussfaktoren auf den Seitendruck wurde ein validiertes FE-Ersatzmodell mit einer schlaffen Bodenauflast neben einer Pfahlgruppe mit veränderlicher Pfahlanzahl und -anordnung abgeleitet. Im letzten Bearbeitungsschritt erfolgte eine physikalische Zuordnung des konventionellen bodenmechanischen Lösungsansatzes für die Seitendruckberechnung zu existierenden strömungsmechanischen Ansätzen. Auf Grundlage der Erkenntnisse aus den Modellversuchen und den numerischen Parameterstudien wurde daraufhin der bodenmechanische Lösungsansatz weiterentwickelt und ein Näherungsansatz zur Seitendruckberechnung auf Pfahlgründungen abgeleitet. Em. Prof. Dr.-Ing. Hans-Georg Kempfert, Prof. Dr.-Ing. Oliver Reul, 29. Oktober 2015

Zu (1) werden Resonant Column (RC)-Versuche an Huston Sand durchgeführt, wobei der Einfluss des Spannungszustands und der Porenzahl auf Gmax erfasst wird. Anschließend wird mit dieser Versuchstechnik der Einfluss des Feinkornanteils fc in Huston Sand auf diese Parameter systematisch in einem Bereich von fc = 0 bis fc = 40 % untersucht. Die Versuche zeigen, dass sowohl Gmax als auch G(γ) und η vom Feinkornanteil abhängen. Im Mikro-CT konnte nachgewiesen werden, dass sich auf mikroskopischer Ebene zwei unterschiedliche Strukturen in Abhängigkeit des Feinkornanteils ausbilden. Die Zustandsgröße Porenzahl e kann dieses nicht abbilden, wogegen die äquivalente Porenzahl e* eine konsistente Zustandsgröße darstellt. Mit deren Einführung können Gmax, G(γ) und η für einen Sand mit unterschiedlichem Feinkornanteil allein auf Basis von Versuchen am reinen Sand bestimmt werden. Zu (2) wurde das vorhandene RC-Gerät um eine Belastungseinrichtung zum Aufbringen anisotroper Spannungszustände erweitert. Anschließend wurde das Verhalten von Huston Sand unter vier Spannungspfaden ermittelt. Die Abhängigkeit der Eigenschaften des Sandes bei kleinen Dehnungen vom Spannungspfad wurde dabei deutlich. Bekannte empirische Beziehungen werden verwendet, um Gmax, G(γ) und η spannungspfadabhängig zu bestimmen. Um die gefundenen Abhängigkeiten physikalisch zu erklären, wird das SpannungsVerformungsverhalten granularer Materialien bei kleinen Dehnungen numerisch mit der Methode der DEM abgebildet. Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 10. November 2015

Jörg Zimbelmann, Universität der Bundeswehr München Meisam Goudarzy, Ruhr-Universität Bochum

Mechanisches Verhalten eines teilgesättigten Tons: experimentelle Untersuchungen, Stoffmodell und Implementierung Der Einfluss des Feinkornanteils (1) und der spannungsinduzierten Anisotropie (2) auf die Steifigkeit bei kleinen Dehnungen Gmax, die Steifigkeit als Funktion der Dehnung G(γ) und die zutreffende Dämpfung η granularer Medien wird betrachtet. Es werden Ansätze entwickelt, für die unterschiedlichen Ausgangs- und Randbedingungen diese Parameter aus möglichst wenig Versuchen zu bestimmen.

Beitrag zur Boden-Bauwerk-Interaktion in nichtbindigen Böden infolge hochdynamischer Anregung Ziel der Arbeit ist die Entwicklung einer Entscheidungshilfe zur Abschätzung der Auswirkungen unterirdischer, oberflächennaher Explosionen – z. B. bei der Kampfmittelräumung, bei Sprengvortrieben sowie im Tagebau – auf Gebäude. Die maßgebenden Einflussgrößen für diese Fragestellung sind die Explosivstoffmasse, die Überdeckung und das Verhalten des anstehenden Baugrunds unter hochdynamischer Anregung. Die Vorgehensweise wird beispielhaft für oberflächennahe, unterirdische Explosionen einer Ladungsmasse von 125 kg

Dissertationen/Bücher TNT, einen trockenen Sand als Baugrund und flachgegründete Gebäude ohne Kellergeschoss vorgeführt. Grundlage bilden numerische Simulationen mit dem kommerziellen Hydrocode Autodyn. Um die Ausbreitung der explosionsinduzierten Welle bis in genügend große Entfernungen verfolgen zu können, wurde die Modellierungsstrategie des mitlaufenden Fensters entwickelt. Die numerisch ermittelten Zeitverläufe des Luftdrucks, der Partikelgeschwindigkeit und der Schubverzerrungen innerhalb des Baugrunds wurden mit Blick auf die maßgebenden Schadensbilder „Luftstoß“, „Fußpunktanregung des Bauwerks zu Schwingungen“ sowie „Unzulässige Winkelverdrehungen der Fundamente infolge Sackungen“ ausgewertet. Das Ergebnis sind zwei Diagramme, anhand derer die sichere Entfernung rhor,safe, in der ein Gebäude unbeschädigt bleibt, sowie die Grenzentfernung rhor,lim, in der ein Gebäude zwar beschädigt wird, aber nicht vollständig zusammenbricht, schnell und einfach abgeschätzt werden können. Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley, 27. November 2015

eine künftige Bohrkronenauswahl in Abhängigkeit der Geologie eines neu zu erschließenden Abbaus erleichtert. Da in dieser Arbeit mehrere tiefliegende Bergwerke (bis zu 4 km Tiefe) beprobt wurden, stellte sich die Frage, ob die auftretenden Spannungen positiv für den Abbau genutzt werden können. Um die Spannungsverteilung sowie deren Auswirkungen auf den Abbauprozess untertage zu untersuchen, wurden mehrere 2-D- und 3-D-FEM- und -FDM-Modelle mit den Codes Phase2, RS3 (Rocscience) und FLAC 3D (Itasca) erstellt. Prof. Dr. rer. nat. habil. Kurosch Thuro, 7. Dezember 2015

Bücher Conrad Boley (Hrsg.): Geotechnische Nachweise und Bemessung nach EC 7 und DIN 1054 – Grundlagen und Beispiele. 235 S., Springer Vieweg Verlag, 2015 ISBN 978-3658078416

Florian Menschik, Technische Universität München

Analysis of performance and wear of electrical rock hammer drills Die Dissertation beschäftigt sich mit der Erstellung eines Leistungs- und Verschleißmodells für elektrische Schlagbohrhämmer. Hierfür wurden Bohrversuche zur Bestimmung der Leistungsund Verschleißparameter unterschiedlicher Bohrkronen an unterschiedlichen internationalen Standorten über und unter Tage durchgeführt. Vor Ort wurden ergänzend Proben genommen, die auf typische felsmechanische Kennwerte (Einaxiale Druckfestigkeit, Punktlastindex, Zugfestigkeit, CAI- und LCPC-Abrasivität) untersucht wurden. Die Mineralzusammensetzung wurde quantitativ mit Hilfe der Dünnschliffanalyse sowie der Röntgendifffraktometrie bestimmt. Daraus wurde der äquivalente Quarzgehalt errechnet. Die Auswertung und Archivierung der Daten wurde mittels einer webbasierten Gesteinsdatenbank, die sämtliche Labor- und Feldversuche enthält und über einen Web-Browser zur Verfügung stellen kann, durchgeführt. Innerhalb der Datenbank können Auswertungen, wie Mittelwertbildung für einzelne felsmechanische Kennwerte und Bohrparameter für einzelne Bohrkronen, abgefragt werden. Aus der Gesamtheit der gewonnenen Daten wurde eine Entscheidungsmatrix erstellt, die

Der Eurocode 7 (EC 7) als DIN EN 1997-1 zusammen mit dem Nationalen Anhang DIN EN 1997-1/NA und den Ergänzenden Regelungen der DIN 1054 bilden seit 2012 das verbindliche Regelwerk für geotechnische Nachweise. Zugunsten einer besseren Übersicht wurden alle drei Normen im „Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Band 1: Allgemeine Regeln“ zusammengefasst. Die Verbindung zu den einzelnen nationalen Normen und Empfehlungen (DIN-Normen zu Berechnungsverfahren, EAU, EAB, EA-Pfähle) erfolgt über den Nationalen Anhang. In den Hochschulen findet die Einführung in die Geotechnik zunächst mit der Vermittlung der Grundlagen der Bodenmechanik statt; zwangsläufig folgen dann die geotechnischen Nachweise, in denen die Vorgaben des EC 7 einbezogen werden müssen. Wegen der Differenzierung zwischen Einwirkungen und Widerständen, der Verwendung von unterschiedlichen Partialsicherheitsfaktoren und der Vielzahl von möglichen Grenzzuständen ist die Vermittlung der Details an die Studierenden sehr auf-

wendig und nur anhand von Rechenbeispielen möglich. Gleiches gilt wohl auch für den in der Praxis tätigen Ingenieur, dessen Erfahrung vom globalen Sicherheitskonzept geprägt ist, und der Vergleiche zwischen alten und neuen Normen dringend sucht. Gerade hier setzt das Buch an. Nach einer kurzen Einführung in die Philosophie und den Aufbau des Normenkomplexes im ersten Kapitel folgen sechs Kapitel, in denen Flächengründungen, Pfahlgründungen, hydraulisch verursachtes Versagen, Stützbauwerke, Verankerungen und Böschungen behandelt werden. Am Anfang jedes Kapitels werden die Grundlagen zur Nachweisführung sowie die wesentlichen Unterschiede zu den alten Normen zusammengefasst. Es folgt dann die vollständige Durchrechnung von Beispielen, die allesamt realitätsnahe Situationen aus der geotechnischen Praxis behandeln. Die einzelnen Schritte der Nachweisführung werden in einfacher und verständlicher Form erläutert. Die erforderlichen Ausschnitte aus den relevanten Normen werden an der richtigen Stelle wiedergegeben, sodass der Leser den roten Faden nicht verliert. Dem Autorenkollektiv ist hinsichtlich der Auswahl der Beispiele sowie der Bearbeitungstiefe und des -umfangs eine homogene Darstellung gelungen. Für Studierende ist das Buch sehr gut geeignet zur Erarbeitung und Vertiefung der Vorlesungsinhalte, für Klausuren und Abschlussarbeiten, aber auch als Hilfe bei den ersten Schritten im Beruf. Für den praktisch tätigen Bauingenieur stellt es ein übersichtliches Nachschlagewerk zur Nachweisführung gängiger Situationen nach der neuen Normengeneration dar: Für beide Lesergruppen ist das Buch somit sehr empfehlenswert. Christos Vrettos Manfred Fross: Über Bauwerkssetzungen Hrsg.: Vereinigung Österreichischer Bohr-, Brunnenbau- und Spezialtiefbauunternehmungen (VÖBU), Wien 2015 382 S., 575 Bilder, 6 Tabellen ISBN 978-3-902450-05-0

Der langjährige Angehörige des Instituts für Grundbau und Bodenmechanik der TU Wien, Assistenzprofessor i. R. und ebenso langjährige Geschäftsführer der

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Bücher/geotechnik aktuell Österreichischen Mitgliedsorganisation der ISSMFE wie auch der Organisationskomitees vieler Fachtagungen, Dr. Manfred Fross, hat nunmehr einen erheblichen Teil seiner umfangreichen Erfahrung auf dem einschlägigen Teilgebiet unseres Faches in Buchform gebracht. Als eines seiner beiden Mottos zum Vorwort des Buches dient Senecas Spruch „Lang ist der Weg durch Lehren, kurz und erfolgreich durch Beispiele“. Das passt hervorragend zu Inhalt und Stil des Buches. In einem knappen Vorwort wird auf die Entwicklung der Gründungsverfahren im Laufe seines bisherigen, jedoch keineswegs abgeschlossenen Berufslebens eingegangen, um anschließend ebenfalls in der gebotenen Kürze das Wesen und die Arten der Setzungen darzulegen. Im zweiten Abschnitt werden die Verfahren zur Setzungsvorhersage aufgeführt und Bezug auf die entsprechenden CEN (EC 7) und Österreichischen Normen genommen. Nach diesem einführenden Teil folgt der Kern des Themas in Gestalt von 48 Fallbeispielen für Setzungsprobleme und ihre Überwindung, die allermeisten mit aktiver bzw. maßgebender Beteiligung des Verfassers Dr. Fross. Begonnen wird mit Setzungsproblemen bzw. -schäden an meistens wohlbekannten historischen Gebäuden und in ganzen Stadtvierteln, wobei zum Einstieg gleich ein Kronjuwel der Setzungsproblematik steht – der „Schiefe Turm“ von Pisa. Dazu sind zwar, einschließlich der Sanierungsvorschläge, im Laufe der letzten Jahrzehnte zahlreiche Beiträge erschienen, dennoch liefert die Darstellung eine sehr instruktive Übersicht, nützlich insbesondere für die jüngere Generation von Geotechnikern. Es folgen die Probleme bei zumeist sehr bekannten Gebäuden in Wien und Umgebung, darunter das BeethovenWohnhaus, der Prunksaaltrakt der Österreichischen Nationalbibliothek, der Dom St. Stephan u. a. Im letzteren Falle ist auch ausführlich auf den Einfluss der Bauarbeiten auf die U-Bahnstation Stephansplatz eingegangen worden. Eingeflochten in diesen Unterabschnitt (UA) ist auch die umfangreiche Setzungsproblematik der „Gamla Stan“, der Inselaltstadt von Stockholm. Ferner wird auf Setzungen durch die in Nordostösterreich verbreiteten Lößböden eingegangen und von auf Holzpfählen gegründeten Bauwerken, deren Pfähle durch wechselnde Grundwasserspiegel abgemorscht sind. Der nächste UA 3.3 erfasst die Setzungsprobleme von Gründungen aus neuerer Zeit auf Torfschichten in verschiedenen Gegenden Österreichs. Das einleitende Beispiel einer in den 1960-er

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Jahren ohne Baugrunduntersuchungen gebauten Kläranlage zeigte schon bei der ersten Probefüllung große Setzungen und Verkantungen des Klärbehälters, offenbar in Verbindung mit einer nicht erkannten Torfschicht. Nachträglich durchgeführte Baugrunduntersuchungen brachten die Erklärung und es wurde eine Sanierung mit Wurzelpfählen vorgenommen. Ähnlich war die Problematik bei den weiteren drei Problemfällen in Verbindung mit Torfschichten im Untergrund, die ebenfalls mit Kleinbohrpfählen unterschiedlicher Bauart saniert wurden. Fehlende oder unzureichende Baugrunduntersuchungen waren die Ursache auch für die drei beschriebenen Fälle von Setzungsschäden im UA 3.4. Hier waren meist lockere Schichten im Untergrund die Ursache. Abhilfe schafften Nachgründungen mit Unterfangungspfählen bzw. DSV-Säulen. Zunächst schwer erklärliche erhebliche Risse in zwei Gebäuden, die auf Böden erstellt waren, welche sich nachträglich als sehr feinkörnig und schrumpffähig erwiesen haben, sind im UA 5 behandelt. In beiden Fällen war die Bodenschrumpfung unter den Mauergründungen ein Ergebnis von Wasserentzug aus den tonig-schluffigen Böden unter der Gründungssohle durch anliegende Bäume bei trockener Witterung. Die Setzungsmessungen an zwei völlig intakten Großbauwerken im Tullner Feld (das nicht in Betrieb genommene Kernkraftwerk Zwentendorf und ein Kohlekraftwerk) und ihre Ergebnisse werden im UA 3.6 informativ vorgestellt. Die Setzungen von Tiefgründungen für größere Brücken im Donauraum folgen (UA 7), einleitend mit den Behelfsbrücken für die 1976 eingestürzte alte Reichsbrücke in Wien. Zur gesamten Angelegenheit – Einsturz und Bau der neuen Reichsbrücke – liegt eine gesonderte Veröffentlichung des Grundbauinstituts der TU Wien von Prof. H. Brandl vor (1985). Für weitere Brückenbauwerke werden die Gründungen und ihr Setzungsverhalten erläutert, wobei sich auch eine Alternativgründung auf Betonrüttelstopfsäulen mit Kopfbalken bewährt hat. Mit vier markanten Beispielen aus Wien wird im UA 3.8 die Art und Weise der geotechnischen Planung und Bauausführung von Tiefgaragen im innerstädtischen Raum anschaulich dargestellt. Angewendet wurden verschiedene, teilweise neue Verfahren für Umschließungen und Verankerungen in den durchaus problematischen Böden Wiens; einige Messergebnisse werden mitgeteilt. Dass Baugrundverbesserungen für Flachgründungen ein durchaus geeigne-

ter Ersatz für Pfahlgründungen bei Hochbauten sein können, zeigen zwei Beispiele des UA 3.9 aus den Randbereichen von Wien. Andererseits ist es auch durch vermutlich unkoordinierte Maßnahmen bei Sonderbauwerken (Drehstandantenne bzw. Silos) zu Schäden gekommen (UA 3.10), die aber zumindest die Standsicherheit bislang nicht gefährdet haben. In seinem Schlusskapitel betont der Verfasser seine Überzeugung, dass die Ingenieure, die das Buch lesen, an jenem Erfahrungsschatz zum Thema Bauwerkssetzungen teilhaben werden, den er im Laufe eines halben Jahrhunderts seiner beruflichen Tätigkeit zusammengetragen hat. Das wünschen wir sowohl Manfred Fross als auch seinen Lesern. Wellin Sadgorski

geotechnik aktuell Berufliche Weiterbildung am BSZ „Julius Weisbach“ Mit Beginn des neuen Schuljahrs 2016/17 am 8. August 2016 besteht am Beruflichen Schulzentrum „Julius Weisbach“ in Freiberg wieder die Möglichkeit, eine Ausbildung zum/zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“ in den beiden Fachrichtungen Bohrtechnik oder Geologietechnik zu beginnen. In der zweijährigen, in Deutschland an öffentlichen Schulen einmaligen Aufstiegsfortbildung werden Fachkräfte der mittleren Ebene praxisorientiert ausgebildet. Der Einsatz erfolgt z. B. in Ingenieurbüros, Bohrunternehmen, geologischen Landesämtern oder kommunalen Einrichtungen. Die Technikerabschlüsse werden – wie die Bachelorabschlüsse an den Hochschulen – in die Niveaustufe 6 des „Deutschen Qualifikationsrahmens für lebenslanges Lernen“ (DQR) eingeordnet. Die berufliche Weiterbildung zum/ zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“ in den Fachrichtungen Bohrtechnik und Geologietechnik ist zertifiziert. Somit können Bewerber in Freiberg auch ihren Bildungsgutschein der Agentur für Arbeit einlösen. Grundsätzlich besteht die Fördermöglichkeit nach BAföG oder Meister-BAföG. Es werden keine Lehrgangsgebühren fällig. Die Kosten betreffen lediglich bestimmte Arbeitsmaterialien und ggf. die Unterkunft in Freiberg. Voraussetzung für die Ausbildung zum/zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“ sind in der Regel eine abgeschlossene Berufsausbildung und mindestens einjährige Praxiserfahrungen

geotechnik aktuell/Zuschrift oder eine mehrjährige Berufstätigkeit auf gewerblich-technischem Gebiet. Dienstzeiten bei der Bundeswehr werden berücksichtigt. Techniker für Bohr- oder Geologietechnik üben keinen Massenberuf aus und sind bei den Unternehmen begehrt. In Abhängigkeit von den Einsatzbedingungen ist die Ausbildung für Frauen und Männer gleichermaßen geeignet. Derzeit überarbeitet ein Lehrerteam der Fachschule unter Leitung des Sächsischen Bildungsinstituts in Radebeul die Lehrpläne. Veränderte Anforderungen der Wirtschaft werden aufgegriffen. Der ohnehin enge Praxisbezug soll noch mehr betont werden. Nach Maßgabe des Kultusministeriums in Sachsen werden die Ziele und Inhalte der Ausbildung künftig in sogenannten Lernfeldern dargestellt, in denen sich die typischen Handlungsbereiche der Berufe widerspiegeln. Praxispartner werden einbezogen. Im Rahmen dieses mehrjährigen Projekts wird auch ein Lehrplan für die Fachrichtung Bergbautechnik konzipiert, die bei entsprechender Genehmigung durch die Schulbehörden ab 2017 das Bildungsangebot der Freiberger Fachschule erweitern soll. www.bsz-freiberg.de

Zuschrift Zuschrift zum Beitrag „Zur lateralen Bettungssteifigkeit von Pfählen mit großen Durchmessern bei kleinen Verformungen“ von Bert Schädlich et al. (geotechnik 3/2015) Die Wahl eines adäquaten Modells zur Abbildung des lateralen Tragverhaltens von Pfählen unter Berücksichtigung der Einflüsse großer Durchmesser, Bodenschichtungen, kleiner Dehnungsbereiche usw. sowie die „Validierung“ dieser Modelle führt immer wieder zu kontroversen Diskussionen. Folglich liegt es nahe, das laterale Tragverhalten mit Hilfe numerischer Methoden, häufig der FiniteElemente-Methode (FEM), zu untersuchen und vereinfachte Bettungsmodelle (P-y-Kurven) abzuleiten. Die Autoren verwenden die FEM, um das Tragverhalten eines lateral belasteten Pfahls abzubilden. Anschließend wird ein Vergleich zu einem vereinfachten Bettungsverfahren mit unterschiedlichen nichtlinearen P-y Kurven dargestellt, um die Akkuratesse verschiedener P-y-Modelle zu bewerten. Bei der numerischen Modellierung mit der FEM wird der Pfahl nicht als Rohrpfahl, sondern als Vollquerschnitt mit modifizierter

Steifigkeit modelliert. An der Fußfläche des Pfahls wird aufgrund der verwendeten Kontaktformulierung bei einer Pfahlfußverschiebung eine horizontale Reaktionskraft erzeugt, die neben der Bettung des Pfahlmantels den horizontalen Widerstand beeinflusst. Die Autoren geben an, dass dieser Einfluss vernachlässigbar ist. Der untersuchte Pfahl mit einem Durchmesser von bis zu 10 m weist eine Fußfläche von bis zu 78,5 m2 in 30 m Tiefe auf, die einen deutlichen Einfluss auf den lateralen Widerstand und das Last-Verformungsverhalten haben kann. Weiterhin bilden die untersuchten P-y-Kurven ausschließlich das horizontale Bettungsverhalten des Pfahlmantels ab. Um diese mit den Ergebnissen einer FEM-Berechnung zu vergleichen, ist demnach die Vermeidung jeglicher zusätzlicher Einflüsse, wie beispielsweise der Reibung am Pfahlfuß, unabdingbar. Der Vergleich zwischen den Ergebnissen der FEM und dem Bettungsverfahren wird anhand der berechneten Pfahlkopfverformungen geführt. Die Wahl dieses Kriteriums ermöglicht keinen eindeutigen Vergleich der beiden Verfahren, da unterschiedlichste Biegelinien des Pfahls zu der gleichen Pfahlkopfverschiebung führen können. Eine Bewertung der verwendeten P-y-Modelle ist an anhand dieses Kriteriums somit nicht direkt möglich. Der Vergleich der Ergebnisse sollte anhand der Last-Verschiebungs-Kurven in unterschiedlichen Tiefen, der Biegelinien oder aus der FEM abgeleiteten Biegelinien erfolgen. Der Vergleich zwischen den FEM-Berechnungen und dem Bettungsverfahren wird für drei unterschiedliche P-y-Modelle gezeigt. Es wird ein P-y-Modell für statische Belastung und zwei P-y-Modelle für zyklische Belastung mit Modifikation nach Kirsch et al. [1] verwendet. Die FEM-Berechnungen werden ausschließlich unter statischen Belastungen geführt. Es wird keine FEM-Berechnung vorgestellt, die zyklische Einflüsse wie Dehnungsakkumulationen oder Veränderungen der Steifigkeit und Scherfestigkeit berücksichtigt. Die zum Vergleich herangezogenen zyklischen P-y-Kurven berücksichtigen hingegen eine Verformungsakkumulation und eine Abnahme des Widerstands infolge der zyklischen Belastung in den oberen Bodenschichten, siehe Reese et al. [2]. Ein Vergleich mit einer statischen FEM-Berechnung führt somit zu keinem Aussagekräftigen Ergebnis.

Literatur [1] Kirsch, F.; Richter, T.; Coronel, M.: Geotechnische Aspekte bei der Grün-

dungsbemessung von Offshore-Windenergieanlagen auf Monopfählen mit sehr großen Durchmessern. Stahlbau 83 (2014), Spezialausgabe Erneuerbare Energien 2, S. 61–67. DOI: 10.1002/stab.201430008. [2] Reese, L. C.; Cox, W. R.; Koop F. D.: Analysis of Laterally Loaded Piles in Sand. Proceedings of the Offshore Technology Conference, Houston, Texas, Paper No. OTC 2080 (1974). Autor Dr.-Ing. Tim Pucker Ramboll IMS Ingenieurgesellschaft mbH Stadtdeich 7 20097 Hamburg t.pucker@ims-ing.de

Stellungnahme der Autoren Der Autor der Zuschrift sieht es richtig, dass mit der gewählten Modellierung des Pfahls als Vollquerschnitt in den FE-Berechnungen eine horizontale Reibungskraft in der Pfahlfußfläche mobilisiert werden kann. Diese zusätzliche Widerstandskomponente wird in dem p-y-Verfahren nicht abgebildet. Der Einfluss dieser zusätzlichen Horizontalkraft in der Pfahlfußfläche wurde daher nachfolgend in weiteren FE-Berechnungen mit sogenannten Interface-Elementen mit geringer Scherfestigkeit am Pfahlfuß untersucht. Mit dieser Modellierung wird die horizontale Reibungskraft am Pfahlfuß in den FE-Berechnungen ausgeschlossen. Bild 1 zeigt als Ergebnis, dass die Last-Verschiebungskurven der FE-Berechnungen mit und ohne Fußreibung bei kleinen und mittleren Pfahlkopfverschiebungen bis ca. 20 mm nahezu identisch sind. Erst bei größeren Verformungen am Pfahlkopf treten geringe Unterschiede auf, die bei dem gewählten Beispiel bei einer Pfahlkopfverschiebung von 120 mm ca. 5 % der Gesamtverformung betragen. Der Einfluss der Fußreibung auf das in dem Beitrag untersuchte Last-Verformungsverhalten insbesondere bei kleinen Verformungen kann daher unserer Ansicht nach vernachlässigt werden. Es ist im Allgemeinen zutreffend, dass die alleinige Betrachtung von Last-Verformungskurven am Pfahlkopf nur einen eingeschränkten Vergleich der beiden Verfahren (FEM und p-y-Methode) erlaubt, auch wenn diese Verformung sicherlich die wesentliche Bewertungsgröße darstellt. Ergänzend sind daher in Bild 2 die Pfahlbiegelinien aus dem p-yModell und den FE-Berechnungen für verschiedene Laststufen sowie mit und ohne Reibungsausschluss am Pfahlfuß dargestellt. Zusätzlich wurde die Biegelinie nach dem p-y-Verfahren aufgenom-

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Zuschrift

Bild 1. Last-Verschiebungskurven für D = 8 m mit und ohne Fußreibung sowie für verschiedene Ansätze für die p-y-Kurven

rung des Verformungsverhalten von Offshore-Monopfählen bei einer monotonen Belastung gewählt worden. In diesem Sinne sind die durchgeführten FEBerechnungen, die ebenfalls für eine monotone, einmalige Belastung ohne Berücksichtigung von zyklischen Effekten durchgeführt wurden, durchaus vergleichbar mit den Berechnungen nach dem p-y-Verfahren. Die zyklischen Effekte werden im Nachweismodell durch weiterführende Berechnungsansätze zusätzlich abgebildet. Darüber hinaus hat sich gezeigt, dass die so modifizierten p-y-Kurven auch geeignet sind, die Steifigkeit der Monopfahlgründung einer Offshore-Windenergieanlage im Betrieb abzubilden. Hierzu ist eine Veröffentlichung in Vorbereitung.

Literatur

Bild 2. Biegelinien für D = 8 m für verschiedene Laststufen

men, die sich bei entsprechender maximaler Pfahlkopfverschiebung (120 mm) ergibt. Es ist erkennbar, dass das p-y-Verfahren mit zunehmender Tiefe eine steifere laterale Bettung abbildet als die FEBerechnungen. Die wesentliche Ursache hierfür ist wohl darin zu sehen, dass die Anfangssteifigkeit der verwendeten p-yKurven linear mit der Tiefe zunimmt, wogegen die Bodensteifigkeit in den FEBerechnungen mit einem Potenzansatz in Abhängigkeit vom Spannungsniveau (und damit implizit von der Tiefe unter Meeresboden) zunimmt. In seiner Zuschrift weist der Autor darauf hin, dass in den sogenannten „zyklischen“ API-Kurven, die Ausgangspunkt für die Anpassungen der p-y-Kurven in Kirsch et al. [1] waren, zyklische Verformungsakkumulationen berücksichtigt sind, obwohl die FE-Berechnungen keine zyklische Akkumulation berücksichtigen.

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In den verwendeten „zyklischen“ p-yKurven nach Reese [2] wird die maximale Bodenreaktion pult über die gesamte Pfahllänge mit einem Beiwert A = 0,9 faktorisiert. Dadurch ergibt sich ein weicheres Pfahlverhalten als bei Verwendung der statischen p-y-Kurven. Unserer Ansicht nach berücksichtigt die Faktorisierung der Bodenreaktion die Unterschiede des Bodenverhaltens bei zyklischer und statischer Beanspruchung nur unzureichend. Hierbei sei insbesondere auf die Akkumulation von Verformungen und Porenwasserüberdrücken bei zyklisch lateraler Beanspruchung des Pfahles hingewiesen, die sich infolge ihrer Abhängigkeit z. B. von Zyklenanzahl, Lastniveau und Bodeneigenschaften einer Abbildung durch eine einfache Abminderung der Bodenreaktion entziehen [3]. Die p-y-Kurven mit A = 0,9 sind in [1] als Ausgangsfunktion für eine Modifikation zur Modellie-

[1] Kirsch, F., Richter, T., Coronel, M.: Geotechnische Aspekte bei der Gründungsbemessung von OffshoreWindenergieanlagen auf Monopfählen mit sehr großen Durchmessern. Stahlbau 83 (2014), Spezialausgabe Erneuerbare Energien 2, S. 61–67. DOI: 10.1002/stab.201430008. [2] Reese, L. C.; Cox, W. R.; Koop F. D.: Analysis of Laterally Loaded Piles in Sand. Proceedings of the Offshore Technology Conference, Houston, Texas, Paper No. OTC 2080 (1974). [3] Kirsch, F., Richter, T., Schädlich, B., Wiesener, S.: Ansatz zur Erfassung der Porenwasserdruckakkumulation bei Offshore-Monopilegründungen. Bauingenieur, S. 26–33, 2016. Autoren Dr.techn. Bert Schädlich schaedlich@gudconsult.de Dr.-Ing. Fabian Kirsch kirsch@gudconsult.de Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter richter@gudconsult.de GuD Geotechnik und Dynamik Consult GmbH Darwinstraße 13 10589 Berlin

Termine

Termine 31. Christian Veder Kolloquium Graz, Österreich 31. März bis 1. April 2016 Thema – Baugrundverbesserung: Entwurf – Ausschreibung – Vertrag – Ausführung www.cvk.tugraz.at

2. Felsmechanik-Tag: Felsmechanische Fragestellungen beim Bahnprojekt Stuttgart-Ulm

– Non-urban transport tunnels – design and construction – Other underground structures and disposal of radioactive waste – Geotechnical investigation and monitoring for underground construction projects – Numerical modelling, development and research for underground construction projects – Equipment, operational safety and maintenance in underground structures – Risk management, contractual relationships and funding of underground construction projects – Historical underground structures and tunnel reconstruction

Topics – History and geography of the latest natural disasters – State policy for protection of the population from disasters – Engineering geology investigations in disaster struck areas – Hazard and risk assessment in disaster –struck areas – Projects and constructions in disaster struck areas – Case studies – conclusions and recommendations www.nzgs.org

50th US Rock Mechanics/ Geomechanics Symposium

Weinheim 13. April 2016

www.ucprague.com

26 to 29 June 2016, Houston, Texas, USA

Themen – Injektionen – BIM im Tunnelbau – Entwurfsmethoden

Ohde-Kolloquium 2016 – Aktuelle Themen der Geotechnik

www.felsmechanik.eu

Themen – Numerische Simulationen von Versuchen und Bauvorgängen – Analytische Methoden in der Geotechnik und Geophysik – Praktische Anwendungen und Erfahrungen

Topics – Geomechanics for civil engineering – Geomechanics for petroleum engineering – Geomechanics / rock mechanics for mining engineering – Geomechancis and environmental risk – Induced / triggered seismicity – Waste disposal-produced water, CO2 sequestration – Depletion-induced surface subsidence – Rock mass, fault zone, fractured rock, weak rock, rock fabric characterization – Stability and support of underground openings and structures – Fracture mechanics – In situ stress, pore pressure measurements, predictions – Geomechanics and geothermal exploration and production – Coupled processes – geomechanics, fluid flow, heat, transport – Numerical / analytical / Constitutive modelling of rock and rock processes – Computational advances and data analytics – Geophysics and geology in geomechanics – Rock heterogeneity across all length scales

ISSMGE-ETC3 Piles Symposium “Design of Piles in Europe – How did EC7 change daily Practice?” Leuven, Belgium 28 and 29 April 2016

Karlsruhe 1. und 2. Juni 2016

www.baw.de Topics – Exchange of information on how pile design has evolved in the different European countries – Evolution of the standardisation with regard to the execution of piles – Standardisation on pile testing in Europe (static, dynamic and rapid load testing) – Quality control, monitoring and new measuring techniques

5. Münchener Tunnelbau-Symposium Neubiberg 3. Juni 2016 Themen – Planungsmethoden BIM – Großprojekte – Nachhaltigkeit im Tunnelbau www.fvki.de/veranstaltungen

www.etc3.be/symposium2016

Swiss Tunnel Congress 2016 Short Course: Ground Improvement in Underground Construction and Mining Boulder, USA 9 to 11 May 2016 www. groundimprovementshortcourse.com

Luzern, Switzerland 15 to 17 June 2016 Topics – Challenging international tunnelling projects – Challenging tunneling projects in Switzerland

www.amarocks.org

35th International Geological Congress

www.swisstunnel.ch

Cape Town, South Africa 27 August to 4 September 2016

Prague, Czech Republic 23 to 25 May 2016

International Symposium – Challenges for Engineering Geology and Geotechnics after natural Disasters

Topics – Urban transport tunnels – design and construction

Sofia, Bulagaria 20 to 23 June 2016

Topics – Geoscience for society – Fundamental geoscience – Geoscience in the economy

13th International Conference Underground Construction

www.35igc.org

geotechnik 39 (2016), Heft 1

Termine Eurock 2016: Rock Mechanics and Rock Engineering: From the Past to the Future Cappadocia, Turkey 29 to 31 August 2016 Topics – Design methodologies and analysis – Rock dynamics – Rock mechanics and rock engineering at historical sites and monuments – Underground excavations in civil and mining engineering – Coupled processes in rock mass for underground storage and waste disposal – Rock mass characterization – Petroleum geomechanics – Instrumentation-monitoring in rock engineering and back analysis – Risk management – New frontiers (GPS, extraterrestrial rock mechanics, methane hydrate exploitation, CO2 sequestration, earthquake prediction)

– Engineering-Geological research for the purpose of remediation of the consequences of extreme precipitation in 2014 – Rock and soil mechanics – Engineering-geological aspects of geological sudden phenomena – Education of engineers – Laws, regulations and standards in Engineering Geology and Geotechnics

65. Geomechanik Kolloquium 34. Baugrundtagung Bielefeld 14. bis 17. September 2016

Kiel 29 to 31 August 2016

www.baugrundtagung.com

www.iceg-2016.de

15th Symposium on Engineering Geology and Geotechnics Belgrade, Serbia September 2016 Topics – Methodology of engineering-geological and geotechnical investigations for spatial and urban planning and design of various constructions – Engineering-Geological and geotechnical investigations and examinations

6th European Geosynthetics Conferences Istanbul, Turkey 25 to 28 September 2016 Topics – Roads, railroads and other transportation applications – Hydraulic applications – Mining – Landfills – Reinforced walls and slopes – Direct and life-cycle cost savings – Environmental benefits – Sustainability – Durability – Innovations and new developments – Drainage and filtration – Polymeric and clay geosynthetic barriers – Properties and testing – Physical and numerical models – Monitoring – Quality control and quality assurance – Wastewater and fresh water storage – Embankments on soft soils – Seismic applications – Coastal protection – Pavements – Unpaved roads – Lightweight construction – Agricultural applications – Geosynthetics as formwork http://eurogeo6.org

geotechnik 39 (2016), Heft 1

Themen – Besondere Herausforderung aktueller Großbaustellen – BIM im Tunnelbau – Das Bau-Soll im Tunnelbau – Wo liegen die Missverständnisse? www.oegg.at

ISSMGE TC308 on Energy Geotechnics

Topics – Carbon sequestration – Energy geo-storage & geo-structures – Urban planning for energy geosystems – Numerical methods and algorithms in energy geotechnics – Gas hydrate sediments – Shallow & deep subsurface geothermal systems – Experimental studies & material design in energy geotechnics – Natural & hydraulic fractured reservoirs – Nuclear waste deposits – Geotechnical challenges of energy infra-structures – Oil sediments/tailings – THMC behaviour of geomaterials

Salzburg, Österreich 10. bis 14. Oktober 2016

www.iaeg.info

Themen – Innovation – Spezialtiefbau – Erd- und Grundbau – Tunnelbau – Infrastrukturprojekte – Geotechnik für regenerative Energie und nachhaltiges Wirtschaften – Normung – Prognosen und Qualitätssicherung

http://eurock2016.org

10. Österreichischer Tunneltag

Salzburg, Österreich 13. bis 14 Oktober 2016 Themen – Geothermie: Erfahrungen, Chancen und Risiken – TBM – Erwartungen und Wirklichkeit – Geomechanische Aspekte im Bergbau (Ober- und Untertage) – Aktuelle Großprojekte in Österreich www.oegg.at

6th Asian regional conference on geosynthetics New Delhi, India 8 to 11 November 2016 Topic – Geosynthetics for infrastructure development www.geosyntheticssociety.org

45. Geomechanik-Kolloquium Freiberg 11. November 2016 Themen – Geothermie und Gebirgsmechanik – Gesteins- und gebirgsmechanisches Versuchswesen – Salzmechanik – Endlagerung – Verwahrung – Nationale und internationale Bauprojekte http://tu-freiberg.de

11. Österreichische Geotechniktagung Wien, Österreich 2. und 3. Februar 2017 Thema – Baugrund – Risiko & Chance Beitragsanmeldungen bis 18. April 2016 an: www. voebu.at/oegt

Vorschau

Themen Heft 2/2016 Dimitrios Kolymbas, Wolfgang Fellin, Barbara Schneider-Muntau, Gertraud Medicus, Fabian Schranz Zur Rolle der Materialmodelle beim Standsicherheitsnachweis Evelyn Heins, Thorben Hamann, Jürgen Grabe, Stephan Hannot Numerical investigation of the influence of the driving frequency during pile installation of tubular piles Christian Ernst, Thomas Hecht, Karl Josef Witt In-situ-Bestimmung von effektiven Scherparametern in rutschgefährdeten Schichten im Oberen Buntsandstein Stepan Koroliuk, Dietmar Mähner, Johanna Schmeing, Martin Kreyenschmidt Prüfung der Oxidationsbeständigkeit von Kunststoffdichtungsbahnen im Autoklav Fokke Saathoff, Stefan Cantré Empfehlungen zur Verwertung von Baggergut im Deichbau

Im Projekt DredgDikes wurde untersucht, ob Baggergut als Deichersatzbaustoff geeignet ist. Dazu wurden ein umfangreiches Laborprogramm durchgeführt und zwei Forschungsdeiche in Rostock und Umgebung mit Baggergut hergestellt, an denen eine Vielzahl an Feldversuchen durchgeführt wurde. Dazu gehörten u. a. die Messung der Durchströmung der Deichkörper bei anstehendem Hochwasser (A), die Prüfung der Erosionsstabilität der begrünten Böschungen gegen überströmendes Wasser (B), der Einbau verschiedener Geokunststoffe (C) und die Untersuchung der Einbau- und Verdichtungstechnologien (D).

(Änderungen vorbehalten)

Zeitschrift: Geotechnik

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2015

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik

38. Jahrgang Nr. 1–4 ISSN 0172-6145 21756

Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

Jahresinhaltsverzeichnis Managing Editor: Dr.-Ing. Helmut Richter Technical Editor: Jost Lüddecke Editorial Board: Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler Dipl.-Ing. Roland Jörger Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos

Inhaltsverzeichnis 2015

geotechnik: Inhaltsverzeichnis des 38. Jahrgangs 2015 Verfasserverzeichnis (A = Aufsatz, B = Bericht, E = Editorial)

Achmus, Martin; s. Thieken, Klaus Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics Heft 3 Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias; Fischer, Oliver: Soil-structure interaction in tunnel lining analyses Heft 2 Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften Heft 3 Dewaikar, Dileep Moreshwar; s. Patki, Mrunal A. Dietzel, Fred; Lächler, Walter; Mergelsberg, Werner; Unterweger, Hans-Ulrich: Langzeitkontrolle der Sicherungsmaßnahmen der Sonderabfalldeponie Malsch Heft 3 Fahlbusch, Dietrich; s. Quick, Hubert Fischer, Oliver; s. Behnen, Gereon Floroiu, Laurentiu; Schweiger, Helmut F.: Parametric study of the seismic ground response of a linear visco-elastic soil layer improved by stone columns or pile-like elements Heft 4 Gellermann, Rainer; s. Lersow, Michael Georgiadis, Konstantinos; s. Stergiou, Themistoklis Goldscheider, Michael: Darstellung von Wasserdrücken im Boden mit strömendem Grundwasser Heft 2 Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu, Lingyue: Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand Heft 1 Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils based on smoothed particle hydrodynamics (SPH) – Part 2: Coupled analysis Heft 3 Grabe, Jürgen; s. Milatz, Marius Gudehus, Gerd; Keßler, Jürgen; Lucke, Beate: Setzungsfließen Heft 4 Hippe, Simon; s. Quick, Hubert Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung RoggwilWynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs Heft 2

193–204

96–106

205–217

235–243

304–315

85–95

36–45

218–229

255–266

134–143

Artikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de

Jaeger, Arno; s. Quick, Hubert Kahl, Matthias: Geotechnik aus Leidenschaft? Heft 4 Kahle, Hans; s. Nernheim, Axel Keßler, Jürgen; s. Gudehus, Gerd Kirsch, Fabian; s. Schädlich, Bert Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens Heft 1 Krieg, Stefan; s. Oberle, Annette Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius; Ziegler, Martin: Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermoaktiven Bauteilen Heft 2 Lemke, Katrin; s. Thieken, Klaus Lersow, Michael; Gellermann, Rainer: Langzeitstabile, langzeitsichere Verwahrung von Rückständen und radioaktiven Abfällen – Beitrag zur Diskussion um Lagerung (Endlagerung) Heft 3 Lucke, Beate; s. Gudehus, Gerd Lächler, Walter; s. Dietzel, Fred Mandal, Jnanendra Nath; s. Patki, Mrunal A. Meißner, Simon; s. Quick, Hubert Mergelsberg, Werner; s. Dietzel, Fred Meteling, Nils; s. Perau, Eugen Milatz, Marius; Grabe, Jürgen: Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch Heft 1 Mottaghy, Darius; s. Kürten, Sylvia Nernheim, Axel; Vasquez, Alejandro; Wilke, Fabian; Kahle, Hans: Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-UpSchiffe von Offshore-Windparks Heft 1 Nevrly, Tobias; s. Behnen, Gereon Oberle, Annette; Krieg, Stefan: Geothermische Simulation einer Energiepfahlanlage Heft 2 Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar, Dileep Moreshwar: A simple approach based on the limit equilibrium method for evaluating passive earth pressure coefficients Heft 2 Perau, Eugen; Meteling, Nils: Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM Heft 1 Perau, Eugen; Zillmann, Antonia: Variation des Reibungswinkels bei der Bemessung von Baugru-

253

56–64

107–119

173–192

28–35

3–16

152–159

120–133

46–55

geotechnik 38. Jahrgang

Inhaltsverzeichnis 2015

benwänden mit der Finite-Elemente-Methode Heft 4 Qiu, Gang; s. Grabe, Jürgen Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin Heft 2 Richter, Thomas; s. Schädlich, Bert Schweiger, Helmut F.; s. Floroiu, Laurentiu Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian; Richter, Thomas: Zur lateralen Bettungssteifigkeit von Pfählen mit großen Durchmessern bei kleinen Verformungen – Vergleich von Finite-ElementeBerechnungen mit Methoden basierend auf p-y-Kurven Heft 3 Sondermann, Wolfgang: Zukünftige Herausforderungen für Bauindustrie und Geotechnik Heft 2 Stefanova, Bozhana; s. Grabe, Jürgen Steiner, Walter; s. Irngartinger, Stefan

geotechnik 38. Jahrgang

289–303

144–151

230–234

Stergiou, Themistoklis; Terzis, Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading Heft 1 Terzis, Dimitrios; s. Stergiou, Themistoklis Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand Heft 4 Unterweger, Hans-Ulrich; s. Dietzel, Fred Vasquez, Alejandro; s. Nernheim, Axel Vogt, Norbert: Europäische Normung: Deregulierung fordert Kompetenz Heft 2 Voigt, Thomas: Bau in Motion Heft 3 Vrettos, Christos: Konkurrenz durch Qualität Heft 1 Wilke, Fabian; s. Nernheim, Axel Wu, Lingyue; s. Grabe, Jürgen Ziegler, Martin; s. Kürten, Sylvia Zillmann, Antonia; s. Perau, Eugen

17–27

267–288

83 171–172

E E

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Inhaltsverzeichnis 2015

Fachgebiete und Stichworte

Baugruben – Excavations Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften [Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft; Baugruben; Verbau; Absenktrichter; Ankerlänge] Heft 3 Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs [Kriechhang; artesisch; Drainage; Mikrotunneling; Drainageschächte; Filterbrunnen; Deformationen] Heft 2 Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens [Düsenstrahlverfahren; jet grouting; HDI; DSV; Reichweite; Regelwerke; Normen; Dokumentation; Qualitätssicherung; Stand der Technik] Heft 1 Perau, Eugen; Meteling, Nils: Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM [Finite-Elemente-Methode; Baugrube; Randbedingungen] Heft 1 Perau, Eugen; Zillmann, Antonia: Variation des Reibungswinkels bei der Bemessung von Baugrubenwänden mit der FiniteElemente-Methode [Baugruben; Finite-Elemente-Methode; Reibungswinkel; Nachweisverfahren; Bemessung; Standsicherheitsnachweis] Heft 4 Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin [S21; Berlin; Tunnelbau; offene Bauweise; Pfahlprobebelastung; Kombinierte Pfahl-Plattengründung] Heft 2

Gudehus, Gerd; Keßler, Jürgen; Lucke, Beate: Setzungsfließen [Tagebaudeponien; Initial; Verflüssigung; Rutschung; Sprengverdichtung; Seismik; Stabilität] Heft 4

Baugrunduntersuchungen – Ground investigation 205–217

134–143

56–64

46–55

Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs [Kriechhang; artesisch; Drainage; Mikrotunneling; Drainageschächte; Filterbrunnen; Deformationen] Heft 2 Milatz, Marius; Grabe, Jürgen: Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch [Unsaturated Soils; Capillarity; Compaction control; Field tests; Plate load tests; Earthworks; Highway construction] Heft 1 Nernheim, Axel; Vasquez, Alejandro; Wilke, Fabian; Kahle, Hans: Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-UpSchiffe von Offshore-Windparks [Site Specific Assessment; Offshore-Wind; Jack-Up-Schiff; CPT; Beineindringung; Baugrundtragfähigkeit; PunchThrough] Heft 1

134–143

28–35

3–16

Berechnungsverfahren – Calculation methods 289–303

144–151

Baugrunddynamik – Soil dynamics Floroiu, Laurentiu; Schweiger, Helmut F.: Parametric study of the seismic ground response of a linear visco-elastic soil layer improved by stone columns or pile-like elements [Bodenverbesserung; Erdbeben; Antwortspektrum; Kiessäulen; Betonpfähle; Seismische Bodenantwort] Heft 4

255–266

304–315

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Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias; Fischer, Oliver: Soil-structure interaction in tunnel lining analyses [soil-structure-interaction; ground stiffness; tunnel lining; annular void; bedding modulus] Heft 2 Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften [Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft; Baugruben; Verbau; Absenktrichter; Ankerlänge] Heft 3 Goldscheider, Michael: Darstellung von Wasserdrücken im Boden mit strömendem Grundwasser [Grundwasserströmung; Wasserdrücke; Strömungskraft; Auftrieb] Heft 2 Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu, Lingyue: Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand [Numerische Simulation; Abaqus CEL;

96–106

205–217

85–95

geotechnik 38. Jahrgang

Inhaltsverzeichnis 2015

Schiffsanker; Penetration; Seekabel; Verlegetiefe] Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius; Ziegler, Martin: Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen [thermo-aktive Bauteile; thermische Widerstände; Berechnungsansatz] Nernheim, Axel; Vasquez, Alejandro; Wilke, Fabian; Kahle, Hans: Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-UpSchiffe von Offshore-Windparks [Site Specific Assessment; Offshore-Wind; Jack-Up-Schiff; CPT; Beineindringung; Baugrundtragfähigkeit; PunchThrough] Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar, Dileep Moreshwar: A simple approach based on the limit equilibrium method for evaluating passive earth pressure coefficients [Inclined retaining wall; Sloping cohesionless backfill; Limit equilibrium; Log spiral failure surface; Passive earth pressure coefficients] Perau, Eugen; Zillmann, Antonia: Variation des Reibungswinkels bei der Bemessung von Baugrubenwänden mit der FiniteElemente-Methode [Baugruben; Finite-Elemente-Methode; Reibungswinkel; Nachweisverfahren; Bemessung; Standsicherheitsnachweis] Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian; Richter, Thomas: Zur lateralen Bettungssteifigkeit von Pfählen mit großen Durchmessern bei kleinen Verformungen – Vergleich von Finite-ElementeBerechnungen mit Methoden basierend auf p-y-Kurven [p-yKurven; laterale Bettungssteifigkeit; Pfähle mit großen Durchmessern] Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand [monopile; subgrade reaction method; p-y method; sand; laterally loaded pile]

Heft 1

36–45

Heft 2

107–119

Heft 1

Heft 2

Heft 4

3–16

120–133

289–303

geotechnik 38. Jahrgang

193–204

96–106

36–45

230–234

17–27

267–288

Bodenmechanik – Soil mechanics

Heft 3

Heft 4

230–234

267–288

Boden-Bauwerk Interaktion – Soil-structure interaction Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics [arbitrary Lagrangian-Eulerian; large deformations; penetration; sand; validation;

model test; große Verformungen; Validierung; Modellversuche] Heft 3 Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias; Fischer, Oliver: Soil-structure interaction in tunnel lining analyses [soil-structure-interaction; ground stiffness; tunnel lining; annular void; bedding modulus] Heft 2 Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu, Lingyue: Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand [Numerische Simulation; Abaqus CEL; Schiffsanker; Penetration; Seekabel; Verlegetiefe] Heft 1 Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian; Richter, Thomas: Zur lateralen Bettungssteifigkeit von Pfählen mit großen Durchmessern bei kleinen Verformungen – Vergleich von Finite-ElementeBerechnungen mit Methoden basierend auf p-y-Kurven [p-yKurven; laterale Bettungssteifigkeit; Pfähle mit großen Durchmessern] Heft 3 Stergiou, Themistoklis; Terzis, Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading [Finite element analysis; Offshore foundations; Skirted foundations; Limit loads; Clay] Heft 1 Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand [monopile; subgrade reaction method; p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4

Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics [arbitrary Lagrangian-Eulerian; large deformations; penetration; sand; validation; model test; große Verformungen; Validierung; Modellversuche] Heft 3 Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften [Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft; Baugruben; Verbau; Absenktrichter; Ankerlänge] Heft 3 Goldscheider, Michael: Darstellung von Wasserdrücken im Boden mit strömendem Grundwasser [Grundwasserströmung; Wasserdrücke; Strömungskraft; Auftrieb] Heft 2

193–204

205–217

85–95

Artikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de

Inhaltsverzeichnis 2015

Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils based on smoothed particle hydrodynamics (SPH) – Part 2: Coupled analysis [meshless method; SPH; coupled analysis; two phase mode] Heft 3 Gudehus, Gerd; Keßler, Jürgen; Lucke, Beate: Setzungsfließen [Tagebaudeponien; Initial; Verflüssigung; Rutschung; Sprengverdichtung; Seismik; Stabilität] Heft 4 Milatz, Marius; Grabe, Jürgen: Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch [Unsaturated Soils; Capillarity; Compaction control; Field tests; Plate load tests; Earthworks; Highway construction] Heft 1

Deponietechnik – Landfills

218–229

255–266

28–35

Bodenverbesserung – Ground improvement Floroiu, Laurentiu; Schweiger, Helmut F.: Parametric study of the seismic ground response of a linear visco-elastic soil layer improved by stone columns or pile-like elements [Bodenverbesserung; Erdbeben; Antwortspektrum; Kiessäulen; Betonpfähle; Seismische Bodenantwort] Heft 4 Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens [Düsenstrahlverfahren; jet grouting; HDI; DSV; Reichweite; Regelwerke; Normen; Dokumentation; Qualitätssicherung; Stand der Technik] Heft 1

235–243

173–192

Eigenschaften der Böden – Soil properties

304–315

Gudehus, Gerd; Keßler, Jürgen; Lucke, Beate: Setzungsfließen [Tagebaudeponien; Initial; Verflüssigung; Rutschung; Sprengverdichtung; Seismik; Stabilität] Heft 4

255–266

Felsmechanik – Rock mechanics 56–64

Böschungen – Slopes Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung RoggwilWynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs [Kriechhang; artesisch; Drainage; Mikrotunneling; Drainageschächte; Filterbrunnen; Deformationen] Heft 2 Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar, Dileep Moreshwar: A simple approach based on the limit equilibrium method for evaluating passive earth pressure coefficients [Inclined retaining wall; Sloping cohesionless backfill; Limit equilibrium; Log spiral failure surface; Passive earth pressure coefficients] Heft 2

Dietzel, Fred; Lächler, Walter; Mergelsberg, Werner; Unterweger, Hans-Ulrich: Langzeitkontrolle der Sicherungsmaßnahmen der Sonderabfalldeponie Malsch [Deponie; Dichtwand; Nachsorge; Geophysik; hazardous waste; sealing wall; maintenance; geophysics] Heft 3 Lersow, Michael; Gellermann, Rainer: Langzeitstabile, langzeitsichere Verwahrung von Rückständen und radioaktiven Abfällen – Beitrag zur Diskussion um Lagerung (Endlagerung) [Radioaktive Abfälle und Rückstände; Beispiele langzeitsicherer Verwahrung; Gesetzlicher Rahmen; Langzeitsicherheit; Einzelnachweise; Radionuklidinventare; Modulares Endlagerkonzept für HAW; Transmutation; Kosten; Finanzierung] Heft 3

134–143

Lersow, Michael; Gellermann, Rainer: Langzeitstabile, langzeitsichere Verwahrung von Rückständen und radioaktiven Abfällen – Beitrag zur Diskussion um Lagerung (Endlagerung) [Radioaktive Abfälle und Rückstände; Beispiele langzeitsicherer Verwahrung; Gesetzlicher Rahmen; Langzeitsicherheit; Einzelnachweise; Radionuklidinventare; Modulares Endlagerkonzept für HAW; Transmutation; Kosten; Finanzierung] Heft 3

173–192

Geothermie – Geothermy

120–133

Artikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de

Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius; Ziegler, Martin: Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen [thermo-aktive Bauteile; thermische Widerstände; Berechnungsansatz] Heft 2

107–119

geotechnik 38. Jahrgang

Inhaltsverzeichnis 2015

Oberle, Annette; Krieg, Stefan: Geothermische Simulation einer Energiepfahlanlage [Energiepfähle; Temperaturfelder; Erdwärme; FE-Modellierung] Heft 2

152–159

Grundbau – Foundation engineering Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics [arbitrary Lagrangian-Eulerian; large deformations; penetration; sand; validation; model test; große Verformungen; Validierung; Modellversuche] Heft 3 Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens [Düsenstrahlverfahren; jet grouting; HDI; DSV; Reichweite; Regelwerke; Normen; Dokumentation; Qualitätssicherung; Stand der Technik] Heft 1 Stergiou, Themistoklis; Terzis, Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading [Finite element analysis; Offshore foundations; Skirted foundations; Limit loads; Clay] Heft 1 Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand [monopile; subgrade reaction method; p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4

193–204

geotechnik 38. Jahrgang

134–143

107–119

152–159

46–55

56–64

Gründungen – Foundations

17–27

267–288

Grundwasser – Groundwater Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften [Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft; Baugruben; Verbau; Absenktrichter; Ankerlänge] Heft 3 Goldscheider, Michael: Darstellung von Wasserdrücken im Boden mit strömendem Grundwasser [Grundwasserströmung; Wasserdrücke; Strömungskraft; Auftrieb] Heft 2 Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils based on smoothed particle hydrodynamics (SPH) – Part 2: Coupled analysis [meshless method; SPH; coupled analysis; two phase mode] Heft 3 Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten

Rutschhangs [Kriechhang; artesisch; Drainage; Mikrotunneling; Drainageschächte; Filterbrunnen; Deformationen] Heft 2 Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius; Ziegler, Martin: Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen [thermo-aktive Bauteile; thermische Widerstände; Berechnungsansatz] Heft 2 Oberle, Annette; Krieg, Stefan: Geothermische Simulation einer Energiepfahlanlage [Energiepfähle; Temperaturfelder ; Erdwärme ; FE-Modellierung] Heft 2 Perau, Eugen; Meteling, Nils: Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM [Finite-Elemente-Methode; Baugrube; Randbedingungen] Heft 1

205–217

85–95

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Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens [Düsenstrahlverfahren; jet grouting; HDI; DSV; Reichweite; Regelwerke; Normen; Dokumentation; Qualitätssicherung; Stand der Technik] Nernheim, Axel; Vasquez, Alejandro; Wilke, Fabian; Kahle, Hans: Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-UpSchiffe von Offshore-Windparks [Site Specific Assessment; Offshore-Wind; Jack-Up-Schiff; CPT; Beineindringung; Baugrundtragfähigkeit; PunchThrough] Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der SBahnlinie S21 in Berlin [S21; Berlin; Tunnelbau; offene Bauweise; Pfahlprobebelastung; Kombinierte Pfahl-Plattengründung] Stergiou, Themistoklis; Terzis, Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading [Finite element analysis; Offshore foundations; Skirted foundations; Limit loads; Clay] Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand [monopile; subgrade reaction method;

Heft 1

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Heft 1

3–16

Heft 2

144–151

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Inhaltsverzeichnis 2015

p-y method; sand; laterally loaded pile]

Heft 4

267–288

Injektionen – Grouting Krentz, Martin: Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens [Düsenstrahlverfahren; jet grouting; HDI; DSV; Reichweite; Regelwerke; Normen; Dokumentation; Qualitätssicherung; Stand der Technik] Heft 1

56–64

Messverfahren – Measurement methods Dietzel, Fred; Lächler, Walter; Mergelsberg, Werner; Unterweger, Hans-Ulrich: Langzeitkontrolle der Sicherungsmaßnahmen der Sonderabfalldeponie Malsch [Deponie; Dichtwand; Nachsorge; Geophysik; hazardous waste; sealing wall; maintenance; geophysics] Heft 3 Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs [Kriechhang; artesisch; Drainage; Mikrotunneling; Drainageschächte; Filterbrunnen; Deformationen] Heft 2 Milatz, Marius; Grabe, Jürgen: Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch [Unsaturated Soils; Capillarity; Compaction control; Field tests; Plate load tests; Earthworks; Highway construction] Heft 1

235–243

134–143

28–35

Numerische Verfahren – Numerical methods Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics [arbitrary Lagrangian-Eulerian; large deformations; penetration; sand; validation; model test; große Verformungen; Validierung; Modellversuche] Heft 3 Floroiu, Laurentiu; Schweiger, Helmut F.: Parametric study of the seismic ground response of a linear visco-elastic soil layer improved by stone columns or pile-like elements [Bodenverbesserung; Erdbeben; Antwortspektrum; Kiessäulen; Betonpfähle; Seismische Bodenantwort] Heft 4 Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu, Lingyue: Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand [Numeri-

193–204

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sche Simulation; Abaqus CEL; Schiffsanker; Penetration; Seekabel; Verlegetiefe] Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils based on smoothed particle hydrodynamics (SPH) – Part 2: Coupled analysis [meshless method; SPH; coupled analysis; two phase mode] Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius; Ziegler, Martin: Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen [thermo-aktive Bauteile; thermische Widerstände; Berechnungsansatz] Oberle, Annette; Krieg, Stefan: Geothermische Simulation einer Energiepfahlanlage [Energiepfähle; Temperaturfelder ; Erdwärme ; FE-Modellierung] Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar, Dileep Moreshwar: A simple approach based on the limit equilibrium method for evaluating passive earth pressure coefficients [Inclined retaining wall; Sloping cohesionless backfill; Limit equilibrium; Log spiral failure surface; Passive earth pressure coefficients] Perau, Eugen; Meteling, Nils: Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM [Finite-Elemente-Methode; Baugrube; Randbedingungen] Perau, Eugen; Zillmann, Antonia: Variation des Reibungswinkels bei der Bemessung von Baugrubenwänden mit der FiniteElemente-Methode [Baugruben; Finite-Elemente-Methode; Reibungswinkel; Nachweisverfahren; Bemessung; Standsicherheitsnachweis] Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin [S21; Berlin; Tunnelbau; offene Bauweise; Pfahlprobebelastung; Kombinierte Pfahl-Plattengründung] Stergiou, Themistoklis; Terzis, Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading [Finite element analysis; Offshore foundations; Skirted foundations; Limit loads; Clay]

Heft 1

36–45

Heft 3

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Heft 2

107–119

Heft 2

152–159

Heft 2

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Heft 1

46–55

Heft 4

289–303

Heft 2

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geotechnik 38. Jahrgang

Inhaltsverzeichnis 2015

Pfähle – Piles Aubram, Daniel: Development and experimental validation of an arbitrary Lagrangian-Eulerian (ALE) method for soil mechanics [arbitrary Lagrangian-Eulerian; large deformations; penetration; sand; validation; model test; große Verformungen; Validierung; Modellversuche] Heft 3 Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin [S21; Berlin; Tunnelbau; offene Bauweise; Pfahlprobebelastung; Kombinierte Pfahl-Plattengründung] Heft 2 Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian; Richter, Thomas: Zur lateralen Bettungssteifigkeit von Pfählen mit großen Durchmessern bei kleinen Verformungen – Vergleich von Finite-ElementeBerechnungen mit Methoden basierend auf p-y-Kurven [p-yKurven; laterale Bettungssteifigkeit; Pfähle mit großen Durchmessern] Heft 3 Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Lemke, Katrin: A new static p-y approach for piles with arbitrary dimensions in sand [monopile; subgrade reaction method; p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4

Quick, Hubert; Meißner, Simon; Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin [S21; Berlin; Tunnelbau; offene Bauweise; Pfahlprobebelastung; Kombinierte Pfahl-Plattengründung] Heft 2

144–151

193–204

Umweltgeotechnik – Environmental geotechnics

144–151

230–234

235–243

173–192

267–288

Verankerungen – Anchoring Tunnelbau – Tunnelling Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias; Fischer, Oliver: Soil-structure interaction in tunnel lining analyses [soil-structure-interaction; ground stiffness; tunnel lining; annular void; bedding modulus]

geotechnik 38. Jahrgang

Berhane, Gebreselassie: Standsicherheitsnachweis in der tiefen Gleitfuge unter Berücksichtigung von Strömungskräften [Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft; Baugruben; Verbau; Absenktrichter; Ankerlänge] Heft 3 Heft 2

205–217

96–106

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Inhaltsverzeichnis 2015

Rubrikenliste Dissertationen Berechnungsverfahren für praxisnahe Boden-Bauwerks-Interaktionsprobleme im Frequenzbereich Heft 1 Coupled thermo-hydro-mechanical analysis: experiment and back analysis Heft 1 Hydraulischer Grundbruch in bindigem Baugrund Heft 1 Hypoplastic constitutive models for frozen soil Heft 1 Zum hydraulischen Grundbruch an Baugrubenumschließungen bei luftseitiger Sicherung durch einen Auflastfilter in nichtbindigen Böden Heft 1 Study on the hydro-mechanical behavior of fiber reinforced fine grained soils, with application to the preservation of historical monuments Heft 1 Flachgründungen auf Böden mit tiefenabhängiger Steifigkeit unter vertikaler dynamischer Belastung: Ergebnisse von numerischen Berechnungen im Frequenz- und Zeitbereich Heft 1 Hydro-mechanical behaviour of clays – Significance of mineralogy Heft 1 Abbauwerkzeugverschleiß und empirische Verschleißprognose beim Vortrieb mit HydroschildTVM in Lockergesteinen Heft 1 Influence of smear and compaction zones on the performance of stone columns in lacustrine clay Heft 1 Modelling ground movement and associated building response due to tunnelling in soils Heft 1 Geotechnical site characterization and combined pile raft foundation modelling on Khartoum clay (Sudan) Heft 1 Dimensionierung von Gasspeicherkavernen im Salzstockrandbereich Heft 1 Economic competitiveness of underground coal gasification combined with carbon capture and storage (UCG-CCGT-CCS) in the Bulgarian energy network Heft 1 Hydro-mechanical behavior of collapsible soils Heft 1 Strukturbedingte geotechnische Eigenschaften von Controlled Low Strength Material für Dichtungen in Deichen Heft 1

Untersuchungen zur Drift von Pfählen unter zyklischer, lateraler Last aus veränderlicher Richtung Barodesy and its application for clay Development of soft particle code (Sparc) Entwicklung von 2D- und 3DGeoinformationssystemen für geologische Anwendungen im kommunalen Bereich am Beispiel der Stadt Straubing und des Landkreises Straubing-Bogen Zur thermischen Nutzung des Untergrunds mit flächigen thermoaktiven Bauteilen Prüfverfahren zur Bestimmung des Frost-Tau-Wechseleinflusses auf Hinterfüllbaustoffe für Erdwärmesonden Quantitative parameterization and 3Drunout modelling of rockfalls at steep limestone cliffs in the Bavarian Alps Analysis and evaluation of the geosensor network’s data at the Aggenalm landslide, Bayerischzell, Germany

Persönliches

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Rudolf Floss – 80 Jahre Dr.-Ing. Klaus-Jürgen Melzer – 80 Jahre Wellin Sadgorski 80 DBV ehrt Dr. Karl Morgen mit der Emil-Mörsch-Denkmünze Preis zur KGS-Lecture an Prof. Katzenbach Nachruf zum Tode von Professor Zbigniew Sikora Nachruf Dr.-Ing. Hans-Werner Vollstedt Hans-Burkhard Horlacher verstorben In memoriam Prof. Dr. h.c. Georg Stefanoff Prof. Dr.-Ing. Bernd Prange 85 Jahre Hans-Georg Kempfert – 70 Jahre

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76–77

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Zuschrift Zuschrift zum Bericht „Kritische Anmerkungen zu DIN 18321ATV Düsenstrahlarbeiten“

geotechnik 38. Jahrgang

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