geotechnik 01/2016 free sample copy

- 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

139. JahrgangMärz 2016ISSN 0172-614521756

Bodenmechanik

Erd- und Grundbau

Felsmechanik

Ingenieurgeologie

Geokunststoffe

Umweltgeotechnik

O R G A N D E R D E U T S C H E N G E S E L L S C H A F T F Ü R G E O T E C H N I K

geotechnik 39. Jahrgang 2016 Heft 1

geotechnik 39. Jahrgang 2016 Heft 1

ULRICH FINSTERWALDER

INGENIEURBAUPREIS

Auslobung 2017durch den Verlag Ernst & Sohn

l5.Teilnahmebedingungen

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 Bau-projekte, 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:

KonstruktionInnovationInterdisziplinaritätÄsthetikNachhaltigkeit

Jury

Die Jurysitzung findet im November 2016 in Berlin statt. Die Mit-glieder der Jury sind:Dipl.-Ing. (FH) Stefan AdamProf. Irgmard Lochner AdlingerDipl.-Ing. Volkhardt AngelmaierDipl.-Ing. Gerhard BreitschaftProf. Cengiz DicleliProf. Rainer HascherProf. Martin MensingerDipl.-Ing. (FH) Jens MüllerProf. Jürgen SchnellDr.-Ing. Markus WetzelDr.-Ing. Klaus Stiglat (Ehrenmitglied)Dr.-Ing. Dirk JesseDr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer

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

Über das ausgezeichnete Bauwerk wird ausführlich in allen Fach-zeitschriften des Verlags Ernst & Sohn berichtet. Mit unseren nati-onalen und internationalen Zeitschriften werden mehr als 30.000 fachkundige Leser über die Projekte, die beteiligten Ingenieurbü-ros 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 Einrei-chungen können nicht berücksichtigt werden.

Wilhelm Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KGRotherstraße 2110245 BerlinDeutschland

Kennwort: Ulrich Finsterwalder Ingenieurbaupreis 2017

Dr.-Ing. Dirk JesseTel. +49 (0) 30 47031 [email protected]

Mit freundlicher Unterstützung von:

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 öffentli-che Bewusstsein zu rücken.

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Auslober

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

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

A3Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Inhalt

geotechnik 1 Editorial

1 Christos Vrettos Nachhaltig experimentieren

Fachthemen

2 Christian Missal, Andreas Gährken, Joachim Stahlmann Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung

von Schädigung, Bruch und Verheilung

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

und Validierung

29 Maik Schüßler Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

40 Peter Gußmann, Diethard König, Tom Schanz Die Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik –

aktuelle Entwicklungen und Anwendungen

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

Rubriken

66 DGGT-Mitteilungen69 Persönliches71 Tagungsberichte72 CBTR-Nachrichten74 Dissertationen79 Bücher80 geotechnik aktuell81 Zuschrift83 Termine

Produkte und Objekte

A5 AktuellA22 Stellenmarkt

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

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

www.ernst-und-sohn.de/geotechnik

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Herausgeber

Call for Papers

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Kundenservice: Wiley-VCH

Boschstraße 12

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Ernst & Sohn

Verlag für Architektur und technische

Wissenschaften GmbH & Co. KG

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

Die Zeitschrift geotechnik ist das Organ der Deutschen Gesell-schaft 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 Fachbei-träge und praxisorientierte Berichte aus den Bereichen:

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik Ingenieurgeologie Kunststoffe in der Geotechnik Umweltgeotechnik

Alle Fachbeiträge werden standardmäßig in einem internetbasier-ten Peer-review Prozess begutachtet. Die technischen Berichtewerden nicht reviewt, aber redaktionell geprüft. Das von der DGGT eingesetzte Editorial Board gewährleistet eine interessante Themen-auswahl und garantiert die Qualität der Inhalte auf hohem techni-schem und wissenschaftlichem Niveau. Nutzen Sie für die Einreichung Ihres Manuskripts bitte aus-schließlich die Online-Plattform “ScholarOne Manuscripts”. Die URL lautet: https://mc.manuscriptcentral.com/gete

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

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

Organ der DGGT

Seinen Anspruch als Komplettanbieterim Spezialtiefbau unterstreicht Liebherrauf der Bauma 2016 mit der Messe -premiere des Ramm- und BohrgerätesLRB 355 sowie des HydroseilbaggersHS 8130 HD. Zudem wird in Münchenauch das beliebte GroßdrehbohrgerätLB 36 mit Kellyaus rüstung zu sehensein. Alle drei Spezialtiefbaumaschinenhaben ihre Effizienz bereits erfolgreichbei Baustelleneinsätzen auf der ganzenWelt unter Beweis gestellt.

Bei sich wiederholenden Arbeitszyklenim Spezialtiefbau kommt dem kraftstof-feffizienten Arbeiten eine besondere Be-deutung zu. Als Innovation bietet Lieb-herr hierzu die optionale Motor-Stopp-Automatik an. Damit schaltet das Lieb-herr-Spezialtiefbaugerät bei längerenArbeitspausen nach vorheriger Über -prüfung bestimmter Systemfunktionenautomatisch ab, was sowohl Treibstoffspart als auch die Umwelt schont. Mitdem Eco-Silent-Mode kann außerdem dieMotordrehzahl auf ein erforderliches,voreingestelltes Maß reduziert werden.Dies hat eine deutliche Senkung des Dieselverbrauchs zur Folge und senkt zu-dem die Schallemissionen, ohne dabeidie Leistung zu schwächen.

Ausgestattet mit Dieselmotoren derneuen Generation, laufen die drei Bau-ma-Exponate mit abgesenkter Arbeits-drehzahl. Dadurch wird zusätzlich derTreibstoffverbrauch reduziert und gleich-zeitig die Effizienz verbessert. Beim Hydroseilbagger HS 8130 HD wurde zu-dem die Hydraulik optimiert, wodurchder Seilbagger trotz geringerer Motorleis-

tung sogar eine höhere Umschlagleistungals sein Vorgänger erreicht.

Das Multifunktionsgerät LRB 355 Der robuste Unterwagen des neuenRamm- und Bohrgeräts LRB 355 mit denlängsten Raupenträgern seiner Klasse garantiert eine überaus hohe Stabilität.Dank der Parallelkinematik verfügt esüber einen großen Arbeitsbereich. Einweiterer Vorteil ist die direkte Montagealler Winden am Mäkler. Dies ermöglichteinerseits eine direkte Sicht von der Fah-rerkabine zur Hauptwinde und sorgt an-dererseits dafür, dass sich beim Verstellendes Mäklers die Seile nicht bewegen. Dieoptional erhältliche bewegliche Arbeits-plattform des LRB 355 gewährleistet einen sicheren Zugang zu den Anbau -geräten. Außerdem er leichtert sie dieMontage der Arbeitswerkzeuge sowieWartungsarbeiten auf der Baustelle.

Das neue LRB 355 von Liebherr istin zwei verschiedenen Konfigurationenmit einer maximalen Höhe von 33,5 mund einem maximalen Gewicht von ca.100 t ohne Anbaugeräte erhältlich. DasRamm- und Bohrgerät wird von einem600 kW (optional 750 kW) starken V-12-Dieselmotor angetrieben, der die Europäischen Emissionsstandards StufeIV und die US-Norm Tier 4f erfüllt.

Weitere Vorteile des neuen Lieb-herr-Ramm- und Bohr geräts sind seineschnelle Mobilisierbarkeit und der ein -fache Transport. Das Gerät kann mitmontiertem Mäkler und Universalschlit-ten transportiert werden. Um die Trans-portlänge zu minimieren kann der Mäk-ler umgeklappt werden. Sie beträgt damitnur 22,6 m. Außerdem sind keine Werk-zeuge erforderlich, um den Mäkler umzu-klappen oder das Gegengewicht zu mon-tieren. Das LRB 355 wurde speziell fürdas Vollverdränger bohren entwickelt underreicht dabei ein Drehmoment von450 kNm. Das Gerät kann jedoch auchfür zahlreiche andere Verfahren wie Boh-ren mit Kellyausrüstung, Doppelbohr-kopf, Endlosschnecke wie auch Boden-mischen und Einsätze mit Rüttler undHydraulikhammer verwendet werden.

Hydroseilbagger HS 8130 HDDer Liebherr-Hydroseilbagger HS 8130HD kann sowohl für verschiedene Spe -zialtiefbaueinsätze sowie für die typi-schen Umschlagarbeiten eines Seilbag-gers verwendet werden. Dazu ge hörenSchlitzwandarbeiten bis 35 t, Einsätzemit Verrohrungsmaschine bis 3 m, Mate-rialumschlag mit Greifer oder Schlepp-schaufel, dynamische Bodenverdichtungsowie verschiedene Nassbaggerarbeiten.

Spezialtiefbau

Neuaufl age:Die GGU-Suiteim Überblick.

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Liebherr auf der Bauma 2016: Komplettanbieter im Spezialtiefbau

Bild 1. Rendering des Liebherr-Hydroseilbaggers HS8130 HD mit Verrohrungs maschine

Bei der Entwicklung des 130-t-Seilbaggers wurde besonde-res Augenmerk auf die robuste Stahlkonstruktion, die Optimie-rung von Leistung und Sicherheit sowie auf einen einfachenund schnellen Transport und die rasche Mobilisierung des Ge-räts gelegt. Der HS 8130 HD kann komplett mit den am Ober-wagen montierten Geländern, Laufstegen und Podesten trans-

portiert werden. Dies beschleunigt die Mobilisierung des Gerätsauf der Baustelle.

Weitere Vorzüge, die die Mobilisierung erleichtern, sinddas Selbstmontagesystem für Raupenträger und Gegen gewichtsowie das Jack-Up-System. Zudem kann der HS 8130 HD dankseines geringen Transportgewichts von nur 50 t und der maxi-malen Transportbreite des Grundgeräts von 3,5 m leicht trans-portiert werden.

LB 36: Jahrelang erprobtes Großdrehbohrgerät Mit dem LB 36 stellt Liebherr auf der Bauma 2016 auch einbestens etabliertes Drehbohrgerät mit dem vor drei Jahren erst-mals präsentierte BAT-Bohrantrieb aus. Der Bohrantrieb des LB36 verfügt über ein Drehmoment von 410 kNm und kann jenach Anwendung individuell konfiguriert werden. Die Haupt-vorteile des von Liebherr gefertigten Hydraulikantriebs liegen inder automatischen Drehmomentregelung, der stufenlosen Dreh-zahl-Optimierung und vier elektronisch einstellbaren Drehzahl-bereichen. Die weiteren Vorzüge dieses Bohrantriebs sind seineinfacher Aufbau, der geringe Wartungsaufwand und vor allemseine außerordentliche Effizienz.

Das rund 115 t schwere LB 36 ist für Bohrdurchmesservon bis zu 3 m und Bohrtiefen von maximal 88 m ausgelegt. Die40-t starke Kellywinde und das Seilvorschubsystem mit 40 tRückzugskraft bieten einen wesentlichen technischen Vorteil.Damit verfügt der Anwender über ein Höchstmaß an Leistungs-fähigkeit und Zuverlässigkeit, selbst bei schwersten Bodenver-hältnissen und Einsatzbedingungen.

Das Liebherr-Bohrgerät besticht durch eine stabile Ausfüh-rung des Mäklers, eine robuste Kinematik sowie ein breit ge -fächertes Einsatzspektrum. Hohe Stabilität ist durch die großeStandfläche des Unterwagens garantiert. Ähnlich wie die ande-ren Geräte der LB-Serie ist das LB 36 speziell für Kelly-, Endlos-schnecken-, Doppelbohrkopf- sowie Bodenmischeinsätze konzi-piert.

Im Bereich Spezialtiefbau bietet Liebherr seinen Kundennicht nur zahlreiche Maschinen sondern auch eine Vielzahl vonDienstleistungen an, welche die Effizienz auf der Baustelle er -höhen. Dazu zählen die verfahrenstechnische Beratung in derPlanungsphase, die Anwendungsberatung auf der Baustelle, dieSpeicherung, Auswertung und Übertragung von Maschinen -daten mittels LiDAT sowie die Dokumentation und Analyse derProzesse auf der Baustelle mittels PDE/PDR.

Hervorzuheben sind zudem die neuen Liebherr-Simulato-ren für Spezialtiefbaugeräte, mit welchen die Fahrer auf ihre zu-künftigen Aufgaben in einer virtuellen aber dennoch realisti-schen Umgebung vorbereitet werden können. Dies verbessertdie Souveränität des Fahrers und somit die Sicherheit auf derBaustelle.

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A6 geotechnik 39 (2016), Heft 1

Spezialtiefbau

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

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

Kettenbagger 336F XE Hybrid mit EU-Stuve IVDer im vergangenen Jahr vorgestellte Cat Kettenbagger 336FXE Hybrid bildet mit kraftstoffsparender Hybridtechnik undproduktivitäts- sowie effizienzsteigernder Cat Connect-Tech-nologie eine Klasse für sich in dieser Maschinenkategorie.Der bereits im Vorgänger 336E H installierte Cat DieselmotorC9.3 ACERT erfüllt jetzt die verschärften Abgasemissions-An-forderungen der EU-Stufe IV.

Aufgrund der weitgehenden Integration aller Systeme und Kom-ponenten (Integrated Design) konnten Leistung, Dieselkonsumund Energie-Rückgewinnung optimiert werden. Im Vergleichzur Standardversion des 336F kommt der neue Hybridbaggermit dem Zusatz XE mit bis zu 20 Prozent weniger Kraftstoff aus,und gegenüber dem 336E Standard hat sich der Verbrauch so-gar um bis zu 25 % reduziert – ohne jeden Leistungsverlust undbei unverändert niedrigem Instandhaltungsaufwand. Eine echtePremiere im Baggerbereich: Der 336F XE Hybrid wird optionalmit dem brandneuen, vollständig integrierten Cat Wägesystem„Production Measurement“ geliefert, das die Löffelnutzlast wäh-rend des Arbeitsspiels anzeigt und dem Fahrer daher eine exak-te Beladung der Transportfahrzeuge ermöglicht. Dem Firmen-management dient das Wägesystem zudem als informative Pro-duktivitätskontrolle.

Starker DieselmotorDer sparsame Cat C9.3 ACERT entwickelt eine Nennleistungvon 235 kW (320 PS) und darf mit Biodieselmischungen bisB20 betrieben werden. In der Abgasnachbehandlungsanlage mit

Dieselpartikelfilter erfolgt eine EU-Stufe-IV-konforme Schad-stoffminderung. Der Regenerationsprozess – erforderlich, umden Partikelfilter freizubrennen – wird automatisch so gesteuert,dass er ohne Unterbrechung des Maschinenbetriebs und nur un-ter optimalen Bedingungen stattfindet. Alternativ kann der Fah-rer die Regeneration manuell einleiten oder abbrechen. Mehrereelektronische Funktionen erlauben dem Baggerführer eine be-sonders verbrauchsarme Arbeitsweise. So lässt sich der Motorper Tastendruck auf Leerlaufdrehzahl bringen, die Leerlaufab-stellautomatik stoppt den Motor nach einem programmierbarenZeitintervall, und der wählbare Eco-Modus optimiert die Ener-gieeffizienz.

Hybridsystem auf hydraulischer BasisEine besondere Komponente des 336F XE Hybrid ist die inStandardbauweise ausgeführte, jedoch elektronisch geregelteund programmierbare Hydraulikpumpe, die alle Energiesystemedes Baggers integriert und die Motorleistung sofort an wechseln-de Lasten anpasst. Hinzu kommt das adaptive Steuersystem(Cat Adaptive Control System), das sich durch ein intelligentesManagement der Druck-Strom-Regelung auszeichnet und folg-lich die Arbeitsgenauigkeit, Kraftstoffeffizienz und Anbaugeräte-leistung spürbar verbessert. Zugleich reduziert sich der Effekt,den das Gewicht der Arbeitsausrüstung auf die Steuerungsquali-tät ausübt.

Maßgebliches Bauteil im hydraulischen Hybridsystem istdas Cat Energie-Rückgewinnungsventil, denn es leitet die beimAbbremsen des drehenden Oberwagens erzeugte kinetischeEnergie in groß dimensionierte Hochdruckspeicher. Beim an-schließenden entgegengesetzten Drehvorgang wird diese Ener-gie zum Beschleunigen des Oberwagens genutzt. Daraus resul-

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Spezialtiefbau

Spezialtiefbau in Europa – www.stump.de

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

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HN Berlin + Verwaltung Tel. 030 754904-0 • Fax 030 754904-420ZN Chemnitz Tel. 0371 262519-0 • Fax 0371 262519-30

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Tel. 089 71001-500 • Fax 089 71001-510GS Colbitz Tel. 039207 856-0 • Fax 039207 856-50

ZN Hannover Tel. 0511 94999-0 • Fax 0511 499498ZN Langenfeld Tel. 02173 27197-0 • Fax 02173 27197-990

Zukunft hat Tradition!

tiert eine geringere Belastung der Hydraulikpumpe, sodass sichder Kraftstoffverbrauch deutlich reduziert.

Große Durchflussmengen und hohe Drücke in den Ar-beitshydraulikkreisen des 336F XE Hybrid ermöglichen denhocheffizienten Einsatz von Anbaugeräten wie Betonpulverisie-rern, Scheren und Reißzähnen.

Robuster Unter- und OberwagenFür den neuen Kettenbagger sind zwei HD-Unterwagenvarian-ten mit langem Laufwerk (L) oder langem, schmalem Laufwerk(LN) lieferbar. Massiver Hauptrahmen und Heavy-Duty-Konter-gewicht erweisen sich als solide, standsichere Plattform bei allenvorkommenden Baggerarbeiten.

Der in HD-Konstruktion ausgeführte 6,5 Meter lange Stan-dardausleger lässt sich wahlweise mit einem 2,8-m- oder 3,2-m-Stiel kombinieren, um die Maschine möglichst vielseitig einset-zen zu können.

Technologische Neu- und WeiterentwicklungenNatürlich ist der 336F XE Hybrid mit dem Cat Flottenmanage-ment Product Link ausgestattet. Product Link stellt eine draht -lose Verbindung zwischen dem Kunden und seinen Maschinenher, damit er die vom System erfassten Daten – Standort, Be-triebsstunden, Kraftstoffverbrauch, Leerlaufzeit, Ereignis-/Diag-nosecodes usw. – abrufen und mit der internetbasierten Soft-

ware VisionLink online auswerten kann. Anhand der ermittel-ten Werte lassen sich fundierte Entscheidungen treffen, die zuhöherer Effizienz sowie niedrigeren Vorhalte- und Betriebskos-ten führen.

Cat Grade Control, das optionale 2D-Baggeranzeigesystem,wird im Werk vollständig und sofort einsatzbereit in die Maschi-ne integriert. Geschützt an der Arbeitsausrüstung montierteSensoren informieren den Fahrer in Echtzeit über die exakteLöffelposition, sodass der Erdaushub ohne vorherige Vermes-sung und ohne Messpersonal erfolgen kann. Bei Bedarf lässtsich Grade Control durch Nachrüsten von Komponenten derCat Maschinensteuerung AccuGrade unkompliziert auf eindreidimensio nales GPS/UTS-System erweitern.

Cat Production Measurement, das optional im 336F XE in-stallierte elektronische Wägesystem, erfasst mithilfe von Senso-ren den hydraulischen Druck in den Hubzylindern und die Posi-tion des Löffels, um daraus die Nutzlast mit einer Genauigkeitvon ± 5 Prozent zu errechnen. Die Kalkulation erfolgt ohne Ar-beitsspielunterbrechung während der Auslegerbewegung, sodassder Fahrer den Löffelfüllungsgrad nötigenfalls noch direkt amHaufwerk ändern kann.

Alle wichtigen Nutzlastinformationen werden auf demübersichtlichen Monitor in der Fahrerkabine angezeigt, umÜber- oder Unterladung zu vermeiden. Die erforderlichen Ein-gaben für Materialart, Lkw-Kennnummern und Nutzlast-Soll-werte sowie die Speicherungen der Nutzlastdaten lassen sichsehr einfach durchführen. Per Flottenmanagement kann sichder Kunde jederzeit mithilfe der internetbasierten Software Visi-on Link Payload Monitoring über den Materialumschlag unddie Maschinen-/Fahrerleistung informieren. Diese Daten eignensich ideal für eine faktenorientierte Definition der Produktions-ziele und Arbeitseffizienz.

Fast alle wichtigen Wartungsstellen sind direkt vom Bodenaus erreichbar. Routinearbeiten werden durch elektrische Kraft-stoff-Förderpumpe, Kraftstoff-Fernablassventil und Kraftstoff-Vorratsanzeige erleichtert. Integrierte ROPS-Fahrerkabine, gro-ßes Dachfenster, Antirutschbeläge auf den Trittflächen, Halo-gen-Arbeitsscheinwerfer mit programmierbarer Ausschaltverzö-gerung und serienmäßige Heckkamera sorgen für Sicherheit beiBetrieb und Instandhaltung des 336F XE Hybrid.

www.zeppelin-cat.de


Spezialtiefbau

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

Neue Generation von Bauer-Drehbohr -geräten: Die mittlere Plattform derValueLine

Vor dem Hintergrund ständig wachsender Marktanforderun-gen hat sich die BAUER Maschinen GmbH mit der Ein-führung der zwei Bohrgerätelinien ValueLine und Premium-Line im Jahr 2011 gut für die Zukunft gerüstet. Die ValueLi-ne ist optimiert für das Kellybohren, die PremiumLine-Gerätesind Multifunktionsgeräte für verschiedenste Anwendungenim Spezialtiefbau.

Vier Jahre nach der Neugliederung läutet der Hersteller eineneue Generation von Drehbohrgeräten in der ValueLine ein:Die mittlere Plattformreihe, die für Bohrpfähle mit einemDurchmesser von bis zu 2,5 m und einer Bohrtiefe von bis zu70 m ausgelegt ist. Durch konsequente Ausrichtung auf Kunden-nutzen, Funktionalität und Wirtschaftlichkeit ist es hier gelun-gen, ein neues Preis-Leistungsverhältnis bei Bohrgeräten zuschaffen. Die mittlere Plattformreihe umfasst die BAUER BG 26in der kostengünstigsten Ausführung und – in der größeren Aus-führung – die BAUER BG 30. Die neuen ValueLine-Gerätepunkten dabei mit modernster Technik.

Technisch eng aufeinander abgestimmtZwar beschränkt der Hersteller mit der mittleren Plattform sei-ne Produktvielfalt auf zwei Geräte. Das heißt aber keineswegs,dass dadurch Lücken im Angebot entstehen. Man ersetzt ledig-lich Geräte, die sich ähnlich sind, durch nahverwandte Geräte.Das bietet den entscheidenden Vorteil, dass die Maschinentechnisch eng aufeinander abgestimmt und die Bauteile damit

modellübergreifend austauschbar sind. Benötigte Ersatzteilesind dann in den meisten Fällen sofort verfügbar.

Kernelement der mittleren Plattformreihe ist das gemein -same Grundgerät BT, das komplett von Bauer konstruiert undgebaut wurde. Diese innovative Neuheit bringt eine ganze ReiheVorteile mit sich: Der moderne und hochfunktionelle Trägerpunktet nicht nur mit höchsten Sicherheitsstandards und sehrniedrigen Lärmemissionswerten. Die Maschine kann auch miteinem 298 Kilowatt CAT C 9.3 Motor ausgestattet werden, derdie neuste Abgasnorm gemäß Tier 4 final erfüllt. Große Quer-schnitte in den Hydraulikleitungen sorgen für einen optimalen


Spezialtiefbau

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

Wirkungsgrad des Motors, was sich dann direkt auf den Kraft-stoffverbrauch niederschlägt. Bei schwierigen Verhältnissenkönnen außerdem ein Drehmomentwandler BTM oder eineVerrohrungsanlage angebaut werden.

Bis zu 30 % niedrigerer KraftstoffverbrauchDie mittlere Plattform der ValueLine besticht aber nicht nurdurch ihre Leistungsfähigkeit sondern auch durch zahlreicheNeuerungen, die vor allem die Wartungsarbeiten und den Ge -räteauf- sowie -abbau erleichtern. Eine integrierte Serviceplatt-form ermöglicht einen einfachen und sicheren Zugang für alleWartungsarbeiten im Oberwagen. Dabei wird ein Trittrost, dermit einem Teil der seitlichen Verkleidung verbunden ist, aus demOberwagen herausgezogen. Die seitliche Verkleidung dient dabeials Absturzsicherung. Dieses System ist weltweit einzigartig undsetzt im Bereich Health Safety & Environment einen neuen Stan-dard. Alle Servicestellen können nun problemlos vom Bodenoder von der Plattform aus erreicht werden. Dass auch in SachenKomfort keinerlei Abstriche gemacht wurden, beweist die BauerKomfortkabine, die sich durch höchste Funktionalität auszeich-net und eine optimale Sicht auf die Bohrstelle ermöglicht.

Die technischen Neuerungen haben sich in der Praxis be-reits bestens bewährt: Erste Messungen bei Baustelleneinsätzenergaben einen Kraftstoffverbrauch, der gegenüber dem Vorgän-gergerät um bis zu 30 % niedriger ausfällt.

www.bauer.de

sen schwer und statisch in der Anwendung sind. Da ist die neueGIGANT 3600 schon erheblich flexibler einsetzbar.

Mit den großen Fräsen des Herstellers konnte man bishernur bei großen, freiliegenden Bauvorhaben tätig werden. Mitder neuen Fräse sind nun auch die kleineren Gruben, wie etwaFundamente von Windkraftanlagen oder Strommasten, keinProblem mehr. Derartige Baugruben wurden bislang häufig mitTief- oder Vakuumbrunnen trockengelegt, welche im Verhältniszur nun umsetzbaren Horizontaldrainage jedoch höhere Förder-raten 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 minimal1.500 mm deckt Hölscher Wasserbau mit der neuen Fräse nacheigenen Angaben ca. 80 % der Kundenanforderungen ab. Hinzukommen neue Einsatzmöglichkeiten, die sich durch das geringeGewicht ergeben: Mooriger oder unebener Untergrund stelltkeine Probleme für das „Leichtgewicht“ dar. Dank einem mögli-chen Hangausgleich von bis zu 11° je Seite und enger Kurven-fahrten (schwenkbar bis 10° je Seite) kann das Gefährt als „Off-roader“ unter den Grabenfräsmaschinen bezeichnet werden.

Der Hersteller Hüntelmann sieht ebenfalls breite Einsatz-möglichkeiten. Wenn der Boden nicht gefroren ist, sind Tempe-raturen von unter 0 °C bis über 45 °C kein Problem. Die Ein-satzbedingungen gibt das Unternehmen ansonsten mit den Bo-denklassen 1–4 laut DIN 18300 an.

Ein Gesamtgewicht von 41 t inklusive Auflieger und Zug-maschine sorgt dafür, dass die Fräse dank einer Dauergenehmi-gung innerhalb eines Tages zu annähernd jedem Ort in Deutsch-land transportiert werden kann. Langwierige Genehmigungsver-fahren entfallen somit. Erhöht wird die Flexibilität noch durchdie Hölscher-eigene Spedition SL Service und Logistik, die aus-schließlich für die Unternehmensgruppe tätig ist.

www.hoelscher-wasserbau.de


Spezialtiefbau

Hölscher Wasserbau reagiert mit kleinerFräse auf steigende Umweltanforderungen

Mit einer Sonderanfertigung im Bereich der Grabenfräs -maschinen zur Grundwasserabsenkung reagiert das Unter-nehmen Hölscher Wasserbau aus Haren (Ems) auf gestiegeneAnforderungen bei Projekten im Energie- und Umweltsektor.Bei einer Länge von 12,5 m und einem Transportgewicht vonnur 22 t ist die neue Fräse „GIGANT 3600“ die kleinste Fräseim unternehmenseigenen Maschinenpark. Sie ergänzt damitdas Dienstleistungsportfolio der emsländischen Wasser-Ex-perten und ermöglicht neue Einsatzbereiche bei höchster Fle-xibilität. Entwickelt wurde die Fräse von der Firma Hüntel-mann aus dem emsländischen Werpeloh.

Die neue Fräse ist besonders gut für leichten und sandigen Un-tergrund geeignet. Beim Bau von Windparks oder Strommastenauf moorigem Untergrund kam es in der Vergangenheit schondes Öfteren zu Komplikationen, da die bisher vorhandenen Frä-

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

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 jedemOrt in Deutschland.

Bild 3. Die Fräse GIGANT 3600 schafft eine Grabentiefe von 4500 mm (mindestens1500 mm) und deckt damit 80 % der Kundenanfragen ab. (Fotos: Hölscher Wasserbau)

Der neue Hyundai-Radlader HL955

Der HL955 ist das jüngste Modell im neuen Radlader -programm von Hyundai. Mit einem Betriebsgewicht von15.100 kg positioniert sich die neue Maschine unter den Spitzenreitern im Segment der 2,8-m3-Radlader.

Der HL955 wird angetrieben von einem Stufe IV-konformenCummins-Motor mit 149 kW (200 PS) – damit ist er bis zu 10 %kraftstoffsparender beim Lkw-Beladen und erzielt eine um biszu 5 % höhere Produktivität als sein Vorgänger der 9A-Serie.

Die Hyundai-Ingenieure arbeiteten intensiv an dem neuenRadladerprogramm, um ein „Null-Fehler“-Produkt zu schaffen –das Programm hat die Erwartungen der Kunden übertroffen undbietet zahlreiche neue Merkmale, die es bei der früheren 9A-Ma-schinenreihe noch nicht gab.

Ökologische VorteileDie ECO-Anzeige unterstützt den wirtschaftlichen Betrieb derMaschine. Die Anzeige ändert ihre Farbe mit dem Motordreh-moment und der Kraftstoffeffizienz. Außerdem werden Kraft-stoffverbrauchswerte wie Durchschnittsverbrauch und Gesamt-verbrauch überwacht und am Monitor angezeigt.

Das Fahrpedal kann vom Bediener als ECO-Pedal benutztwerden und unterscheidet zwischen sparsamem Betrieb undLeistungsbetrieb – im Sparbetrieb ist der Kraftstoffverbrauchdeutlich niedriger.

Die HL-Serie stellt im Leerlauf den Motor ab, damit nichtunnötig Kraftstoff verbraucht und Abgase produziert werden.Die Betriebsart und die Zeit, die der Motor „leer“ läuft, sindvom Fahrer je nach den Arbeitsbedingungen einstellbar. DieÜber brückungskupplung der Maschine wirkt in fünf Gängenund hilft ebenfalls, der Arbeitssituation angemessen Kraftstoffzu sparen.

Neues Wiegesystem und neue SchaufelnDie HL-Serie verbessert die Arbeitspräzision mit einer zusätz -lichen Gewichtskalibrierung. Die automatisch/manuell kumula-tive Wiegefunktion unterstützt eine erheblich höhere Arbeitseffi-zienz. Symbole zeigen Gewichtsfehler an, und die zweifarbigeGewichtsanzeige am Monitor ermöglicht akkurates Wiegen fürwirtschaftliches und produktives Arbeiten.

Auch die Radladerschaufeln der HL-Serie wurden von Hyundai überarbeitet und zeichnen sich durch einen verbesser-ten Füllfaktor, einen zusätzlichen Überlaufschutz gegen La-dungsverlust sowie auswechselbare Verschleißplatten aus. Auchhierdurch punktet der HL955 mit bis zu 5 % höherer Produkti-vität als die 9A-Serie.

Schalterumlegen genügt, um kompletten Zugang zum Motorraum des neuen Hyundai-Radladers zu erhalten – einbrandneues Feature bei den Hyundai-Radladern. Die voll öff-nende Motorhaube ermöglicht einfache Reinigung und War-tung. Zugunsten reduzierter Wartungskosten steht der erste Öl-und Filterwechsel erst nach 250 Stunden an.

Die HL-Serie hat einen großvolumigen Luftfilter mit auto-matischem Staubaustrag und einen dreistufigen Turbo-Vorfilterals Option, um die Austauschintervalle und die Standzeit derElemente zu verlängern. Der Motorraum der Maschine ist voll-kommen abgedichtet, sodass Feuergefahren durch den Eintrittvon „Fremdmaterial“ verhindert werden.

Größere AuskipphöheDer neue Radlader ist auch als XT-Version (mit größerer Schütt-höhe) und in einer TM (Tool Master)-Ausführung mit Parallel -kinematik erhältlich.

Der HL955 ist für den schnellen Zugriff auf akkurate Maschinendaten durch seine Bediener optimiert. Diese Eigen-schaft macht sich besonders beim Arbeiten in rauen Umgebun-

gen bezahlt und erhöht die Produktivität. Der intelligente, 7Zoll breite Touch-Monitor bedient sich ähnlich wie einSmartphone-Display. Er ist dazu größer als bei den Vormodel-len und ausgezeichnet lesbar. Das Audio-System hat eine inte-grierte Bluetooth-Freisprecheinrichtung und ein eingebautes Mi-krofon, womit der Fahrer in der Kabine Anrufe entgegenneh-men und tätigen kann.

Das Infotainment-System bietet dem Bediener ebenfalls dieMöglichkeit, Miracast zu nutzen. Mit diesem System kann erüber das WLAN seines Smartphones die Funktionen des Mobil-telefons auf den großen Bildschirm legen – inklusive Navigati-on, Internetsurfen, Video- und Musikwiedergabe.

Touchscreen-Monitor und EH (elektrohydraulische) Hebelstellen mehrere (neue) Merkmale zur Verfügung, wie z. B. End -lagendämpfung, Schaufelpriorität und Arretierstellungen fürAusleger und Schaufel, die alle über den Touchscreen gesteuertwerden. Die Endlagendämpfung greift, wenn sich ein Anbau -gerät dem Ende seines Bewegungswegs nähert, und sorgt fürstoßfreies „Ankommen“, indem an diesem Punkt automatischdie Bewegungsgeschwindigkeit zurückgenommen wird. DieseFunktion kann am Monitor deaktiviert werden, falls der Bedie-ner sie nicht zu nutzen wünscht.

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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 unterden Spitzenreitern im Segment der 2,8-m3-Radlader

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

Zweiter Geotechnik-Konvent von URETEK –Klimawandel und die Folgen für Boden undBebauung

Am 21. Januar 2016 hatte URETEK zum 2. Geotechnik-Kon-vent für Bauexperten mit dem Schwerpunktthema Klima -wandel eingeladen. Klimaveränderungen wie lange Trocken-perioden oder Starkregenereignisse haben Auswirkungen aufdie Tragfähigkeit von Baugrund, auf dem Gebäude und Ver-kehrswege ruhen. Top-Referenten berichteten über Erhal-tungs- und Sanierungsmöglichkeiten.

Das innovative Veranstaltungskonzept und zukunftsweisendeThemen hatten erneut zahlreiche Bauexperten aus Kommunen,Architektur- und Ingenieurbüros, Sachverständige und Bau-grundgutachter aus ganz Deutschland zu diesem Branchentreff-punkt gelockt. Als Tagungsort diente das Bürgerbräu in Würz-burg – eine ehemalige Brauerei, die recht aufwändig zu einerVeranstaltungslocation umgebaut wurde. Das federführende Architekturbüro archicult und das Geotechnikbüro GMP ausWürzburg stellten zu Beginn diesen Umbau vor mit den beson-deren planerischen und geotechnischen Herausforderungen.

Die Baugrundspezialisten aus Mülheim an der Ruhr hattenzu der zweiten Veranstaltung dieser Art unter anderem mit derTV-Wettermoderatorin Claudia Kleinert eine Top-Referentin ge-winnen können. Das Thema ihres Vortrags hieß „Leben imTreibhaus – das Klima im Wandel der Zeit“. Darin deutete siedie Auswirkungen von längeren trockenen Perioden sowie star-ken 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.

Die Auswirkungen der Klimaveränderungen in Form vonaustrocknenden Böden sowie von Aus- und Unterspülungen wur-den im Anschluss von zwei Baugrundspezialisten beleuchtet.Dipl.-Ing. Ralph Schäffer vom Institut für Geotechnik Dr. Zirfasstellte Sanierungsmöglichkeiten von durch Bodenschrumpfungenbetroffenen Gebäuden vor. Dr. Detlev Schilling vom gleichnami-gen Büro für Geotechnik behandelte in seinem Vortrag die Sanie-rung von Hochwasserschäden im Stadtgebiet von Passau.

Abschließend war Donatus P. Schmid, Ex IT-Manager, Stra-tegieberater und Internetpionier, als Gastreferent an der Reihe. Erlebt in Wien und sprach in seinem Vor-trag „Internet Nutzung –der neue sekundäre Analphabetismus“ über den Fluch und Segender neuen Technologien. Abschließend bekam bei einem Lounge-Buffet und guten Getränken das Networking seinen Raum.

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Geotechnik – Bodenmechanik

Zielgenau bis ans Ende des Tunnels

Top-Referenten berichteten über Erhaltungs- und Sanierungsmöglichkeiten – beim2. Geotechnik-Konvent für Bauexperten mit dem Schwerpunktthema Klimawandel, zudem Uretek am 21. Januar d. J. eingeladen hatte. (Foto: Uretek)

PORR zieht in Österreich attraktive Tiefbau-Aufträge an LandDie vier Tiefbau-Aufträge für die PORR gegen Ende letztenJahres beweisen abermals, dass die Kompetenzen des Kon-zerns nicht nur international, sondern auch im HeimmarktÖsterreich geschätzt werden. Das – an der Auftragssummegemessen – bedeutendste Vorhaben ist die Verlängerung derAutobahn A5, gleichzeitig das aktuell größte Infrastruktur-projekt der ASFINAG. Eine ARGE erhielt hier den Zuschlagfür das Baulos 3 der A5 Nord/Weinviertel Autobahn. DiesesBaulos umfasst die Herstellung von rund 10 km Autobahnzwischen den Anschlussstellen Schrick und Wilfersdorf Nordsowie eines Verkehrskontrollplatzes. Die Auftragssummebeläuft sich auf rund EUR 66,4 Mio., die Bauzeit wird dreiJahre betragen.

„Der anspruchsvolle Tiefbau ist seit jeher eine der Kernkompe-tenzen der PORR,“ schildert Karl-Heinz Strauss, CEO derPORR AG. „Bei jedem unserer vier neuen Projekte arbeiten ver-schiedene Bereiche aus dem Haus erfolgreich zusammen, so-dass der Auftraggeber alle Leistungen aus einer Hand erhält.Aber auch intern bewirkt das einen effizienten Erfahrungsaus-tausch – Synergien können wir so nachhaltig nutzen. Vor allemdie technische Leistungsfähigkeit und Erfahrung im Straßenbauunserer Konzerntochter TEERAG-ASDAG ist bei Ausschreibun-gen häufig ein entscheidender Vorteil.“

Sanierungs- und LawinenschutzmaßnahmenEin weiterer Auftrag, ebenfalls von der ASFINAG, betrifft Sa-nierungs- und Lawinenschutzmaßnahmen auf der A10 Tauern-autobahn im Bereich Pongau – Reitdamm. Auch hier hat mitder TEERAG-ASDAG AG Niederlassung Salzburg ein Unter-nehmen der PORR die Ausschreibung für sich entschieden. Miteiner Auftragssumme von ca. 16,6 Mio. € ist dieses Projekt einesder größten im Bereich Infrastruktur im Land Salzburg. DerBaubeginn ist bereits erfolgt, die Fertigstellung ist für das Früh-jahr 2017 geplant.

Auch auf der A23/S2 wird die PORR tätig: Im Rahmen derGeneralsanierung der A23, Wiens meistbefahrener Straße, stehtdie Sanierung des Tunnels Stadlau/Hirschstetten am Programm.Die PORR hat für dieses Bauvorhaben bereits zwei wesentlicheAufträge im Rahmen einer ARGE erhalten, der Tunnel Hirsch-stetten ist nunmehr der dritte. Der Auftrag in Höhe von ca.

36,0 Mio. € wird ebenfalls in einer ARGE abgewickelt, wobeidie PORR während der geplanten Bauzeit von Februar 2016 bisSeptember 2017 für die technische Leitung verantwortlichzeichnet.

Jahrzehntelange Erfahrung bei internationalen undnationalen GroßprojektenZudem laufen am Flughafen Wien seit Juli die Arbeiten zu Fil-letverbreiterungen sowie zur Generalsanierung des Pistensys-tems 11/29 unter wesentlicher Beteiligung der PORR. Die Bau-durchführung ist an die strengen Sicherheitsvorschriften desWiener Flughafens sowie die Vorschreibungen der Europäi-schen Flug sicherheitsagentur EASA gebunden und erfolgt ab-schnittsweise in durchgehender Tag-/Nachtarbeit, sodass derFlugverkehr nicht beeinträchtigt wird.

Im Bereich Tiefbau blickt die PORR auf jahrzehntelangeErfahrung bei internationalen und nationalen Großprojektenzurück. Zahlreiche Tunnel, Brücken, U-Bahnen, Gleisanlagen,Kraftwerke, Industrieanlagen und Autobahnen wurden in derVergangenheit realisiert. Dazu verfügen die Tiefbauspezialistender PORR über umfassende Kompetenzen im Ingenieurbau, inder Umwelttechnik sowie im Ressourcenmanagement und beiBetreiber- und Konzessionsmodellen. Zur Gesamtproduktions-leistung des Konzerns trägt der reine Tiefbau mehr als die Hälf-te bei.

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

Höchste Sicherheit in tiefen Stollen

Codelco, die Betreiberin der Untertage-Kupfermine „El Teni-ente“ in Chile, beauftragte Geobrugg mit der Lieferung vondynamischem Geflecht zur Stabilisierung der Stollen imBergwerk. Mit mehr als 3.000 km Strecken führt diese Minedas weltweit größte bekannte Kupfervorkommen und be-schäftigt knapp 5.000 Personen. Neben Sicherungsinstallatio-nen gegen Naturgefahren bietet Geobrugg somit nun auch eine Lösung für den Untertagebau. Nach jahrelangen Testshat sich dieses Geflecht im Untertagebergbau bestens be-währt. Es wird jetzt unter dem Namen MINAX® vermarktetund setzt vor allem in Bezug auf Sicherheit und Wirtschaft-lichkeit neue Standards.

Weltweit können zwei wesentliche Entwicklungen in der Berg-bauindustrie beobachtet werden, die das hochfeste und dynami-sche Stahldrahtgeflecht von Geobrugg immer stärker in den Fo-kus gerückt haben: Einerseits werden die Sicherheitsbestim-mungen in den Minen kontinuierlich verschärft, andererseits be-steht die Notwendigkeit, Erzvorkommen in immer tieferenRegionen und damit unter anspruchsvolleren Bedingungen ab-zubauen.

Eine Lösung – viele überzeugende VorteileFür die Betreiberin Codelco waren zwei Faktoren ausschlagge-bend, um das Geobrugg-Geflecht in ihr New Mine Level Pro-

gramm (NML) aufzunehmen: Erstens die dynamische Stabilisie-rung durch hochfestes Stahldrahtgeflecht. Zweitens die Mög-lichkeit, dieses Geflecht sicher, schnell und automatisiert instal-lieren zu können. Da MINAX® aus korrosionsresistentem undhochfestem Stahldraht gefertigt ist, ist dieses das einzige Ge-flecht, das für die Tunnelstabilisierung bei den geologisch sehranspruchsvollen Bedingungen in tiefen Bergewerksstollen geeig-net ist.

Darüber hinaus ermöglicht die vollständig automatisierteMontage des Sicherheitsgeflechts sowohl eine äußerst schnelleInstallation als auch höchste Sicherheit für die Bergleute, dadiese sich während des gesamten Installationsprozesses nie im Gefahrenbereich aufhalten. Was sich wiederum positiv auf dieBetriebskosten auswirkt.

Fortschritt bezüglich Sicherheit und WirtschaftlichkeitDank ihres globalen Netzwerkes mit Niederlassungen und Pro-duktionsstätten auf der ganzen Welt ist die Geobrugg Gruppe inder Lage, das MINAX®-Geflecht in unterschiedlichen Draht -stärken auch in grossen Mengen und kurzfristig zu liefern. AlleGeflechtsvarianten zeichnen sich durch ihre extreme Festigkeitvon 1770 N/mm2 aus. Um eine lange Lebensdauer der Geflech-te gewährleisten zu können, analysiert Geobrugg vorab diegeolo gische Zusammensetzung im jeweiligen Bergwerk und stat-tet das MINAX®-Geflecht dementsprechend mit dem benötigtenKorrosionsschutz aus.

Der Einsatz dieses Geflechts des Herstellers im BergwerkEl Teniente stellt damit nicht nur einen Meilenstein in der Produktentwicklung von Geobrugg dar, sondern bedeutet auchgenerell einen Fortschritt für den Bergbausektor in Bezug auf Sicherheit und Wirtschaftlichkeit.

Interesse auf höchstem LevelSelbst die Schweizer Bundesrätin Doris Leuthard zeigte sich inte-ressiert an den neuen Sicherungsinstallationen und am New MineLevel Programm von Codelco, als sie vor kurzem das Bergwerk ElTeniente besuchte. Anlässlich ihres Arbeitsbesuches in Chile trafsich Leuthard mit dem Energieminister Máximo Pacheco und wei-teren Regierungsvertretern und unterzeichnete zwei Abkommen.Diese beinhalteten die verstärkte Zusammenarbeit der Schweizmit Chile bei der Planung von Infrastruk turen und der Förderungder Energieeffizienz. Ein weiterer Schwerpunkt des Arbeitsbesu-ches waren Naturgefahren, die sich im Zuge der Klimaverände-rung voraussichtlich häufen werden. Die Schweiz verfügt sowohlbei der Warnung vor als auch im Umgang mit Überschwemmun-gen, Steinschlagereignissen, Lawinen oder Murgängen über einKnow-How, das auch in Chile nützlich sein könnte.

www.geobrugg.com


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Bild 1. Das dynamische Geflecht schützt im Bergwerksstollenvor Ausbrüchen.

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

bauma 2016 – ISCHEBECK-Neuheiten aus dem TiefbauDas Ennepetaler Unternehmen Friedr. ISCHEBECK GmbHpräsentiert auf der bauma 2016 neue Lösungen für denHoch- und Tiefbau. Auf etwa 500 m2 zeigt der Anbieter vonSchalungs- und Verbausystemen sowie von Systemen für dieGeotechnik Neuentwicklungen aus allen drei Produktberei-chen.

Einbrechende Baugruben? Laut Norm DIN 4124 muss eineBaugrube an allen Seiten gegen Einbruch gesichert sein, d. h., esbesteht eine Stirnverbau-Pflicht. Bisher gab es hier nur improvi-sierte Lösungen wie eingesetzte Stahlplatten oder gegen Kanal-streben gelegte Dielen. ISCHEBECK hat mit dem neuen Alu-Stirnverbau ein modulares System entwickelt, das sich an alleKanalstrebenlängen anpassen lässt. Das System liegt bereits zurGenehmigung bei der Berufsgenossenschaft. Die Vergabe desET-Zertifikats wird in Kürze erwartet.

Neue Einsatzgebiete für MikropfähleIm dritten Produktbereich, der Geotechnik, erweitert ISCHE-BECK das Sortiment im Mikropfahl-Bereich größenmäßig nachoben. Ein neues Stahltragglied, etwa doppelt so groß, wie derbisher stärkste Anker, kommt samt Zubehör hinzu. Es kannsehr hohe Lasten aufnehmen, bleibt dabei als Mikropfahl abertrotzdem einfach einzubauen. Es eignet sich besonders fürGründungsarbeiten oder Auftriebssicherungen bei Projekten wieOffshore-Windkraftanlagen, Gezeitenkraftwerken oder Brü-ckenbauwerken.

Die Vorteile im Überblick:– Systemlösung– Sowohl mit Alu-Leichtverbau als auch mit Alu-Kammer -

plattenverbau 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 MontageVerwendung von Systembauteilen wie Standard-Steckbolzenund Alu-Dielen

Andrea Krause

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U-Bahn Amsterdam – Projektabschlussnach 12 Jahren Bauzeit„Eine neue Welt in Amsterdam“ – so lautet der Titel des Fo-tobuches, das mit eindrucksvollen Bildern die zwölfjährigeBauzeit an den drei Metrostationen Rokin, Vijzelgracht undDe Pijp (ehemals Ceintuurbaan) dokumentiert. Mit Heraus -gabe dieses einmaligen Bildbandes fand die vorzeitige Fertig-stellung und Übergabe der Rohbauten der U-Bahn-Stationenan den Bauherrn, die Gemeinde Amsterdam, einen würdigenRahmen.

Dabei war dieser Erfolg nicht zu jeder Zeit der Projektrealisie-rung sicher. Im Oktober 2002 unterzeichnete Max Bögl mit derGemeinde Amsterdam den Vertrag zum Bau der drei innerstäd-tischen Metrostationen im Zuge der neuen Nord-Süd-Linie(Noord/Zuidlijn) – bis zum heutigen Tage der größte Alleinauf-trag in der Firmengeschichte. Mit ihren 9,7 km Länge und insge-samt acht Stationen verbindet die Nord-Süd-Linie die wachsen-den Wohngebiete im Norden Amsterdams mit dem Stadtzen-trum und dem prosperierenden Banken- und Dienstleistungs -gürtel im Süden der Stadt.

Aufwendige BaufeldfreimachungBereits zu Beginn der Arbeiten 2003 gab es die ersten Überra-schungen. Im Zuge der Baufeldfreimachung für die geplanteSchlitzwandtrasse der Station Rokin wurden hölzerne Spund-wände aus den Anfängen der Besiedlung im 13. Jahrhundertfreigelegt. Nach detaillierter Kartografie durch den Stadtarchäo-logen wurde Max Bögl beauftragt, die Schlitzwandtrassen der Stationen Rokin und Vijzelgracht mit Großbohrgeräten abzu-bohren und mit einem Softmix aus Kalksteinmehl, Sand undZement aufzufüllen. Um die Trasse nahezu hindernisfrei ausfüh-ren zu können, mussten die hochbewehrten, bis zu 1,50 m star-

ken Schlitzwandpaneele mit minimaler Abweichung bis in eineTiefe von über 45 m gegraben, mit Bentonitsuspension stabili-siert und betoniert werden. Diese Präzision war notwendig, dainsgesamt 60.000 m³ Paneele mit minimalen Abständen von 3 mzur bestehenden historischen Bebauung Amsterdams zu erstel-len waren.

Nachdem vom Gelände aus mittels aneinandergereihterDSF-Säulen die Schlitzwände am Fußpunkt gegeneinander aus-gesteift wurden und das Dach hergestellt war, wurden alle fol-genden Arbeiten unter dem Deckel ausgeführt. Gemeinsam miteinem niederländischen Partnerunternehmen lösten Facharbei-ter von Max Bögl rund 400.000 m³ Boden und fuhren diesen ineigens entwickelten Containersystemen ab.

Präzisionsvereisung im UntergrundIm Sommer 2008 kam es zu zwei Wassereinbrüchen an Schlitz-wandfugen der Station Vijzelgracht. Trotz detaillierter Notfall-


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Bild 1. Der Rohbau der Station Vijzelgracht entstand im Schutz einer Baugrund -vereisung …

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

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

Bild 4. Im Endzustand wurden die Wände der Station De Pijp durch gewaltige Gabel-stempel ausgesteift.

pläne und Abdichtung der Leckagen innerhalb weniger Stundenführte das eingedrungene Wasser zu Setzungen an einigen Ge-bäuden in der unmittelbaren Umgebung. Um die Sicherheit derBaugrube zu erhöhen, erhielt das Bauunternehmen aus Neu-markt den Auftrag zur Vereisung der Schlitzwände und des an-grenzenden Bodens der Stationen Vijzelgracht und Rokin. Dieeigene Spezialabteilung Bodengefriertechnik löste diese Aufgabeausgesprochen zügig und störungsfrei. Insgesamt wurden zur Si-cherung von 217 Schlitzwandfugen 7.400 m Gefrierlanzen abge-teuft und mit –30 °C kalter Sole beschickt. Nach einer Aufge-frierzeit von jeweils 12 Wochen konnten die Erdaushubarbeitenin den Stationen wieder aufgenommen werden. Allerdings muss-te nun der gefrorene Boden nahe der Schlitzwand durch Fräsengelöst werden.

Bauen unter „Druck“Amsterdam ist eine Stadt, die auf Pfählen gebaut ist. Traditionel-le Gebäude gründen auf der sogenannten ersten Sandlage in biszu 12 m Tiefe. Unter modernen und großen Gebäuden reichendie Pfähle sogar bis auf etwa -23 m unter Gelände. In dieser Tiefe liegt die zweite Sandlage. Da die zukünftige Metro dieseGründungen unterfahren muss, liegen auch die innerstädtischenStationen entsprechend tief. Die Station De Pijp befindet sichzudem unter einer schmalen Straße. So war es nötig, die Bahn-steige übereinander anzuordnen. Zur Gewährleistung derGrundbruchsicherheit mussten in den Stationen Vijzelgrachtund De Pijp die Aushubarbeiten bis zur maximalen Tiefe von34 m unter Überdruck ausgeführt werden.

Erst nach Fertigstellung der Stationssohle konnte derÜberdruck von bis zu 1,6 bar entfallen. Jeweils ein halbes Jahrlang wurde im Schichtbetrieb und unter Aufsicht von medizi-nisch geschulten Tauchinstrukteuren jede Schippe Boden aus-sowie jeder Bewehrungsbügel eingeschleust und von tauchzerti-fiziertem Personal eingebaut.

Fugenfreie VerbundkonstruktionDie Aushubarbeiten wurden rechtzeitig fertiggestellt, sodass dieTunnelbohrmaschine ungehindert passieren konnte. Nachdemder 80 m lange Nachläufer die jeweilige Station verlassen hatte,konnten die Vorsatzwände vor den Schlitzwandpaneelen betoniert werden. Hierfür wurden rund 90.000 m3 Selbstver-dichtender Beton unter Begleitung des firmeneigenen Beton -labors eingebaut. Die zwischen 190 und 240 m langen Stationensind komplett als fugenlose Bauwerke ausgeführt, d. h., dieSchlitzwand bildet mit der Vorsatzwand eine hochbewehrteVerbundkonstruktion. Zur Koppelung zwischen den Wändensowie den einzelnen Betonierabschnitten und Bauteilen wurden ca. 650.000 Schraubanschlüsse in die Bewehrung ein -gebaut. 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.

Tiefgarage samt Regenrückhaltebecken integriert. Die technischanspruchsvolle Ausführung dieser komplexen U-Bahn-Stationerfolgte anhand eines digitalen 3D-Modells. Dieses Verfahrender modellbasierten Abwicklung erleichterte nicht nur die Kommunikation mit dem Auftraggeber, sondern ermöglichteauch – falls erforderlich – schnelle Anpassungen im Bau-ablauf.

Neben den genannten hausinternen Abteilungen Spezial-tiefbau, Erdbau und Bodengefriertechnik komplettierte der MaxBögl Stahl- und Anlagenbau die umfangreichen Eigenleistungenim Projekt Noord/Zuidlijn Amsterdam. Im Endzustand wurdenin den drei Stationen 1.735 t Stahlkonstruktionen mit End -beschichtung verbaut. Im Wesentlichen handelt es sich dabeium tragende horizontale und vertikale Rohrstützen sowie um

zwei komplette Überdachungen an den Eingängen der StationDe Pijp. Diese Überdachungen dienen zugleich als Unter -konstruktion für die darüber zu bauenden, viergeschossigen Ge-bäude.

Vertrauensvolle ZusammenarbeitNeben der Lösung aller technischen Herausforderungen unddem Beitrag vieler Sparten und Abteilungen des Hauses MaxBögl trugen zwei Dinge wesentlich zum Projekterfolg bei: dieüber viele Jahre kontinuierliche hohe Motivation des Projekt-teams und die vertrauensvolle, lösungsorientierte Zusammen -arbeit mit der Gemeinde Amsterdam. Dies führte dazu, dass imJahr 2011 der traditionelle Leistungsvertrag um eine Allianz-komponente erweitert und darüber hinaus ein gemeinsames Ri-sikomanagement aufgebaut werden konnte – mit Vorteilen fürbeide Seiten. Drohenden Terminverzügen konnte zukünftigfrühzeitig und unbürokratisch entgegengesteuert werden. Einweiterer Pluspunkt: die gemeinsame risikogesteuerte Optimie-rung des Bauherrenentwurfes unter Beibehaltung derEntwurfsverant wortung des Auftraggebers.

Mit Erfolg – der im Jahr 2011 vereinbarte Fertigstellungs-termin am Heiligen Abend 2014 konnte um vier Wochen unter-boten werden. Wochen, die die Gemeinde dringend für dennachfolgenden Stationsausbau sowie die Signaltechnik und dieTestphase gebrauchen kann. Im Oktober 2017 soll die U-Bahn-Strecke Noord/Zuidlijn ihren Betrieb aufnehmen und täglichbis zu 185.000 Passagiere befördern.

www.max-boegl.de


Spezialtiefbau

Technische Projektdaten:

– 400.000 m3 Bodenaushub, davon 35.000 m3 unter Über-druck

– 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)

Eröffnung neuer Produktionshallen bei HUESKER

Am 29. Januar 2016 feierte HUESKER die offizielle Eröffnungseiner neuen Produktionshallen Gescher Nord nach neunmonatiger Bauzeit.

Auf 6.400 m2 Gesamtfläche ist das Unternehmen nun in der Lage, die bisher getrennten Produktionsbereiche Weberei undRaschelei in Gescher zusammenzuführen und darüber hinausmit neuen Maschinen zu ergänzen. Damit schließe man die imvergangenen Jahr mit dem Neubau in Dülmen begonnene Opti-mierung seiner Produktionsstandorte im Münsterland ab undschaffe die Voraussetzungen für eine Fortführung der Erfolgs -geschichte von HUESKER, so der Geschäftsführer Dr. Grandin.

Durch gutes Wachstum und dem damit verbundenen Platz-mangel entschied sich das produzierende Unternehmen bereitsim Jahre 2012 für eine Neustrukturierung. Nach einem Neubauin Dülmen bildet dieser Erweiterungsbau damit die Schlussbe-bauung im nördlichen Bereich des Firmenhauptsitzes. Hallen-bau und Bauleitung oblag dem Düsseldorfer Gewerbebau-Spe-zialisten, der Vollack Gruppe.

Nach dem Baubeginn mussten die Arbeiten zunächst für etwa sechs Wochen ruhen, da der Kampfmittelräumdienst um-fangreiche Bodenuntersuchungen mit 450 Sondierungsbohrun-gen und 1.500 Ausschlussbohrungen tätigte. Nach den offiziel-len Reden ging es nahtlos zu Getränke und Snacks über. Mit -arbeiter führten die Gäste durch die neuen Hallenteile.

www.huesker.de

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

Acht TBM-Ladies sorgen für Tempo beim Londoner TunnelmarathonMit dem Durchbruch des Herrenknecht Tunnelbohrers „Victoria“ haben acht Herrenknecht-Tunnelbohrmaschinenam 26. Mai 2015 eine einzigartige Mission auf Europas größ-tem Infrastruktur-Projekt grandios abgeschlossen. Die Bau-crews aus drei britisch-europäischen Arbeitsgemeinschaftennavigierten die Hightech-Bohrer aus Schwanau in lediglichdrei Jahren mitten durch das Londoner Zentrum. Bürger undPolitiker sind stolz auf die Ingenieurleistungen: durch eineder belebtesten Städte weltweit wurden 42 km hochqualita -tive Tunnel erstellt. Crossrail wird pro Jahr schätzungsweise200 Mio. Passagiere befördern.

London ist die eigentliche Wiege des modernen Tunnelbaus.Hier begann 1825 die erste erfolgreiche Flussunterquerung mit-hilfe einer mechanischen Vortriebskonstruktion. Um dem san-dig weichen Boden unter der Themse Herr zu werden, entwarfder Ingenieur Marc Brunel mit seinem Sohn Isambard KingdomBrunel ein spezielles Stahlgerüst. In dessen Schutz gruben Ar-beiter den Tunnel, während gleich dahinter Maurer die Wändemit Ziegeln verstärkten. Das war die Geburtsstunde der Schild-vortriebsmaschine. Bis zur Fertigstellung des Themse-Tunnelbrauchte es 18 Jahre – damals eine außerordentliche Pionierleis-tung.

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

Durchmessern von bis zu 19 m durch das Erdreich. Mit moder-ner Vortriebstechnik entstehen Pionierbauwerke ganz andererDimension. Ganz vorneweg steht dafür das Crossrail-Projekt inLondon, ein dreijähriger Tunnelbaumarathon, der jetzt erfolg-reich abgeschlossen werden konnte.

Mit dem Durchbruch der auf den Namen „Victoria“ ge -tauften Herrenknecht Tunnelbohrmaschine (TBM) am 23. Maischreibt London erneut Tunnelbaugeschichte. Victoria ist dieletzte von acht Herrenknecht TBM, die gemeinsam 42 Tunnel -kilometer 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 HöchstleistungBei der offiziellen Durchbruchsfeier am 4. Juni sagte Großbri-tanniens Premier Minister David Cameron: „Crossrail stellt eineingenieurstechnische Höchstleistung dar, die dazu beitragenwird, die Lebensqualität der berufstätigen Bevölkerung in Lon-don und den umliegenden Gebieten zu verbessern. Darüber hinaus ist das Projekt wesentlicher Teil unseres auf lange Sichtangelegten Plans für den Aufbau einer widerstandsfähigerenWirtschaft, in dem Unternehmen in ihrem Wachstum, ihrerWettbewerbstfähigkeit und bei der Schaffung von Arbeitsplät-zen über die gesamte Lieferkette hinweg unterstützt werden.“

Crossrail bildet eine neue, bedeutende West-Ost-Verbin-dung durch die verstopfte acht Millionen Einwohner Metropole.Fünf zweiröhrige Tunnel von insgesamt 21 km Länge mit zehnneuen Stationen verbinden die vorhandenen Ost- und Westlon-doner Bahnnetzte. Die neue Bahnstrecke wird sich von Readingund Heathrow im Westen durch das Londoner Zentrum bisnach Shenfield und Abbey Wood im Osten erstrecken.


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Maschinentechnologie und Service aus einer HandDer Bauherr, die Crossrail Ltd (CRL), hatte drei Joint Venturesmit dem Bau der fünf Tunnelabschnitte beauftragt: Bam/Ferro-vial/Kier JV mit dem Western Tunnels, Dragados/SISK JV mitden drei Abschnitten der Eastern Tunnels und Hochtief/Murp-hy JV mit dem Thames Tunnel.

Alle drei Joint Ventures vertrauten zu 100 % auf Technolo-gie von Herrenknecht, den führenden Anbieter von ganzheit -lichen Lösungen im maschinellen Vortrieb. Das Unternehmenaus Schwanau in Baden-Württemberg lieferte sechs Erddruck-schilde (EPB) für den Bau der Eastern- und Western Tunnelsdurch Londoner Ton, Sand und Kies. Zwei Herrenknecht Mix-schilde fuhren den Thames Tunnel bis zu 15 m tief unter demFlussbett auf.

Die Tunnelbohrmaschinen bahnten sich bis zu 40 m tiefihren Weg unter einigen der teuersten Immobilien der Welt vor-bei an vorhandenen Metrolinien, Abwasser-, Ver- und Entsor-gungskanälen sowie Gebäudefundamenten. Die Maschinen miteinem Schilddurchmesser von 7,08 m sind 147 m lang, wiegenbis zu 1.100 t und haben eine Antriebsleistung von bis zu 1.920kW. Für die zielgenaue Steuerung waren alle acht Maschinenmit Navigationssystemen der Herrenknecht-Tochter VMT aus-gestattet.

Betrieben von max. 20 Mann pro Schicht – zwölf Mannauf der TBM, acht auf dem Nachläufer und über Tage – fuhrendie Maschinen 24 Stunden am Tag, sieben Tage die Woche. Sieerreichten beeindruckende Vortriebswerte von bis zu 72 m(45 Tübbingringen) am Tag.

Herrenknecht lieferte die Maschinen samt umfassendenService-Leistungen. Dazu gehörten die Assistenz bei der Monta-ge und Demontage der TBM auf den Baustellen, die Beistellungvon Baustellen-Personal zur Vortriebsbegleitung und die Liefe-rung von Abbauwerkzeugen und Ersatzteilen. Darüber hinausentwickelte Herrenknecht mit seinen Kunden individuelle Lö-sungen, beispielsweise für die Demontage in engen Schachtver-


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Bild 3. „Crossrail stellt eine ingenieurstechnische Höchstleistung dar, die dazu bei-tragen 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.Bild 2. Die Tunnelbohrmaschine Victoria beim Einheben in den Startschacht Limmo

Peninsula. Von hier bohrte sich die Vortriebsmaschine von Herrenknecht von Ost nachWest durch das Londoner Zentrum. Auf einer Strecke von 8,3 km unterfuhr sie unteranderem Europas größtes Bankenviertel Canary Wharf.

Bild 1. Am 10. Mai 2015 hatte TBM Elizabeth, die Schwester -maschine von Victoria, Durchbruch. Gemeinsam haben die beidenEPB-Schilde die 8,3 km lange Zwillings röhre von Limmo Peninsulabis Farringdon aufgefahren. Auf ihrem Weg durchfuhren sie die Canary Wharf station box, Stepney Green shaft, Whitechapel stationund Liverpool Street station.

hältnissen, für das Durchziehen von Maschinen durch Statio-nen sowie die Transportplanung für den zweiten Einsatz zweierTBM an einem anderen Abschnitt.

„Das Crossrail-Projekt zeigt, wie sehr gute Organisationund die enge Zusammenarbeit der einzelnen Spezialisten es er-möglichen, Projekte dieser enormen baulogistischen Komplexi-tät innerhalb sehr anspruchsvoller Zeitvorgaben und verbindli-cher Budgetpläne mit maximaler Sicherheit umzusetzen“, so das

Fazit von Dr.-Ing. E. h. Martin Herrenknecht, Gründer und Vor-standvorsitzender der Herrenknecht AG, zum erfolgreichen Ab-schluss der Tunnelvortriebe.

Crossrail – Europas größte Infrastruktur-BaustelleCrossrail schafft eine neue 118 km lange Bahnverbindung vonReading und Heathrow im Westen über das Londoner Zentrumbis nach Shenfield und Abbey Wood im Osten. Die Strecke ver-bindet 40 Stationen, zehn davon sind neu. Die Fahrzeit vonLondon Heathrow bis zum Finanzzentrum in der Londoner Ci-ty (Liverpool Street) verkürzt sich von 55 auf 32 Minuten.

Für das Crossrail-Projekt sind auf über 40 Baustellen biszu 10.000 Arbeiter tätig. Die Bauarbeiten starteten 2009, die In-betriebnahme erfolgt voraussichtlich Ende 2018. Die Gesamt-kosten belaufen sich auf ca. 20,8 Mrd. €.

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Bild 4. Die Tunnelbohrmaschinen S-719 und S-720, später bekannt unter den NamenElizabeth und Victoria, im Werk von Herrenknecht in Schwanau, Baden-Württemberg.Die beiden Maschinen mit einem Schilddurchmesser von 7,08 Metern wiegen1.100 Tonnen, sind 147 Meter lang und haben eine Antriebsleistung von 1.920 kW.

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

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Editorial

1© 2016 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 39 (2016), Heft 1

Im letzten Sommer erhielt ichBesuch eines japanischen Kolle-gen aus einem bedeutenden Forschungsinstitut des Landes.Interessiert fragte er, welcheForschungsthemen denn inDeutschland zurzeit besondersgefördert, aber auch, welcheGroßversuchseinrichtungen fürdas Bauingenieurwesen hierzu-lande unterhalten würden. DieBeantwortung der ersten Fragefiel verhältnismäßig einfach aus;

aber zu der zweiten hatte ich keine Antwort. Es wurde mirklar, dass Außenstehende von einem prosperierenden In-dustrieland auch auf diesem Gebiet eine entsprechendeInfrastruktur erwarten. Anschließend zeigten wir ihm un-sere Versuchseinrichtungen des Konstruktiven Ingenieur-baus sowie unsere mit Liebe zum Detail vorbereiteten bo-denmechanischen Modellversuche. Am Ende des Besuchsfasste unser Gast zusammen: „Jetzt wird es mir klar: InDeutschland befinden sich die großen Versuchseinrich-tungen in den Universitäten.“ In diesem Moment dachteich an die Schwingtische und Zentrifugen in den japani-schen Firmen und den staatlichen Forschungszentren undfühlte mich geehrt für die Feststellung.

Einige Wochen danach hatte ich ein einschneidendesErlebnis – das Kontrastprogramm: Während der Reisevor-bereitungen zum Besuch einer der renommierten privatenUniversitäten an der Ostküste der USA erfuhr ich, dass derdortige Kollege, der die experimentelle Bodenmechanikseit Jahren erfolgreich vertrat, die Universität gewechselthat und dabei fast das gesamte bodenmechanische Labormitnehmen durfte! Wie ich dann selbst vor Ort feststellenkonnte, hat ihm der neue Arbeitgeber die notwendige tech-nische Infrastruktur zur Verfügung gestellt, so dass nundas Know-how dort vorhanden ist. Fest stand aber: Eineprivate Universität, die ihre Vorreiterrolle in der For-schung beibehalten möchte, hält die experimentelle Bo-denmechanik nicht für zukunftsträchtig. Ist aber dies mitdem hochgesteckten Ziel der Ausbildung von Bauinge-nieuren für die heutigen Herausforderungen kompatibel?Kann die Spitzenforschung ohne Experimente auskom-men oder mit Ergebnissen fremder Labors arbeiten? Si-cherlich ist der geschilderte Fall eher eine Ausnahme, daauch in den USA viele Universitäten gut funktionierendeLabors unterhalten und auch eine Vielzahl von Großver-suchseinrichtungen betrieben werden; aber trotzdem gibtdies zu denken.

Japan und die USA werden immer Naturgefahren wieErdbeben oder Rutschungen bewältigen müssen, und diedort noch offenen Fragestellungen sind zahlreich und zu-dem extrem komplex. Berechnungen allein führen nichtzum Ziel, und die Notwendigkeit von Experimenten ist un-umstritten. Bei uns ist die Situation etwas anders: Nebender bodenmechanischen Grundlagenforschung, die ja dasHauptargument für den Betrieb eines Labors sein sollte,geht es vorwiegend um Untersuchungen, die zu Verfeine-rungen von technischen Lösungen und einhergehenderErhöhung der Wirtschaftlichkeit unter Beibehaltung desSicherheitsniveaus führen. Dieser Bedarf ist in der Wirt-schaft noch da. Wie wird es jedoch langfristig aussehen?

Bodenmechanische Labors sind teuer in der Unter-haltung und erfordern einen Grundbestand an ausgebilde-tem und qualifiziertem technischen Personal. Administra-toren erwarten, dass solche Labors durch Industrieauf -träge mitfinanziert werden. Da aber unsere Branche durchkonjunkturabhängige Einzelfertigung charakterisiert wird,ist die dauerhafte Unterhaltung solcher Einrichtungendurch Drittmittel schwierig und unsicher. Somit ist dieVersuchung groß, in der Forschung Experimente durchnumerische Simulationen zu ersetzen. Unser technologi-scher Vorsprung auf diesem Gebiet schrumpft aber konti-nuierlich, da es inzwischen vielen aufstrebenden Länderngelungen ist, durch die Anhebung des Ausbildungsniveausihrer Ingenieure und die Verbreitung von technischenSoftwareprodukten eine fast ebenbürtige Stellung einzu-nehmen. Die Aufrechterhaltung einer gut funktionieren-den Versuchsinfrastruktur ist als Wettbewerbsvorteil un-umstritten, nicht nur in der Grundlagenforschung: Er-kenntnisse aus eigenen Experimenten zu den komplexenWechselwirkungen von Böden und geotechnischen Bau-werken führen zur Schärfung des Ingenieurdenkens undzur Erhöhung der Kreativität bei der Lösung von an-spruchsvollen planerischen Aufgaben oder bei der Konzi-pierung von baubetrieblichen Verfahren.

Trotzdem ist die Frage nach dem Wert von geotechni-schen Experimenten in der gegenwärtigen Konstellationund somit auch nach der Zukunft von funktionierendenVersuchseinrichtungen aktuell; und sie sollte, auch im Zu-sammenhang mit den immer stärker wachsenden Möglich-keiten der numerischen Simulation, diskutiert werden.

Ihr

Christos Vrettos

Nachhaltig experimentieren

2 © 2016 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 39 (2016), Heft 1

Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201500010

Aktuell werden Grubengebäude im Steinsalz für die Endlagerungvon schwach- und mittelradioaktiven oder chemotoxischen Ab-fällen genutzt. Um für diese Grubengebäude Aussagen zur Inte-grität der Barriere zu machen oder um geotechnische Abdich-tungsbauwerke zu bemessen, sind numerische Werkzeuge erfor-derlich. Am Institut für Grundbau und Bodenmechanik der Tech-nischen Universität Braunschweig ist für Prognoseberechnungendas Stoffmodell TUBSsalt entwickelt worden. Die Formulierungdes Stoffmodells erlaubt die Abbildung der wesentlichen Kriech-vorgänge sowie der Phänomene Schädigung, Bruch und Verhei-lung. Ebenso wird der Einfluss der Temperatur auf das mechani-sche Verhalten berücksichtigt. Die erforderlichen Parameter kön-nen anhand von Laborversuchen bestimmt werden. Die Imple-mentierung des Stoffmodells erfolgte in zwei unterschiedlichennumerischen Programmsystemen der Methode der Finiten Ele-mente und der Methode der Finiten Differenzen. Mit einem einheitlichen Parametersatz für einen Salztyp kann eine guteÜbereinstimmung 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 Stoffmodellsauch an komplexeren Strukturen fortgesetzt.

A thermal-mechanical constitutive model for rock salt with consideration of damage, failure and healing. Numerous mineworkings in rock salt are used in the present for the disposal oflow and intermediate level radioactive waste or chemo-toxicwaste. In order to get information about the integrity of the mineworkings’ barrier or to calculate geotechnical sealing structures,numerical tools are necessary. For this purpose, the constitutivemodel TUBSsalt was developed at the Institute for Soil Mechan-ics and Foundation Engineering of the Technische UniversitätBraunschweig. The constitutive model’s formulation enables thesimulation of the significant creeping mechanisms as well asdamage, failure and healing. The influence of the temperature onthe mechanical behavior is also considered. The parameters canbe determined by laboratory tests. The implementation of theconstitutive model is realized in two different numerical programsystems. By using a uniform set of parameters for a type of salta good match between the calculated data and the measured data can be achieved. In order to get a versatile and reliable toolfor the calculation of cavities in rock salt, the validation of theconstitutive model will be continued with more complex struc-tures.

1 Einleitung1.1 Geotechnische Fragestellungen für Grubenbaue

im Steinsalz

Im Zuge vergangener und aktueller Forschungsarbeitenwurde festgestellt, dass Steinsalz aufgrund seiner günsti-gen Eigenschaften, wie z. B. einer hohen Wärmeleitfähig-keit, einer sehr geringen Durchlässigkeit sowie einem lithostatischen isotropen Primärspannungszustand, austechnischer Sicht als potenzieller Standort für hoch radio-aktive und wärmeentwickelnde Abfälle geeignet ist [1].Dies ist keineswegs eine neue Entwicklung, da bereitszahlreiche Grubengebäude im Steinsalz für verschiedeneArten von Untertagedeponien genutzt werden, bspw. fürschwach- und mittelradioaktive oder chemotoxische Ab-fälle.

Aus dem großen Bereich des Gewinnungsbergbausund der Gas-/Ölspeicherung in Kavernen gibt es umfang-reiche Erfahrungen zum Verformungsverhalten von Stein-salz. Diese sind allerdings für den Bereich der Endlage-rung radioaktiver Abfälle nur bedingt übertragbar, da imGewinnungsbergbau die Stand- und Arbeitssicherheit nurüber kurze Zeiträume gewährleistet werden muss und kei-ne Anforderungen an die Langzeitsicherheit gestellt wer-den. Dafür ist bei der Endlagerung von Abfallstoffen einePrognose der Integrität der Barriere über lange Zeiträumeerforderlich. Ebenso sind ggf. die Auswirkungen einerWärmeentwicklung auf das mechanische Verhalten desWirtsgesteins zu berücksichtigen.

Die Weiterentwicklung und Qualifizierung vonStoffmodellen wird zurzeit im Verbundprojekt „Vergleichaktueller Stoffgesetze und Vorgehensweisen anhand vonModellberechnungen zum thermomechanischen Verhal-ten und zur Verheilung von Steinsalz“ forciert. An diesemVerbundprojekt beteiligt sich das Institut für Grundbauund Bodenmechanik der Technischen Universität Braun-schweig mit dem Stoffmodell TUBSsalt.

1.2 Numerische Modellierung und Stoffmodell

Das Materialverhalten von Steinsalz ist sehr komplex, daes von den Einflussfaktoren Spannung, Zeit, Temperatur,Feuchtigkeit und Schädigung geprägt wird. Die Überlage-rung der Kriechanteile und des elastischen Verhaltenswird in Bild 1 (links) verdeutlicht. Während die elasti-schen Verformungen εel von der Zeit unabhängig sind,

Ein thermisch-mechanisches Stoffmodell für Steinsalz mit Berücksichtigung von Schädigung,Bruch und Verheilung

Christian MissalAndreas GährkenJoachim Stahlmann

3

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

geotechnik 39 (2016), Heft 1

führt das sekundäre oder stationäre Kriechen εs bei einerkonstanten Differenzspannung zu einem über die Zeit li-nearen Anstieg der Verzerrung. Das primäre oder tran-siente Kriechen εp erzeugt eine größere Anfangssteigungim Stauchungs-Zeit-Diagramm, welche durch die einset-zende Verfestigung über die Zeit abnimmt. Diese Kriech-verzerrungen treten auch auf, wenn die Differenzspan-nung unterhalb einer Grenzspannung liegt. Diese Grenz-spannung wird maßgeblich von der Einspannung beein-flusst und in der Salzmechanik als Dilatanzgrenzebezeichnet. Wenn die Differenzspannung die Dilatanz-grenze übersteigt, treten zusätzliche Verzerrungsanteileauf, die als tertiäres Kriechen εt bezeichnet werden.Gleichzeitig entsteht in diesem Fall auch eine dilatanteSchädigung, die Volumendehnungen εv,d hervorruft. DieRückbildung dieser Volumendehnungen wird als Verhei-lung bezeichnet, die eintritt, wenn der Spannungszustandunterhalb der Dilatanzgrenze liegt und bereits dilatanteSchädigung aufgetreten ist. Die Summe der einzelnen Ver-zerrungsanteile ergibt die Gesamtverzerrung.

Bild 1 (rechts) zeigt einen Festigkeitsversuch mit dencharakteristischen Werten für die Dilatanzgrenze σS, dieBruchfestigkeit σB, die Restfestigkeit σR sowie der Bruch-volumendehnung εv,d,b. Sobald die Dilatanz als schädi-gungsinduzierte Volumendehnung den Wert der Bruchvo-lumendehnung erreicht, d. h. die Bruchfestigkeit über-schritten wird, kommt es zu einer Entfestigung bis auf dasNiveau der Restfestigkeit. Deutlich geht aus Bild 1 hervor,dass das Spannungs-Stauchungs-Verhalten und Stau-chungs-Zeit-Verhalten im Wesentlichen nichtlinear ist. Umdies in numerischen Programmsystemen abzubilden, sindhöherwertige Stoffmodelle erforderlich.

Für die Stilllegung von als Endlager genutzten Berg-werken bzw. für die Planung neuer Endlager sind daherPrognosen zum gebirgsmechanischen Verhalten notwen-dig, welche nur mithilfe numerischer Berechnungen er-stellt werden können. Hierzu werden seit Beginn der1980er-Jahre Methoden und Berechnungsverfahren entwi-ckelt, die einen Schwerpunkt auf die Beschreibung desstationären Kriechens legen. Die Entwicklung der Stoff-modelle war zunächst standortbezogen, so konnte mit

dem Modell von Senseny [2] das primäre und sekundäreKriechen für das Salz der Waste Isolation Pilot Plant(Carlsbad, NM, USA) beschrieben werden. In der Disserta-tion von Heusermann [3] werden Stoffmodelle für Stein-salz gegenübergestellt und bewertet, auf denen die moder-nen Stoffmodelle aufbauen. Wesentliche Grundlagen derSalzmechanik liegen auf dem Entstehungsprozess vonSalzlagerstätten. Das systematische Vorgehen zur Berech-nung und Bemessung von Schächten, Strecken und Kam-mern im Salz wurde von Langer beschrieben [4], [5]. Je-doch konnten zu der Zeit nicht sämtliche Phänomenevollständig labortechnisch erfasst und rheologisch be-schrieben werden. Auch wurden die numerischen Ansätzeund die Modellgröße durch die verfügbare Rechnerkapa-zität limitiert. Die aktuellen Erfordernisse in der Nach-weisführung zur Standsicherheit und zum Nachweis derIntegrität der Barriere führen dazu, dass aktuelle Stoff -modelle auch schädigungsinduzierte Verformungen undNachbruchverhalten mit abbilden sollten.

Ende der 1990er-Jahre und zum Beginn der 2000er-Jahre wurden Stoffmodelle für Steinsalz neu- und weiter-entwickelt, wie z. B. das Composite-Dilatancy-Model [6]oder der erweiterte Dehnungs-Verfestigungs-Ansatz [7]. Ei-ne weitergehende Übersicht von aktuellen Stoffmodellenfür Steinsalz findet sich auch in den Syntheseberichtender Verbundforschungsvorhaben für Stoffgesetze fürSteinsalz [8], [9].

1.3 Stoffmodell von Döring

Döring entwickelte Ende der 1990er-Jahre ein Stoffgesetzfür Steinsalz, welches neben dem primären, sekundärenund tertiären Kriechen auch die Dilatanz, den Kriech-und Zugbruch sowie das Nachbruchverhalten simulierenkann [10], [11]. In Bild 2 ist das zugrunde gelegte rheologi-sche Modell dargestellt, welches sich aus in Reihe und pa-rallel geschalteten Federn, viskosen Dämpfern und Rei-bungselementen zusammensetzt. Mit diesem Modell ist esmöglich, das Dehnungs-Zeit-Verhalten und Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Steinsalz phänomenologisch zubeschreiben.

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 ofa strength test (right)

4



Es werden hierbei fünf Verformungsanteile unter-schieden, welche durch Superposition überlagert werden.Der elastische Verformungsanteil εel wird durch eine Feder(Hooke-Körper) beschrieben. Die Bestimmung des Verfor-mungsanteils des primären Kriechens εp erfolgt durch einverfestigendes Reibungselement, welches mit einem visko-sen Dämpfer parallel geschaltet wird. Das sekundäre Krie-chen εs wird durch ein viskoses Dämpferelement berück-sichtigt. Der viskoplastische Verformungsanteil des tertiä-ren Kriechens εt wird durch ein entfestigendes Reibungs-element und einen parallel geschalteten, viskosen Dämpfersimuliert. Zusätzlich erfolgt die Bestimmung des Verfor-mungsanteils εn des Nachbruchverhaltens durch einen vis-kosen Dämpfer, parallel geschaltet mit einem entfestigen-den Reibungselement, welches zur Beschreibung desSchubbruchs (Kriechbruch) oder eines Zugbruchs heran-gezogen wird. Die mathematischen Formulierungen diesesModells können [11] entnommen werden.

Die zahlreichen in der Zwischenzeit durchgeführtenLaborversuche zeigen Phänomene des Steinsalzes, welchezum damaligen Zeitpunkt in diesem Umfang noch nichtsystematisch untersucht worden waren. In der ursprüng -lichen Formulierung konnte der Einfluss aus Temperaturund Belastungsgeschwindigkeit nur unzutreffend abgebil-det werden. Darüber hinaus kann das Stoffmodell fürSteinsalz nach Döring weder das Erholungskriechen nochdie Verheilung von geschädigtem Steinsalz abbilden. Umdiese Einflüsse zu erfassen und abzubilden, war es erfor-derlich, aufbauend auf den früheren Ansätzen nach Döring, ein neues Stoffmodell zu entwickeln. Aufgrund ei-ner weitergehenden Auswertung von Festigkeitsversuchenbezüglich Dilatanz-, Bruch- und Nachbruchfestigkeit wares zusätzlich notwendig, das von Döring vorgeschlageneBruchkriterium nach Drucker-Prager anzupassen. Diedurchgeführten Neuentwicklungen führten zum im Weite-ren beschriebenen Stoffmodell TUBSsalt.

2 Stoffmodell TUBSsalt für Steinsalz2.1 Konventionen und Nomenklatur

Im Folgenden wird entgegen der ursprünglichen Formu-lierung die mechanische Vorzeichendefiniton (Zug posi-tiv, Druck negativ) verwendet, da dies den Vorgaben dernumerischen Programmsysteme entspricht und die Imple-mentierung vereinfacht.

Bei dem weiterentwickelten Stoffmodell TUBSsalthandelt es sich um einen phänomenologischen Ansatz,der das in Versuchen oder in situ beobachtete Verzer-rungs-Zeit- bzw. Spannungs-Verzerrungs-Verhalten vonSteinsalz über eine Annäherung mit mathematischenFunktionen beschreibt. Die mathemischen Formulierun-gen des auf der Basis von Döring weiterentwickelten Stoff-modells beruhen auf der Auswertung von Kriech- und Fes-

tigkeitsversuchen. Für die weitere Betrachtung wird ange-nommenen, dass sich die Verzerrungskomponenten pro-portional zu den Ableitungen des Spannungsdeviatorsnach den Komponenten des Spannungstensors verhalten[11]. Damit wird die Spannungsanisotropie in die einzel-nen Verzerrungskomponenten übernommen. Um die For-mulierung möglichst unabhängig von einem Koordinaten-system vornehmen zu können, werden Invarianten desSpannungstensors verwendet. I1 in Gl. (1) ist die erste undI3 in Gl. (3) die dritte Invariante des Spannungstensors. J2in Gl. (2) ist die zweite Invariante des Spannungsdevia-tors. Die Darstellung erfolgt hier für den kartesischenSpannungstensor. Eine Darstellung der Invarianten ist imHauptspannungsraum ebenfalls möglich [12].

(1)

(2)

(3)

Aus diesen Invarianten lassen sich Vergleichsspannungenableiten. Diese dienen im Folgenden dazu, die unter-schiedlichen Fließgrenzen für primäres, sekundäres undtertiäres Kriechen zu beschreiben. Im Stoffmodell TUBS-salt werden die Äquivalenzspannung bzw. von-Mises-Ver-gleichsspannung σeq nach Gl. (4), die Oktaedernormal-spannung σo nach Gl. (5) und die Oktaederschubspan-nung τo nach Gl. (6) verwendet. Diese beschreiben dieSpannungen senkrecht bzw. parallel zu den Flächen einesüber die Hauptachsen aufgespannten Oktaeders.

(4)

(5)

(6)

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

(7)

Der Spannungszustand zwischen einaxialer und isotroperBelastung wird durch θ in Gl. (8) abgebildet. θ ist als Last-geometriefaktor angelehnt an den Lode-Parameter undnimmt für einaxiale Belastungszustände den Wert 0 undfür isotrope Belastungszustände den Wert 1 an.

(8)

3 Jeq 2σ = ⋅

13

Io 1σ = ⋅

23

Jo 2τ = ⋅

I1 xx yy zz= σ + σ + σ

( )= σ σ + σ − σ + σ − σ

+ σ + σ + σ

J 16

( – ) ( ) ( )2 xx yy2

yy zz2

zz xx2

xy2

yz2

zx2

= σ σ σ + σ σ σ σ

σ σ σ σ σ

I · · 2· · · –

· – · – ·3 xx yy zz xy yz zx xx

yz2

yy zx2

zz xy2

ε = ⋅ε − ε + ε − ε + ε − ε

+ ⋅ ε + ε + ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

29

( ) ( ) ( )

6 ( )eqxx yy

2yy zz

2zz xx

2

xy2

yz2

zx2

( )θ = − ⋅ ⋅

σ + σ + σ + ⋅ σ + σ + σ

3 3 I

2 ( )

3

xx2

yy2

zz2

xy2

yz2

zx2

32

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

5



Tabelle 1 zeigt die im Stoffmodell TUBSsalt verwendeten,unveränderbaren Konstanten. In Tabelle 2 sind die imStoffmodell verwendeten Parameter aufgeführt, und Ta-belle 3 zeigt eine Zusammenstellung der im Stoffmodellverwendeten Größen. Der Einfluss der Temperatur wirdmit dem in Abschnitt 2.9 beschriebenen Parameter q abge-bildet. Die hochgestellten Indizes ‘el’, ‘p’, ‘s’, ‘t’, ‘n’, ‘v’ und‘z’ ordnen eine Variable dem elastischen Verhalten, primä-ren, sekundären sowie tertiären Kriechen, Bruch/Nach-bruch, Verheilung bzw. Zugbruch zu und sind nicht alsExponenten zu verstehen. Die Gesamtverzerrungen inGl. (9) ergeben sich aufgrund des Superpositionsansatzesaus der Summe der einzelnen Verzerrungsanteile.

(9)

2.2 Elastisches Verhalten

Das elastische Verhalten im Stoffmodell wird über die Pa-rameter Kompressionsmodul K in Gl. (10) und Schub -modul G in Gl. (11) gesteuert. Aufgrund der Entfestigungvon Steinsalz infolge Dilatanz werden Kompressions- undSchubmodul in Abhängigkeit vom Grad der Schädigungabgemindert [13]. Der Grad der Schädigung wird als Ver-hältnis der aktuellen Dilatanz zur Bruchvolumendehnungausgedrückt.

(10)

(11)

2.3 Primäres Kriechen und Erholungskriechen

Die Kriechrate des primären Kriechens ε· p in Gl. (12) er-gibt sich aus der wirksamen Spannung für das primäreKriechen Fp nach Gl. (15), der aktuellen Viskosität des pri-mären Kriechens und den Richtungsableitungen des

� � � �

�

{ } { } { } { } { }{ } { }

{ }{ }

ε = ε + ε ⋅ + ε ⋅ + ε ⋅ + ε

⋅ ∨ ε = ε + ε ⋅

dt dt dt

dt dt

el p s t n

el z

Kq · K

1

el0

v,d

v,d,b

1pel

=

+ε

ε⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

Gq · G

1

el0

v,d

v,d,b

1pel

=

+ε

ε⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

Spannungstensors. Die Viskosität des primären Kriechenswird in Abhängigkeit von der Verfestigung formuliert.Hierbei handelt es sich um einen Dehnungsverfestigungs-ansatz. Dazu sind die maximal zu erwartenden Verzerrun-gen aus dem primären Kriechen εp

eq,max nach Gl. (13) fürden Spannungszustand zu bestimmen [14], die als primäreGrenzverzerrung bezeichnet wird. Die eingetretenen pri-mären Verzerrungen εp

eq in Gl. (7) (s. Abschnitt 2.1) führenbis zum Erreichen der primären Grenzverzerrung dazu,dass die Viskosität η

*p nach Gl. (16) mit einem empiri-

schen Ansatz bei zunehmender Verfestigung größer unddadurch die Rate des primären Kriechens kleiner wird.Zudem strebt Fp gegen 0 und kann als Indikator für dieDehnungsverfestigung angesehen werden. Da sich inKriechversuchen zeigte, dass die Ausprägung des primä-ren Kriechens abhängig vom Spannungszustand ist, wirdder Exponent np in Gl. (14) in Abhängigkeit von der Äqui-valenzspannung σeq berechnet.

(12)

(13)

(14)

(15)

(16)

Das Erholungskriechen ist die Folge einer Reduktion derSpannungen. Die primäre Dehnungsverfestigung ist indiesem Fall größer als die primäre Grenzverzerrung. Da-durch nährt sich die Gesamtverzerrungsrate von untender sekundären Kriechrate an. Im Modell TUBSsalt be-wirkt der Wechsel in eine niedrigere Belastungsstufe, dasseine größere primäre Verfestigung vorhanden ist, als nachGl. (13) berechnet, und es kommt zum Erholungskriechennach Gl. (17). Dazu wird die Viskosität des Erholungskrie-chens ηp

rec nach Gl. (18) bestimmt, sobald Fp < 0 wird. Da-durch werden die Verformungsanteile des sekundärenKriechens zunächst durch das Erholungskriechen kom-pensiert, bis die für das Spannungsniveau zu hohen primä-ren Verformungen abgebaut sind. Die strukturmechani-schen Zusammenhänge des Erholungskriechens werdenin der Dissertation von Günther [15] erläutert.

(17)

(18)

F 0 : Fp pp

*p

eq�{ } { }> ε =η

⋅∂σ∂ σ

E· qeq,max

p eqp

p

np

ε =σ⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

n 1 3

1

p

eq

eq,0p

pp= +

+σ

σ

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

F p ·p

· ( )p0

eq

0

n

eq,maxp

eqp

p

=σ⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ε − ε

( )*p

0p

0eqp

eq,maxp

1 np

η = η + η − η ⋅ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

+

F 0 : Fp pp

recp

eq�{ } { }< ε =η

⋅∂σ∂ σ

F ·F · qrec

pp s

s sη = η

Tabelle 1. Im Stoffmodell TUBSsalt verwendete KonstantenTable 1. Used constants in the constitutive model TUBSsalt

Bezeichnung Symbol Wert Einheit

Dimensionskonstante p0 1,0 MPa

Referenzviskosität η0 86.400,0 MPa · s

Referenzrate ε·0 1,0 · 10–5 1/s

Gaskonstante R 8,314 J/(K · mol)

Referenztemperatur T0 300,0 K

Schmelztemperatur von Steinsalz Tm 1.070,0 K

6



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

Bezeichnung Symbol Einheit Bestimmender Versuch

Elastisches Kompressionsmodul K0 MPa (Dreiaxialer) Kurzzeit-Verhalten festigkeitsversuch

Schubmodul G0 MPa (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Schädigungsexponent pel – (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Primäres Viskosität des primären Kriechens ηp MPa · s (Dreiaxialer) Kriechversuch/ Kriechen in situ-Messung

Verfestigungsmodul Ep MPa (Dreiaxialer) Kriechversuch

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von np σpeq,0 MPa (Dreiaxialer) Kriechversuch

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von np pp – (Dreiaxialer) Kriechversuch

Sekundäres Viskosität des sekundären Kriechens ηs MPa · s (Dreiaxialer) Kriechversuch/ Kriechen in situ-Messung

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von ns σseq,0 MPa (Dreiaxialer) Kriechversuch

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von ns ps – (Dreiaxialer) Kriechversuch

Tertiäres Viskosität des tertiären Kriechens ηt MPa · s (Dreiaxialer) Kurzzeit-Kriechen festigkeitsversuch

Anfangssteigung der Dilatanzgrenze t0 ° (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Maximale Fließspannung der Dilatanzgrenze t1 MPa (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

(Einaxiale) Dilatanzfestigkeit t2 MPa (Einaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Schädigungsbeiwert mt – (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Dilatanzwinkel ψ ° (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Bruchvolumendehnung εv,d,b – (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Verheilung Viskosität der Verheilung ηv MPa · s (Dreiaxialer) Verheilungs-versuch

Verheilungsbeiwert mv – (Dreiaxialer) Verheilungs-versuch

Kriech- und Viskosität im Nachbruch ηn MPa · s (Dreiaxialer) Kurzzeit-Schubbruch festigkeitsversuchZugbruch

Anfangssteigung der Nachbruchfestigkeit n0 ° (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Maximale Nachbruchfestigkeit n1 MPa (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

(Einaxiale) Restfestigkeit n2 MPa (Einaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Nachbruchbeiwert mn – (Dreiaxialer) Kurzzeit-festigkeitsversuch

Zugfestigkeit σz0 MPa Direkter Zugversuch/

Braziliantest

Sonstige Aktivierungsenergie Q J/mol (Dreiaxiale) Kriechversuche bei unterschiedlichen Temperaturen

7



2.4 Sekundäres Kriechen

Die Kriechrate des sekundären Kriechens ε· s nach Gl. (19)wird über einen Potenzansatz in Gl. (21) und die Rich-tungsableitungen des Spannungstensors ermittelt. Wiesich in der Auswertung der stationären Kriechraten ge-zeigt hat, ist der Spannungsexponent für das sekundäreKriechen maßgeblich von der wirksamen Äquivalenzspan-nung abhängig, da je nach Spannungsniveau unterschied-liche Verformungsmechanismen wirken [15]. Daher wirdder Spannungsexponent ns in Gl. (21) mit einer Funktiondargestellt, die abhängig von der Äquivalenzspannung σeqim Bereich 1 ≤ ns ≤ 5 verläuft. Mit diesem Wertebereichfür ns lassen sich gute Übereinstimmungen der stationärenKriechraten aus Versuchen und Berechnung erzielen.

(19)

(20)

(21)

2.5 Tertiäres Kriechen

Die Verzerrungsrate des tertiären Kriechens ε· t in Gl. (22)wird berechnet, sobald die Fließfunktion Ft nach Gl. (23)einen positiven Wert annimmt, was zu einer Superpositionvon primären und sekundären Kriechanteilen mit schädi-gungsinduzierender Verformung führt. Die Fließfunktionwird maßgeblich über die Oktaedernormal- und Oktaeder-schubspannung bestimmt. Der Faktor θ beschreibt den Be-lastungszustand im Hauptspannungsraum und berücksich-tigt damit die Spannungsgeometrie. Die Dilatanzgrenze imStoffmodell TUBSsalt wird mit der Forderung Ft = 0 be-schrieben. Der Einfluss der Entfestigung wird über einenempirischen Ansatz in der tertiären Viskosität η

*t nach

Gl. (24) berücksichtigt, welche bei einer Zunahme der Di-latanz εv,d nach Gl. (27) bis auf ein Minimum sinkt. Dies

F · qss

seq s�{ } { }ε =

η⋅

∂σ∂ σ

F p ·p

s0

eq

0

n · qs*s

=σ⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

n 5 4

1

s

eq

eq,0s

ps= + −

+σ

σ

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

Tabelle 3. Übersicht der für das Stoffmodell TUBSsalt ver-wendeten GrößenTable 3. Overview of the values used for the constitutivemodel TUBSsalt

Bezeichnung Symbol Einheit

Ableitung der Äquivalenzspannung nach –den Komponenten des Spannungstensors

Ableitung der Potenzialfunktion des –tertiären Kriechens

Ableitung der Potenzialfunktion der –Verheilung

Ableitung der Potenzialfunktion des –Zugbruchs

Aktueller Kompressionsmodul K MPa

Aktueller Schubmodul G MPa

Temperaturkoeffizient für das elastische qel –Verhalten

Tensor der primären Kriechrate {ε·p} 1/s

Wirksame Spannung des primären Fp MPaKriechens

Akkumulierte primäre Kriechverzerrungen εpeq –

Primäre Grenzverzerrung εpeqmax –

Spannungsexponent des primären np –Kriechens

Aktuelle Viskosität des primären η*p MPa · s

Kriechens

Temperaturkoeffizient des primären qp –Kriechens

Viskosität des Erholungskriechens ηprec MPa · s

Tensor der sekundären Kriechrate {ε·s} 1/s

Wirksame Spannung des sekundären Fs MPaKriechens

Spannungsexponent des sekundären ns –Kriechens

Temperaturkoeffizient des sekundären qs –Kriechens

Temperaturkoeffizient des Spannungs- q*s –

exponenten

Tensor der tertiären Kriechrate und der {ε·t} 1/sVerheilungsrate

Fließfunktion des tertiären Kriechens Ft MPaund der Verheilung

Aktuelle Viskosität des tertiären η*t MPa · s

Kriechens

Koeffizient für Belastungsrate und kt –Spannungszustand

Akkumulierte Dilatanz εv,d –

Temperaturkoeffizient des tertiären qt –Kriechens und der Verheilung

Aktuelle Viskosität der Verheilung η*v MPa · s

Betrag des Dilatanzvektors ε*t –

Tabelle 3. Übersicht der für das Stoffmodell TUBSsalt ver-wendeten Größen (Fortsetzung)Table 3. Overview of the values used for the constitutivemodel TUBSsalt (Continued)

Bezeichnung Symbol Einheit

Tensor der Nachbruchverzerrungsrate {ε·n} 1/s

Wirksame Spannung im Nachbruch Fn MPa

Aktuelle Viskosität des Nachbruchs η*n MPa · s

Temperaturkoeffizient des Nachbruchs qn –

Tensor der Zugbruchverzerrungsrate {ε·z} 1/s

Aktuelle Zugfestigkeit σz MPa

Temperaturkoeffizient des Zugbruchs qz –

eq

{ }∂σ∂ σ

Q

{ }∂

∂ σ

Qv

{ }∂∂ σ

Z

{ }∂

∂ σ

8



wird nach Eintritt des Bruchs erreicht. Durch die Abnah-me der Viskosität erhöht sich die Kriechrate, und eskommt zu einer überlagerten Kriechbeschleunigung. Dadas tertiäre Kriechen sich nicht volumentreu verhält, wirddie Volumenzunahme in Abhängigkeit vom Dilatanzwin-kel ψ als konstanter Anteil in den Richtungsableitungendes Spannungstensors in Gl. (26) berücksichtigt. Im Para-meter kt in Gl. (25) werden die Belastungsgeschwindigkeitsowie die Einspannung auf einer empirischen Grundlageberücksichtigt. Das Stoffmodell bildet neben der Dilatanzεv,d als Summe der Komponenten des Schädigungsvektorsauch die einzelnen Komponenten ab. Die Größe der Kom-ponenten wird durch den Spannungstensor bestimmt.

(22)

(23)

(24)

(25)

(26)

(27)

2.6 Kriech- und Schubbruch

Das Eintreten von Kriech- bzw. Schubbruch wird über ei-ne maximal aufnehmbare Bruchvolumendehnung ermit-telt. Sobald die Dilatanz einen vom Salztyp abhängigenWert der Bruchvolumendehnung überschritten hat, tretenzusätzlich zu den Verformungen aus primärem, sekundä-rem und tertiärem Kriechen noch Bruchverformungenauf. Die Größe der Bruchdehnungsrate ε· n in Gl. (28) be-rechnet sich über die Fließfunktion der Restfestigkeit Fn

nach Gl. (29), einer von der Nachbruchentfestigung ab-hängigen Viskosität η

*n in Gl. (30) und den Richtungsab-

leitungen des Spannungstensors. Diese zusätzlichen Ver-

{ }∂

∂ σ=

⋅ σ − σ − σ⋅ σ

+ ψ

⋅ σ − σ − σ⋅ σ

+ ψ

⋅ σ − σ − σ⋅ σ

+ ψ

⋅ σ⋅ σ⋅ σ⋅ σ⋅ σ⋅ σ

⎧

⎨

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎩

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎫

⎬

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎭

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

Q

2

2sin( )

3

2

2sin( )

3

2

2sin( )

3

3

2

3

2

32

xx yy zz

eq

yy zz xx

eq

zz xx yy

eq

xy

eq

yz

eq

zx

eq

v,d xxt

yyt

zztε = ε + ε + ε

F· q ·

1tan(t )

1t

·q · tt

to

0 1o

t2 o= θ σ

+ σ− + τ

( ) tanh m*t t

0t t v,d

v,d,b

η = η + η − η ⋅ ⋅ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

k 32

t eq

0

1,2 o o��=

εε

⋅⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

( )⋅ σ + τ

F 0 : F · k Qt tt t

*t

�{ } { }> ε =η

⋅ ∂∂ σ

zerrungen führen dazu, dass die Spannungen auf die Rest-festigkeit abfallen.

(28)

(29)

(30)

2.7 Verheilung

Die Verzerrungsanteile der Verheilung werden im Stoffmo-dell TUBSsalt ebenfalls über einen empirischen Ansatz er-mittelt und zu den weiteren viskosen Verzerrungsanteilenaddiert, sobald der Spannungszustand unterhalb der Dila-tanzgrenze liegt bzw. Ft < –qt · t2, siehe Gl. (31), erfüllt istund Schädigung aufgetreten ist. Aus diesen Forderungenergibt sich, dass Verheilung im Stoffmodell TUBSsalt erstbei ausreichend negativen Oktaedernormalspannungenwirksam wird und die Einspannung für die Verheilung hin-reichend groß gegenüber einer möglichen Schubbeanspru-chung sein muss. In Anlehnung an [16] wird neben der Di-latanz auch die anisotrope Schädigung berücksichtigt. Mit

dem Tensor nach Gl. (33) ergibt sich eine durch

Spannungszustand und Schädigung gerichtete Verheilung.Mit dem Betrag des Schädigungsvektors ε

*t in Gl. (34) wer-

den die Schädigungskomponenten normiert. Die tatsäch -liche Viskosität der Verheilung η

*V in Gl. (32) steigt mit ab-

nehmender Schädigung an, und der Prozess wird verzögert.

(31)

(32)

(33)

QV

{ }∂∂ σ

F q t : F Qt t2

tt

*v

v�{ } { }< − ⋅ ε =

η⋅ ∂

∂ σ

( ) tanh m*v v

0v v v,d

v,d,b

η = η + η − η ⋅ ⋅ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

( ) tanh m 1*n n

0n n v,d

v,d,b

η = η + η − η ⋅ ⋅ε

ε−

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

F· q ·

1tan(n )

1n

·q · nn

no

0 1o

n2 o= θ σ

+ σ− + τ

F 0 : Fv,d v,d,b

n nn

*n

eq�{ } { }ε > ε ∧ > ε =η

⋅∂σ∂ σ

{ }∂∂ σ

=

⋅ εε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ − −

ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

⋅σ − − εε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ

⋅σ+

ψ⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

⋅ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

⋅σ − − εε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ − − ε

ε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ

⋅σ+

ψ⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

⋅ εε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ − − ε

ε

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟ ⋅σ − −

ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

⋅σ

⋅σ+

ψ⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

⎧

⎨

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎩

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎫

⎬

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

⎭

⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎪

Q

2

3

sin3

3

2

3

sin3

3

2

3

sin3

3000

v

xxt

*t xx

yyt

*t yy

zzt

*t zz

o

yyt

*t yy

zzt

*t zz

xxt

*t xx

o

zzt

*t zz

xxt

*t xx

yyt

*t yy

o

9



(34)

2.8 Zugbruch

Zugbruch tritt auf, sobald die größte Hauptspannung σ1größer als der Eingangsparameter der Zugspannung σz

0 istoder bereits Zugbruch aufgetreten und σ1 > σz erfüllt ist.σz in Gl. (38) ist eine durch Schädigung abgeminderteZugfestigkeit. Die Größe der Zugdehnungsrate ε· z inGl. (35) wird durch die Viskosität η*

n nach Gl. (36) be-stimmt, welche sich in Abhängigkeit der Dilatanz ent -wickelt. Die Richtung der Zugdehnungsrate ergibt sichaus der Ableitung der Potenzialfunktion nach dem Span-

nungstensor in Gl. (37). Sobald Zugbruch auftritt,

werden nur Verformungsanteile aus der Zugbeanspru-chung bestimmt.

(35)

(36)

(37)

(38)

2.9 Temperatur

Der Einfluss der Temperatur wird an verschiedenen Stellen im Stoffmodell durch den Parameter q nach denGl. (39) bis (44) dargestellt. Dabei wird in den meisten Fällen der Quotient aus der aktuellen Temperatur und derReferenztemperatur durch verschieden große Exponentengewichtet. Für den elastischen Anteil qel nach Gl. (39)wird ein korrigierter Ansatz nach [17] gewählt, für das se-kundäre Kriechen qs nach Gl. (41) ein an die Versuchs -ergebnisse angepasster Ansatz nach [18]. Die Temperatur-koeffizienten beruhen auf einer empirischen Anpassungan die vorhandenen Versuchsdaten.

(39)

(40)

(41)

{ } { }σ > σ ε = σ − ση

⋅ ∂∂ σ

�:q · ( ) Z

1 0z z

z1

2

*n

( ) tanh m*n n

0n n v,d

v,d,b

η = η + η − η ⋅ ⋅ε

ε

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

Z 1; Z 0; Z 01 2 3

∂∂σ

= ∂∂σ

= ∂∂σ

=

1

z 0z

v,d

v,d,b

σ = σ

+ε

ε

Z

{ }∂

∂ σ

*t

xxt 2

yyt 2

zzt 2ε = ε + ε + ε

q 1T T

TTG

GT

1T T

T( 0,73)el 0

m

m

0

0

m= + − ⋅ ⋅ ∂

∂⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

= + − ⋅ −⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

q TT

p

0

2

=⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

q TT

e

e

s

0

QR T

QR T0

=⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

⋅

−⋅

−⋅

(42)

(43)

(44)

3 Implementierung in numerische Programmsysteme

Für die Implementierung in ein numerischen Programm-system wird von einem ratenbasierten Ansatz ausgegan-gen, d. h., es werden die Raten der einzelnen Komponen-ten des Stoffmodells ermittelt und über die Zeit integriert.Dazu wird aus dem aktuellen Spannungstensor, dem Deh-nungsinkrementtensor und dem Zeitinkrement sowie deraktuellen Temperatur die jeweilige Rate bestimmt, um an-schließend daraus den neuen Spannungstensor zu berech-nen. Unter der Annahme, dass nur elastische Dehnungs -inkremente spannungswirksam sind, reduzieren die Ver-zerrungsanteile aus viskosem und plastischem Verhaltendas Gesamtdehnungsinkrement. Der generelle Berech-nungsablauf innerhalb eines Zeitschritts wird in Bild 3 ge-zeigt.

Das Stoffmodell TUBSsalt wurde in Flac3D Version5.01 der Fa. Itasca Consulting Group, Inc. und in AnsysVersion 15.0 der Fa. Ansys Inc. implementiert. Flac3D ba-siert auf der Finite-Differenzen-Methode (FDM) und nutzt

q q TT

n z

0= =

q TT

t

0

3

=⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

q TT*

s

0

2

=⎛⎝⎜

⎞⎠⎟

Bild 3. Berechnungsschema innerhalb eines ZeitschrittsFig. 3. Calculation scheme within a time step

10



einen expliziten Lösungsalgorithmus. Ansys ist ein Finite-Element-Methode-Programm mit einem impliziten Lö-sungsalgorithmus. Die Einbindung in Flac3D erfolgt alsDynamic Link Library (DLL) über eine Schnittstelle fürBenutzerstoffmodelle [19]. Das Stoffmodell wird in C++mit der Entwicklungsumgebung Microsoft Visual Studio2010 und dem integrierten Compiler programmiert. Auchin Ansys wird das Stoffmodell über eine DLL eingebunden[20]. Die Programmierung erfolgt in Fortran und mit demIntel Compiler Version 12.1.

4 Materialparameter und Laborversuche

Das Stoffmodell TUBSsalt benötigt zur Beschreibung deselastischen Verhaltens drei Parameter. Das primäre Krie-chen wird mit vier Parametern, das sekundäre Kriechenmit drei Parametern und das tertiäre Kriechen mit siebenParametern beschrieben. Für die Abbildung der Verhei-lung werden zwei Kennwerte zusätzlich benötigt. Zur Be-schreibung von Nachbruchverhalten und Zugbruch sindsechs Parameter erforderlich. Die Temperaturabhängig-keit erfordert einen weiteren Kennwert. Damit ergibt sicheine Gesamtzahl von 26 Materialparametern, zuzüglichder Dichte, die in Tabelle 2 zusammengefasst sind. Zudemwird für jeden Parameter der bestimmende Versuch ange-geben, aus dem direkt oder indirekt der Wert abgeleitetwerden kann.

Die Einheiten der Parameter sind so gewählt, dassdiese untereinander konsistent sind. Die Einheit der Län-ge ist m und die Einheit der Zeit ist s. Kräfte werden inMN und Spannungen in MPa angegeben. Die Einheit derTemperatur ist K.

Um die Materialkennwerte zu bestimmen, ist ein um-fangreiches und systematisches Laborversuchsprogrammerforderlich. Die im Folgenden verwendeten Daten desAsse Speisesalzes wurden vom Institut für Gebirgsmecha-nik in Leipzig und dem Lehrstuhl für Deponietechnik undGeomechanik der Technischen Universität Clausthal be-reitgestellt. Im Wesentlichen handelt es sich um dreiaxialeKriech- und Kurzzeitfestigkeitsversuche sowie um Verhei-lungsversuche. In der Habilitation von Düsterloh [21] wirddie Versuchsdurchführung und Auswertung dieser Labor-versuche an Steinsalzprobekörpern ausführlich beschrie-ben.

Zur Parameterbestimmung wird hier auf 21 Kurzzeit-festigkeitsversuche mit einer konstanten Belastungsge-schwindigkeit von 1 · 10–5 1/s mit sieben unterschiedlichenManteldrücken von 0,2 bis 20 MPa bei etwa 300, 333 und373 K zurückgegriffen. Außerdem stehen zehn zweistufigeKriechversuche bei ebenfalls drei Temperaturen mit einemSchwerpunkt auf 333 K zur Auswertung zur Verfügung.Der Manteldruck von 20 MPa gewährleistet für die unter-schiedlichen Differenzspannungen von 10 bis 22 MPa einschädigungsfreies Kriechen. Auf die erste Belastungsstufefolgt eine Entlastung um 2 MPa. Die durchschnittliche Be-lastungszeit beträgt je Stufe etwa 60 Tage. Eine genaue Be-schreibung der Versuchsdurchführung ist in [22] zu finden.Zur Bestimmung der Verheilungsparameter stehen bisherzwei Verheilungsversuche zur Ver fügung.

Zur Untersuchung besonderer Phänomene, wie deranisotropen Schädigung von Steinsalz, werden auch amInstitut für Grundbau und Bodenmechanik der TU Braun-

schweig Kompressions- und Extensionsversuche durch -geführt. Diese Ergebnisse dienen der Validierung der An-sätze im Stoffmodell TUBSsalt und werden nach Ab-schluss des Versuchsprogramms veröffentlicht.

5 Numerische Simulation von Laborversuchen an Asse Speisesalz

5.1 Numerisches Modell und Randbedingungen

Das numerische Modell für die Simulation der Laborver-suche in Flac3D ist ein Zylinder mit einem Durchmesservon 0,1 m und einer Höhe von 0,2 m. Die Vernetzung er-folgt mit 640 Brick- bzw. Wedge-Zonen. Der untere Randdes Zylinders ist in z-Richtung gehalten. Die Spannungenwerden als Normalspannungen auf die Oberseite des Zy-linders und die Mantelfläche aufgebracht. Für die Berech-nung in Ansys wird auch ein Zylinder mit einem Durch-messer von 0,1 m und einer Höhe von 0,2 m verwendet,

Tabelle 4. Einheitlicher Parametersatz des StoffmodellsTUBSsalt für Asse SpeisesalzTable 4. Uniform set of parameter for the constitutive modelTUBSsalt for Asse Speisesalz

Bezeichnung Symbol Wert Einheit

Kompressionsmodul K0 20.000 MPa

Schubmodul G0 12.000 MPa

Schädigungsexponent pel 20 –

Viskosität des primären Kriechens ηp 100.000 MPa · d

Verfestigungsmodul Ep 100 MPa

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von np σp

eq,0 38 MPa

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von np pp 0,4 –

Viskosität des sekundären Kriechens ηs 2,2 · 107 MPa · d

Steigungswechsel für die Spannungsabhängigkeit von ns σs

eq,0 38 MPa

Krümmungsparameter für die Spannungsabhängigkeit von ns ps 0,9 –

Viskosität des tertiären Kriechens ηt 40 MPa · d

Anfangssteigung der Dilatanzgrenze t0 55 °

Maximale Fließspannung der Dilatanzgrenze t1 50 MPa

(Einaxiale) Dilatanzfestigkeit t2 2 MPa

Schädigungsbeiwert mt 0,3 –

Dilatanzwinkel ψ 30 °

Bruchvolumendehnung εv,d,b 0,03 –

Viskosität der Verheilung ηv 1,8 · 106 MPa · d

Verheilungsbeiwert mv 8 –

Viskosität im Nachbruch ηn 800 MPa · d

Anfangssteigung der Nachbruchfestigkeit n0 55 °

Maximale Nachbruchfestigkeit n1 50 MPa

(Einaxiale) Restfestigkeit n2 6 MPa

Nachbruchbeiwert mn 6 –

Zugfestigkeit σz0 2 MPa

Aktivierungsenergie Q 18.000 J/mol

11



der aus 768 Brick-Elementen besteht. Die Randbedingun-gen und Lastaufbringung sind identisch zu Flac3D.

Die Simulation der folgenden Laborversuche erfolgtfür sämtliche Berechnungen mit den numerischen Pro-grammsystemen Flac3D und Ansys mit einem einheitli-chen Parametersatz für Asse Speisesalz (Tabelle 4). DieParameter sind anhand von Versuchen bestimmt worden.

Die folgenden Diagramme in den Bildern 4 bis 7 sindim Regelfall gleich skaliert worden, sodass eine direkte

Vergleichbarkeit der jeweiligen Diagrammtypen gegebenist. Dadurch kann die gute Übereinstimmung von Ver-suchsdaten mit den Berechnungsergebnissen mit einemeinheitlichen Parametersatz für die unterschiedlichen Ver-suchstypen und die gesamte Versuchsbandbreite gezeigtwerden. Hiervon wird bei den Diagrammen für den Ver-heilungsversuch und für den Festigkeitsversuch mit zykli-scher Belastung abgewichen. Die Diagramme zeigen im-mer sowohl die Versuchsdaten als auch die Berechnungs-

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


12



ergebnisse. Die Versuchsdaten verwenden eine Strich-Punkt-Signatur, die Ergebnisse der Berechnung mit Ansyswerden mit einer gestrichelten Linie und die Ergebnisseder Berechnung mit Flac3D mit einer durchgezogenen Linie dargestellt. Die Farben stehen für die jeweiligen Ver-suchsbedingungen.

5.2 Kriechversuche

In den Bildern 4 bis 6 werden die Daten der Kriechver -suche mit den Berechnungsergebnissen der Flac3D- undAnsys-Simulationen für die Temperaturen 300, 333 und360 K gegenübergestellt. Die Bilder zeigen auf der linken


Bild 7. Detail des Verzerrungs-Zeitverhaltens mit geänderter Skalierung zum Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdatenfür zweistufige Kriechversuche bei einem Manteldruck von 20 MPa, unterschiedlichen Differenzspannungen und einer Tem-peratur 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 fortwo-stage creep tests with a confining pressure of 20 MPa, various different stresses and a temperature of 300 K (left) and360 K (right)

13



Seite die Kriechverzerrung über die Zeit und auf der rechten Seite die Kriechverzerrungsraten. Der Mantel-druck beträgt bei den Versuchen ebenso wie bei den Si-mulationen 20 MPa, sodass von einem im Wesentlichenschädigungsfreien Kriechverhalten auszugehen ist. DieDifferenzspannung ist in der Legende ausgewiesen undwird nach der ersten Belastungsphase um 2 MPa vermin-dert, sodass Erholungskriechen zu erwarten ist.

Sowohl in den Kriechverzerrungen als auch in denRaten ließ sich bei den niedrigeren Temperaturen guteÜbereinstimmungen zwischen den Simulationen und denVersuchsdaten erzielen. In der ersten Laststufe ist das ver-festigende primäre Kriechen gut zu erkennen. Mit zuneh-mender Verfestigung wird die primäre Kriechrate immergeringer, und es verbleibt der Einfluss des sekundärenKriechens. In der zweiten Laststufe nähert sich die Ratevon unten der sekundären Kriechrate an, was durch dasErholungskriechen begründet ist. Der Ausschlag in denRatenkurven beim Lastwechsel ist numerisch bedingt. DieVersuche bei einer Temperatur von 360 K wurden bereitsfrüher beendet, da mit den eingetretenen Verformungendie Grenzen der Versuchstechnik erreicht wurden. Daherliegen 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 Be-rechnungsergebnisse weichen bei einer Temperatur von300 K teilweise deutlich von den Versuchsdaten ab. Diesist durch ein sehr ähnliches Verzerrungs-Zeit-Verhaltender Versuchsdaten trotz unterschiedlicher Belastung zu er-klären, was so nicht zu erwarten ist. Bei den Versuchenbei einer Temperatur von 360 K werden die Abweichun-gen zu den Versuchsdaten größer, da das Stoffmodell auf-grund nur weniger vorliegender Versuchsdaten bei höhe-

ren Temperaturen noch nicht ausreichend für diese Be-dingungen angepasst ist.

5.3 Festigkeitsversuche

Die Bilder 8 bis 10 zeigen einen Vergleich der Ergebnisseder numerischen Simulationen mit den Versuchsergebnis-sen von Kurzzeitfestigkeitsversuchen bei Temperaturenvon 300, 333 und 373 K. Die Belastungsgeschwindigkeitist in allen Versuchen mit 1,0 · 10–5 1/s konstant, währendder Manteldruck, wie in der Legende ausgewiesen, variiertwird. Auf der linken Seite der Bilder ist das Spannungs-Dehnungs-Verhalten, auf der rechten Seite das Dilatanz-Dehnungs-Verhalten im Sinne der Schädigungsentwick-lung über der Stauchung dargestellt. Das Spannungs-Deh-nungs-Verhalten zeigt zunächst einen steilen Anstieg, be-vor mit wachsenden Kriecheinflüssen bzw. dilatanterSchädigung größere Verzerrungen erreicht werden. Fürniedrigere Manteldrücke kann eine Maximalspannung er-reicht werden, bei der es zum Bruch kommt. Der Wert fürdie beim Bruch erreichte Dilatanz ist unabhängig vomManteldruck in etwa gleich groß. Die Bruchvolumendeh-nung εv,d,b liegt für Asse Speisesalz bei etwa 3 % Dilatanz.Nach dem Bruch fällt die Spannung auf ein Restspan-nungsniveau ab. Bei höheren Manteldrücken wird die Ma-ximalspannung nicht erreicht, und aufgrund der hohenEinspannung tritt keine maßgebliche dilatante Schädi-gung auf. Mit zunehmender Temperatur ist ein deutlichduktileres Materialverhalten zu beobachten. Ebenso ver-ringert sich der Einfluss der dilatanten Schädigung. Da-durch stellt sich der Bruch später und bei einer niedrige-ren Äquivalenzspannung ein.

Die Übereinstimmung der Simulationen mit Ansysund Flac3D ist sehr gut. Im Vergleich zu den Versuchen

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

14



bestehen im Bereich niedriger Manteldrücke bei sämt -lichen Temperaturen noch Abweichungen. Dieses Verhal-ten ist weiter zu untersuchen und im Stoffmodell anzupas-sen. Aktuell berechnet das Stoffmodell nahezu unabhän-gig von Temperatur und Manteldruck eine Restfestigkeitvon ca. 15 MPa, womit die Versuche noch nicht ausrei-chend gut abgebildet werden.

5.4 Verheilungsversuch

Bei Verheilungsversuchen wird eine Schädigung lastge-steuert durch die Erhöhung der Differenzspannung überdie Dilatanzgrenze hervorgerufen. Anschließend wird wie-der ein quasi hydrostatischer Spannungszustand angefah-ren, sodass sich die Schädigung über Rissschließung und



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Verheilung des Kristallgitters wieder zurückbildet. Dieswird durch die sich verringernde Dilatanz deutlich. InBild 11 wird für einen Verheilungsversuch bei 333 K dieDilatanz als Maß für die Schädigung über die Zeit gezeigt.Ebenso wird die Belastung als Verlauf der Äquivalenz-spannung über der Zeit dargestellt. Die Bruchfestigkeitwird bei diesen Versuchen nicht überschritten. Zwischenden Versuchsdaten und der Simulation mit Flac3D ist mitdem einheitlichen Parametersatz eine gute Übereinstim-

mung erzielt worden. Eine Simulation mit Ansys steht ak-tuell noch aus.

5.5 Sonderversuche

Neben den Kriech-, Festigkeits- und Verheilungsversu-chen sind noch Sonderversuche im Labor durchgeführtworden. Hierbei handelt es sich um Relaxationsversuchemit zwei Relaxationsphasen von je einem Tag Dauer so-wie um Festigkeitsversuche mit einer eingeschalteten zy-klischen Belastungsphase. Diese Versuche wurden bishernur mit Flac3D simuliert.

Bild 12 zeigt exemplarisch den Vergleich der Simula-tion mit Flac3D und den Labordaten für einen Relaxa -tionsversuch bei 300 K und einer Mantelspannung von20 MPa. Auf der linken Seite von Bild 12 ist das Span-nungs-Dehnungs-Verhalten dargestellt. Während der Rela-xation fällt die Spannung ab, ohne dass eine weitere Ver-zerrung stattfindet. Auf der rechten Seite von Bild 12 istdas Spannungs-Zeit-Verhalten dargestellt. Die Simulationerreicht für die zwei Relaxationsphasen eine gute Überein-stimmung mit den Labordaten. Das erreichte Spannungs-niveau und die Charakteristik wird mit dem StoffmodellTUBSsalt gut beschrieben.

Bild 13 zeigt das Spannungs-Dehnungs-Verhalten füreinen Festigkeitsversuch bei einem Manteldruck von20 MPa, einer Temperatur von 333 K und einer einge-schalteten zyklischen Belastungsphase. Während die zy-klische Belastungsphase kraftgesteuert durchgeführt wird,erfolgt die Belastung in den weiteren Phasen weggesteuert.Es ist zu erkennen, dass sich auch in der Simulation mitzunehmenden Lastwechseln eine Verfestigung aufgrunddes primären Kriechens und des langsamer ablaufendenErholungskriechens einstellt. Eine Abweichung zwischenSimulation und Labordaten ist auch auf die Materialstreu-ung zurückzuführen.

Bild 11. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdaten füreinen Verheilungsversuch bei einer Temperatur von 333 Kund Darstellung des BelastungsverlaufsFig. 11. Comparison of experimental and calculated data fora healing test at a temperature of 333 K and the representa-tion of evolution of equivalent stress

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

16



6 Schlussfolgerung und Ausblick

TUBSsalt ist ein phänomenologisches Stoffmodell, das eine Abbildung des thermomechanischen Verhaltens vonSteinsalz in numerischen Simulationen ermöglicht. DasModell approximiert sowohl das Verzerrungs-Zeit-Verhal-ten mit der primären und sekundären Kriechphase alsauch die tertiäre Kriechphase für Spannungszuständeoberhalb der Dilatanzgrenze sowie auch das Spannungs-Dehnungs-Verhalten, einschließlich Entfestigung auf einerempirischen Basis. In TUBSsalt wird die Verheilungdurch die Rückbildung der Dilatanz des tertiären Krie-chens bei Spannungszuständen unterhalb der Dilatanz-grenze abgebildet. Ebenso werden die Einflüsse aus Tem-peratur und Belastungsgeschwindigkeit berücksichtigt.

Die unterschiedlichen Versuchstypen und Versuchs-konfigurationen sowie die daraus ermittelten Ergebnissekönnen mit dem Stoffmodell und einem einheitlichen Pa-rametersatz gut simuliert bzw. approximiert werden. Diesbestätigt die grundsätzliche Funktionalität des implemen-tierten Stoffmodells für Steinsalz. In den simuliertenKriech- und Festigkeitsversuchen kann eine sehr guteÜbereinstimmung der mit dem Stoffmodell in den beidenverwendeten numerischen Programmsystemen Flac3Dund Ansys erzielten Ergebnissen nachgewiesen werden.

Zudem ist hervorzuheben, dass die Anisotropie derSchädigung im Ansatz des tertiären Kriechens und derVerheilung mit abgebildet wird. Um die numerische Ab -bildung des Verheilungsverhaltens von Steinsalz abzu -sichern, sind hierzu allerdings noch weitere Versuche beiunterschiedlichen Spannungszuständen und Temperatu-ren erforderlich.

Eine Berechnung von in situ-Versuchen ist ebensomöglich. Ergebnisse zu den in [23] beschriebenen Bohr-lochversuchen IFC und HFCP in der Schachtanlage Assefinden sich in [24]. Zukünftig wird die Validierung desStoffmodells anhand der Simulation von komplexerenStrukturen fortgesetzt, um ein vielseitiges und zuverlässi-ges Werkzeug zur Bemessung von Hohlräumen im Salz -gebirge zu erhalten. Ergebnisse dieser Berechnungen undBetrachtungen zur Ermittlung der Parameter für das Stoff-modell TUBSsalt werden an anderer Stelle vorgestellt.

Danksagung

Wir möchten uns für die gute Zusammenarbeit und dieUnterstützung durch das Verbundforschungsvorhaben„Vergleich aktueller Stoffgesetze und Vorgehensweisen an-hand von Modellberechnungen zum thermo-mechani-schen Verhalten und zur Verheilung von Steinsalz“ bedan-ken. Insbesondere gilt unser Dank dem Institut für Ge-birgsmechanik GmbH in Leipzig und dem Lehrstuhl für Deponietechnik und Geomechanik der Technischen Uni-versität Clausthal für die an Asse-Speisesalz durchgeführ-ten Versuche und die Bereitstellung der Daten. Das Ver-bundforschungsvorhaben mit dem Förderkennzeichen02E10860 wird vom Bundesministerium für Wirtschaftund Energie, vertreten durch den Projektträger Karlsruhe,aufgrund eines Beschlusses des Deutschen Bundestags ge-fördert.

Literatur

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[8] Hampel, A., Schulze, O., Heemann, U., Zetsche, F., Günther,R.-M., Salzer, K., Minkley, W., Hou, Z., Wolters, R., Düsterloh,

Bild 13. Vergleich von Versuchs- und Berechnungsdatenfür einen dreiaxialen Festigkeitsversuch mit einer einge-schalteten zyklischen Belastung bei einem Manteldruck von20 MPa und einer Temperatur von 333 KFig. 13. Comparison of experimental and calculated datafor a triaxial strength test with a cyclic loading, a confiningpressure of 20 MPa and a temperature of 333 K

17



U., Zapf, D., Rokahr, R., Pudewills, A.: Die Modellierung desmechanischen Verhaltens von Steinsalz: Vergleich aktuellerStoffgesetze und Vorgehensweisen – Synthesebericht. Bundes-ministerium für Bildung und Forschung (BMBF), 2007.

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AutorenDipl.-Ing. Christian [email protected]. Andreas Gä[email protected]. Dr.-Ing. Joachim [email protected]

Alle:Technische Universität BraunschweigInstitut für Grundbau und BodenmechanikBeethovenstraße 51b38106 Braunschweig

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201400031

Die Anwendung von Strukturoptimierung im Bereich der Geotech-nik wird in diesem Artikel vorgestellt. Der generelle strukturelleAufbau (Topologie) eines Streifenfundaments wird hinsichtlichdes Verformungsverhaltens optimiert. Zur Topologieoptimierungwird die Solid-Isotropic-Material-with-Penalization-(SIMP)-Me-thode angewendet. In diesem Artikel wird dafür eine Finite-Ele-mente-Analyse mit einem entsprechendem Optimierungsalgorith-mus gekoppelt. Für die FE-Analyse wird ein hypoplastisches Stoff-modell zur Modellierung von Materialübergängen angewendet.Untersucht werden vier ebene Lastfälle. In einer anschließenden Validierung mit physikalischen 1-g-Modellversuchen werdennachgebildete optimierte Gründungsstrukturen belastet und mitalternativen volumengleichen Fundamenten hinsichtlich ihresLast-Verformungs-Verhaltens verglichen. Die präsentierte Unter-suchung zeigt sowohl die Anwendbarkeit als auch das Potenzialder Topologieoptimierung in der Geotechnik.

Topology optimization in geotechnical engineering: applicationto foundations and validation. This article presents the applica-tion of structural optimization in geotechnical engineering. Thegeneral design (topology) of a foundation strip is optimized withrespect 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 ade-quate optimization algorithm. A hypoplastic constitutive model formodeling material transitions is used for finite element analysis.Four load cases will be examined. The optimized topology designwill be reproduced for the following validation with 1 g physicalmodels. A comparison of the load deformation behavior with nonoptimized foundations with equal volume is carried out. The pre-sented study shows the applicability and potential of topology op-timization in geotechnical engineering.

1 Einleitung

Geotechnische Entwürfe bestehen zum großen Teil ausüblichen Strukturelementen, wie Flachfundamenten,Pfählen, Wänden oder Ankern. Diese werden entspre-chend den Anforderungen an die Standsicherheit und dieGebrauchstauglichkeit zu einem System zusammenge-setzt. Im Gegensatz zu anderen Ingenieurbereichen, wiedem Fahrzeug- oder Maschinenbau, werden in der Geo-technik numerische Strukturoptimierungsverfahren bis-lang kaum in den Entwurfsprozess einbezogen. Im kon-struktiven Ingenieurbau gibt es bereits einzelne Anwen-dungen [1], [2]. In der Forschung, bzgl. der Anwendung inder Geotechnik, gibt es nur wenige Arbeiten zu der hier

vorgestellten Topologieoptimierung; bspw. die Topologie-optimierung eines Tunnels in Gestein in [3] bis [6] und dieTopologieoptimierung von Streifenfundamenten in [7] bis[10]. Die Anwendung eines numerischen Strukturoptimie-rungsverfahrens auf ein geotechnisches Problem wird imFolgenden vorgestellt.

Die Strukturoptimierung gliedert sich in drei Berei-che: Topologieoptimierung, Formoptimierung und Di-mensionierung (Bild 1). Es sind z. B. drei Gründungstopo-logien möglich: eine Flachgründung, eine Pfahlgründungmit drei Pfählen oder mit zwei Pfählen. Im gewählten Bei-spiel ergibt sich durch die Topologieoptimierung dieGründung mit zwei Pfählen. In der Formoptimierung er-geben sich anschließend Pfähle, die gerade, statt geneigtsind und einen gleichmäßigen Durchmesser haben. In derDimensionierung schließlich werden die Bauteilstärkenund -dimensionen optimiert.

Nachfolgend wird die Topologieoptimierung einerStreifengründung in sandigem Boden hinsichtlich der Set-zungsminimierung im Gebrauchszustand optimiert undim Modellversuch validiert.

Topologieoptimierung in der Geotechnik: Anwendung auf Gründungsstrukturen und Validierung

Karlotta-Franziska Seitz Tim PuckerJürgen Grabe

(a) (b) (c)

Bild 1. Strukturoptimierung am Beispiel einer Streifengrün-dung: (a) Topologieoptimierung, (b) Formoptimierung und(c) Dimensionierung; die Belastung wird über eine starre,zentrisch belastete Platte in das Untersuchungsgebiet einge-leitet; die optimierten Strukturen sind blau dargestelltFig. 1. Structural optimization using the example of a stripfooting: (a) topology optimization, (b) shape optimizationand (c) sizing; a centric load is exerted on a rigid plate. Theoptimized structures are marked in blue

19

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 alszukunftsweisendes Hilfsmittel des entwerfenden Inge-nieurs bekannt zu machen; wie in anderen Ingenieurwis-senschaften (u. a. im Maschinenbau) werden diese Metho-den langfristig zum Handwerkszeug gehören.

2 Numerische Methoden2.1 Numerische Optimierung mit SIMP

Die numerische Optimierung wird mit dem SIMP-Ver -fahren (Solid Isotropic Material with Penalization) nachSigmund [11] durchgeführt. Es handelt sich hierbei um ei-ne weitverbreitete und effiziente Methode zur Topologie-optimierung. Bei dieser Methode wird die optimale Topo-logie durch die Optimierung einer virtuellen Materialver-teilung innerhalb eines Entwurfsraums ermittelt. In derTopologieoptimierung entspricht die Materialverteilungdaher der Optimierungsvariablen. Der Entwurfsraum gibtdie maximale räumliche Begrenzung der Gründung vorund wird mit finiten Elementen diskretisiert. Zu Beginn istdas Gründungsmaterial kontinuierlich homogen im ge-samten Entwurfsraum verteilt. Im Falle einer Betongrün-dung entspräche dies einer sehr brüchigen Struktur mitgroßem Volumen und nur gering höheren Steifig- und Fes-tigkeiten, als die des umgebenden Bodens. Über die Itera-tionsschritte des Optimierungsverfahrens wird das Materi-al in stark belasteten und deformierten Bereichen verdich-tet und in anderen aufgelockert. Dadurch entsteht nachund nach eine optimierte feste Gründungsstruktur. Die relative Materialdichte ρe kann zwischen 0 und 1 liegenund gibt den Füllgrad des Elements entsprechend Gl. (1)wieder:

(1)

Bild 2 zeigt beispielhaft die Topologieoptimierung an ei-nem Kragarm, und die Formulierung der Materialdichteentsprechend Gl. (1) wird veranschaulicht.

Das Ziel der Optimierung besteht darin, die Nach-giebigkeit des Systems zu minimieren. Wenn die Nachgie-bigkeit in einem System minimiert wird, erhöht sich impli-zit die Steifigkeit, und somit werden die Verformungen re-

0 kein Gründungsmaterial1 nur Gründungsmaterialeρ = →

→⎧⎨⎪

⎩⎪

duziert. Die mittlere Nachgiebigkeit c lässt sich aus derSteifigkeitsmatrix des Systems K und den VerschiebungenU nach Gl. (2) ermitteln:

(2)

Während der Optimierung wird die Materialverteilung sovariiert, dass sich eine Topologie mit möglichst geringerNachgiebigkeit ergibt. Dabei können sich Elemente erge-ben, die nur anteilig mit Material gefüllt sind. Es ergibtsich also eine Art von porösem Zwischenmaterial. In dieRealität ist eine derartige poröse Materialverteilung kaumzu übertragen. Daher ist es wichtig, am Ende der Optimie-rung eine diskrete Materialverteilung zu erhalten. Dazuwird die Bestrafung von Zwischenmaterialien, die eineDichte zwischen 0 und 1 haben, nach dem Potenzgesetzeingeführt [12]. Der Materialübergang wird somit be-schleunigt und das Auftreten von Zwischenmaterialienunwahrscheinlich. Das Diagramm in Bild 3 veranschau-licht den Zusammenhang zwischen Materialdichte unddem Verhältnis zwischen der Steifigkeit des Bodenmateri-als E0 und eines Elements E1 von der Materialdichte ρe inAbhängigkeit des Strafexponenten p.

Mathematisch kann das Optimierungsproblemdurch Gl. (3) ausgedrückt werden. Es besteht aus der Ziel-funktion zur Minimierung der Nachgiebigkeit und dreiNebenbedingungen: der Erfüllung des statischen Gleich-gewichts mit dem Krafttensor F, der Einhaltung eines kon-stanten, vorgegebenen Materialvolumenanteils f, der dasVerhältnis zwischen dem Materialvolumen V(ρ) und Ent-wurfsraumvolumen V0 festlegt, und der Definition desWertebereichs für die Dichte des Gründungsmaterials.Die mittlere Nachgiebigkeit im Gesamtsystem ergibt sichaus dem Integral der Nachgiebigkeit der einzelnen Ele-mente über den Entwurfsraum.

(3)

c U KUT=

min: c U KU ( ) u k u

NB:

KU FV( )V

f const

0 1

T

e 1

n

ep

eT

0 e

0

min e

∑= = ρ

=ρ

= =

< ρ ≤ ρ ≤

=

Start: Material homogen verteilt 1. Iterationsschritt 45. Iterationsschritt

40 Elemente

20

Last

Entwurfsraum ρe

ρe= 1= 0

ρe = 0,5

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 Entwurfs-raums; 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 thevirtual 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)

20



Eine Sensitivitätsanalyse zur Nachgiebigkeit c in Abhän-gigkeit der Materialverteilung im Entwurfsraum bildet dieGrundlage für die Entwicklung der Materialverteilung imZuge der Optimierung. Gl. (4) drückt die Änderung derNachgiebigkeit in einem Element in Abhängigkeit der vir-tuellen Materialdichte im Element e aus.

(4)

Der Zusammenhang zwischen der Elementsteifigkeitsma-trix ke des gewählten Materials und der relativen Material-dichte ρe im Element wird durch Gl. (5) ausgedrückt.Wenn das Element vollständig mit Material gefüllt ist, giltdie Steifigkeit des gewählten Materials, ansonsten wird dieSteifigkeit vermindert.

(5)

Es wird ein Optimierungsalgorithmus basierend auf derAnwendung der Optimalitätskriterienmethode aus [14]verwendet. Die Optimalitätskriterien werden aus der For-mulierung des Optimierungsproblems als Lagrange-Funk-tion hergeleitet [15]. In jedem Iterationsschritt wird dieMaterialverteilung entsprechend eines heuristischen An-satzes nach Gl. (6) aktualisiert. Das Bewegungslimit m be-grenzt die Veränderung der Materialdichte in jedem Itera-tionsschritt. η ist ein numerischer Dämpfungskoeffizient.Die Variablen m und η werden entsprechend [14] so ge-wählt, dass sich ein numerisch stabiles Problem und eineeffiziente Lösung ergeben: m = 0,2 und η = 0,5.

(6)

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

c p( ) u k ue e 1

n

ep 1

eT

0 e∑∂∂ρ

= − ρ=

−

k ( ) ke ep

0= ρ

max( , –m), wenn B max( , –m)

B , wenn max( , –m) B min(1, m)

min(1, m), wenn min(1, m) Beneu

min e e e min e

e e min e e e e

e e e e

ρ =ρ ρ ρ ≤ ρ ρ

ρ ρ ρ < ρ < ρ +ρ + ρ + ≤ ρ

⎧

⎨⎪⎪

⎩⎪⎪

η

η η

η

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

(7)

Damit die Optimierung unabhängig von der Diskretisie-rung des Entwurfsraums bleibt und keine künstlich er-höhten Steifigkeiten (durch checkerboarding [16]) auftre-ten, wird ein Sensitivitätsfilter entsprechend [11] einge-setzt. Nähere Informationen dazu finden sich z. B. in [17]bis [19].

2.2 Stoffmodell

Bei dem verwendeten Stoffmodell handelt es sich um einhöherwertiges, modulares, hypoplastisches Stoffmodell,welches von Pucker [10] entwickelt wurde. Mit diesemStoffmodell kann das Spannungs-Dehnungs-Verhaltenvon Boden und Gründungsmaterial gleichermaßen rea -listisch abgebildet werden. Es ermöglicht die Abbildung eines stetigen Übergangs zwischen den beiden Materialienund ist somit für die numerische Topologieoptimierunggeeignet [10]. Die Grundstruktur des Stoffmodells bildetGl. (8) der verallgemeinerten Hypoplastizität nach Nie-munis [20]. Zur Dehnungsrate D wird die Fließrichtungm mit dem Betrag von D in Abhängigkeit vom Gradder Nichtlinearität Y addiert. Aus der Drehung und Stre-ckung dieses Terms durch den Abbildungstensor C ergibtsich der Spannungsratenantworttensor T° .

(8)

Der modulare Aufbau ermöglicht je nach Kenntnis derMaterialeigenschaften eine mehr oder weniger komplexeAbbildung dieses Verhaltens. Wenn alle fünf Module ver-wendet werden, bildet das Stoffmodell die folgenden Ei-genschaften ab [10]:– unterschiedliche Be-, Ent- und Wiederbelastungssteifig-

keiten von Böden,– Barotropie und Pyknotropie der Steifigkeiten von Bö-

den,– realistische Grenzbedingungen für Böden und Grün-

dungsmaterial,– Unterscheidung zwischen dilatantem und kontraktan-

tem Scherverhalten bei Böden,– Berücksichtigung von Zugspannungen bei Beton.

Der Übergang von Boden zu Gründungsmaterial erfolgtim Stoffmodell stetig und wird durch den Interpolations-parameter κ dargestellt. Eine einheitliche Grenzbedingungnach Matsouka und Nakai [21] gilt für beide Materialien.Innerhalb der Grenzbedingung wird bei κ = 0 das Materi-alverhalten des Bodens und bei κ = 1 das linear elastische,ideal plastische Materialverhalten des Gründungsmateri-als abgebildet. Bei κ = 1 wird demnach für das Gründungs-material u. a. die assoziierte Fließregel angewendet sowiedie Steifigkeit porenzahl- und belastungsgeschichtsunab-hängig formuliert.

B

c

Vee

e

=

∂∂ρ

λ ∂∂ρ

T C : (D Ym||D||)= −°

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

Dichte ρ im Element

E1 /E

0

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

e

Bild 3. Beschreibung des Materialverhaltens E1/E0 bei unterschiedlichen Elementdichten ρe für verschiedene Straf-parameter p nach [13]Fig. 3. Description of the material behaviour E1/E0 for dif-ferent element densities ρe and penalty factors p accordingto [13]

21



2.3 Anwendung der Topologieoptimierung auf ein geotechnisches Problem

Abweichend von der üblichen Form der Topologieopti-mierung sind bei Anwendung in der Geotechnik zwei Ma-terialien im Entwurfsraum vorhanden: der umgebendeUntergrund und das Gründungsmaterial. Für die Umset-zung der Materialverteilung entsprechend Gl. (1) bedeutetdas, dass ein Element mit der relativen Materialdichteρe = 0 mit dem umgebenden Boden und ein Element mitder relativen Materialdichte ρe = 1 mit dem Gründungs-material gefüllt ist. Zusätzlich gelten die Lagerungsbedin-gungen nicht unmittelbar an den Grenzen des Entwurfs-raums, und es wird, wie in der Geotechnik üblich, ein Mo-dellausschnitt betrachtet, in dem sichergestellt werdenkann, dass die Randbedingungen keinen oder einen ver-nachlässigbar geringen Einfluss auf die Analyse haben.

Für die Anwendung der Topologieoptimierung aufein geotechnisches Problem wird die numerische Optimie-rung der Materialverteilung an eine Finite-Elemente-Ana-lyse (FEA) gekoppelt. Die FEA wird mit dem in Ab-schnitt 2.2 beschriebenen Stoffmodell und dem ProgrammAbaqus Implicit durchgeführt. Sie wird innerhalb des ite-rativen Optimierungsprozesses mehrfach aufgerufen. Diemittlere Nachgiebigkeit c des Systems ist gleich der dop-pelten Dehnungsenergie U im System und wird in derFEA berechnet. Der sich aus diesem Zusammenhang erge-bende Faktor ist für die Optimierung irrelevant und wirddaher in der folgenden Gl. (9) vernachlässigt. Die Kopp-lung der numerischen Optimierung und der FEA werdendurch zwei Schnittstellen realisiert: die Übergabe der Deh-nungsenergie im System von der FEA an den Optimie-rungsalgorithmus und die Übergabe der optimierten Mate-rialverteilung an die FEA. Bild 4 veranschaulicht den ite-rativen Ablauf während der Optimierung.

Die entsprechende Optimierungsroutine wird basie-rend auf einem 99-zeiligen Matlab-Code von Sigmund [11]entwickelt. Nach der Initialisierung erfolgt die erste FEA.Anschließend wird die Dehnungsenergie an den Integrati-onspunkten ausgewertet und an die Optimierungsroutineweitergegeben. Der Wert der Zielfunktion – die Deh-

nungsenergie des Systems – ergibt sich durch Integrationder Dehnungsenergie über den Entwurfsraum. Die Sensiti-vität der Dehnungsenergie U bzgl. der Materialverteilung∂U/(∂ρe) wird durch Gl. (9) vereinfachend dargestellt. Dieunterschiedlichen Steifigkeiten von Boden EB und Grün-dungsmaterial EG werden entsprechend der Materialdich-te interpoliert.

(9)

Die Elementsteifigkeit ke ergibt sich nun aus Gl. (10).

(10)

Als Abbruchkriterium ist z. B. die Anzahl an Iterationennopt, die Veränderung der Materialverteilung ΔΩ im Ent-wurfsraum oder die Änderung der Dehnungsenergie ΔUmöglich.

Die Übergabe der optimierten Materialverteilung er-folgt durch die Vorgabe des κ-Werts entsprechend der er-mittelten virtuellen Materialdichte im Element. Die Sys-temantwort der FEA ist entsprechend des Stoffmodells ab-hängig von der virtuellen Dichteverteilung ρ.

Die benötigte Rechenzeit für eine Optimierunghängt hauptsächlich von der Lösung des FE-Problems ab.Die Optimierung der Materialverteilung ist im Vergleichunwesentlich. Die Optimierung (100 Iterationen) der imFolgenden 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 Betriebs -system openSuse 12.2 ca. 2 h und 20 min.

3 Problemvorstellung

Die Topologieoptimierung einer Streifengründung in gra-nularem Boden wird untersucht. Dazu werden unter-schiedliche Belastungsfälle analysiert, die in Tabelle 1 zu-sammengefasst sind. Die Untersuchung schließt die Varia-tion der Belastungsrichtung (vertikal, horizontal), der Lage (zentrisch, exzentrisch mit verschiedener Exzentrizi-tät), der Lasteinleitung (schlaffe, starre lasteinleitendePlatte bzw. gekoppelte Elementknoten) und der bezoge-nen Lagerungsdichte des umgebenden Bodenmaterialsein.

Das untersuchte Modell ist in Bild 5 skizziert. Dasebene Problem wird zweidimensional modelliert. Es stehtkein Grundwasser an. Der Untergrund ist homogen undbesteht aus einem Sand, der als Wundersand bezeichnetwird. Es handelt sich um einen rundkörnigen Mittel- undGrobsand, der ebenfalls in den Modellversuchen verwen-det wird. Die entsprechenden Materialparameter sind inTabelle 2 zusammengefasst. Im Entwurfsraum (rot hervor-gehoben) kann sich die Gründungsstruktur frei ausbilden.Die aufgebrachte Last wirkt in der Mitte des Entwurfs-raums und wird entweder über eine lasteinleitende Platteoder über die Belastung gekoppelter Elementknoten in dasFE-Gebiet eingeleitet. Die seitlichen Modellränder habeneinen ausreichenden Abstand zu der Gründungsstruktur(vierfache Breite des Entwurfsraums), sodass das Systemdurch die seitlich unverschiebbare Randbedingung nicht

k ( ) (E E )ke ep

G B 0= ρ −

U p( ) (E E )u k ue e 1

n

ep 1

G B eT

0 e∑∂∂ρ

= − ρ −=

−

FE-Analyse

Optimierung der Materialverteilung

Abbruchkriterium nopt / ΔΩ / Δc erreicht?

JA

NEIN

Ende

Materialverteilungals Inputdatei

Initialisierung

FEA Optimierung

Bild 4. Schema der Optimierungsroutine mit Darstellungder 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: optimizationroutine)

22



beeinträchtigt wird. Der untere Modellrand wird entspre-chend weit entfernt in z-Richtung unverschiebbar aufgela-gert. Es werden quadratische Vier-Knoten-Elemente mitvier Integrationspunkten (CPE4) gewählt. Innerhalb desEntwurfsraums haben die Elemente eine Kantenlängevon maximal 0,1 m. Der Diskretisierungsgrad nimmt zuden Modellrändern ab.

Das Gründungsmaterial wird als Beton-Sand-Ge-misch mit den in Tabelle 2 genannten Materialparameternmodelliert.

4 Ergebnisse der numerischen Topologieoptimierung4.1 Ausprägung der optimierten Topologien

Die Ergebnisse der numerischen Topologieoptimierungwerden für die untersuchten Lastfälle (Tabelle 1) mit vari-ierendem Materialvolumen im Folgenden zusammenfas-send dargestellt. Für die vorgestellten Optimierungsdurch-gänge wird der Filterradius r = 1,5 gewählt; der Straf -parameter wird Tabelle 3 entnommen. Die Wahl des Straf-parameters wird an die Theorie der continuation methodangelehnt, die mit steigender Iterationszahl den Strafpara-meter steigert, um eine schärfere Kontur der optimiertenTopologien zu erhalten, aber dennoch nicht zu schnell zueinem lokalen Minimum zu konvergieren [15]. Die Anzahlder Optimierungsiterationen ist entsprechend Pucker [10]gewählt. In seinen Studien wird die Konvergenz zu einerdiskreten Struktur durch diese Wahl belegt.

Die Veränderung der Struktur im Verlauf der Opti-mierung von einer homogenen Materialverteilung zu ei-ner optimierten Struktur wird in Bild 6 gezeigt. Dargestelltist beispielhaft der Lastfall der zentrischen Vertikalbelas-tung für ein verfügbares Materialvolumen von 5 m3/m beivier Iterationsschritten: 1, 10, 25 und 100. Es ist zu erken-nen, dass sich durch die Optimierung eine zunehmenddiskrete Struktur ergibt.

Tabelle 1. Übersicht über die numerisch untersuchten Belastungsfälle bei der Topologieoptimierung einer Streifengründungin granularem BodenTable 1. Overview of the numerically examined load cases for topology optimization of a strip footing in granular soil

Last: Lage Lasteinleitung über Material:Orientierung 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

horizontal – gekoppelte Elementknoten mitteldicht

Lasteinleitung(Breite: 1 m)Entwurfsraum

Bodenkörper

x

z

y

5 m20 m 20 m

5 m

20 m

Bild 5. Skizze des numerischen Modells mit Markierung derLasteinleitung, des Entwurfsraums (rot), der Darstellung derRandbedingungen und der Diskretisierung (nicht maßstäb-lich)Fig. 5. Sketch of the numerical model with marking of theloading point, the design domain (red), the representation ofthe boundary conditions and the discretization (not true toscale)

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

p0 [kPa] 100 3.300 Referenzdruck

ec [–] 0,7 0,7 kritische Porenzahl

VE [–] 0,5 0,3 Spannungsverhältnis zwischen deviatorischer Spannungsänderung und isotroper Kompression

CC0 [–] 0,0056 0,0056 isotroper Kompressionsbeiwert

ϕc [°] 32,0 32,5 kritischer Reibungswinkel

α [–] 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

23



Zur Wahl des Diskretisierungsgrads wird die Ele-mentgröße innerhalb des Entwurfsraums variiert und imgesamten Lösungsgebiet angepasst. Bild 7 zeigt beispiel-haft die Variation des Diskretisierungsgrads bei einemverfügbaren Materialvolumen von 6,25 m3/m. Die Last -einleitung erfolgt über eine starre exzentrisch belastetePlatte. Die optimierten Topologien nach 100 Iterationensind ähnlich, nur die Form verändert sich. Bereits ab einerElementseitenlänge von 0,1 m bildet sich ein Pfahlbockaus (Bild 7, Mitte). Eine feinere Diskretisierung (Bild 7,rechts) führt zur gleichen Topologie. Die Struktur ist je-

doch so feingliedrig, dass sie kaum realisierbar ist. Daherwird für die folgenden Untersuchungen eine mittlere Dis-kretisierung gewählt.

Eine Variation der Lagerungsdichte des Untergrund-materials wird bei gleichen Voraussetzungen durchge-führt. In Bild 8 sind dazu ausgewählte optimierte Grün-dungstopologien bei einem Materialvolumen von 10 %des Entwurfsraums bei sehr lockerer, mitteldichter undsehr dichter Lagerung dargestellt. Bei der Analyse ist nurein geringer Einfluss auf die Gründungstopologie festzu-stellen; nur die Form der Körper verändert sich leicht, jelockerer der Boden gelagert ist, desto tiefer reicht die opti-mierte Gründung in den Untergrund ein.

Bild 9 zeigt beispielhaft die optimierten Topologiennach 100 Iterationsschritten für die untersuchten Lastfällebei Veränderung der Richtung und der Lage der Belas-tung. Der umgebende Untergrund ist in allen Fällen mit-teldicht gelagert. Dargestellt wird jeweils das Ergebnis beieinem verfügbaren Materialvolumen von 10 und 20 % desEntwurfsraums. Eine Abhängigkeit der optimierten Topo-logie von der Belastungsrichtung ist deutlich zu erkennen.Bei der Vertikalbelastung bildet sich eine in Vertikalrich-tung ausgeprägte Struktur aus. Analog dazu ist die Aus -

Tabelle 3. Wahl des Strafparameters p in Abhängigkeit vomIterationsfortschrittTable 3. Penalty factor p according to the iteration progress

Iterationsschritt Strafparameter p

1–10 1

11–20 2

21–40 3

41–100 5

1

0

Materialdichte

Schritt 1 Schritt 10 Schritt 25 Schritt 100

0

-5

20 25 20 25 20 25 20 25Entwurfsraum

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

0,05 m0,10 m0,20 m

0

20 25-5

0

20 25-5

0

20 25-5

Bild 7. Variation des Diskretisierungsgrads – Ergebnis derTopologieoptimierung nach 100 Iterationen im 5-×-5-m-Ent-wurfsraum: grobe Diskretisierung (Elementgröße 0,2 m und2.772 Elemente im Lösungsgebiet, links), mittlere Diskreti-sierung (0,1 m und 12.648 Elemente, Mitte) und feine Dis-kretisierung (0,05 m und 49.950 Elemente, rechts); grün her-vorgehoben ist der gewählte DiskretisierungsgradFig. 7. Variation of discretization – results of the topologyoptimization after 100 iterations within the 5 × 5 m designdomain: coarse discretization (element length 0.2 m –2772 elements in the model – left), medium discretization(element length 0.1 m – 12648 elements – middle) and finediscretization (element length 0.05 m – 49950 elements –right); the chosen discretization is highlighted in green

0

0

-32 0

0

-32 0

0

-32

sehr locker mitteldicht sehr dicht

Bild 8. Optimierte Gründungstopologien bei einem verfüg-baren Materialvolumen von 10 % im Entwurfsraum und Variation der bezogenen Lagerungsdichte des umgebendenMaterials: sehr locker (links), mitteldicht (Mitte) und sehrdicht (rechts)Fig. 8. Optimized foundation topologies for 10 % materialvolume within the design domain and variation of relativedensity of the surrounding material: very loose (left), medi-um dense (middle) and very dense (right)

24



prägung der Struktur bei Horizontalbelastung. Durch dieVariation des verfügbaren Materialvolumens ändert sichauch die Form der optimierten Gründung; der generellestrukturelle Aufbau – die Topologie – bleibt jedoch erhal-ten. Ein Einfluss der Entwurfsraumbegrenzung bei größe-ren Volumenanteilen ist in der unteren Reihe bei Grün-dungen mit 20 % Volumenanteil zu erkennen.

Die Ausprägung der optimierten Topologie ist physi-kalisch plausibel. So ergibt sich bspw. entsprechend derTheorie einer starren, belasteten Platte auf einem elasti-schen Halbraum nach Boussinesq [23] zu einer zentrischbelasteten, starren Platte eine Struktur, die den Span-nungsspitzen unterhalb der Platte im elastischen Halb-

raum entspricht. Der Einfluss der Lasteinleitung wirddurch den Vergleich mit der Belastung einer schlaffenPlatte deutlich – hier entstehen keine Spannungsspitzenunter den Ecken der Platte, sondern eine Verteilung desMaterials ähnlich der Form eines Bogens. Bei exzentri-scher Belastung verändert sich die Spannungsverteilung,und die Struktur bildet sich direkt unterhalb der Lastein-leitung aus. Das Material ordnet sich dort an, wo die Ver-formungen am größten sind und reduziert damit eine Ver-kippung der lasteinleitenden Platte. Bei horizontaler Be-lastung ergibt sich eine zweiteilige Struktur. Der linke Teilist aufgefächert und entspricht einem Zugkörper. Derrechte Teil entspricht einem Druckkörper. Beide Teile ver-

0

0

-32 0

0 0

2015 30

25-3 -5

0

-52

zentrisch, starr

zentrisch,schlaff

exzentrisch, starr horizontal

0

0

-32 0

0 0

2015 30

25-3 -5

0

-5

2

V = 10 %

V = 20 %

Bild 9. Optimierte Topologien jeweils nach 100 Iterationsschritten bei unterschiedlichen Belastungsrichtungen und Lastein-leitungen; dargestellt ist jeweils ein Ausschnitt des numerischen Modells; das verfügbare Materialvolumen entspricht in deroberen Reihe 10 % und in der unteren Reihe 20 % des Entwurfsraums in mitteldicht gelagertem SandFig. 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 domainin medium dense sand

0 10 20 30

0

1

2

3

4

5

x 10 −3

Last [kN]

norm

ierte

Set

zung

[s/b

]

0 10 20 30

−0,01

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

Last [kN]

Ver

kipp

ung

[°]

nicht optimiert

optimiert

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 % desEntwurfsraumsFig. 10. Comparison of settlement (left) and tilting (right) of the optimized topology with non-optimized alternative founda-tion when applying same loads in numerical simulation; the foundation volume is 10 % of the design domain for both cases

25



laufen schräg nach unten und reichen damit in tragfähige-re Bodenschichten.

4.2 Verbesserung des Verformungsverhaltens durch Topologieoptimierung

Um die Verbesserung des Verformungsverhaltens durchTopologieoptimierung zu quantifizieren, werden numeri-sche Simulationen unter gleichen Bedingungen, aber mitin der Geotechnik üblichen Flachfundamenten, durchge-führt. Das Setzungsverhalten der optimierten Gründungwird dem der Flachfundamente bei gleichem Fundament-volumen gegenübergestellt. Bild 10 zeigt beispielhaft dieLast-Setzungs-Kurve (links) und die Last-Verkippungs-Kurve (rechts) der lasteinleitenden Platte bei einem Grün-dungsvolumen von 10 % des Entwurfsraums. Im Ver-gleich zeigt sich, dass die Setzungen bei der optimiertenGründung konstant kleiner sind. Die Verkippung derStruktur wird gegenüber der Flachgründung durch die An-ordnung der optimierten Gründung direkt unterhalb derLast stark reduziert.

Die vier Belastungsfälle (Tabelle 1) werden mit Fun-damentvolumina zwischen 0 und 10 m3/m simuliert. InBild 11 sind die durch Topologieoptimierung erzieltenVerbesserungen des Verformungsverhaltens durch Materi-aleinsatz (links) und bezogen auf die Simulationen mitFlachfundamenten (rechts) dargestellt. Durch Steigerungdes Materialeinsatzes lassen sich die Verformungen redu-zieren. Ein Vergleich der optimierten Topologien (Kreuz)mit Flachfundamenten (Kreis) im linken Diagramm zeigt,dass sich das Verformungsverhalten durch den Einsatzvon Topologieoptimierung beim gleichen Fundamentvolu-

men zusätzlich verbessern lässt. Die Verbesserung desVerformungsverhaltens in Bezug auf die Flachfundamenteist in Bild 11 rechts dargestellt. Nach Belastung werdendie Verformungen der optimierten Gründung auf die Ver-formung der Flachgründung normiert. Die Verbesserungwird prozentual als Differenz angegeben. Es ist zu erken-nen, dass die Verformungen – dargestellt durch Verschie-bung der lasteinleitenden Platte – durch die Topologie -optimierung reduziert werden können. Die Reduzierungder Verdrehung der lasteinleitenden Platte ist deutlich größer und wird in den Diagrammen nicht dargestellt. EinVerbesserungspotenzial von ca. 40 % ist bei den unter-suchten Beispielen durch Topologieoptimierung zu errei-chen [9], [10].

0 20 40 60 800

2

4

6

8

10

normierte Verformung [%]

Mat

eria

l [m

3 /m]

1 2 3 4 5 60

20

40

60

Fundamentvolumen [m3/m]

norm

ierte

Ver

bess

erun

g [%

]

Vertikalbelastung starrVertikalbelastung schlaffexzentrische BelastungHorizontalbelastung

alternativoptimiert

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 Material -volumen (links); Verbesserung des Verformungsverhaltens bei optimierten Gründungsstrukturen bezogen auf Verformungenvon Flachfundamenten in Abhängigkeit vom MaterialvolumenFig. 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 founda-tions according to the material volume (right)

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

26



4.3 Umsetzung der optimierten Topologien

Bei der Topologieoptimierung ergeben sich Strukturen,die nicht vom konventionellen Spektrum der Gründungs-varianten abgedeckt werden. Möglichkeiten zur Realisie-rung der optimierten Strukturen sind zum einen die Um-setzung der Topologien mit dem Düsenstrahlverfahrenund zum anderen die Interpretation der Topologien. BeiInterpretation werden die Topologien aus bekannten Bau-teilen, wie Flachfundamenten, Pfählen oder Ankern zu-sammengesetzt (Bild 12). Beispielhaft werden optimierteTopologien (grau) bei drei Belastungsfällen aus Pfählenund Ankern (gestrichelt) zusammengesetzt.

5 Modellversuche zur Untersuchung der Verbesserung

Ziel der Modellversuche ist es, die Verbesserung des Ver-formungsverhaltens durch Topologieoptimierung zu zei-gen. Da Streifenfundamente im physikalischen Modellver-such nur bedingt abbildbar sind, dienen die durchgeführ-ten 1-g-Modellversuche dem qualitativen Vergleich. Fürdie Modellversuche werden zwei Lastfälle ausgewählt: diezentrische und die exzentrische Vertikalbelastung einerstarren, quadratischen Platte.

5.1 Interpretation der numerisch optimierten Topologien

Die numerisch optimierten Topologien müssen von derzweidimensionalen numerischen Simulation auf den drei-dimensionalen Fall übertragen werden. Die aufgebrachteLast ist ausschließlich in x-Richtung exzentrisch. Die er-mittelte Topologie in diesem Schnitt wird entsprechenddem Optimierungsergebnis angeordnet. In y-Richtunggreift die Last zentrisch auf der starren Platte an. Ent -sprechend der Theorie der Spannungsverteilung unter-halb einer starren Platte im elastischen Halbraum nachBoussinesq [23] wird die Gründungstopologie im zen-trisch belasteten Schnitt an den Ecken der lasteinleiten-den Platte platziert. Eine schematische Darstellung der Interpretation der zweidimensionalen Ergebnisse gibtBild 13. In der oberen Reihe ist im Schnitt AA′ das Ergeb-nis der Topologieoptimierung dargestellt. Schnitt BB′ ver-

anschaulicht die Anordnung im zentrisch belastetenSchnitt. Zusammengesetzt ergibt sich daraus die rechtsdargestellte dreidimensionale Topologie. In der unterenReihe sind vergleichend jeweils die Spannungsverteilun-gen entsprechend der Theorie von Boussinesq [23] darge-stellt.

5.2 Modellversuche

Entsprechend der numerischen Formulierung in Ab-schnitt 3 wird Wundersand für den Modellversuch ver-wendet. Die Gründungsstrukturen werden aus Gips mo-delliert, da dieser im Vergleich zu Sand eine ausreichendgroße Festigkeit für den Modellversuch aufweist. Ein inne-

B

B‘

A A‘

AA‘ BB‘

xz

y

σ σσ

optimierte Topologie

Spannungs-verteilung

Bild 13. Dreidimensionale Interpretation der optimierten Struktur als Kombination von exzentrisch und zentrisch belasteterstarrer 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]

100 cm

82 cm

Presse mitSpindelantrieb

Kraftmessdoselokale Wegaufnehmer

globalerWegaufnehmer

Halterung

Lasteinleitende Platte

Gewindestangemit Hutmutter

Wundersand

Bild 14. Modellversuchsaufbau (nicht maßstäblich) bei exzentrischer Belastung mit Bezeichnung der wesentlichenMesseinrichtung; die Lastübertragung durch die Hutmutterentspricht einer gelenkigen Kopplung, sodass eine Verdre-hung der lasteinleitenden Platte nicht verhindert wirdFig. 14. Set-up for the model test (not true to scale) for eccentric loading with labelling of essential measurementequipment; the flexible joint is modelled with a cap nut,which allows tilting of the loaded plate

27



res Versagen der Gipskörper wird nach jedem Versuch op-tisch geprüft und tritt bei den durchgeführten Versuchennicht ein. Die Lasteinleitung erfolgt über eine 5 × 5 × 1 cmquadratische starre Stahlplatte. Eine weggesteuerte Presseerzeugt eine geringe Geschwindigkeit von 0,33 mm/min,sodass dynamische Effekte ausgeschlossen werden kön-nen. Während des Versuchs werden die Pressenverschie-bung, die Kraft und die Verschiebung der starren Lastplat-te selbst aufgezeichnet. Der Versuchscontainer ist 100× 100 cm groß und wird bis zu einer Höhe von min. 43 cmgefüllt. Durch die gewählten Abmessungen können Rand-effekte ausgeschlossen werden, da sich die Grundbruch -figur innerhalb des Versuchscontainers frei ausbildenkann. Die Vergleichbarkeit der Versuche wird durch diegleichmäßige Beschickung mit der Sandregenmethode[24] für jeden Versuch gewährleistet. Der Versuchsaufbauist in Bild 14 dargestellt.

Für die Versuche werden sowohl optimierte Grün-dungen als auch volumengleiche Flachfundamente herge-stellt. Ihr Last-Verformungs-Verhalten wird unter gleichenRandbedingungen getestet. Bild 15 zeigt beispielhaft dieLast-Setzungs- und Last-Verdrehungs-Kurven von zwei volumengleichen Fundamenten. Es ist zu erkennen, dassdas optimierte Fundament bei gleicher Setzung und Ver-schiebung mehr Kraft aufnehmen kann, als das nicht opti-mierte Fundament.

Im Vergleich der Versuchsergebnisse erzielen die op-timierten Fundamente ein besseres Verformungsverhaltengegenüber den nicht optimierten Fundamenten. Bild 16zeigt die auf alternative Fundamente normierte Laststeige-rung bei gleicher auf die Fundamentbreite b normierterSetzung von 0,1 s/b bei gleicher Verdrehung von 6°. Durchdie Topologieoptimierung lassen sich Fundamentstruktu-ren finden, die ein um bis zu 80 % verbessertes Verfor-mungsverhalten von gegenüber alternativen Fundamentenaufweisen. Ergebnisse zu Modellversuchen an zentrisch be-lasteten Gründungen sind auch in [10] zu finden.

6 Zusammenfassung

Die Anwendung des numerischen Topologieoptimierungs-algorithmus SIMP auf ein geotechnisches Problem wird indiesem Artikel gezeigt. Vier unterschiedliche Lastfälle ineinem ebenen System werden mit einem speziellen hypo-plastischen Stoffmodell untersucht. Sowohl die numeri-sche Simulation als auch die physikalische Modellierungzeigen, dass die Topologieoptimierung einer Struktur eineVerbesserung des Verformungsverhaltens ermöglicht.

Zusammenfassend wird das Potenzial der Topologie-optimierung – die Minimierung der Nachgiebigkeit – her-vorgehoben. Sowohl in der numerischen Untersuchungals auch in den physikalischen Modellversuchen lässt sich

0 50 100 150 200

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

Kraft [N]

Ver

dreh

ung

α [

°]

0 50 100 150 200

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

0,08

0,09

0,1

Kraft [N]

norm

ierte

Set

zung

s/b

[−]

nicht optimiert

optimiert

Bild 15. Beispielhafte Last-Verformungs-Kurven bei exzentrischer Belastung der lasteinleitenden Platte: nicht optimierteFundamenttopologie (rot), optimierte Fundamenttopologie (grün); auf die Breite normierte Setzung (links), Verdrehung derlasteinleitenden 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 [°]

0 10 20 30 40 50 60 70 800

20

40

60

80

100

Fundamentvolumen [cm3]

Last

stei

geru

ng [%

]

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

Bild 16. Normierte Laststeigerung durch optimierte Funda-menttopologien bzgl. der Verformung von alternativenFlachfundamenten; dargestellt sind die Versuchsergebnissevon zentrischer und exzentrischer Belastung einer starrenPlatteFig. 16. Normalized load increase trough optimized founda-tion topologies concerning the deformation of alternativefoundations (settlement 0.1 s/b and tilting 6°); test resultsfrom centric and eccentric load are shown

28



durch die Anwendung der Topologieoptimierung das Ver-formungsverhalten um ca. 40 bis 50 %, in extremen Fällenum bis zu 80 % verbessern. Bei einfachen Problemstellun-gen mit unterschiedlichen Belastungsrichtungen lässt sichdie Topologieoptimierung in der Geotechnik anwendenund führt zu plausiblen Ergebnissen.

Die Topologieoptimierung birgt ein großes Verbesse-rungspotenzial, das bereits in vielen Ingenieurbereichenausgeschöpft wird. Dieser Artikel beweist, dass das Poten-zial auch im Bereich der Geotechnik besteht und die An-wendung möglich ist. Die praktische Umsetzung topolo-gieoptimierter Entwürfe ist durch Interpretation und Ver-einfachung möglich. Alternativ können die Topologiendurch das Düsenstrahlverfahren annähernd hergestelltwerden. Zur Realisierung besteht jedoch noch weitererForschungsbedarf.

Auf Grundlage der präsentierten Ergebnisse kannmit der Anwendung der Topologieoptimierung auf kom-plexere Problemstellungen begonnen werden, darunterz. B. die Untersuchung in geschichtetem Boden, die Opti-mierung von weiteren herkömmlichen geotechnischenProblemen oder von dreidimensionalen Systemen.

Danksagung

Die vorliegenden Untersuchungen entstanden im Rahmendes von der DFG geförderten Forschungsprojektes „FiniteElemente basierte multikriterielle numerische Optimie-rung geotechnischer Tragsysteme für den Gebrauchszu-stand“ (GR 1024/09-3).

Literatur

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AutorenKarlotta-Franziska Seitz, M. Sc. Harburger Schlossstraße 2021079 [email protected]

Dr.-Ing. Tim PuckerIMS Ingenieurgesellschaft mbHStadtdeich 720097 [email protected]

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen GrabeHarburger Schlossstraße 2021079 [email protected]

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

29© 2016 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 39 (2016), Heft 1

Seit 1996 wurden sieben Autobahndreiecke am Berliner Ring um-gestaltet. Hierzu erfolgte der Neubau von Großbrücken mit Ge-samtlängen bis 200 m. Die Gründung der Pfeiler und Widerlagerwurde ausnahmslos als Flachgründung ausgeführt. NachDIN 4019 sind für Setzungsberechnungen vorzugsweise Rechen-moduln E* durch Rückrechnung von Setzungsbeobachtungen zugewinnen. Die an den Bauwerken ausgeführten Setzungsmes-sungen wurden ausgewertet. Mit den vorliegenden Messergeb-nissen konnten durch Rückrechnung für Sand und Geschiebe-mergel Rechenmoduln E* ermittelt werden. Durch Vergleichs-rechnungen fanden diese Bestätigung und können für zukünftigeSetzungsprognosen an Brückenbauwerken in gleichartigen Böden Verwendung finden.

Evaluation of settlement measurements at bridge constructionsalong highway Berliner Ring. Seven highway interchanges alonghighway A 10 Berliner Ring have been reconstructed since 1996.Large new bridges with length of up to 200 m were built in theframe of that projects. The foundations of the piers and abut-ments are designed and constructed as shallow foundations onsand and boulder clay. Settlement prediction was done by meansof back calculated modulus of elasticity E* based on measuredsettlements. The main project details, subsoil conditions and results from measurements as well as back calculations are pre-sented in the paper. The results are shown to be in good agree-ment and can be used for settlement prediction of shallow foun-dations on similar subsoil conditions.

1 Einleitung

Das Bundesland Brandenburg verfügt über ca. 800 kmBundesautobahnen. Ein Viertel davon gehört zur Auto-bahn A 10 Berliner Ring. Der Berliner Ring ist mit 196 kmder längste geschlossene Autobahnring Europas. 127 kmwurden bis 1939 gebaut. Die restlichen ca. 70 km wurdenvon 1972 bis 1978 ergänzt. Im Zusammenhang mit demUm- und Ausbau der A 10 wurden seit dem Jahr 1996 sie-ben Autobahndreiecke (AD) und ein Autobahnkreuz un-ter Berücksichtigung der vorhandenen und zukünftig zuerwartenden sehr hohen Verkehrsmengen neu gestaltet.Hierzu wurden je Autobahndreieck zwischen drei undfünf Großbrücken mit Gesamtlängen bis ca. 200 m neu er-richtet. Die Gründung der Pfeiler und Widerlager erfolgteausnahmslos als Flachgründung. Bei den Bauwerken han-delt es sich um statisch unbestimmte Durchlaufkonstruk-tionen, deren Gebrauchstauglichkeit sehr stark von den

Untergrundverformungen bzw. Verformungsunterschie-den zwischen den Stützstellen bestimmt wird.

Entsprechend ZTV-ING [1] sind bei Ingenieurbau-werken an Bundesfernstraßen vom Baubeginn bis zurBauwerksabnahme unter sinngemäßer Anwendung derDIN 4107 und DIN 1076 Setzungs- und Verformungsmes-sungen durchzuführen. Für die Bewegungsbeobachtungenist ein Messprogramm aufzustellen, welches alle maßge-benden Bauzustände berücksichtigt und Aufschluss überBewegungen des Bauwerks gibt.

Da festgestellt wurde, dass zwischen prognostizier-ten und gemessenen Setzungen teilweise erhebliche Diffe-renzen auftraten, wurde eine systematische Auswertungvorliegender Setzungsmessungen an Großbrücken an vierAutobahndreiecken am Berliner Ring (Bild 1) vorgenom-men.

2 Setzungsmessungen und Lasteintrag2.1 Rückblick Reichsautobahn

In [2] wird die Auswertung von Setzungsmessungen an 72Brückenbauwerken in Deutschland, gebaut im Zuge derReichsautobahn in den Jahren 1934/1935, vorgestellt. Zieldieser Arbeit war, die Erfassung der obersten Boden-schichten hinsichtlich Tragfähigkeit und Zusammen-drückbarkeit besser beurteilen sowie eine Nachprüfungder Theorie der Setzungsberechnung durch Vergleich mittatsächlich aufgetretenen Setzungen vornehmen zu kön-nen. Weiterhin sollte die Möglichkeit größerer Wirtschaft-

Fachthemen

Auswertung von Setzungsmessungen an Brückenbauwerken am Berliner Ring

Maik Schüßler DOI: 10.1002/gete.201500006

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

lichkeit beim Entwurf neuer Brückenfundierungen ge-prüft werden. Einige in [2] erfassten Bauwerke lagen aufdem Gebiet des Lands Brandenburg.

Bei 31 ausgewerteten Bauwerken im Geschiebemer-gel ergaben sich Setzungen bis 20 mm bei Sohlpressun-gen zwischen 250 und 400 kN/m2. Bei 21 im Sand undKies gegründeten Bauwerken wurden bis 10 mm Setzun-gen bei Sohlpressungen zwischen 150 und 300 kN/m2 ge-messen.

Aus den Ergebnissen der Setzungsbeobachtung wur-de geschlussfolgert, dass bei Geschiebemergel sowie Sand-und Kiesschichten höhere Belastungen als bis dahin zu-lässig sind. Bei Annahme von mittleren Sohlpressungen inder Gründungssohle von 500 bis 600 kN/m2 waren nurunwesentlich höhere Setzungen zu erwarten. Die Grund-bruchsicherheit lag dann noch bei zwei bis drei. Weiterhinwurde festgestellt, dass Dammschüttungen und dement-sprechend Widerlagerhinterfüllungen so früh als möglicherfolgen sollen, um nachträglich unregelmäßige Bewegun-gen der Bauwerke zu vermeiden.

Bemerkenswert erscheint noch, dass zur damaligenZeit sehr viel Wert auf eine ausreichende Erkundung derUntergrundverhältnisse durch Bohrungen und Bodenan-sprachen gelegt wurde. Feldversuche zur Bestimmung derLagerungsdichte von Sanden sind nicht bekannt. Die bo-denmechanischen Berichte für die Bauwerke bei norma-len Untergrundverhältnissen beschränkten sich auf zweibis drei Seiten, waren hinsichtlich der bodenmechani-schen Aussagen ausreichend und fanden bei neueren Un-tersuchungen ihre Bestätigung. Setzungsprobleme an Bau-werken der Reichsautobahn im Land Brandenburg warenbzw. sind fast ausnahmslos nicht gegeben.

2.2 Ausführung der Setzungsmessungen

In Ergänzung zur ZTV-ING [1] werden im LandesbetriebStraßenwesen Brandenburg bei Neubaumaßnahmen vonIngenieurbauwerken an Autobahnen in den Verdingungs-unterlagen Vorgaben zur Ausführung von Setzungsmes-sungen gemacht. Vor Herstellung der Sauberkeitsschichtsind mindestens zwei frostfrei gegründete Höhenfestpunk-te zur Sicherstellung des Zusammenhangs aller Messun-gen während der Bauzeit und nach Abnahme des Bau-werks anzulegen und einzumessen. Die Höhenfestpunktemüssen außerhalb des Einflussbereichs der Bauwerksset-zungen liegen. Die Messungen sind mittels Feinnivelle-ment mit einer Genauigkeit von ±1 mm auszuführen. DieMesszeitpunkte 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 Funda-ment werden Hilfspunkte angelegt, welche später aufgege-ben werden. Die dauerhaften Messbolzen an den Pfeilernund Widerlagern werden in die Setzungsmessungen einbe-zogen. Bei Aufgabe von Messpunkten (Sauberkeitsschichtund Fundament) müssen die Folgemesspunkte vorhandensein und zeitgleich mit gemessen werden. Die Anordnung

30

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


der Messpunkte an einem Pfeiler ist in Bild 2 exempla-risch dargestellt.

2.3 Lasteintrag

Die Hauptbelastung der Pfeilerfundamente der untersuch-ten Bauwerke erfolgt fast ausschließlich lotrecht mittig.Der Eintrag von außermittigen Belastungen kann nachHerstellung des Überbaus aus Lagerreibung, Temperaturund Wind sowie bei Anordnung von Festlagern auch ausBremsen resultieren. Aufgrund der während der Setzungs-messungen fast ausschließlich lotrecht mittigen Belastungwurden diese Messergebnisse vorrangig zur Auswertungherangezogen.

Bei den Widerlagern kann nur unter Eigengewichtvon in etwa lotrecht mittiger Belastung ausgegangen wer-den. Mit Einbau der Hinterfüllung sowie Auflagerung desÜberbaus ändert sich die Belastung, sodass an der Vorder-kante der Widerlager höhere Sohlpressungen gegenüberder Hinterkante zu erwarten sind. Die Hinterfüllung derWiderlager hat nach den Vorgaben des LandesbetriebsStraßenwesen Brandenburg bei Neubaumaßnahmen vonIngenieurbauwerken an Autobahnen, vor dem Betonierendes Überbaus zu erfolgen.

3 Geologie Brandenburgs

Die oberflächennahe und damit für die Setzungen vonBauwerken maßgebende Geologie wird in Brandenburgdurch quartäre Ablagerungen der letzten beiden Eiszeiten(Weichsel- und Saalevereisung) bestimmt. Hierbei handeltes sich überwiegend um Sande und Geschiebemergel. Lo-kal können jedoch auch Torf- und Muddevorkommen ausder letzten interglazialen Eemwarmzeit vorkommen. ImGegensatz zu holozänen Torfen und Mudden, welche voneiner Bebauung mit Bauwerken ausgeschlossen werdensollten, sind die eemwarmzeitlichen Bildungen durch Eis-belastung sowie eiszeitliche Ablagerungen geologisch vor-belastet.

Die Untergrundverhältnisse an den vier Autobahn-dreiecken (Bild 1) lässt eine regionalgeologische Unter-scheidung in Bereiche der Urstromtäler mit Sandablage-

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

31



rungen und hoch anstehendem Grundwasser (ADSpreeau und AD Oranienburg) sowie Ablagerungen derHochflächen (AD Barnim) überwiegend in Form von Ge-schiebemergel zu. Am AD Havelland sind die Untergrund-verhältnisse aus einer Wechsellagerung von Sand und Ge-schiebemergel sowie an einem Brückenbauwerk durcheemwarmzeitliche Torfe und Mudden gekennzeichnet.Mit den an den vier Autobahndreiecken vorliegenden Un-tergrundverhältnissen aus Sand und Geschiebemergelkann ein Großteil der in Brandenburg vorkommendenBodenarten hinsichtlich des Setzungsverhaltens beurteiltwerden.

4 Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken im Sand

4.1 AD Spreeau und Bauwerk 31

Das AD Spreeau verbindet die A 10 mit der A 12 nachFrankfurt (Oder). Regionalgeologisch liegt das Autobahn-dreieck im Berliner Urstromtal. Im Untergrund stehenhier bis in größere Tiefen ausnahmslos eng gestufte Sande(SE nach DIN 18196, Cu < 3) an. Das Grundwasser reichtbis nahe an die Geländeoberkante. Die Lagerungsdichteder Sande wurde mittels schwerer Rammsondierungen er-mittelt. Bis ca. 10 m Tiefe sind die Sande mitteldicht, teil-weise auch locker, darunter dicht gelagert (Bild 3).

In den Jahren 1999 und 2000 wurden drei Bauwerkeals Verbundbrücken mit Stahlhohlkasten mit Gesamtlän-gen zwischen 120 und 164 m bei Einzelstützweiten zwi-schen 27 und 43 m neu gebaut. Die Gründung erfolgte un-mittelbar über dem Grundwasserspiegel bzw. teilweiseauch darunter im Spundwandkasten mit Unterwasser -betonsohle. Die Pfeiler wurden auf Rechteckfundamentenmit Flächen zwischen 42 und 56 m2 bei Fundamentbrei-ten zwischen 6 und 7 m gegründet. Die Pfeilerlasten (ohneVerkehr) lagen zwischen 10,6 und 12,4 MN. Nach Abzugder Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungen zwi-schen 165 und 230 kN/m2.

Unmittelbar westlich des AD Spreeau befindet sichdas Bauwerk 31 der A 10 (Bild 4). Dieses wurde in die Aus-wertung der Setzungsmessungen mit einbezogen.

Regionalgeologisch liegt das Bauwerk 31 im Dahme-durchbruch, einem Nebental des Berliner Urstromtals.Unter bebauungsbedingter Auffüllung von ca. 2,5 m ste-hen auch hier bis in größere Tiefen eng gestufte Sande (SEnach DIN 18196, Cu < 3) an. Das Grundwasser wurde beica. 4,5 m Tiefe erbohrt. Die Lagerungsdichte der Sandewurde ebenfalls mittels schwerer Rammsondierungen er-mittelt. Bis ca. 10 m Tiefe sind die Sande mitteldicht, da-runter dicht gelagert (Bild 5).

Das Bauwerk 31 wurde in den Jahren 2001 und 2002als Durchlaufplattenbalken in Spannbeton gebaut. DieGesamtlänge beträgt 145 m bei Einzelstützweiten zwi-schen 32 und 39 m. Die Gründung erfolgte unmittelbarunterhalb der Auffüllung. Die Pfeiler wurden auf Quadrat-fundamenten mit Flächen zwischen 64 und 100 m2

gegründet. Die Pfeilerlasten (ohne Verkehr) lagen bei25 MN. Nach Abzug der Aushubentlastung ergaben sichSohlpressungen zwischen 218 und 342 kN/m2.

Die Setzungsmessungen erfolgten bei allen vier Bau-werken ab Oberkante Fundament, sodass die Setzungengetrennt für das Pfeilereigengewicht und die Last aus dem

Überbau bestimmt werden konnten. Die gemessenen Set-zungen in Abhängigkeit von den Sohlpressungen sind inder Zusammenfassung der im Sand gegründeten Bau -werke in Bild 8 enthalten.

4.2 AD Kreuz Oranienburg

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

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

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

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

gionalgeologisch liegt das Autobahndreieck im Bereichdes Haveldurchbruchs, einer pleistozänen Schmelzwas-serabflussbahn. Am Standort des Bauwerks 1ü2 stehenhier bis in eine Tiefe von ca. 11 m eng gestufte Sande (SEnach DIN 18196, Cu < 3) an. Darunter folgt Geschiebe-mergel. Das Grundwasser wurde bei ca. 2 m Tiefe erbohrt(Bild 6). Die Lagerungsdichte der Sande wurde mittelsschwerer Ramm- und Drucksondierungen ermittelt. DieLagerungsdichte der Sande innerhalb des Bauwerks-grundrisses ist sehr stark schwankend und reicht von ex-trem locker bis mitteldicht. Der Geschiebemergel weistüberwiegend eine halbfeste bis feste Konsistenz auf.

Das Bauwerk 1ü2 wurde im Jahr 2002 als zweistegi-ger Durchlaufplattenbalken in Spannbeton gebaut. DieGesamtlänge beträgt 105 m bei Einzelstützweiten zwi-schen 15 und 27 m. Die Gründung erfolgte unmittelbarüber dem Grundwasserspiegel. Die Pfeiler wurden aufRechteckfundamenten von 4,5 × 13,3 m gegründet. DiePfeilerlasten (ohne Verkehr) lagen zwischen 6,5 und8,8 MN. Ohne Abzug der Aushubentlastung ergaben sichSohlpressungen zwischen 110 und 150 kN/m2. Die hiersehr geringen Sohlpressungen sind den im Untergrundsehr locker gelagerten Sanden geschuldet.

Als Besonderheit bei diesem Bauwerk ist zu nennen,dass nach Fertigstellung des Überbaus dieser aus beton-technologischen Gründen vollständig entfernt und neuhergestellt werden musste. Hierbei konnte das aus boden-mechanischer Sicht interessante Lastsetzungsverhaltenunter Erst- und Wiederbelastung beobachtet werden.

Die ausgewerteten Setzungsmessungen der Pfeiler(Achse A 20 bis A 50) erfolgten ab Sauberkeitsschicht, so-dass die Setzungen getrennt für das Fundamenteigen -gewicht, das Pfeilereigengewicht und die Last aus demÜberbau bestimmt werden konnten. Die gemessenen Set-zungen in Abhängigkeit von den Sohlpressungen sind inBild 7 dargestellt.

Die Ergebnisse der Setzungsmessungen im Erstbelas-tungsbereich bestätigen die sehr unterschiedlichen Lage-rungsdichten der Sande. Am Pfeiler Achse 40 wurden füreine mitteldichte Lagerung bei einer Sohlpressung von150 kN/m2 8 mm Setzung bei linearer Zunahme gemes-sen. Dies bestätigt die Ergebnisse des AD Spreeau. Bei ex-trem lockerer Lagerung (Achse 20) wurden bei einer Sohl-

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pressung von 110 kN/m2 30 mm Setzung bei leicht über -linearer Zunahme der Belastung ermittelt. Nach Rückbaudes ersten Überbaus wurden an allen Pfeilern 5 mm He-bungen registriert. Mit erneuter Lasteintragung durch denzweiten Überbau traten nur 1 bis 2 mm Setzungen unab-hängig von der Lagerungsdichte der Sande auf.

Eine Zusammenstellung aller Messergebnisse derSetzungsmessungen (Erstbelastung) in Abhängigkeit vonder Sohlpressung bei Bauwerken im Sand ist in Bild 8 ge-geben. Die zusätzliche Abhängigkeit der Setzungen vonder Fundamentgröße ist hier nicht ausgewertet. Die ableit-baren Bettungsmoduln liegen in einer Größenordnungzwischen 3 und 20 MN/m3.

Bei den ausgewerteten Setzungsmessungen wurdenbei Sohlpressungen bis ca. 350 kN/m2 bis 25 mm Setzun-gen gemessen. Die Setzungen nehmen mit Lastaufbrin-gung in etwa linear zu, wobei 100 kN/m2 Belastung ca. 7 ±3 mm Setzung verursachen. Bei extrem lockerem Sandmuss für 100 kN/m2 Sohlpressung mit 30 mm Setzungengerechnet werden.

Im Rahmen der Erstellung der Baugrundgutachtenwurden mit der zu erwartenden Belastung aus der Vor -statik der Bauwerke Setzungsberechnungen ausgeführt.Da die Unterbau- und Überbauabmessungen der Bauwer-

Bild 6. Untergrundverhältnisse am Bauwerk 1ü2 am ADKreuz OranienburgFig. 6. Soil conditions at bridge no. 1ü2 at interchangeKreuz Oranienburg

Bild 8. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohl-pressung bei Bauwerken im SandFig. 8. Measured settlements over vertical stress of bridgesin sand

Bild 7. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Sohl-pressung bei Bauwerk 1ü2 am AD Kreuz OranienburgFig. 7. Measured settlements over vertical stress at bridgeno. 1ü2 at interchange Kreuz Oranienburg

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ke zwischen Bauwerksentwurf und Ausführungsplanungnicht geändert wurden, ist ein Vergleich zwischen prog-nostizierten und gemessenen Setzungen möglich und inBild 9 dargestellt. Im Mittel liegen die gemessenen Set-zungen bei 40 % der Prognosesetzungen. Eine Verbesse-rung der Setzungsvorhersage ist demnach anzustreben.

5 Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken im Geschiebemergel

Das AD Barnim verbindet die A 10 mit der A 11 und derBundesstraße B 2. Regionalgeologisch liegt das AD Barnimauf der gleichnamigen Barnimhochfläche. Hier steht bis >25 m Tiefe fast ausschließlich Geschiebemergel an. DerGeschiebemergelkomplex unterteilt sich in einen oberenMergel der Weichseleiszeit, welcher an der Oberfläche zuGeschiebelehm verwittert ist, und einen unteren Mergelder Saaleeiszeit. An der Oberfläche und auch zwischenge-lagert sind teilweise geringmächtige Sandschichten vor-handen (Bild 10). Das erste Hauptgrundwasserstockwerkexistiert unterhalb des Geschiebemergelkomplexes.

Die Untergrundverhältnisse an insgesamt zehn Bau-werksstandorten wurden durch vier Ingenieurbüros be -urteilt. Weiterhin lagen Ergebnisse der Baugrundunter -suchungen aus dem Jahr 1968 vor. Der Geschiebemergelist als schluffig-toniger Sand bzw. stark sandiger Tonmit Feinkornanteilen zwischen 35 und 45 % zu bezeich-nen. An mehr als 100 Bodenproben wurden folgende bodenmechanischen Klassifikationskennwerte ermittelt(Bild 11):

Natürlicher Wassergehalt wn:5,4 … 16,8 % i. M. = 11,7 %

Wassergehalt an der Fließgrenze wl:16,7 … 24,3 % i. M. = 20,3 %

Wassergehalt an der Ausrollgrenze wp:9,5 … 13 % i. M. = 11,4 %

Plastizitätszahl Ip: 6,4 … 12,5 % i. M. = 8,8 %Porenzahl en: 0,28 … 0,5 i. M. 0,38

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

ren. Die Konsistenz Ic des Geschiebemergels liegt rechne-risch ohne Berücksichtigung eines Überkornanteils zwi-schen 0,5 und 1,4, d. h. zwischen weich und fest. In Ödo-meterversuchen wurden im Spannungsbereich zwischen100 und 200 kN/m2 Steifemoduln Es zwischen 3,6 und4,6 MN/m2 ermittelt.

In den Jahren 2011 bis 2013 wurden insgesamt neunBauwerke als Verbundbrücken mit einem Stahlhohlkas-ten bzw. mit Spannbetonüberbauten mit Gesamtlängenbis 171 m bei Einzelstützweiten zwischen 21 und 47 m neugebaut. Die Pfeiler und Widerlager wurden auf Rechteck-fundamenten mit Flächen zwischen 40 und 174 m2 beiFundamentbreiten zwischen 4,5 und 9 m gegründet. NachAbzug der Aushubentlastung ergaben sich Sohlpressungenbis 380 kN/m2.

Im Geschiebemergel mit den hier ermittelten Poren-zahlen en = 0,35 ... 0,45 kann pro 100 kN/m2 Sohlpres-sung von 6 ± 4 mm Setzung ausgegangen werden. Bei denausgewerteten Setzungsmessungen wurden bei Sohlpres-sungen von 330 kN/m2 max. 25 mm Setzungen gemessen(Bild 12). Die Setzungen nehmen mit Lastaufbringung inetwa linear zu.

Bild 9. Prognostizierte Setzungen gegenüber gemessenenSetzungen bei Bauwerken im SandFig. 9. Predicted settlements over measured settlements ofbridges in sand

Bild 11. Porenzahl en und Konsistenzzahl Ic in Abhängig-keit von der Entnahmetiefe am AD BarnimFig. 11. Void ratio en and consistency index Ic over samplingpoint elevation at interchange Barnim

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

Im Rahmen der Erstellung der Baugrundgutachtenwurden mit der zu erwartenden Belastung aus der Vorsta-tik der Bauwerke Setzungsberechnungen ausgeführt. Dieaus den Laborversuchen ermittelten Steifemoduln wur-den nicht verwendet. Die Werte zu den Baugrundsteifig-keiten basierten auf Erfahrungen der Ingenieurbüros. DieAngabe erfolgte als mittlerer Rechenmodul E*m = 25 bis60 MN/m2 in Abhängigkeit von der Konsistenz bzw. alsGrundwert E*0 = 25 bis 35 MN/m2 mit linearer Tiefenab-hängigkeit. Eine Gegenüberstellung der prognostiziertenSetzungen gegenüber den gemessenen Setzungen bei denBauwerken im Geschiebemergel ist in Bild 13 dargestellt.Im Mittel liegen die gemessenen Setzungen bei 70 % derPrognosesetzungen. Teilweise entspricht die Prognoseauch den gemessenen Setzungen. Eine Verbesserung derSetzungsvorhersage ist noch möglich.

Zur Überprüfung des Zeitsetzungsverlaufs lagenMessergebnisse bis 200 Tage nach Fertigstellung der Bau-werke an zwei Pfeilern (Pf.) und zwei Widerlagern (Wdl.)

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vor (Bild 14). Im Geschiebemergel kann demnach davonausgegangen werden, dass sich die Setzungen unmittelbarnach erfolgter Lastaufbringung einstellen und nennens-werte lang anhaltende Konsolidierungsprozesse nicht zuerwarten sind.

6 Ergebnisse der Setzungsmessungen an Bauwerken mit wechselnder Bodenschichtung

Das AD Havelland verbindet die A 10 mit der A 24 Rich-tung Hamburg bzw. Rostock. Regionalgeologisch betrach-tet, befindet sich das Autobahndreieck auf der Hochflächedes Ländchens Glien, einer Grundmoränenfläche desBrandenburger Stadiums der Weichselkaltzeit.

6.1 Wechsellagerung aus Sand und Geschiebemergel

Unter bebauungsbedingter Auffüllung stehen hier über ei-nem oberen Geschiebemergelhorizont sogenannte obereSande an. Der obere Geschiebemergel hat Mächtigkeitenzwischen wenigen Dezimetern und mehreren Metern undist der Weichseleiszeit zuzuordnen. Unter dem oberen Ge-schiebemergel folgen weichsel- bis saalekaltzeitliche San-de. Darunter folgt wiederum Geschiebemergel, welchersaaleeiszeitlichen Ursprungs ist und durch Sande unter -lagert wird. Mit Ausnahme der oberen Sande sind alle Bö-den geologisch vorbelastet. Die v. g. Schichtung wurde bis25 m Tiefe erkundet.

Bei den Sanden handelt es sich überwiegend um enggestufte Sande (SE nach DIN 18196, Cu < 3). Die Ermitt-lung der Lagerungsdichte erfolgte mittels schwerenRammsondierungen, Drucksondierungen und Bohrloch-rammsondierungen. Die oberen Sande sind meist locker,die zwischen oberen und unteren Geschiebemergeln la-gernden Sande überwiegend mitteldicht bis dicht und dieunteren Sande dicht gelagert.

Der Geschiebemergel ist nach DIN 18196 überwie-gend als Sand-Ton-Gemisch ST* bis leicht plastischer TonTL einzugruppieren. Die Konsistenz Ic des Geschiebemer-gels liegt rechnerisch ohne Berücksichtigung eines Über-kornanteils zwischen 0,6 und 1,25, d. h. zwischen weich

Bild 12. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von derSohlpressung bei den Bauwerken am AD Barnim (Ge -schiebemergel)Fig. 12. Measured settlements over vertical stress of bridgesat interchange Barnim (boulder clay)

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

Bild 13. Prognostizierte Setzungen gegenüber gemessenenSetzungen bei den Bauwerken am AD Barnim (Geschiebe-mergel)Fig. 13. Predicted settlements over measured settlements ofbridges at interchange Barnim (boulder clay)

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und halbfest. Die Porenzahlen en des weichselkaltzeit -lichen Geschiebemergels wurden zwischen 0,32 und 0,46,die des saalekaltzeitlichen Geschiebemergels zwischen0,28 und 0,37 ermittelt.

In den Jahren 2012 bis 2014 wurden am AD Havel-land und der nahe gelegenen Anschlussstelle Kremmen(A 24) insgesamt vier Bauwerke als Verbundbrücken miteinem Stahlhohlkasten bzw. mit Spannbetonüberbautenmit Gesamtlängen bis 200 m bei Einzelstützweiten zwi-schen 19 und 44 m neu gebaut. Die Pfeiler und Widerlagerwurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen45 und 143 m2 bei Fundamentbreiten zwischen 5 und9,5 m gegründet. Nach Abzug der Aushubentlastung erga-ben sich Sohlpressungen bis 250 kN/m2.

Die Sande und der Geschiebemergel am AD Havel-land entsprechen in ihren Eigenschaften denen am ADSpreeau und AD Barnim. Demzufolge wurde ein etwagleiches Setzungsverhalten bei einer WechsellagerungSand/Geschiebemergel festgestellt. Je 100 kN/m2 Sohl-pressung wurden 8 ± 4 mm Setzung gemessen. Die Set-zungen nehmen mit Lastaufbringung in etwa linear zu.

6.2 Eemwarmzeitliche Torfe und Mudden

Am Bauwerk 0ü0 wurden zwischen dem oberen und unte-ren Geschiebemergel in den zwischengelagerten Sandenab 8 m Tiefe bis zu 3 m mächtige eemwarmzeitliche Torfeund Mudden für das Widerlager Achse 10 und den PfeilerAchse 20 (Bild 16) festgestellt.

Die eemwarmzeitlichen Böden sind durch folgendeKenngrößen charakterisiert:

Porenzahl en: 1,1 bis 1,9 (Mudde) und 2,4 bis 5,2 (Torf)Natürlicher Wassergehalt wn: 40 bis 80 % (Mudde) und100 bis 300 % (Torf)Glühverlust Vgl: 4 bis 12 % (Mudde) und 45 bis 90 %(Torf)Kalkgehalt Vca: bis 25 % (Mudde)

Da bei vorbelasteten Böden grundsätzlich mit einem an-deren Verformungsverhalten gegenüber unvorbelastetenBöden zu rechnen ist, wurden zur Ermittlung der geolo -gischen Vorbelastung und des Lastsetzungs- sowie Zeit -setzungsverhaltens (Kriechverhalten) der eemwarmzeit -lichen Torfe und Mudden umfangreiche Ödometerversu-che ausgeführt. Aus den Ergebnissen der Druck-Setzungs-Versuche (Bild 17) wurde für die eemwarmzeitlichen Torfeund Mudden für das Bauwerk im belastungsrelevantenSpannungsbereich zwischen 150 und 200 kN/m2 ein Re-chenmodul E* = 5 MN/m² für Setzungsberechnungen imBaugrundgutachten angegeben.

Zur Ermittlung der geologischen Vorbelastung wurden die in den einzelnen Laststufen bei den Zeitset-zungsversuchen ermittelten Kriechbeiwerte verwendet(Bild 18). Das Verhältnis Cα/Cα1.600 spiegelt den bei der je-weiligen Laststufe ermittelten Kriechbeiwert Cα zummax. im Versuch ermittelten Wert Cα1.600 (Laststufe1.600 kN/m2) wider. Die Kriechbeiwerte Cα1.600 wurdenfür den Torf zwischen 0,064 und 0,089 und die Mudde mit

Bild 15. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von derSohlpressung bei den Bauwerken am AD Havelland (Wech-sellagerung aus Sand und Geschiebemergel)Fig. 15. Measured settlements over vertical stress of bridgesat interchange Havelland (alternating sequence of sand andboulder clay)

Bild 17. Druck-Setzungsversuche der eemwarmzeitlichenTorfe und MuddenFig. 17. Load-settlement curves from oedometer tests of peatand gyttja from Eemian interglacial period

Bild 16. Bohrprofil Pfeiler Achse 20 am Bauwerk 0ü0 amAD HavellandFig. 16. Boring log pier axis 20 at bridge no. 0ü0 at inter-change Havelland

0,033 ermittelt. Aus Bild 18 ist ersichtlich, dass die Kriech-beiwerte bzw. das Verhältnis Cα/Cα1.600 anfänglich linearansteigen und ab einem bestimmten Wert der aufgebrach-ten Vertikalspannung konstant bleiben. Ab diesem Wertist die max. zuvor eingetragene Vertikalspannung erreicht,welche hier der geologischen Vorbelastung entspricht.Weitere Einzelheiten zur Versuchsauswertung und Ver-gleich mit Feldmessungen können [3] entnommen werden.

Die geologische Vorbelastung für die eemwarmzeitli-chen Torfe und Mudden wurde mit 600 bis 800 kN/m2 be-stimmt, d. h., dass bei den zu erwartenden Spannungen imBereich zwischen 150 und 200 kN/m2 und damit weit un-terhalb der Vorbelastung ein stark reduziertes Kriechver-halten gegenüber unvorbelasteten Böden zu erwarten ist.Die möglichen Kriechsetzungen wurden für eine max.Schichtmächtigkeit h0 der Torfe und Mudden von 3 m füreinen Zeitraum t von 30 Jahren nach Fertigstellung desBauwerks (t0 = 1 Jahr) nach Gl. (1) mit 23 mm ermittelt.

s = h0 · Cα/(1 + en) · log (t/t0) (1)

Zusätzlich zu den bodenmechanischen Untersuchungenwurden pollenanalytische Untersuchungen zur Altersein-ordnung der Torfe und Mudden ausgeführt [4]. Hiernachkonnte festgestellt werden, dass die Torfe und Muddenzeitlich in das Eem-Interglazial bis Weichsel-Frühglazialeingeordnet werden können.

Das Bauwerk 0ü0 wurde als Fünffeldbauwerk in denJahren 2012 bis 2014 als Verbundbrücke mit einem Stahl-hohlkasten mit einer Gesamtlänge von 198 m bei Einzel-stützweiten zwischen 37 und 44 m neu gebaut. Die Pfeilerwurden auf Rechteckfundamenten mit Flächen zwischen40 und 58 m2 (Achse 20) bei Fundamentbreiten zwischen4 und 6,5 m gegründet. Die Widerlager wurden auf Recht-eckfundamenten mit Flächen von 100 m2 bei einer Funda-mentbreite von 8,4 m errichtet. Nach Abzug der Aushub-entlastung ergaben sich Sohlpressungen bis 260 kN/m2.Am Pfeiler Achse 20 lag die Sohlpressung bei max.150 kN/m2. Zur Berücksichtigung der ungünstigen Unter-grundverhältnisse wurden bei der Überbaubemessung2 cm Setzungsdifferenz zwischen benachbarten Stützstel-

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len (sonst üblich 1 cm) berücksichtigt. Der Überbau musste bis zur endgültigen Fertigstellung auf Pressen zurNachregulierung eintretender Setzung gelagert werden.Die Hinterfüllung der Widerlager hatte vor Betonage derÜberbauplatte zu erfolgen.

Die gemessenen Setzungen bis zur Verkehrsfreigabein Abhängigkeit von den auftretenden Sohlpressungenbzw. von der Zeit sind in den Bildern 19 und 20 darge-stellt.

Im Bereich der Pfeiler Achse 30 bis 50 und des Wi-derlagers Achse 60 wurden gegenüber den anderen Bau-werken am AD Havelland leicht höhere Setzungen mit11 mm ± 50 % je 100 kN/m2 Sohlpressung gemessen. AmWiderlager Achse 10 und Pfeiler Achse 20 wurden durchden Setzungsanteil der eemwarmzeitlichen Torfe undMudden Setzungen mit 21 mm ± 30 % je 100 kN/m2 Sohl-pressung ermittelt.

Aus den Ergebnissen zum zeitlichen Setzungsverlauf(Bild 20) ist ersichtlich, dass nach der Verkehrsfreigabe beiden rein mineralischen Böden im Untergrund (Achse 30bis 60) keine nennenswerten Setzungen mehr aufgetretensind. Dies bestätigt das Verhalten von vorangegangenenMessungen (Bild 14). Weiterhin kann anhand der Ergeb-

Bild 18. Verhältnis der ermittelten zu den max. gemessenenKriechbeiwerten Cα/Cα1.600 zur einwirkenden Vertikalspan-nung der eemwarmzeitlichen Torfe und MuddenFig. 18. Measured secondary compression index Cα/Cα1.600normalized to maximum value over vertical stress of peatand gyttja from Eemian interglacial period

Bild 20. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von der Zeitbei Bauwerk 0ü0 am AD HavellandFig. 20. Measured settlements over time at bridge no. 0ü0 atinterchange Havelland

Bild 19. Gemessene Setzungen in Abhängigkeit von derSohlpressung bei Bauwerk 0ü0 am AD HavellandFig. 19. Measured settlements over vertical stress at bridgeno. 0ü0 at interchange Havelland

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nisse der Bilder 14 und 20 geschlussfolgert werden, dassdie eingetragenen Verkehrslasten keine nennenswertenSetzungen bewirken, obwohl diese rechnerisch bis zu20 % der Gesamtlast ausmachen.

Bei den im Untergrund vorhandenen eemwarmzeitli-chen Torfe und Mudden (Achse 10 und 20) sind nach Ver-kehrsfreigabe 9 bzw. 6 mm Setzungen gemessen worden,welche dem Konsolidierungs- und Kriechverhalten zuge-schrieben werden können. Weitere Messungen sollen Auf-schluss über die weiteren Kriechverformungen geben. Ab-weichend zur Vorgabe wurden die Widerlager erst nachFertigstellung des Überbaus hinterfüllt. Während der Wi-derlagerhinterfüllung wurden die Setzungen zusätzlichkontinuierlich gemessen. Im Zuge der Herstellung der Wi-derlagerhinterfüllung und der hier bis 9 m hohen An-schlussdämme traten zwischen 39 mm (Achse 10) und27 mm (Achse 60) Setzungen auf. Diese mussten durch ei-ne Höhenkorrektur der Lager ausgeglichen werden. Wei-terhin wurden leichte Verdrehungen der Widerlager zuranschließenden Dammschüttung festgestellt. Mit Einbrin-gen der Widerlagerhinterfüllung haben sich die Sohlpres-sungen unterhalb der Widerlagerfundamente in etwa ver-doppelt. Die gemessenen Setzungen liegen beim etwa 1,5-Fachen der vorangegangenen Setzungen bei gleicher Be-lastungszunahme. Damit resultieren die Setzungen ausMitnahmesetzungen der anschließenden Dammschüttun-gen, welche eine Breite in der Dammaufstandsfläche von45 m haben. Bei großflächigen schlaffen Schüttungen istbei gleicher Belastung in der Gründungssohle mit größe-ren Setzungsbeträgen gegenüber kleineren starren Funda-mentflächen zu rechnen. Die Forderung der Hinterfüllungder Widerlager vor Betonage des Überbaus hat demnachseine Berechtigung. Dies wurde bereits 1936 festgestellt[2].

7 Rückrechnung der gemessenen Setzungen7.1 Allgemeines

Zur Plausibilitätskontrolle wurden die vorliegenden Set-zungsmessungen mit Literaturangaben zu Brückenbau-werken der Reichsautobahn [2] sowie Bauwerken in Ber-lin und Brandenburg [5], [6], [7] verglichen. Nach diesenAngaben zeigen Sande und Geschiebemergel ein ähnli-ches Lastsetzungsverhalten. Minimal werden bei üblichenBrückenfundamentgrößen zwischen 40 und 100 m2 4 mmSetzung je 100 kN/m2 Sohlpressung und max. 12 mm Set-zung je 100 kN/m2 Sohlpressung angegeben. Eine Aus-nahme stellen die Messergebnisse an den Flaktürmen inBerlin dar. Für die mit ca. 6.700 m2 sehr großflächigenBauwerke wurden bis 16 mm Setzung je 100 kN/m2 Sohl-pressung gemessen. Die Abhängigkeit spezifischer Setzun-gen von der Fundamentgröße wird damit bestätigt. Dievorliegenden Messergebnisse der Bauwerke an den Auto-bahndreiecken liegen im Vergleich zu den Literaturanga-ben in etwa gleicher Größenordnung.

7.2 Auswertung der Baugrunduntersuchungen

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

verwertbaren Ergebnisse bringen. Der Einbau von Sand-proben mit einer definierten Lagerungsdichte gestaltetesich außerordentlich schwierig, sodass die Ergebnisse kei-ne Verwendung fanden. Die Ödometerversuche vom Ge-schiebemergel wurden ebenfalls verworfen, da hier imVergleich zu Erfahrungswerten unrealistisch kleine Steife-moduln erhalten wurden.

Selbst die Bestimmung der Konsistenz ist im Ge-schiebemergel schwierig, da in den meisten Fällen auf-grund des Überkornanteils korrigierte Wassergehalte ver-wendet werden sollen. Dies führt aufgrund der geringenPlastizität meist zu unzutreffenden Konsistenzzahlermitt-lungen gegenüber manuell-visuellen Prüfungen. Daherwurde bei der Konsistenzzahlermittlung der natürlicheWassergehalt verwendet. Annähernd stimmen diese Er-gebnisse mit den manuell-visuellen Prüfungen überein.Zuverlässig erscheint hingegen die Ermittlung der Poren-zahl aus ungestörten Proben als Anhaltwert für die Zu-sammendrückbarkeit. Eine Abhängigkeit von Konsistenz-und Porenzahl zu Rechenmoduln für Setzungsberechnun-gen wird auch in [9] angegeben.

Als Felduntersuchungen wurden sowohl Ramm- alsauch Drucksondierungen ausgeführt. Die Auswertungzur Bestimmung der Lagerungsdichte erfolgte nachDIN 4094. Vergleichende Untersuchungen zwischenRamm- und Drucksondierungen an einem Standort haben gezeigt, dass mit Rammsondierungen bis zu einerLagerungsdichte D = 0,5 bei eng gestuften Sanden imGrundwasser höhere Lagerungsdichten (ΔD bis +0,15) ge-genüber Drucksondierungen ermittelt wurden. Eine quantitative Auswertung von Drucksondierungen im Ge-schiebemergel brachte ebenfalls keine verwertbaren Er-gebnisse. Lediglich zwischen oberen und unteren Ge-schiebemergelkomplexen konnte eine Zunahme des Spit-zendrucks festgestellt werden (Bild 10).

In den Baugrundgutachten wurden Steifezahlen zurSetzungsberechnung angegeben. Für das AD Barnim la-gen von vier Büros Angaben vor. Die Baugrundverhältnis-se sind am gesamten Autobahndreieck relativ einheitlich.Vergleichsrechnungen mit den Angaben der verschiede-nen Baugrundgutachten haben gezeigt, dass die Ergebnis-se der Setzungsberechnung mit dem gleichen Berech-nungsverfahren bis zu 50 % abweichen können.

7.3 Rückrechnung

Die Rückrechnungen erfolgten mittels direkter Setzungs-berechnungen nach DIN 4019 für starre Rechteckfunda-mente mit der allgemeinen Gleichung für geschichtetenBaugrund, s. Gl. (2):

s = σz0 · b · [f1/E*1 + (f2 – f1)/E*2 + … + (fn – fn–1)/E*n] (2)

Das Verhältnis von Fundamentsteifigkeit zur Baugrund-steifigkeit kann nach [8] durch die Systemsteifigkeit K aus-gedrückt werden. Für Rechteckplatten kann diese nähe-rungsweise aus Gl. (3) ermittelt werden:

K = (EBeton · d3)/(12 · EBoden · b3) (3)

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

gangen werden kann. Die Annahme starrer Fundamentewurde an einigen Bauwerken bei Messungen sowohl amFundamentrand und gleichzeitig am Pfeilerschaft durchgleiche Messergebnisse bestätigt.

Die Setzungseinflusstiefe wurde nach dem 20-%-Kri-terium der DIN 4019 bestimmt. Im Mittel lag diese bei z/b= 1,6 und bei einer max. Tiefe z von 15 m. Aufschlusstiefenzur Baugrunderkundung nach DIN 4020 mit z = 3 b sinddemnach ausreichend und erforderlich.

Aus Gl. (2) ist ersichtlich, dass die Ergebnisse einerSetzungsberechnung bei den klaren geometrischen Grün-dungsverhältnissen der hier behandelten Bauwerke aus-schließlich vom Rechenmodul E* abhängen. Für die lot-rechte effektive Zusatzspannung in der Tiefe z = 0 wirdvon lotrecht mittiger Belastung ausgegangen. Die DIN4019 unterscheidet vier Möglichkeiten zur Ermittlung desRechenmoduls E* zur Prognose von Setzungen. Vorzugs-weise sind die für die Durchführung von Setzungsberech-nungen erforderlichen Moduln durch Rückrechnung vonSetzungsbeobachtungen an vergleichbaren Bauwerkenund vergleichbaren Baugrundverhältnissen zu gewinnen.Dieser Weg wird beschritten. Die Tiefenabhängigkeit derBodensteifigkeit ist zu berücksichtigen. In [6] wird folgen-der Ansatz genannt:

E* = E*0 · (1 + C1 · t) (4)

t ist in Gl. (4) in m mit t = 0 ab ursprünglicher Gelände-oberfläche anzusetzen.

Der Ansatz nach Gl. (4) wurde für die Rückrechnungvon Steifemoduln nach [9] verwendet. Folgende Werte fürC1 werden in [9] angegeben:

Pleistozäne Sande und Kiese: C1 = 0,25Geschiebemergel: C1 = 0,20

Für die ausschließlich im Sand gegründeten Bauwerke er-gaben sich unter Berücksichtigung der genannten Randbe-dingungen zur Ermittlung der Lagerungsdichte folgendeMittelwerte der Rechenmodule E*0:

sehr locker (D = 0,1) 5 MN/m2

locker (D = 0,2) 10 MN/m2

mitteldicht (D = 0,3) 21 MN/m2

mitteldicht (D = 0,45) 37 MN/m2

Für die ausschließlich im Geschiebemergel gegründetenBauwerke kann im Wesentlichen von Porenzahlen en zwi-schen 0,35 und 0,45 ausgegangen werden. Die Konsistenzlag bei Berücksichtigung des natürlichen Wassergehaltswn sowie den manuell-visuellen Prüfungen zwischen steifund halbfest (Ic = 0,75 bis 1,25). Die Rechenmoduln E*0können mit 20 bis 30 MN/m2 angegeben werden, wobeider niedrigere Wert für steife Konsistenz zu verwenden ist.

Die ermittelten Rechenmoduln E*0 wurden für Ver-gleichsrechnungen zu gemessenen Setzungen der Bauwer-ke am AD Havelland verwendet. In Bild 21 sind die ge-messenen den berechneten Setzungen für jeweils zweiPfeilerfundamente an den Bauwerken 75 und 0ü0 gegen-übergestellt.

Der obere Geschiebemergel wurde hier mit weicherKonsistenz angegeben. Bei der Rückrechnung wurde

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der Rechenmodul E*0 für weichen Geschiebemergel mit10 MN/m2 gewählt. Die anderen Steifigkeiten wurdenentsprechend den Rückrechnungen für die Bauwerke aus-schließlich im Sand und Geschiebemergel beibehalten.

Für die Vergleichsrechnung am Bauwerk 0ü0 wur-den die gleichen Ansätze für die rein mineralischen Bödenwie am Bauwerk 75 genutzt. Die eemwarmzeitlichen Tor-fe und Mudden wurden mit einem Rechenmodul E* =5 MN/m2 ohne Tiefenabhängigkeit der Steifigkeit berück-sichtigt. Für beide Bauwerke ergab sich mit den gewähltenRechenansätzen eine gute Übereinstimmung zwischen ge-messenen und berechneten Setzungen.

8 Schlussbemerkungen

Mit den Ergebnissen der Setzungsmessungen und den auf-tretenden Belastungen wurden für die vorhandenen Un-tergrundverhältnisse für die Bauwerke, die ausschließlichim Sand und ausschließlich im Geschiebemergel gegrün-det wurden, entsprechende Rechenmoduln E*0 bestimmt.Diese wurden für Vergleichsrechnungen bei geschichtetenBaugrundverhältnissen genutzt und fanden Bestätigung.Damit erscheint es möglich, bei künftigen Bauvorhabenbessere Setzungen prognostizieren und unwirtschaftlicheGründungsmaßnahmen vermeiden zu können. Vorausset-zung hierfür sind zutreffende Bodenmodelle.

Literatur

[1] ZTV-ING: Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen undRichtlinien für Ingenieurbauten. Bundesanstalt für Straßen -wesen, 2013.

[2] Casagrande, L.: Setzungsbeobachtungen an Brückenbautender Reichsautobahn. Internationale Vereinigung für Brücken-bau und Hochbau (IVBH), Kongressbericht, Bd. 2, 1936.

[3] Schüßler, M.: Untersuchungen zum Verformungsverhaltenvon Untergrundverbesserungen mit Sandsäulen in Böden mitorganischen Anteilen. Veröffentlichungen des Grundbauinsti-tuts der TU Berlin (2012), H. 59.

[4] Strahl, J.: Bericht zur pollenanalytischen Untersuchung vonvier Bohrungen aus der ingenieurgeologischen Erkundung Autobahndreieck Havelland, Land Brandenburg. Landesamtfür Geowissenschaften und Rohstoffe, 2013 (unveröffentlicht).

Bild 21. Vergleich gemessene (gem) vs. berechnete (ber) Set-zungen an den Bauwerken 75 und 0ü0 am AD HavellandFig. 21. Measured (gem) versus calculated (ber) settlementsat bridges no. 75 and 0ü0 at interchange Havelland

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[5] Muhs, H.: Ergebnisse der Setzungsmessungen an den Hoch-häusern im Hansaviertel und am Hochhaus Heilsberger Drei-eck in Berlin. Mitteilungen der Degebo (1961), H. 15.

[6] Richter, T: Zur rechnerischen Abschätzung des Lastsetzungs-verhaltens von Bauwerken. Festschrift zum 60. Geburtstag vonProf. Müller-Kirchenbauer. Mitteilung des Instituts für Grund-bau, Bodenmechanik und Energiewasserbau, Universität Han-nover (1995), H. 40.

[7] Zusammenstellung von Bauwerken, an denen Setzungsbeob-achtungen vorgenommen wurden auf Standorten in der DDRbzw. an vergleichbaren Standorten der Nachbarländer. VEBBaugrund Berlin, undatiert (unveröffentlicht).

[8] Dörken, W., Dehne, E.: Grundbau in Beispielen – Teil 2.Düsseldorf: Werner Verlag, 1. Aufl., 1995.

[9] Technische Vorschrift Gesteinseigenschaften TEV 122-01und TEV 1204-01. VEB Baugrund Berlin, 1979.

AutorDr.-Ing. Maik SchüßlerLandesbetrieb Straßenwesen BrandenburgLindenallee 5115366 [email protected]

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201500007

Die Berechnung von Grenzzuständen in Böden und Fels im Hin-blick auf die Tragfähigkeitsbestimmung und Standsicherheitsana-lysen ist eine klassische Aufgabe des Grundbaus. Eine leistungs-und anpassungsfähige Methode zur Lösung solcher Probleme istdie Kinematische-Element-Methode (KEM), welche vom erstenVerfasser vor etwa 30 Jahren vorgestellt wurde. Diese wurdeseitdem kontinuierlich weiterentwickelt und auf ein immer breite-res Aufgabenfeld angewendet. Nach einer kurzen Einführung indie Grundlagen der KEM wird in diesem Beitrag deren Anwen-dung auf komplexe Fragestellungen anhand von Beispielen vor-gestellt und diskutiert. Behandelt werden die Bestimmung vonGrundbruchlasten bei tief liegender Fundamentsohle und be-nachbarten Fundamenten, das Trapdoor-Problem und die Be-rechnung der Tragfähigkeit von Plattenankern. Die Möglichkeitder Optimierung einer Böschungsgeometrie wird aufgezeigt so-wie ein Konzept zur Berücksichtigung teilgesättigter Bodenver-hältnisse und räumlicher Einflüsse beschrieben.

The method of kinematical elements in geotechnics – new developments and applications. The prediction of limit states insoils and rocks is a classical task in foundation engineering. Anefficient and adaptable tool to solve such problems is the kine-matical element method (KEM), which has been presented by thefirst author nearly 30 years ago. This method has been improvedcontinuously and has been applied to a more and more broadfield of problems. Following a short introduction to the basic prin-ciples of the method a number of applications of KEM to complextopics is presented and discussed. Bearing capacity of deep foot-ings and of two adjacent interfering footings, the trap door prob-lem and the ultimate load of plate anchors are studied. The po-tential of optimizing the geometry of a slope is demonstrated andapproaches to take into account unsaturated soil conditions aswell as three dimensional effects are shown.

1 Einordnung und Vorgehensweise

Aufbauend auf den Arbeiten von Coulomb [1], Fellenius[2], Karal [3] und Goldscheider [4], den Entwicklern derunterschiedlichsten Lamellenverfahren, und vielen ande-ren wurde die Kinematische-Elemente-Methode (KEM)von Gussmann [5] erstmals vorgestellt und seitdem konti-nuierlich weiterentwickelt [6], [7], [8], [9], [10], [11]. DieKEM folgt dem kinematischen Grenzwertsatz der Plastizi-tätstheorie. Entsprechend bilden die mit der KEM gewon-nenen Lösungen eine obere Schranke und liegen a prioriauf der ingenieurmäßig unsicheren Seite. Liegt für das be-trachtete Problem auch eine Lösung basierend auf dem

statischen Grenzwertsatz der Plastizitätstheorie vor, wel-che eine untere Schranke darstellt, liegt die tatsächlicheLösung zwischen den beiden gefundenen.

Die KEM folgt folgendem Schema: Zunächst ist eingeeigneter, relativ einfacher Bruchmechanismus zu wäh-len, unter welchem das System versagen könnte. Die Ent-wicklung dieses Bruchmechanismus erfolgt dabei aus demIngenieurverstand heraus, kann mit Versuchsergebnissenund Erfahrung begründet sein oder auch durch Anpas-sung an anders gefundene Lösungen. Der Bruchmechanis-mus selbst besteht dabei aus einer Anzahl endlicher, insich starrer, ausschließlich durch Geraden begrenzter undkinematisch verschieblicher Bruchkörper, den Elementen.Die Kinematikberechnung (ohne Dilatanz) beruht auf ge-nau zwei physikalischen Bedingungen:– Alle Elemente erleiden – wegen geradliniger Begrenzun-

gen – nur translatorische Verschiebungen, also keineRotationen und keine Verformungen.

– Alle Normalkomponenten der Relativverschiebungenzwischen benachbarten Elementen bzw. zwischen Ele-menten und dem unbeeinflussten Bodenkörper müssenzu null werden [8], [9].

Die Geometrie des Bruchmechanismus lässt sich über dieKoordinaten der Eckpunkte der Elemente eindeutig be-schreiben, und damit können den einzelnen Elementenund Rändern bodenmechanische Eigenschaften zugeord-net werden. Relativbewegungen zwischen den Elementenund zwischen den Elementen und dem unbeeinflusstenBodenkörper erfolgen nur parallel zu den Elementrän-dern.

Sind diese Voraussetzungen erfüllt, lassen sich durchLösung der Kinematik für vorzugebende Randverschie-bungen eindeutig die Richtungen der Relativverschiebun-gen in den einzelnen Rändern bestimmen. Damit könnendie Richtungen der Widerstände aus der Scherfestigkeitdes Bodens heraus an den entsprechenden Elementrän-dern festgelegt werden (entgegen der Relativbewegungen).Für die Statik müssen aus der Kinematikberechnung nurdie Vorzeichen der Relativverschiebungen – inklusive desSonderfalls bei verschwindender Relativverschiebung –übernommen werden. Dies kann zweckmäßig durch Ein-führungen einer Sprungfunktion mit den Zahlenwerten+1, 0, –1 erfolgen. In den Elementrändern gilt die Cou-lombsche Bruchbedingung nach Gl. (1), wobei die Schub-spannung τ und die totale Normalspannung σ sowie der

Die Methode der kinematischen Elemente in der Geotechnik – aktuelle Entwicklungen und Anwendungen

Peter GußmannDiethard KönigTom Schanz

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


Porenwasserdruck uw zwischen den Elementrändern wir-ken und die Bodenparameter Reibungswinkel ϕ′ und dieKohäsion c′ angesetzt werden.

τ = (σ – uw) · tanϕ′ + c′ (1)

Nach Einführung der Bruchbedingung stehen zur Lösungder Statik und zum Bestimmen der unbekannten effekti-ven Normalkräfte auf den Elementrändern je Elementzwei Gleichgewichtsbedingungen zur Verfügung. Bekanntsind dabei die Kohäsionskräfte, die Wasserdruckkräfteund die äußeren Kräfte, einschließlich der Eigengewichts-kräfte und der Kräfte aus Strukturelementen, z. B. aus An-kern oder Nägeln.

Die Gleichungen für Kinematik und Statik könnenformuliert werden entweder– unabhängig von Element- und Randnummerierung als

globales lineares und unsymmetrisches Gleichungssys-tem oder

– durch aufeinanderfolgende, entkoppelte lineare Glei-chungssysteme – bei geeigneter Nummerierung bzw.Reihenfolge der Elemente – mit je zwei Unbekanntenfür 2D (bzw. drei für 3D). Diese Variante liegt dem der-zeitigen KEM-Programm [12] zugrunde. Sie ist pro-grammtechnisch einfacher, numerisch stabiler und fürdie Optimierung geeigneter.

Bei Traglastproblemen ist die gesuchte Traglast die Kraft,die auf den Rand wirkt, für den die bruchauslösende Ver-schiebung vorzugeben ist. Letzterer wird als Verschie-bungsrand bezeichnet. Entsprechend der oben als Zweitesbeschriebenen Formulierung der Statik verbleiben amletzten Element (einschließlich der gesuchten Traglast)zwei Unbekannte, die durch Bilden des Kräftegleichge-wichts in horizontaler und vertikaler Richtung gefundenwerden. Bei Standsicherheitsproblemen wird die Felleni-us-Regel [2] angewendet. Die Standsicherheit η (die Be-zeichnung γx wird hier nicht verwendet) ist hier als gleich-mäßiger Reduktionsfaktor der Scherfestigkeitsbeiwertetanϕ′ und c′ definiert, bei der sich dann die Böschung ge-rade im Bruchzustand befindet. Sie ersetzt die vorher alsTraglast bezeichnete letzte Unbekannte, die jetzt null wer-den muss. Die Bestimmung des Reduktionsfaktors kanndurch eine Iterationsrechnung oder vorteilhafter bei derKEM, durch Bestimmung der maßgebenden Nullstelle ei-nes Polynoms der maximalen Ordnung η2 · Elementzahl be-stimmt werden, deren Koeffizienten explizit berechnetwerden können [10]. Eine Erweiterung auf Teilsicherheits-beiwerte, welche dann zu Beginn der Berechnung auf dieEingangsparameter anzuwenden sind, ist problemlos mög-lich. Statt des Sicherheitsbeiwerts nach Fellenius kannauch dessen Kehrwert, nämlich der Ausnutzungsgrad derWiderstände, als Zielfunktion definiert werden.

Im abschließenden Schritt ist die maßgebendeBruchgeometrie durch Variation zu finden, welche zur Be-rechnung der kleinsten Traglast, des geringsten Erdwider-stands bzw. des größten aktiven Erddrucks oder der ge-ringsten Standsicherheit bei Standsicherheitsproblemenführt. Der Suche nach dem maßgebenden Mechanismusist bei der KEM besondere Sorgfalt zuzumessen, da dieKEM eine obere Schranke und damit eine Lösung auf deringenieurmäßig unsicheren Seite liefert. Eine effektive

Vorgehensweise hierzu setzt den Einsatz numerischer Op-timierungsverfahren voraus. Dabei ist festzustellen, dassdurch Variation der Geometrie eines Bruchmechanismuszuverlässig von Optimierungsprogrammen der maßgeben-de Mechanismus gefunden werden kann. Dagegen ist dieEinbeziehung grundsätzlich verschiedener Mechanismen,z. B. mit höherer Anzahl von Elementen, schwieriger undverlangt eine gewisse Strategie, z. B. das schrittweise Er-höhen der Elementanzahl.

Als Zielfunktion wird die vorzeichenbehaftete virtu-elle Arbeit der Traglast am Verschiebungsrand definiert,wodurch die zugehörige Optimierung – aus mathemati-scher Sicht – einheitlich als Minimierungsaufgabe formu-liert ist. Daraus abgeleitet können alternativ bei Traglast-problemen die gesuchte Traglast bzw. der gesuchte Erd-druck angesetzt werden oder bei Standsicherheitsproble-men die gesuchte Sicherheit oder der Ausnutzungsgrad.Bei der Optimierung sind Nebenbedingungen zu beach-ten. So müssen die Elementflächen positiv bleiben, d. h.durch Variation der Eckpunkte darf das Element nichtumklappen, und es dürfen keine Zugkräfte an den Ele-menträndern auftreten. In diesem Beitrag wird ausschließ-lich auf die KEM ohne Berücksichtigung der Dilatanz ein-gegangen. Die Dilatanz kann grundsätzlich berücksichtigtwerden [6].

Bild 1. Berechnung des Erdwiderstands auf eine senkrechteWand ohne WandreibungFig. 1. Calculation of the passive earth pressure on a verti-cal Wall without wall friction

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Im nachfolgenden Abschnitt wird die Vorgehenswei-se an einem einfachen Beispiel erläutert.

2 Grundlagen der KEM – Erläuterung anhand eineseinfachen Beispiels

Die Vorgehensweise der KEM soll anhand eines einfachenBeispiels zum ebenen Erdwiderstand auf eine senkrechteWand bei geneigtem Gelände (ϕ = 14°) ohne Wandreibungin kohäsionslosem Boden (ϕ′ = 30°) aufgezeigt werden. Fürdiesen Fall ergibt sich nach Coulomb (gerade Scherfuge)ein Erddruckbeiwert Kpgh = 4,6479 und für gekrümmteGleit flächen nach DIN 4085 [13] (abgeleitet nach dem Cha-rakteristikenverfahren, untere Schranke) zu Kpgh = 4,4073.

Zunächst wird ein Bruchmechanismus mit einemElement (Bild 1a) untersucht. Die Kinematik bei dem Sys-tem ist, wie in Bild 1b dargestellt, denkbar einfach. Sie istin Form der verschobenen Lage der Elemente (hier eines)dargestellt. Im Programm wird die Kinematik nach [8], [9]und [11] gelöst und die Verschiebungskomponenten jedesElements berechnet. Gesucht wird der Mechanismus, fürden sich die minimale Erdwiderstandskraft Epgh ergibt.Diese ist die gesuchte Traglast, welche auf den linkenRand des Elements 1, dem Verschiebungsrand, wirkt. Da-bei sind die Punkte des KEM-Netzes 1 und 2 festgelegt,und der Punkt 3 ist auf der Geländeoberfläche zu ver-schieben, bis sich die minimale Erdwiderstandskraft ausder Statik ergibt (Bild 2a). Dafür ist aus der Geometrie undder Wichte des Bodens die Eigengewichtskraft zu berech-

nen. Die Wirkungslinie der Gleitflächenreaktionskraft Q1ergibt sich durch Einführen der Bruchbedingung (um denWinkel ϕ gegenüber der Normalen auf den Elementrandgegen die Relativbewegung v1 geneigt), die der gesuchtenErdwiderstandskraft ist gegeben (δ = 0). Die beiden un -bekannten Kräfte ergeben sich aus den Gleichgewichts -bedingungen (Bild 2b). Das Ergebnis der Berechnungen inAbhängigkeit des bezogenen horizontalen Abstands x/Hdes KEM-Punkts 3 von der Wand ist in Form der normier-ten Größe Epgh/(0,5 · γ · H2) in Bild 2c dargestellt. Für klei-ne Abstände x/H berechnen sich negative Erdwider-standskräfte, da die Gleitfläche sehr steil wird und dieGleitflächenreaktionskraft Q1 sich als Zugkraft berech-net. Die dazugehörige Geometrie und Statik sind in denBildern 2d und e dargestellt. Für den Fall, dass der Gleit-flächenwinkel sich zu ϑ = 90° – ϕ ergibt (dann: x/H =0,674), ist das System nicht lösbar, da die Gleitflächenre-aktionskraft Q1 horizontal und damit parallel zur gesuch-ten Erdwiderstandskraft verläuft. Für größere Abständex/H wird die Erdwiderstandskraft zunächst stetig gerin-ger, hat dann ein Minimum (entspricht Kpgh = 4,6479) undsteigt anschließend wieder an.

Für die automatische Optimierung besteht die Ge-fahr, dass bei Wahl eines Startbruchmechanismus mit klei-nerem x/h als 0,674 der Algorithmus zu nicht zulässigenLösungen mit Zugkräften führt (hier zu einer Lösung mitKEM-Punkt 3 bei x/H = 0). Für diese Anwendung mit ei-nem Element ist das trivial. Ausgehend von dieser Vorstel-lung 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 angreifendeKräfte 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 dazuFig. 2. Principle of the KEM and optimization for the calculation of the passive earth pressure with one element: a) systemand forces for a slip surface with low inclination, b) static for a slip surface with low inclination, c) optimization, d) systemand forces for a slip surface with high inclination and e) static

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Freiheitsgraden die Wahl des Startmechanismus von Be-deutung sein kann und die Strategie, von zwei oder mehrStartmechanismen auszugehen, ratsam ist.

In Bild 1c wird ein Bruchmechanismus mit zweiBruchkörpern angenommen. Nach Optimierung ergibtsich hier ein Wert von Kpgh = 4,4752. Eine weitere Verfei-nerung durch Erhöhen der Elementanzahl führt bei dreiElementen 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 undbei 24 zu Kpgh = 4,4444. Damit nähern sich die Ergebnisseder oben angeführten unteren Schranke an (Kpgh =4,4073).

Aus den Darstellungen der Kinematiken wird deut-lich, dass es in einigen Elementecken zu Materialdurch-dringungen kommt. Diese sind bei angenommenen klei-nen Verschiebungen in Lockergesteinen durch lokalePlastifizierungen, in Fels durch Klüfte zu erklären. Dieentsprechenden Widerstände werden vernachlässigt.

3 Optimierung3.1 Optimierungsvariablen

Die einfachste Lösung ist: Als Optimierungsvariablen wer-den die freien Koordinaten der Elementeckpunkte einge-führt, in prinzipiell beliebiger Reihenfolge. Nachteilig istbei der Optimierung unter Einsatz von zufallsgesteuertenÄnderungen, dass viele unsinnige Bruchgeometrien ent-stehen, deren Berechnung und Überprüfung Zeit kostetund die die Optimierung oft erschweren.

Bei geeigneter Elementnummerierung (bzw. einer ge-eigneten Reihenfolge der Optimierungsvariablen) undKonstruktion eines neuen Elementeckpunkts durch Tri-angulation von zwei bekannten Punkten aus, müssen alleRadien ≥ 0 sein. Dies ist auch bei Zufallsteuerung pro-blemlos zu erreichen, und die Geometrie eines Bruchnet-zes wird somit fast immer zielstrebig verändert. Somitkönnen diese Radien – bei geeigneter Reihenfolge – vor-teilhafter als die Eckpunktkoordinaten als Optimierungs-variablen verwendet werden.

3.2 Optimierungskonzept

Durch die Kombination von– Voroptimierung (fakultativ, Optimierung von wenigen

Designvariablen zusammen mit einfachen Vorschriftenfür einen Netzgenerator);

– Partikel-Schwarm-Optimierung (PSO), z. B. nach Ken-nedy [14], mit dem Vorteil relativ einfacher Programmie-rung, ist meist stabil und relativ schnell bei geeigneterWahl der freien Steuerungsparameter;

– Evolutionsstrategie nach Schwefel [15]: Diese produziertim Endeffekt ähnliche Ergebnisse wie die PSO, ist aberschwieriger zu erfassen; trotzdem können viele Erfah-rungen und Kunstgriffe dieser Methode, wie z. B. dieKonvergenzabfragen oder das Auffinden eines statischzulässigen Start-Bruchsystems bei zunächst unzulässi-gen Zugkräften, vorteilhaft für die PSO übernommenwerden;

– Nachoptimierung mittels Quasi-Newton-Verfahrennach z. B. Davidon [16] (fakultativ, nur bei weitgehendhomogenen Verhältnissen allein anwendbar) mit

– interaktiver Netzverfeinerung (ingenieurmäßiges Vorge-hen nach dem Prinzip vom Einfachen zum Komplizier-ten durch Netzteilung nach einer vorherigen Optimie-rung eines einfacheren Systems) kann so (fast) jedesProblem schnell und sicher optimiert werden.

4 Neue Anwendungsaufgaben in der Geotechnik mit der KEM

4.1 Grundbruch bei tief liegender Sohle

Bei hoch liegender Gründungssohle eines Fundamentsentscheidet die Sohlreibung – neben den sonstigen Bo-denparametern – über die sich ausbildende Bruchformund damit auch über die zugehörige Bruchlast. Im Ex-tremfall beträgt die Grundbruchlast bei voller Sohlreibungdas Doppelte von der des glatten Fundaments [6]. DieseProblematik der Grundbruchberechnung kann sowohlmit der KEM, mit statischen Verfahren als auch mit FEM-Berechnungen als ausreichend übereinstimmend mit denexperimentellen Versuchsergebnissen und somit als wei-testgehend gelöst betrachtet werden. Der Grundbruch mittief liegender Sohle ist hingegen nicht ganz so einfach.Bild 3a zeigt zunächst die rechte Symmetriehälfte einermöglichen Bruchfigur, die für eine in der Tiefe H = 3 · Bliegende Gründungssohle (halbe Fundamentbreite B/2 =1 m, Bodenparameter γ = 20 kN/m3, ϕ′ = 10° und c′ =10 kN/m2) optimiert wurde. Die zugehörige Kinematik istaus Bild 3b ersichtlich. Die kinematische Bestimmtheit er-gibt sich hier aus den kinematischen Bedingungen in derSymmetrieachse, wo die horizontalen Verschiebungennull werden (Ränder 3 bis 2 und 2 bis 9). Zusätzlich tritthier keine Reibung auf. Die halbe Traglast wird so zu P/2= 485 kN/m berechnet. Der Punkt 3 der Bruchfigur wurdehier zunächst bewusst auf der GOK festgehalten, also vonder Variation ausgenommen. Bezieht man ihn jedoch mitein in die Optimierung der Geometrie, erhält man nach er-neuter Optimierung eine praktisch geschlossene, kreis-ähnliche Grundbruchfigur gemäß der in Bild 4, mit einerwesentlich geringeren Traglast von jetzt P/2 = 364 kN/m.

Bild 3. Tragfähigkeit eines Fundaments bei tief liegenderSohle und einem Bruchmechanismus, welcher sich bis zurGeländeoberkante erstreckt: a) Bruchmechanismus, b) Kine-matikFig. 3. Bearing capacity of a deep footing with failure mech-anism extended to the soil surface: a) failure mechanism,b) kinematics

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Da die KEM Lösungen nach dem oberen Schrankentheo-rem liefert, ist nur diese letzte Lösung maßgebend. (Es seidarauf hingewiesen, dass dies nur ein erstes Berechnungs-beispiel für die Berechnung der Grundbruchlast bei tiefliegender Gründungssohle ist. Weiterreichende Untersu-chungen sind derzeit in Arbeit).

4.2 Benachbarte Fundamente

Benachbarte Streifenfundamente beeinflussen sich hin-sichtlich der Traglast derartig, dass – abhängig vom Ver-hältnis s/B (s = Fundamentabstand, B = Einzelfundament-breite) – der Verhältniswert ηb = P1/P0 vom Wert 1,0 beigroßem Abstand (unbeeinflusst) bis ηb = 2 beim Abstands = 0 ansteigt, wobei P0 die Traglast des einzeln stehendenStreifenfundaments, P1 die des einen der beiden benach-barten Fundamente darstellen, sofern es sich um einen rei-nen Reibungsboden handelt. Die Tragfähigkeitsanteile in-folge Kohäsion und Auflast werden alleine nicht beein-flusst. Der Anstieg auf den Wert ηb = 2 folgt unmittelbaraus der Grundbruchgleichung, da die Grundbruchlast desBreitenglieds mit B2 wächst. Die Berechnung für dazwi-schenliegende Werte 0 ≤ s/B ≤ 5 ist nicht trivial, und dieErgebnisse der Literatur (experimentell und theoretischnach unterschiedlichen Verfahren) weisen teilweise imVergleich zueinander eine relativ große Bandbreite auf.Die Aufgabe lässt sich auch mit der KEM berechnen. Aus-gehend z. B. von Bruchvorstellungen gemäß Stuart [17]entwickelte Gußmann in Zusammenarbeit mit Mitarbei-tern des Lehrstuhls für Grundbau, Boden- und Felsmecha-nik der Ruhr-Universität Bochum folgenden Bruchmecha-nismus nach Bild 5 für eine raue Fundamentsohle. Willman die Statik (und entsprechend auch die Kinematik)kontinuierlich elementweise lösen, mit jeweils zwei neuenunbekannten Randkräften je Element (entspricht den bei-den Gleichgewichtsbedingungen für die beiden Koordina-tenrichtungen), so kann hier keine aufeinanderfolgendeElementfolge von links nach rechts (oder umgekehrt) eineLösung ermöglichen. Folgt man allerdings den ersten fünfElementen von links, den restlichen sechs Elementen

Bild 4. Tragfähigkeit eines Fundaments bei tief liegenderSohle und einem Bruchmechanismus, welcher sich nicht biszur Geländeoberkante erstreckt: a) Bruchmechanismus,b) KinematikFig. 4. Bearing capacity of a deep footing with failure mechanism not extended to the soil surface: a) failuremechanism, b) kinematics

Bild 5. Tragfähigkeit benachbarter Fundamente: a) Bruchmechanismus, b) KinematikFig. 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 ge-lingt dies korrekt. Der dargestellte Mechanismus liefert fürden Einflussfaktor mit ηb = 12,466/11,168 = 1,12 einenWert, der nur geringfügig über 1,0 und damit wenig praxis-relevant ist. Größere Werte treten erst bei kleineren Ab-ständen s/B < 0,5 und/oder bei größeren Reibungswinkelnauf. Zu beachten ist beim Ansatz des Bezugswerts P0 desalleinstehenden Einzelfundaments, dass dieser Wert stetsmit möglichst der gleichen (auch keiner größeren) Genau-igkeit ermittelt wird, wie die Traglast des gekoppelten Pro-blems. In Blumenthal et al. [18] sind zum Thema der be-nachbarten Streifenfundamente vielseitige und verglei-chende Parameterstudien zu finden.

4.3 Trapdoor

Obwohl das Trapdoor-Problem (die deutsche Bezeich-nung Falltür-Problem ist nicht allzu gebräuchlich) für diePraxis keine allzu häufige Aufgabe darstellt, ist es in derForschung ein sehr beliebtes Randwertproblem, für das –vor allem bei Reibungsböden – oft weit auseinander lie-gende Traglastwerte ermittelt werden [19], [20]. Im Folgen-den wird zunächst der einfachere Fall eines rein kohäsivenBodens betrachtet, anschließend folgen Beispiele mit Ko-häsion und Reibung.

In Bild 6a ist die rechte Symmetriehälfte eines ge-wählten Bruchmechanismus aus vier Elementen in Anleh-nung an einen von Gunn [19] vorgeschlagenen Bruchme-chanismus dargestellt. Die zugehörigen Daten sind: H = 6m; B/2 = 1 m; H/B = 3; γ = 20 kN/m³; ϕ′ = 0; c′ = 10kN/m2. Die ermittelte halbe Bruchlast beträgt nach Maxi-mierung (aktives Problem!) P/2 = 70,636 kN/m, womitsich die Bruchspannung zu p = (P/2)/(B/2) = 70,636kN/m2 ergibt. Auf analoge Weise wurden für unterschied-

liche Verhältniswerte H/B = 1 bis 5, teilweise mit Auflastq, mit vier, sechs oder acht Elementen, ohne und spätermit Reibung die Bruchspannungen ermittelt und gemäßdes Vorschlags von Gunn [19] ausgewertet (Tabelle 1).

Bevor auf die Ergebnisse näher eingegangen wird,muss auf eine Besonderheit des gewählten Bruchmecha-nismus eingegangen werden. Während bei Gunn [19] imoberen Teil nur ein rechteckiger Bruchkörper mit jeweilsvertikalem äußeren Rand vorhanden ist, werden beim ge-

Bild 6. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivemBoden mit vier Elementen: a) Bruchmechanismus, b) Kine-matikFig. 6. Calculation of the trapdoor problem pure cohesivesoil with four elements: a) failure mechanism, b) kinematics

Tabelle 1. Zusammenfassung der KEM-Berechnungen zum Trapdoor-ProblemTable 1. Summary of KEM calculations related to the trapdoor problem

K0 H H/B γ c′ ϕϕ′ q P/2 p f Elementzahl f gemäß Gunn [19]

– m – kN/m3 kN/m2 ° kN/m2 kN/m kN/m2 – – –

2 1 20 10 0 0 20 20 2 1

3 1,5 20 10 0 0 30,1852 30,1852 2,9815 4 2,9808

4 2 0 10 0 40 2,3121 2,3121 3,7688 4

4 2 20 10 0 0 42,3121 42,3121 3,7688 4 3,7688

5 2,5 20 10 0 0 55,9761 55,9761 4,4022 4 4,4022

6 3 20 10 0 0 70,6346 70,6346 4,9366 4 4,9364

8 4 20 10 0 0 101,853 101,853 5,8145 4 5,8145

10 5 20 10 0 0 134,698 134,698 6,5302 4 6,5301

6 3 20 10 0 0 70,8127 70,8127 4,9187 6

10 5 20 10 0 0 135,409 135,409 6,4591 6

10 5 20 10 0 0 135,472 135,472 6,4521 8

K0 = 1 4 2 20 0 20 0 31,5701 31,5701 4,843 4

K0 = 1 4 2 20 10 20 0 6,7596 6,7596 7,324 4

K0 = 1 6 3 20 10 20 0 5,316 5,316 4

K0 = 1 6 3 20 10 20 0 5,316 5,316 3

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zeigten Bruchmechanismus der KEM zwei Elemente (mitden Elementnummern 1 und 2) gewählt, die durch denRand (mit Randnummer 2) getrennt sind. Betrachtet mandie zugehörige Kinematik nach Bild 6b, so erkennt man,dass – bedingt durch die beiden vertikalen Ränder (1 und3) – im gemeinsamen Rand 2 keine Relativbewegung statt-findet und somit auch keine Scherfestigkeit mobilisiertwird. (In einem Rechenprogramm ist dieser Zusammen-hang durch eine geeignete Interpolationsfunktion zu pro-grammieren!). Das heißt, die beiden Elemente 1 und 2 ver-halten sich kinematisch wie ein einziges Element, undzwar unabhängig davon, wie der Rand geneigt ist bzw. un-abhängig von der horizontalen Lage des oberen Punkts 7.Statisch ändert sich die Randkraft des Rands 2 nach Grö-ße und Richtung, nicht jedoch die der Ränder 1, 3 und 4im Falle eines rein kohäsiven Bodens und damit auchnicht die Bruchlast P/2.

Als Alternative zu diesem so gewählten Bruchnetzkann man auch statt der beiden oberen Elemente ein ein-ziges Element wählen (Bild 7), jetzt direkt analog zumBruchkörper von Gunn [19]. Dieses ist dann aber in derSymmetrieachse zunächst als kraftfrei anzusetzen und be-sitzt nur die beiden unbekannten Kraftränder rechts(Rand 1, vorher Rand 3) und unten (Rand 2, vorher Rand4). Aber auch dann gibt es ein kleines Problem: Das Kraft-eck des gemeinsamen oberen Elements kann nur ge-schlossen werden, wenn die Randkraft im rechten Randeine Zugkraft wäre, welches physikalisch natürlich unzu-lässig ist. Nur mit dem weiteren Kunstgriff der Vorgabe ei-ner als bekannt vorausgesetzten Normalkraft am linkenRand (Rand 7, vorher Rand 1), z. B. als Erdruhedruck-kraft, ergibt sich dann auch für den rechten Rand eine zu-lässige Druckkraft. Womit man wieder zu derselben Er-kenntnis kommt wie im Fall der beiden getrennten Ele-mente. Da Gunn [19] seine analytisch formulierte Ablei-tung der Bruchlast aus einer Betrachtung der virtuellenArbeit erhält, benötigt er bei reibungsfreiem Boden auchkeine Kenntnis über die Randkräfte. Allerdings kann dieseAbleitung so nicht direkt auf Reibungsböden erweitertwerden; im Gegensatz zur KEM, wo dies theoretisch pro-blemlos möglich ist.

Nun zum Vergleich: Definiert man analog Gunn [19]den dimensionslosen Wert f = (q + γ H – p)/c′, so sind alleErgebnisse von Gunn bei unterschiedlichen VerhältnissenH/B identisch zu denen der KEM bei vier Elementen. Ver-feinert man nach der KEM den Bruchmechanismus aufsechs 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 = 5,77angeben, schon sehr nahe dran.

Da bei reibungsfreien Böden die Bruchlast unabhän-gig von der jeweils ermittelten bzw. angesetzten Normal-kraftverteilung ist, spielte die Wahl der zunächst relativwillkürlich eingeführten Zusatzkraft am linken Rand desDreikörperbruchmechanismus keine Rolle auf das Ender-gebnis. Bei Reibungsböden gilt das nicht mehr. Betrachtetman jedoch beim zuerst gewählten Vierkörperbruchme-chanismus (des halben Systems) die sehr einfache Statikdes Elements 1 nach Bild 9, so ergibt sich für die linke

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 mitdem nur scheinbar einfacheren Dreikörperbruchmecha-nismus das Trapdoor-Problem für Reibungsböden behan-deln, so muss im linken Rand genau diese Kraft S1 ange-setzt werden, um die gleiche Lösung zu erzielen.

Bild 7. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivemBoden mit drei ElementenFig. 7. Calculation of the trapdoor problem pure cohesivesoil with three elements

Bild 8. Lösung des Trapdoor-Problems bei rein kohäsivemBoden mit acht ElementenFig. 8. Calculation of the trapdoor problem in pure cohesivesoil with eight elements

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Für normalkonsolidierte Böden wird im Grundbauüblicherweise der Ruhedruckbeiwert mit K0 = 1 – sin ϕ an-gesetzt. Bei überwiegend kohäsiven Böden wird gelegent-lich auch der aus der Elastizitätstheorie ableitbare Wertfür den ebenen Formänderungszustand mit K0 = ν/(1 – ν)verwendet, wobei ν die Querkontraktionszahl bedeutet.Unabhängig von der Diskrepanz der beiden unterschied -lichen Gleichungen sind bei den Definitionen Ruhedruck-beiwerte im Bereich von 0 ≤ K0 ≤ 1 möglich. Eine adäqua-te Wahl von K0 hängt also von Kenntnissen über die Vor-geschichte des Bodens ab. Daraus folgt, dass bei Rei-bungsböden die Traglast des Trapdoor-Problems vomAnfangszustand abhängt. Die Lösung mit dem Vierkör-perbruchmechanismus ist zwar richtig, aber eben nichteindeutig. Ein Vergleich mit der KEM und den WertenK0 = 1 und K0 = 0,658 ergeben für das Verhältnis H/B = 3nach jeweiliger Optimierung die Traglastspannungen zup = 5,316 bzw. p = 8,819 kN/m2. Es folgt weiter, dass dieLösung des Trapdoor-Problems in Wirklichkeit schwieri-ger ist, als die mit dem Vierkörperproblem, da selbst fürK0 = 1 der Erdruhedruck explizit und abhängig von der variablen Höhe H1 berechnet werden muss. Trotzdem haterst die zusätzliche Untersuchung mit dem Dreikörper -mechanismus mehr Klarheit gebracht.

Für die Verhältnisse H/B = 2 und 3 sind in Tabelle 1weitere Ergebnisse von Beispielen einer KEM-Berechnungmit Reibung angegeben. (Da die anzusetzende Erdruhe-druckkraft sowohl von H1 als auch von K0 abhängt undbei der Optimierung der Wert H1 veränderlich ist, war fürdie Lösung des Trapdoor-Problems bei Reibungsbödenmit K0 = 1 mit dem derzeitigen KEM-Programm eine klei-ne Programmcodeänderung von zwei Zeilen erforder-lich). Eine detaillierte Analyse der Ergebnisse steht nochaus.

Es sei im Vorgriff auf den nächsten Abschnitt derPlattenanker angemerkt, dass dort teilweise die gleichenSchwierigkeiten auftreten. Da dort aber bisher keine Rei-bungsböden behandelt wurden, wurde diese Problematiknoch nicht relevant.

Die festgestellte Abhängigkeit der Traglast vom An-fangszustand könnte bei Nachrechnungen des Trapdoor-Problems mit der Finiten-Elemente-Methode für die oftweit auseinander liegenden Ergebnisse mit ursächlichsein.

4.4 Zugwiderstand eines Plattenankers

Üblicherweise werden zulässige Ankerwiderstände experi-mentell bestimmt und nicht berechnet. Dies liegt meistnicht am ebenfalls unsicheren Formfaktor (zur Ermittlungder 3D-Tragkraft aus einer 2D-Berechnung), sondern anden doch noch relativ unsicheren Ergebnissen der unter-schiedlichsten Berechnungsmethoden selbst. Trotzdem istes interessant zu wissen, was denn die Rechenverfahrenfür diese Aufgabe leisten, sodass in der Zukunft dann dochirgendwann die experimentellen Ermittlungen einigerma-ßen vorteilhaft durch theoretische Berechnungen ergänztwerden können. In diesem Sinne seien die folgenden Be-rechnungen mit der KEM zu verstehen.

Anker mit einer Endplatte werden (in der englisch-sprachlichen Literatur) dann als horizontal bezeichnet,wenn die Platte horizontal angeordnet ist und das Zugele-ment vertikal, dementsprechend als vertikal bei vertikalerAnkerplatte und horizontalem Zugelement. Weiter wirdunterschieden zwischen tiefen und flachen Ankern, wobeibei den tiefen Ankern der Bruchkörper vollständig im Bo-den bleibt, während er bei flachen Ankern bis zur Oberflä-che durchbricht.

Betrachtet man mit der KEM zunächst einen hori-zontalen, tief liegenden Anker in einem rein kohäsiven Bo-den, so erhält man bei einer Einteilung des halben Bruch-körpers in acht Elemente gemäß Bild 10 einen Tragfähig-keitsbeiwert von Nc = 11,94, der im Vergleich zum analy-tisch ableitbaren Wert nach der oberen Schranke mitNc = 2 + 3 π ≈ 11,42 nach Rowe [21] schon sehr gut ist. Fürflache Anker eignen sich wieder die schon beim Trapdoor-Problem gezeigten Bruchmechanismen, wobei jetzt diebruchauslösende Vertikalbewegung der Ankerplatte nachoben gerichtet ist (Bild 11). Die Ergebnisse sind bei Abbil-dung des Bruchkörpers in vier Elemente pro Symmetrie-hälfte mit denen von Gunn [19] für das Trapdoor-Problemabgeleiteten Werten vollständig identisch. Dies gilt natür-lich nur dann, wenn es sich um rein kohäsive Böden han-delt. Bei allen anderen verhält sich das aktive Trapdoor-Problem zu dem des horizontalen Ankerproblems wie deraktive zum passiven Erddruck. Interessant und numerischmit nur geringfügig kleineren Werten sind die Ergebnisseder Berechnungen von Merifield et al. [22], die auch zumVergleich mit den KEM-Berechnungen für die folgendenvertikalen Anker herangezogen werden. Die KEM-Berech-nungen lassen Erweiterungen auf Reibungsböden zu, wel-ches ein Thema weiterführender Arbeiten ist.

Für vertikale Anker und horizontalem Zug ergibtsich bei tiefer Ankerlage und einem vertikal nicht symme-trischen Bruchkörper in einem rein kohäsiven Bodennach Bild 12 als Traglastbeiwert Nc = (P/B)/c′ = 11,53 (im

Bild 9. Statik am Element 1 des in Bild 6 dargestelltenBruchmechanismusFig. 9. Force equilibrium of element 1 of the failure mecha-nism shown in figure 6

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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 denWert Nc = (P/B – γ H)/c′ = (98,85/1 – 5 · 5)/10 = 7,35 er-hält (vgl. untere und obere Schranken gemäß Sloan et al.[20]: 6,6 bzw. 7,0 – aus Zeichnung gemessen). Zu beachtenist, dass sich wieder – ähnlich wie beim Trapdoor-Problem– die oberen beiden Elemente 1 und 2 wie ein gemein -

sames Element verhalten, also ohne gegenseitige Relativ-verschiebung.

4.5 Teilgesättigter Boden

Da in teilgesättigten Reibungsböden in Abhängigkeit derhydrostatischen Randbedingungen Saugspannungen ent-stehen können, durch die die effektiven Druckspannun-gen ansteigen, können sich hier die Traglasten erhöhen.Aus gutem Grund wird diese Traglaststeigerung bei einemBruchnachweis meist nicht angesetzt, sondern als Belas-tungsreserve angesehen. Ändern sich nämlich die hydrau-lischen Randbedingungen entweder durch Austrocknungoder durch Wasseraufsättigung, so verschwindet dieser Ef-fekt ganz oder teilweise. Trotzdem ist es für manche Fälle,z. B. bei zeitlich begrenzten und entsprechend kontrollier-baren Zuständen, interessant zu wissen, wie groß denndiese Laststeigerung sein kann.

Man kann die maßgebenden Berechnungen zurück-führen auf eine Erweiterung der Grundbeziehung nachTerzaghi:

τ = c′ + (σ – Sα uw) tanϕ′ (2)

Bild 10. Tragfähigkeit eines Ankers mit horizontaler Anker-platte bei a) tief liegendem Bruchmechanismus und b) Kine-matikFig. 10. Bearing capacity of an anchor with horizontal anchor plate and deep failure mechanism (a) and kinemat-ics (b)

Bild 11. Tragfähigkeit eines Ankers mit horizontaler Anker-platte bei a) flachem Bruchmechanismus und b) KinematikFig. 11. Bearing capacity of an anchor with horizontal anchor plate and with shallow failure mechanism (a) andkinematics (b)

Bild 12. Tragfähigkeit eines Ankers mit vertikaler Anker-platte bei a) tief liegendem Bruchmechanismus und b) Kine-matikFig. 12. Bearing capacity of an anchor with vertical anchorplate and with deep failure mechanism (a) and kinematics (b)

Bild 13. Tragfähigkeit eines Ankers mit vertikaler Anker -platte bei a) flachem Bruchmechanismus und b) KinematikFig. 13. Bearing capacity of an anchor with vertical anchorplate and with shallow failure mechanism (a) and kinemat-ics (b)

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mit

uw = γw zw

undS Sättigungsgrad,α bodenartabhängiger Parameter,γw Wichte des Wassers,zw Abstand vom freien Wasserspiegel bis zum betrachte-

ten Punkt (unterhalb des Grundwasserspiegels posi-tiv, oberhalb negativ).

Da S nach experimentellen Untersuchungen vom Grund-wasserspiegel nach oben stets stark nichtlinear abnimmt,kann eine analytische Integration zur Bestimmung der zu-sätzlichen Kraft infolge der Saugspannungen nur durchvereinfachende Ansätze, wie z. B. gemäß einer bilinearenForm, erreicht werden. Eine Erweiterung der Programmie-rung der KEM um diesen Zusammenhang erlaubt bspw.das Berechnen von Grundbruchlasten auf teilgesättigtenBöden, wie nachfolgend gezeigt wird.

Das Prinzip der Berücksichtigung einer Teilsättigungin der KEM ist in Bild 14 zusammengefasst. Oberhalb desGrundwasserspiegels nimmt der Sättigungsgrad S des Bo-dens mit der Entfernung vom Grundwasserspiegel (Koor-dinate zw, oberhalb des Grundwasserspiegels negativ) ab(Bild 14a). Der Zusammenhang ist nichtlinear und wirdentsprechend Bild 14a durch eine dreiteilige Beziehungangenähert. Bis zu einer Höhe hA oberhalb des Grund-wasserspiegels, welche der Druckhöhe beim Lufteintritts-punkt AEV entspricht, bleibt der Boden vollständig gesät-tigt (Ss). Oberhalb der Höhe hK, welche das obere Endedes Kapillarsaums beschreibt, entspricht die Sättigung desBodens dem Wert Sr. Der Verlauf der Sättigung zwischenden Höhen hA und hK wird linear angenommen. DurchEinführen des bodenabhängigen Exponenten α ergibt sichder in Bild 14b dargestellte Verlauf für Sα, wobei für α = 1der Verlauf zwischen hA und hK linear und oberhalb vonhK der Wert Sα = Sr ist. Die infolge der Teilsättigung zwi-schen den Körnern zusätzlich wirkenden Druckspannun-gen us werden dann durch Multiplikation von Sα und uwberechnet. Dabei ist uw oberhalb des Grundwasser -spiegels negativ (Bild 14c) und entsprechend auch us

(Bild 14d). Der Term Sα · uw · tanϕ′ ist somit positiv undentspricht physikalisch einer Kohäsion. Die zusätzlichzwischen zwei Elementrändern wirkende Druckkraft wirdaus dem Integral von us über die Länge des Rands be-stimmt. Ohne Wechselwirkung mit den hydraulischenVerhältnissen oberhalb der Geländeoberfläche könnteman den Verlauf der Saugspannungen uw oberhalb desKapillarsaums weiterhin als linear veränderlich abschät-zen. In der Realität beeinflussen aber Niederschläge undAustrocknung den Wassergehalt und damit die Saugspan-nung an der Geländeoberkante. Um dies je nach Anwen-dungsfall berücksichtigen zu können, sind oberhalb desKapillarsaums die in Bild 14c und d dargestellten Verläufevon uw (Varianten I bis IV) und damit von us wählbar.

Mit diesem Ansatz wurde die Grundbruchlast einesFundaments ohne Einbindung auf einem nichtbindigenBoden (Bild 15a, B = 2 m, γ f = 17,3 kN/m3, γr =20,5 kN/m3, γs = 26,5 kN/m3, ϕ′ = 27°, c′ = 0, hK = 3 m,hA/hK = 0,333, α = 1) in Abhängigkeit der Lage des Grund-wasserspiegels berechnet. Die Ergebnisse sind in Bild 15bzusammengefasst.

Die eindeutige Kinematik wird durch die Bedingun-gen in der Symmetrieachse (keine Horizontalverschiebun-gen) und unter der Lastfläche (gleiche Vertikalverschie-bungen) sichergestellt. Liegt der Grundwasserspiegel inHöhe der Geländeoberfläche (z = 0) ergibt sich die Trag -fähigkeit des Fundaments auf einem wassergesättigten Boden. Sinkt der Grundwasserspiegel ab, steigt die Trag -fähigkeit des Fundaments infolge der zusätzlichen Druck-spannungen im Korngerüst an, bis mit z = 3 m ein Maxi-mum erreicht wird. Der Kapillarsaum reicht gerade bis zurGeländeoberfläche. Mit weiter sinkendem Grundwasser-spiegel ist nun eine Annahme über den Verlauf der Saug-spannungen oberhalb des Kapillarsaums zu treffen. Indem Beispiel werden zwei Varianten betrachtet, die Ver-nachlässigung der Teilsättigung oberhalb des Kapillar-saums (uw = 0) und eine lineare Abnahme von dem an derOberkante 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 Trag-fähigkeit, welche sich schnell der eines Fundaments auferdfeuchtem Boden ohne Berücksichtigung der Teilsätti-gung annähert. Der zweite Ansatz führt zu einer weniger

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

50



schnellen Abnahme der Tragfähigkeit des Fundaments,aber auch in diesem Falle nähert sich diese mit sinkendemWasserspiegel der des Fundaments auf erdfeuchtem Bo-den ohne Berücksichtigung der Teilsättigung an, ohne die-se aber zu erreichen, da immer ein gewisser Einfluss derTeilsättigung berücksichtigt wird. Weitere Untersuchun-gen zum Einfluss der Teilsättigung und deren Berücksich-tigung in der KEM werden in Kürze gesondert veröffent-licht.

4.6 Optimierte Böschungsform bei homogenen Böden

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

sicherheit der obersten und steilsten Teilböschung ergibtsich bei auf der Böschungsoberfläche fixiertem KEM-Punkt 7 zu η = 1,76. Optimiert man die Bruchgeometriedurch Freigabe des KEM-Punkts 7, so erstreckt sich jetztder Böschungsbruch über alle Teilböschungen, und manerhält eine etwas niedrigere Standsicherheit von η = 1,56(s. a. das zugehörige Polynom 9. Ordnung bezüglich derSicherheit η nach Bild 16b [10]).

Der Einfluss der Kohäsion auf die Standsicherheit ei-ner Böschung nimmt mit deren Höhe ab, während derEinfluss der Reibung unabhängig von der Höhe wirksamist. Eine Böschung mit konstanter Neigung nutzt somitdas Material Boden nicht besonders wirtschaftlich aus.Die optimale Böschungsform startet am Kopf mit einer

Bild 15. Auswirkung der Teilsättigung auf die Tragfähigkeit eines Flachfundaments: a) Bruchmechanismus, b) Tragfähigkeitals Funktion der Lage des GrundwasserspiegelsFig. 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

51



senkrechten Neigung, die dann kontinuierlich flacherwird, bis die Neigung letztlich der des Reibungswinkelsentspricht, u. a. haben viele Vulkankegel genau dieseForm. (Präzisierung der hier gemachten Voraussetzungen:homogene Böschung; weitere konstruktive Eigenschaftenwerden außer Acht gelassen; unter Einbeziehung von zufordernden Teilsicherheiten sind für die Umsetzung dieBemessungsgrößen der Einwirkungen und Widerständezu verwenden). Dies kann u. a. durch ein Beispiel mit derKEM wie folgt belegt werden: Startet die Böschung verti-kal, so kann die freie Standhöhe durch

ΔH = λ · c · tan (45° + ϕ′/2)/γ (3)

berechnet werden, wobei der Wert für λ, je nach Nach-weisverfahren zwischen 2 und 4 liegt. Pastor [23] weistnach, dass der korrekte Wert zwischen 3,64 und 3,83 liegen muss. Bei Annahme einer homogenen Böschungmit den Bodenparametern γ = 20 kN/m3, ϕ′ = 18,5°, c′ =3,6 kN/m2 und λ = 4 erhält man ΔH = 1,00 m. Der Wertλ = 4 ist identisch zur KEM-Lösung mit einem Element.(Für ϕ′ = 0 und der Elementzahl 4 gemäß Bild 17 ergibtsich mit der KEM der genauere Wert λ = 3,805).

Man kann nun in mehreren Stufen mit jeweils umΔH zunehmender Böschungshöhe gemäß Bild 18 den immer flacher werdenden Polygonzug einer geknicktenBöschung berechnen. Dabei wird die jeweils unterste Böschungsneigung zu einem maximalen Wert iteriert, undzwar derart, dass die gewünschte Sicherheit jeweils globalin einer Stufe erreicht wird. Im Vergleich zu einer Bö-schung mit konstanter Neigung (Bild 19) ergibt sich im be-trachteten Beispiel eine Materialeinsparung von ca. 31 %.

Das Prinzip dieser iterativen Vorgehensweise kann auchmit anderen Nachweisverfahren erfolgreich angewandtwerden. Selbst die Auswertung von Böschungstabellen er-reicht im Prinzip dasselbe Ziel, allerdings ist der so ermit-telte Näherungspolygonzug flacher als der mit der KEMund liegt somit noch weiter auf der sicheren Seite. Auchbei nicht homogenen Böschungen lohnt es sich, ggf. da -rüber nachzudenken und z. B. mit der KEM zu unter -suchen, ob nicht eine mehrfach geknickte Böschungsober-kante wirtschaftlicher sein könnte als eine geradlinige.

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

Bild 17. Freie Standhöhe einer Böschung bei rein kohäsi-vem BodenFig. 17. Free standing vertical face of a slope in pure cohe-sive soil

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

Bild 19. Optimierte Böschungsgeometrie und vergleichbareBöschung (Sicherheit 1) mit konstanter BöschungsneigungFig. 19. Optimized slope (a) and equivalent slope (safetyfactor 1) with constant slope angle (b)

52



4.7 2D mit Flankenkräften (Pseudo-3D)

Die räumliche Betrachtung von z. B. Erdruckfragestellun-gen oder Böschungsstandsicherheiten führt im Allgemei-nen auf günstigere Ergebnisse als die vereinfachende ebe-ne Beschreibung unter Vernachlässigung jeglicher räum -licher Einflüsse. Ein erster Schritt zur Erfassung räum -licher Einflüsse einer z. B. beidseitig begrenzten Böschungkann darin bestehen, dass man die seitlichen, aus Reibungresultierenden Flankenkräfte der Größe und Richtungnach abschätzt und innerhalb einer 2D-Statik berücksich-tigt. Schätzt man die Tangentialkraft in der Böschungs-flanke je Element ab, mit dem Ruhedruckbeiwert K0 zu

T = E0 tanϕ′ (4)

E0 = K0 · F · zs · γ (5)

mitE0 Erdruhedruck,F seitliche Elementfläche,zs vertikaler Abstand von jeweiliger Böschungsober -

kante zum Schwerpunkt der Fläche F,γ gemittelte Wichte,

so erhält man für die Flankenkraftsumme in der 2D-StatikFl = 2 T/B in kN/m, wenn B die Breite des rutschendenBöschungskörpers bezeichnet. Die Wirkungsrichtung die-ser Kraft wird zweckmäßig parallel zur kinematischen Bewegungsrichtung eines jedes Elements – die der Kine -matikberechnung entnommen werden kann – angesetzt.Bild 20 zeigt mit den Pfeilen die Richtung dieser Flanken-kräfte.

5 Ausblick

Zu den bei Reibungsböden noch nicht abschließend un-tersuchten Aufgaben des Trapdoors, des tief liegendenGrundbruchs und der Plattenanker sind weiterführendeUntersuchungen in Arbeit. Weiter sind erste Überlegungenund Ansätze zur Erweiterung der 2D-Variante auf rotati-onssymmetrische Bruchzustände recht vielversprechend.

Hinsichtlich der echten Erfassung von räumlichenBruchproblemen stellt die angeführte Pseudo-3D-Lösung

nur einen Notbehelf dar. Für die echte 3D-Variante der ki-nematischen Elemente gemäß Gußmann [7] gibt es zwarein einsatzfähiges Rechenprogramm, dem jedoch – für ei-ne zeitgemäße Anwendung – wesentliche Elemente, wiegrafikunterstützte Ein- und Ausgaben, Elementgenerato-ren mit automatischer Nummerierung und Elementtei-lungsroutinen, fehlen. Zu hoffen ist, dass sich – innerhalbund außerhalb der Arbeitsgruppe in Bochum – genügendinteressierte Wissenschaftler finden, die die bisher schonerfolgreiche Entwicklung der kinematischen Elementefortsetzen.

6 Zusammenfassung

Es konnte an mehreren, recht unterschiedlichen Beispie-len gezeigt werden, dass es mit der KEM möglich ist, er-folgreich eine große Breite von Bruchproblemen desGrundbaus zu behandeln. Obwohl die KEM stets nur Lö-sungen produziert, die – ingenieurmäßig gesehen – aufder unsicheren Seite liegen (oberes Schrankentheorem),konnten bisher in allen Fällen Lösungen gefunden wer-den, die sehr nahe an der sogenannten wahren Lösungliegen, wie durch Vergleiche aufgezeigt werden konnte.Allerdings gelang dies nur dadurch, dass neben den ziem-lich automatisch ablaufenden Algorithmen der Optimie-rung der jeweiligen Bruchgeometrie eine Strategie nachder Devise vom Einfachen zum Komplizierteren mit je-weiliger Optimierung eingehalten wurde. Weiter konntegezeigt werden, dass die Entwicklung bzw. auch Auswahleines geeigneten Bruchmechanismus sowohl weitreichen-de Kenntnisse des Problems wie auch des Programmsund auch Kreativität voraussetzt. Da prinzipiell mit allentechnischen Programmen, die eine große Flexibilität zurAnpassung an Randbedingungen, Geometrie und inhaltli-che Besonderheiten aufweisen, stets auch Lösungen pro-duziert werden können, die ungeeignet oder sogar falschsein können – obwohl sie oberflächlich betrachtet fehler-frei erscheinen – kommt der kritischen Überprüfung eineunverzichtbare Rolle zu. Da speziell die Ergebnisse derKEM – und hier insbesondere die Kinematikfigur und dieKraftecke der Statik – sehr anschaulich mit den inge-nieurmäßigen Vorstellungen im Einklang stehen, kanndiese Methode auch didaktisch für die Lehre als wertvollbetrachtet werden – neben ihrer Rolle in Forschung undPraxis.

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53



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AutorenProf. Dr.-Ing. habil. Peter GußmannAm Bächle 374629 [email protected]

Dr.-Ing. Diethard Kö[email protected]

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom [email protected]

Beide: Ruhr-Universität BochumLehrstuhl für Grundbau, Boden- und Felsmechanik44780 Bochum

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201400033

The design of tunnels requires the proper prediction of surfacesettlements for estimating the potential impact on adjacentstructures. In computational methods, accurate prediction of thetunnelling-induced surface settlements should consider the fea-tures of the non-linear elastic soil behaviour, the tunnel deforma-tion boundary condition and the tunnelling details. In this paperthe tunnel-deforming mechanism is modelled by an analyticalapproach to account for the three different tunnel-deformingcomponents, i.e. ground loss, ovalization and vertical translation.The deformation around the tunnel profile was shown to be high-ly non-uniform. Such a tunnel deformation model was then inte-grated into the numerical analysis to investigate how the influ-ences affect the predicted surface settlement profile. The ca-pacity and applicability of the proposed procedure were ex-plored by means of a parametric study. Results indicate that arealistic tunnel-deforming pattern combined with a soil modelthat can take account of stiffness decay at small strains can leadto a more accurate prediction of tunnelling-induced settlementprofiles.

Modellierung von Oberflächensenkungen durch ungleich-mäßige Verformungen eines Tunnels. Der Entwurf von Tunnelnerfordert eine genaue Vorhersage von Oberflächensenkungenzur Abschätzung der möglichen Auswirkungen auf angrenzendeBauwerke. Im Rechenverfahren sollte eine genaue Vorhersageder durch den Tunnelbau hervorgerufenen Oberflächensenkun-gen die Eigenschaften des nichtlinearen, elastischen Bodenver-haltens, die Randbedingungen der Tunneldeformation und Ein-zelheiten des Tunnelbaus berücksichtigen. In dieser Arbeit wurde der Tunnelverformungsmechanismus durch eine analy -tische Herangehensweise dargestellt, um drei verschiedeneTunnelverformungskomponenten, d. h. Masseverlust, Ovalisie-rung und vertikale Translation, zu berücksichtigen. Die Verfor-mung rund um das Tunnelprofil erwies sich als höchst uneinheit-lich. Ein solches Tunnelverformungsmodell wurde dann in dernumerischen Analyse angewandt, um die Auswirkungen der Einflussfaktoren auf das vorhergesagte Profil der Oberflächen-senkung zu erforschen. Die Kapazität und die Anwendbarkeitdes vorgeschlagenen Verfahrens wurden von einer Parameter-studie untersucht. Die Ergebnisse zeigen, dass ein realistischesTunneldeformationsmuster zusammen mit einem Boden-modell, welches Festigkeitsverlust bei kleiner Belastung be -rücksichtigen konnte, zu einer genaueren Vorhersage des durchden Tunnelbau verursachten Bodensenkungsprofils führen können.

1 Introduction

In engineering practice, one of the fundamental require-ments for designing a satisfactory tunnel is to minimizethe potentially adverse impact on nearby structures andother facilities caused by tunnelling-induced ground move-ments. Hence, reliable prediction of the distribution andmagnitude of surface settlements induced by tunnellingcalls for great interest and research effort on the part ofengineers and related researchers.

A numerical simulation can incorporate heteroge-neous ground layers with more sophisticated constitutivemodels as well as more realistic boundary conditions andtime-dependent effects. It should be pointed out that theanalytical method available almost fails to satisfy at leastone of those fundamental requirements, whereas a full nu-merical analysis is able to provide information on all thedesign requirements of a tunnelling problem [1]. In recentyears, with the development of computer techniques, theuse of the finite element method has been continuallygrowing and it has become the most efficient tool for han-dling soil mechanics problems. In practice, full 3D numer-ical analyses remain complex and require a large amountof computing resources and an experienced professionaloperator. It is not necessary to carry out a specific 3Danalysis for every tunnel section during the stage of pre-liminary estimation of tunnelling-induced ground move-ments; if properly executed, the displacement field pre-dicted by the 2D method agrees well with the 3D simula-tions [2], [3]. Therefore, there is a need for a simple 2Dmodelling technique for, in particular, preliminary calcula-tions and parametric studies.

However, in numerical analysis the predicted tun-nelling-induced settlement profiles tend to be shallowerand wider than field observations [4], [5], [6], i.e. are un-derestimated for the near field and overestimated for thefar field (related to the tunnel centre-line). This short-coming can be improved to some extent by using ad-vanced soil constitutive models that can account for thesoil stiffness degradation at small strains [3], [7], [8], [9],[10]. On the other hand, 2D plane strain numericalanalysis need to take account of 3D non-uniform defor-mation ahead of the tunnel face and before installing thelining. It is suggested that this could be overcome by in-troducing a non-uniform tunnel convergence pattern in-to the numerical analysis [9], [11], [12]. However, assum-

Modelling of surface settlements induced by a non-uniformly deforming tunnel

Jinyang FuHerbert KlapperichRafig AzzamJunsheng Yang

55

J. Fu/H. Klapperich/R. Azzam/J. Yang · Modelling of surface settlements induced by a non-uniformly deforming tunnel


ing that the final tunnel is circular is not consistent withthe facts, with the tunnel experiencing some ovalization[12], [13].

This paper conducts an investigation to evaluate theprediction of tunnelling-induced ground movements withthe help of a non-linear elastic soil model and a non-uni-form tunnel-deforming model. A proposed analytical ap-proach is presented for describing the non-uniform tunneldeformation pattern. Different tunnel-deforming compo-nents, i.e. ground loss, ovalization and vertical translation,were considered by the definitions of representative para-meters in an analytical expression. This tunnel deforma-tion model is then integrated into the numerical analysisto model the tunnelling-induced ground movements. Thecapacity and applicability of the proposed approach arechecked by a parametric study.

2 Tunnel-deforming mechanism2.1 The tunnel deformation model

The excavation of the tunnel will lead to relieving thestresses in the soil surrounding the tunnel and, conse-quently, the soil mass will move towards the excavation.These ground movements caused by tunnelling are oftencharacterized by the term “ground volume loss”, which isexpressed as a percentage of the theoretical excavatedvolume of the tunnel. In general, estimating the groundloss parameters relies on experience of past projects andvaries for different tunnelling methods, ground condi-tions, tunnel configurations, etc. The tunnelling-inducedground volume loss can be estimated either by an empiri-cal method [14], [15] or by a theoretical method given in[16].

In computational analysis, this ground loss parame-ter is employed as a measure of the physical clearance be-tween lining and ground, also as a measure of the three-di-mensional soil deformations ahead of the excavation faceand as a measure of the quality of the workmanship, etc.Generally, the ground volume loss around the tunnel willnot be uniform [17], [18]. However, if the actual groundloss distribution around the tunnel is assumed to be repre-sented by inward displacements, the final tunnel deforma-tion pattern should not be uniform either. Many authorshave shown that the convergence pattern of the soilaround the tunnel is highly non-uniform and cannot besimply represented by uniform kinematic and staticboundary conditions [9], [12], [13], [19]. Uniform unloadingaround the tunnel or prescribing uniform radial displace-

ment in numerical analyses would lead to unrealisticallyhigh invert heaves [5]. These high invert heaves are not ob-served in laboratory tests or construction practice. Thecentrifuge test results show that the displacement at theinvert is less than a third of the displacement at the tunnelcrown [6], and the field observations at the Heathrow Ex-press Trial Tunnel show very small invert displacementsor displacements even close to zero [20].

It is apparent that the ground loss-induced tunnel de-formation around the tunnel periphery is highly non-uni-form. The possible reasons for these non-uniform tunneldeformations are:1) The representation of the three-dimensional soil move-

ments occurring ahead of the tunnel face and aroundthe tunnel due to stress relief.

2) The behaviour of the tunnel lining due to the non-uni-form ground pressure around the tunnel together withdifferent 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-excava-

tion 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-dependentstrength of the grout.

7) The deformation due to slight over-excavation or insuf-ficient grouting between the lining and the excavationline around the tunnel.

In general, the final tunnel deformation can be describedby the sum of three basic deforming components [12], [21]:a uniform contraction due to ground loss, a vertical trans-lation of the tunnel and an ovalization of the tunnelboundary without any change in the volume, as shown inFig. 1. To form the final non-uniform tunnel deformationpattern, the three deforming components of the tunnelboundary can be obtained from the following three defini-tions:1) The uniform radial displacement u0 can be related to

the ground volume loss parameter Vl via the followingrelations:

(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,

V R R (R u ) u R 1 1 Vl2 2

02

0 l( )π = π − π − ⇒ = − −

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

56



but there is no change in the tunnel volume. A relativeovalization parameter β is introduced to describe thisdeforming component [22], expressed as

(2)

When behaving together with a uniform contractionu0, if β = 0, the tunnel cavity contracts horizontally andvertically by the same amount without ovalization; if0 < β < 1, the horizontal contraction decreases whilethe vertical contraction increases; if β = 1, the verticalcontraction will be doubled and the horizontal con-traction is reduced to zero; if β > 1, the horizontal con-traction becomes negative and the vertical contractionincreases.

3) The tunnel vertical displacement uv is a consequenceof the fact that the stiffness of the material is not con-stant along the tunnel boundary and there is a tunnelbuoyancy effect due to the different weight of the tunnel and the excavated soil [23], [24]. Moreover, fieldobservations in [20] agree with the results that the tun-nel invert displacement is very small or even close tozero. In this study the vertical translation of the tunnelis assumed to be equal to ηu0 along the tunnel centre-line.

Considering the three tunnel deformation parameters, thesoil displacement of the tunnel periphery can now be ex-pressed as

(3)

According to Fig. 1, the displacement of the crown uc andinvert ui of the tunnel can be easily obtained with thesethree deformation components, given by

(4)

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

u u (1 cos2 sin )r 0= − − β θ + η θ

u u (1 ); u u (1 – )c 0 i 0− + β + η = + β η

u u/2 0/β = θ=π

tunnel’s inherent deforming characteristics and back-analysis of field measurements. However, when assumingzero displacement at the invert (ui = 0), a relation betweenthe two parameters can be obtained in the form of η =1 + β.

Fig. 2 shows the distribution of radial displacementover the tunnel periphery for different values of the oval-ization parameter β in Eq. (3). It shows another interestingaspect, i.e. that at a point π/6 above the springing line ofthe tunnel, the displacement is independent of the valueof β. In other words, the radial displacement at this pointis always 1.5u0 and its value is not influenced by the rela-tive ovalization of the tunnel. Above this point on the tun-nel periphery, the radial displacement will become aslarge as the increase in β, whereas the radial displacementwill reduce below this point.

2.2 Determination of tunnel displacement boundarycondition for FE analysis

If we assume the excavated tunnel radius is R0 and thetunnel volume loss Vl, then the uniform radial displace-ment of the tunnel boundary can be obtained from Eq. (1).The equivalent converged final tunnel radius is

(5)

According to the tunnel-deforming mode shown in sec-tion 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, itis easy to derive

(6)

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

R R 1 Vc 0 l= −

y y (1 )ux x

1 0 0

1 0

= − − β=⎧

⎨⎩⎪

Fig. 2. Distribution of radial displacement over tunnel peri-phery (η = 1 + β)Bild 2. Verteilung der Radialverschiebung oberhalb desTunnels (η = 1 + β)

Fig. 3. Tunnel-deforming mechanismBild 3. Tunnel-Deformations-Mechanismus

57



the coordinates of the tunnel focusing centre o2 (x2, y2),given as

(7)

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

(8)

The equation of the line can be written as

(9)

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

(10)

where a = Rc + βu0 and b = Rc – βu0 represent the hori-zontal and vertical semi-diameters of the ellipse respec-tively. Substituting Eq. (9) in Eq. (10), the intersection ofthe final movement vector line and the final convergedtunnel profile can thus be approximated by solving the fol-lowing equation:

(11)

The horizontal and vertical displacements of the nodesaround the excavated tunnel boundary towards the finaltunnel focusing centre can then be derived from

(12)

A parametric study using a non-linear elastic model for dif-ferent tunnel focusing centres has been carried out [9].The use of such a constitutive model suggests that the dis-tance from the tunnel centre to the tunnel focusing centreis linearly proportional to the natural logarithm of the tun-nel cover depth to diameter ratio. By trial fitting the datapresented, a simple power function, Eq. (13), was used inthis study to determine the position of the tunnel move-ment vector focusing centre:

(13)

where h is the tunnel axis depth and D is the tunnel diam-eter excavated.

Therefore, the tunnel volume loss and tunnel defor-mation mechanism can be simulated in a finite elementanalysis by prescribing the corresponding displacementsat the nodes on the excavated tunnel boundary.

1

h/Dλ =

u y y

u x x

y p

x p

= −= −⎧

⎨⎪

⎩⎪

ky y

x x0p 2

p 2

=−

−

y k x y0 2= +

(x x )

a

(y y )

b11

2

21

2

2

−+

−=

(x x )

a

(k x y y )

b11

2

20 2 1

2

2

−+

+ −=

y y R y (1 )u R

x x x

2 1 c 0 0 c

2 0 1

= − λ = − + β + λ⎡⎣ ⎤⎦

= =⎧⎨⎪

⎩⎪

3 Numerical modelling of ground behaviour due to tunnelling

3.1 Soil constitutive models

Simple non-linear elastic soil models were introduced inthis study to model the tunnelling-induced ground move-ment. In such soil models, the stiffness change with thestress path reversal is modelled according to the so-calledMassing’s rule, whereas the soil stiffness degradation atsmall strains is considered by a simple power law.

For the formulation of the Massing rule, supposingthat the initial loading curve is given by

(14)

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

(15)

where qa and εa are the deviator stress and deviator strainrespectively, corresponding to the point of load reversalfor unloading on the stress-strain curve. Likewise, consid-ering the reloading curve going backwards from point Cto point A, this process can be written as

(16)

where, in turn, qc and εc are the deviator stress and devia-tor strain respectively, corresponding to the point of loadreversal for reloading on the stress-strain curve. This loadreversal relationship for unloading-reloading on the stress-strain curve according to Massing’s rule is shown graphi-cally in Fig. 4.

For the non-linear elastic soil models, the soil stiff-ness degradation is dependent on the soil deviator strainlevel. Burland [26] and Mair [27] indicated that the strainlevel for tunnels and foundations would be typically in the

q f( )q= ε

q q

2f

2a a q−

=ε − ε⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

q q

2f

2c c q−

=ε − ε⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

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

58



range 0.01 to 1.0 %. Hence, the maximum stiffness valuescan be assumed to be constant below the deviator strain of0.01 %, whereas above the deviator strain, 1 % of the stiff-ness can be reduced to a constant lower value and the soilbehaviour is dominated by the soil constitutive model.Based on these assumptions, two models with two differ-ent stiffness decay curves were used to model the tun-nelling-induced ground movement in this study. The firstmodel is the elastic model together with the stiffness decaycriterion similar to the model presented in [8], and the sec-ond model is the non-linear elastic model as described in[28] and [29]. For the first model, the stiffness-strain rela-tion for London Clay is obtained by fitting a curve tothe data presented in [30]. The secant undrained Young’smodulus, which is normalized by undrained shearstrength, 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:

(17)

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

(18)

E

cau

uqn 1= ε −

Gp

b qn

′= ε

where p′ is the mean effective stress and n and b are para-meters governing the change in stiffness. These two para-meters can be derived with measured data from triaxialtests with local strain measurements. In this study a nor-malized modulus decay curve based on the data presentedin [32] was used to simulate the behaviour of London Clay.The fitted curve (B1) is shown in Fig. 6, and the two para-meters b and n are given in Table 2. It should be notedthat the data are based on both the measured bound val-ues from undrained triaxial compression and extensiontests respectively. The initial stiffness in this measurementis much lower (approx. 1/3) than previously establishedbounds for London Clay. This difference is attributed tothe extended drained pause periods before the undrainedshearing test and the slower stress change rates as well asthe factors relating to anisotropy of the soil in the new testpresented by High et al. [32]. When using this stiffnessdegradation model in the numerical analysis, the soil be-haviour at very small strains (εL < 0.01%) is controlled bythe maximum (initial) undrained secant Young’s modulus.For the analysis with curve B1, the initial undrainedYoung’s modulus depends on the mean effective stressand the following relation can be derived:

(19)

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

E

1000p3G

1000p0,5u,initial

′=

′≈

Fig. 5. Stiffness-strain characteristics of London Clay whenusing MC modelBild 5. Steifigkeits-Dehnungs-Charakteristik von London-Ton bei Anwendung des MC-Modells

Fig. 6. Stiffness variation at small strain levels for LondonClayBild 6. Steifigkeitsvariation bei kleinen Dehnungsgrößenvon London-Ton

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

Soil Notation εq (Eu,max) εq (Eu,min) a n Related data

London Clay A1 0.01 % 1 % 6.3 0.35 [30]

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

Soil Notation εq (Gmax) εq (Gmin) b n Related data

London Clay B1 0.01 % 1 % 12.6 –0.4 [32]

59



strain levels, the function for the stiffness degradation canbe given as

(20)

Incorporating Massing’s rule for load reversal [28], thefunction becomes

(21)

where εq is the current deviator strain and εr the referencedeviator strain from the point of load reversal, or unload-ing and reloading. A similar procedure can be used for theanalysis with curve A1.

3.2 FE analysis and soil properties

Parametric analyses are considered to assess the effects ofthe tunnel deformation patterns on the resulting field ofground displacement using the ABAQUS FE software [33].The tunnel deformation patterns proposed in section 2can be implemented in the 2D FE model around the tun-nel. The tunnel geometry and ground conditions assumedfor the parametric analysis in this study are based on theHeathrow Express Trial Tunnel [20].

In the present study the oval-shaped trial tunnel sec-tion was idealized as a circular section with an equivalentcircular 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-

Gp

4,2* 2*2

5003q

0,4 q r

0,4

′= ⋅ ε − ⋅

ε − ε⎛

⎝

⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟

⎛

⎝

⎜⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟⎟

≤−

−

Gp

4,2*5003q

0,4

′= ⋅ ε ≤−

ary condition adopted for this analysis are shown in Fig. 7.The lateral extension of the model boundary from the tun-nel boundary is about 15r (65 m) and the vertical depthfrom the tunnel axis to the bottom boundary of the modelis about 10r (45 m). The vertical displacement of the verti-cal boundary is left free, whereas the horizontal displace-ment is restrained. The bottom of the model is totallyfixed in both the horizontal and vertical directions, where-as the upper boundary of the model is left free to representthe ground surface. An 8-node biquadratic displacement,bilinear pore pressure, reduced integration plane strain el-ement was used for simulating the soil porous medium.

Three layers of soil were included for the parametricFE 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 plasticMohr-Coulomb model was used in all the analyses tomodel the made ground and the terrace gravel with the pa-rameters given in Table 3. To assess the influence of thesoil constitutive model on the resulting field of groundmovement, the predictions were compared using differentsoil models for the London Clay. Three different soil mod-els were investigated: the non-linear elastic soil model(SSD-elastic), the non-linear elastic soil model in conjunc-tion with the Mohr-Coloumb model (SSD-MC) and thenon-linear elastic soil model in conjunction with the mod-ified cam clay model (SSD-MCC). The soil parameterswere selected from existing published data, which are ob-tained from either field tests or laboratory tests, as shownin 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 initialstress 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 analysisBild 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′ φφ′ (°) c ′ (kPa) ψ′ (°) K0

Made ground 18 20 0.2 35 0 17.5 0.43

Terrace gravel 20 20 0.2 35 0 17.5 0.43

60



points can be defined as functions of coordinates, elementnumber, integration point number, etc. Another importantadvantage of using the SIGINI subroutine to define theinitial stress is that the arbitrary lateral earth pressure co-efficient can be used to define the initial horizontal stress.Since the mean effective stress at the integration pointshould be calculated to determine the soil stiffness,G = f(p′, εq), it should be converted from the mean totalstress minus the total pore pressure. Assuming γ is the soilbulk unit weight, γw the unit weight of water, hs the soildepth and hw the depth of ground water, the mean effec-tive 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 curveA1G/p′ = 500/3 for analysis with curve B1

The tunnel excavation is performed in the second step byremoving the corresponding elements and prescribing thenon-uniform displacement boundary condition aroundthe tunnel. Details of the execution of the analysis can befound in [35].

An undrained analysis was performed as only theshort-term undrained soil behaviour was of concern.Long-term soil deformation due to consolidation andcreep was not taken into account for this study. The Lon-don Clay was modelled as undrained soil layers, whereasthe top 4 m of the soil (made ground and Thames Gravel)was modelled as a drained condition. The FEM analysisin ABAQUS was performed in total stress, and henceundrained soil parameters should be used. If setting thefriction angle to zero, the Mohr-Coulomb failure criterionis then reduced to the Tresca yield condition that relatesto the undrained soil strength. Hence, the cohesion isequal to the undrained shear strength and increases withdepth. For the SSD-elastic model, an equivalentundrained total stress Poisson’s ratio νu was used with avalue of 0.495, whereas for the SSD-MCC model theundrained condition was enforced by using a high bulkmodulus for pore water [1]. In this study a water bulk mod-ulus value Kw = 106 kPa was used to match the reality thatthe tunnel excavation process is not fully undrained.

4 Discussion of the results4.1 Influence of soil constitutive model

FE analysis is widely used for simulating tunnel construc-tion in soft ground. However, it has been noted in manystudies that tunnelling-induced ground movements ob-tained from such an FE analysis are often too wide andshallow in terms of the settlement trough. An importantaspect of simulating the soil deformation is the soil consti-tutive model used. For a given boundary value problem,the computed soil behaviour may be changed if using dif-ferent soil constitutive models. The difference is not mere-ly due to the use of different soil parameters, but also de-pends on the constitutive framework for defining the pre-failure and post-failure behaviour of the soil.

The influence of different soil constitutive models onthe tunnelling-induced ground movement is investigatedin this section using 2D FE analysis. The tunnelling-in-duced ground loss and deformation is represented by thedeformation mechanism as discussed in section 2. Tohighlight the influence of the soil constitutive model onthe resulting field of ground movement, the tunnel de -formation mechanism is fixed with β = 0, η = 1 + β andγ = 0.642. The type 2 construction of the Heathrow Ex-press Trial Tunnel [20] was studied here. For all the mod-els, the initial soil stiffness was considered to increase withthe depth.

Fig. 8 shows the computed transverse surface groundmovement using different soil constitutive models and thefield measurements. Fig. 8a shows the result computed us-ing the stiffness decay curve A1, whereas Fig. 8b shows theresults obtained from the stiffness decay curve B1. It wasfound that, on the one hand, with the prescribed boundarycondition (no ovalization), all the models could somehowproduce similar settlement troughs, but varying in widthand depth. The use of linear elastic model, MC model andMCC model without stiffness degradation always resultsin a wide settlement trough. On the other hand, if includ-ing a small strain-dependent stiffness, the models can pro-duce narrow and deep settlement troughs. Such settle-ment profiles are closer to the field data in terms of theirshape.

Comparing the results in Fig. 8a and 8b, it is appar-ent that if stiffness degradation is not included, the pre-dicted settlement profile is significantly wider than mea-sured. High stiffness (using curve A1, e.g. MC-A1) resultsin a smaller maximum settlement, whereas a lower stiff-

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]

Parameter γ (kN/m3) Eu0 (MPa) νu φu (°) cu (kPa) ψ ′ (°) K0

London Clay 20 Eu = aεnqcu 0.495 0 30+5z 0 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 κ G (MPa) λ M Gs W β* K* K0 Kw

London Clay 0.026 bε nqp′ 0.095 0.85 2.75 25.5 % 1.0 1.0 Fig. 9 1.0e8

61



ness produces a relatively larger maximum settlement (e.g.MC-B1). Contrasting with this, the maximum settlementscomputed by the SSD-elastic, SSD-MCC and SSD-MCmodels are almost the same when using both stiffness de-cay curves A1 and B1. This indicates that the two stiffnessdecay curves, either normalized by undrained shearstrength (A1) or normalized by the mean effective stress,can actually be used with the subroutine in this study asthey give very similar results.

Another aspect that should be noted is that if includ-ing stiffness degradation, all the models result in almostthe same settlement profile, especially if they use the samestiffness degradation curve. This is due to the fact thatthere is no plastic deformation in the soil during the cal-culation with all the small stiffness-dependent models.They all behave in the elastic range. This implies that thetunnel excavation-induced ground movement is onlyslightly or not influenced by the soil plastic deformationbut mainly influenced by the soil elastic behaviour. Never-theless, the result in Fig. 9 highlights the importance ofconsidering the small strain non-linearity when predictingtunnelling-induced ground movements, especially in theelastic range.

Although the small strain-dependent stiffness can im-prove the predicted settlement profile, these profiles are,however, actually still overestimated for settlement at thefar field away from the tunnel centre-line and underesti-

mated for the maximum settlement. This leads to the de-flections of the sagging and hogging parts of the settle-ment profile being underestimated. Such underestimateddeflection of the settlement profile is sensitive when as-sessing the potential impact on surface structures [36],[37]. It is suggested that the underestimates of both themaximum settlement and the deflection of the settlementprofile can be improved by introducing a slight ovalizationinto the tunnel deformation. This will be shown in section4.3 below.

4.2 Influence of lateral earth pressure coefficient at rest

The tunnel case selected was excavated in the highly over-consolidated soil, i.e. London Clay. It is necessary to in-vestigate the effects of the coefficient of earth pressure atrest K0 on the ground deformation. A series of 2D analy-ses [38] for modelling tunnel construction in LondonClay show that with K0 = 1.5 and realistic soil parameters,the predicted surface settlement trough is shallow andwide, and no significant improvement can be made by in-cluding a non-linear elastic – perfectly plastic model andthe soil anisotropy. Another study [2] using the volumeloss control method and a small strain non-linear modelshows that both 2D and 3D models result in identical set-tlement troughs that are wider than field measurements.The 3D modelling has a negligible effect on the shape ofthe transverse settlement profile. The results also showthat only a combination of the assumed high degree ofanisotropy and a low K0 = 0.5 could produce reasonableresults, but yields unrealistically high values of volumeloss in the meantime. It is concluded that neither 3D ef-fects nor soil anisotropy can improve the prediction of

Fig. 8. Transverse surface settlement troughs using differentmodels for type 2 Heathrow Trial Tunnel: a) computed sur-face settlement using stiffness decay curve A1; b) computedsurface settlement using stiffness decay curve B1Bild 8. Transversale Oberflächensetzungen bei Nutzungmehrerer Modelle für Typ 2 Heathrow-Versuchstunnel: a)berechnete Oberflächensetzung mit Steifigkeits-Abnahme-Kurve A1; b) berechnete Oberflächensetzung mit Kurve B1

a)

b)

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

62



the settlement profile with a high K0 ground condition us-ing FE analysis.

In this study the potential influence of K0 on the re-sulting field of ground movement was investigated for aprescribed tunnel displacement boundary condition aswell. A series of analyses was performed using the SSD-elastic and SSD-MCC models with various K0 values, butthe tunnelling-induced ground loss was represented by thesame tunnel deformation pattern. As a comparison, a real-istic K0 profile from field measurements presented in [32]was also used in a data fitting curve, shown in Fig. 9. TheK0 value was used to obtain the horizontal effective stresswhen establishing the initial geostatic stress state for theFE analysis. All the analyses were conducted in anundrained total stress analysis.

Fig. 10 shows the computed surface settlements withthe SSD-MC (A1), SSD-MCC (B1) and normal MC mod-els. Four analyses were carried out for each model whilevarying the lateral earth pressure at rest K0 from 0.5, 1.0,1.5 and a value fitted from field data. Generally, varyingK0 will change the initial stress state of the ground and soit would have an influence on both the ground settlementprofile and the tunnel deformation. Since the tunnel de-formation was forcibly applied in this paper, only the in-fluence of K0 on the surface settlement is discussed here.

The computed results show that varying the K0 valuehas a very small influence on the resulting surface settle-ment when using soil models with the small strain-depen-dent stiffness, but has a substantial effect when using theconstant stiffness MC model. In fact, the different K0 val-ues will lead to an alteration to the horizontal effectivestress. In this study the alteration of the effective stresswill not influence the tunnel deformation as it is a givenboundary condition, and the identical tunnelling-inducedstrain around the tunnel will lead to identical stiffnessdegradation when using the same stiffness decay curve indifferent soil models. Moreover, in an undrained totalstress analysis, the different K0 values only alter the hori-zontal effective stress, which is minor in comparison to thetotal stress.

Almost no plastic deformation occurred during thecomputation when using the SSD-MC model. However,there is some plastic deformation above the tunnel whenusing the constant stiffness MC model. This is due to thefact that in the SSD-MC model the soil modulus is depen-dent on the deviator strain level, whereas the undrainedshear strength is kept constant. As a result, the deformingtunnel-induced strain leads to a reduction in the soil stiff-ness around and above the tunnel, which will significantlydiminish the possibility of shear failure.

When using the stiffness degradation curve B1, thesoil stiffness is not only dependent on the deviator strain,but also on the mean effective stress, whereas when usingthe stiffness degradation curve A1, the soil stiffness is onlydependent on the deviator strain. Such a difference leadsto 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 ofthe variation in effective stress on the resulting surface set-tlement is very small.

It was also found that if using the constant stiffnessMC model, a smaller value of K0 will result in a settlement

Fig. 10. Surface settlements computed from different consti-tutive models with various K0 for type 2 Heathrow TrialTunnel: a) surface settlement computed from SSD-MC (A1)model with various K0; b) surface settlement computed fromSSD-MCC (B1) model with various K0; c) surface settlementcomputed from SSD-MC (B1) model with various K0; d) sur-face settlement computed from MC model with various K0Bild 10. Oberflächensetzungen, berechnet mit mehreren Modellen mit variierten K0-Werten für Typ 2 Heathrow-Ver-suchstunnel: a) SSD-MC (A1); b) SSD-MCC (B1); c) SSD-MC (B1); d) MC-Modell

a)

b)

c)

d)

63



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

4.3 Influence of tunnel convergence patterns

The two previous sections show that the use of the non-linear soil constitutive model can improve the predictionof the tunnelling-induced ground movement profile tosome extent. Adopting a realistic K0 profile cannot im-prove the final settlement profile further if considering asmall strain stiffness decay. The settlement profile com-puted in the FE analysis was still not accurate when com-pared with field data. As the ground volume loss is evalu-ated from field measurements, it is a realistic value. In thisstudy the undetermined ground volume loss distributionaround the tunnel is suggested to account for those dis-crepancies. A tunnel deformation pattern for consideringthe ground volume loss distribution was proposed in sec-tion 2. Based on this, parametric analyses were carried outto investigate the influence of the tunnel-deforming modelon the resulting field of ground movements. In theseanalyses the tunnel invert displacement was fixed by set-ting η = 1 + β and λ = 0.642. Different β values were as-signed to apply different degrees of ovalization.

Fig. 11 shows the computed surface settlementtrough using the SSD-elastic (B1) model with various βvalues for the type 2 Heathrow Express Trial Tunnel. Thebest-fit results were given by a value β = 0.4. It is apparentthat by introducing a small ovalization into the tunnel-de-forming model, a deeper settlement trough will be pro-duced. A more accurate shape for the settlement profilecan be obtained if a proper value of β can be adopted.There is a significant influence on the maximum settle-ment although the influence is very small on the far sideof the settlement profile. This indicates that tunnel oval-ization is also a very important factor for predicting sur-face settlement, especially for obtaining a realistic shape ofthe settlement profile.

Another interesting aspect that should be noted isthat there is a point in the settlement profile where the set-tlement remains constant when varying the relative oval-ization parameter. This point could actually be the so-called point of inflection defining the trough width para-meter. The settlement profile inside this point is concave,whereas outside of this point it is convex. This point cor-responds with the point on the tunnel periphery π/6above the tunnel springing line, where the radial displace-ment is independent of the value of β.

4.4 Predicted ground movements

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

the type 1 tunnel the crown was unsupported during theexcavation of the top middle pillar [20]. Both the SSD-MCC (B1) and the SSD-elastic models were used with thefitted K0 profile as well as the proposed tunnel-deformingpattern. Fig. 12 and Fig. 13 show the computed settlementtroughs for type 1 and type 2 Heathrow Trial Tunnels. Tri-al computations show that relative tunnel ovalization pa-rameters β = 0.4 and β = 0.5 for the two types of construc-tion respectively can produce results that are in very goodagreement with the field data, either in terms of the mag-nitude or the shape of the settlement profile. A different

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

a)

b)

Fig. 12. Computed surface settlement troughs for type 1Heathrow Trial TunnelBild 12. Berechnete Oberflächensetzung für Typ 1 Heath-row-Versuchstunnel

64



value of β for these two types of tunnel should be attrib-uted to the different construction methods used becausethe crown of the type 2 tunnel was always supported,whereas the type 1 tunnel was unsupported during a peri-od of construction. Hence, it is reasonable that the type 1tunnel would result in a relatively larger nominal ovaliza-tion deformation.

5 Conclusions

This paper has presented a study of using the two-dimen-sional finite element method to model tunnel-inducedground movement. An analytical approach has been pro-posed to describe the various tunnel deformation compo-nents, while a simple power function was used to model thenon-linear elastic soil behaviour. The influences of soil con-stitutive model and the non-uniform tunnel deformation onthe tunnelling-induced ground movement have been inves-tigated. The following conclusions can be drawn:

The soil stiffness degradation at small strains has animportant influence on the resulting ground settlement.Using a constant stiffness soil constitutive model will re-sult in a wide and shallow settlement profile even incorpo-rating a non-uniform tunnel-deforming pattern and depth-dependent soil initial stiffness and strength. If consideringthe soil stiffness decay at small strains, the predicted sur-face settlement profiles are more realistic when comparedwith field data. Furthermore, the soil deformation mainlyoccurs in the elastic range, which further highlights theimportance of considering elastic non-linearity for model-ling the tunnelling problem.

For a given tunnel displacement boundary condition,varying the coefficient of lateral earth pressure at rest K0cannot further improve the prediction of the surface set-tlement profile when using a soil model with stiffnessdegradation at small strains. When using a constant stiff-ness soil model, a high K0 results in a very flat settlementtrough, whereas an unrealistically low K0 can produce asettlement profile close to field data.

Including the relative ovalization in the tunnel-de-forming pattern could improve the computed settlementprofile significantly. Such a relative ovalization could beconsidered using the proposed non-uniform tunnel-de-forming model and it is logical in engineering practice. Al-though a lack of direct field data makes the determination

of this relative ovalization difficult, it is expected thatback-analysis with existing field data could result in aguideline and suggestions.

Acknowledgements

The authors would like to thank Dr.-Ing. Habil. NandorTamaskovics for his valuable suggestions to enhance thispresentation. The software support from the computercentre of TU Bergakademie Freiberg is gratefully ac-knowledged.

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65



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[19] Panet, M., Guenot, A.: Analysis of convergence behind theface of a tunnel. In: Proceedings of the international sympo-sium, Tunnelling’ 82, London, 1982, pp. 187–204.

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AuthorsJinyang Fu [email protected] of Civil EngineeringCentral South UniversityTianxin District Shaoshan South Road 68 410075 Changsha, China

Herbert Klapperich Geotechnical Institute Technical University Bergakademie Freiberg Gustav-Zeuner-Straße 109599 Freiberg, Germany

Rafig Azzam Department of Engineering Geology and Hydrogeology Aachen University (RWTH) Lochnerstr. 4–2052064 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 2014Revised: 16 June 2015Accepted for publication: 17 June 2015

66 geotechnik 39 (2016), Heft 1

DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen

34. Baugrundtagung 2016 in Bielefeld

VortragsprogrammVom 14. bis 16. September 2016 öffnetdie 34. Baugrundtagung ihre Tore undpräsentiert ihren Teilnehmern ein inte-ressantes und abwechslungsreiches Vor-tragsprogramm mit renommierten Refe-renten.

Von 65 eingereichten Vortragsvor-schlägen wurden 38 ausgewählt und folgenden Themenschwerpunkten zuge-ordnet:– Innovation,– Spezialtiefbau,– Erd- und Grundbau,– Tunnelbau,– Infrastrukturprojekte,– Geotechnik für regenerative Energien

und nachhaltiges Wirtschaften,– Normung,– Prognosen und Qualitätssicherung.

Das endgültige Programm der 34. Bau-grundtagung wird im Mai erscheinen.

Wir erwarten erneut 1.200 Teilneh-mer, denen wir mit unserer Tagung diePlattform bieten, sich über die aktuellenProblemstellungen und Herausforderun-gen im Fachgebiet Geotechnik zu infor-mieren.

Das im Zentrum Bielefelds gelegenemoderne Stadthallengebäude bietet zu-sammen mit seiner Ausstellungshalleideale Voraussetzungen für die Durch-führung der 34. Baugrundtagung. DerTagungsort befindet sich unmittelbar ge-genüber vom Bielefelder Hauptbahnhof(ICE-Anbindung) und ist somit auch mitöffentlichen Verkehrsmitteln sehr gut zuerreichen.

Infos unter www.baugrundtagung.comAuf der Kongress-Website www.bau-grundtagung.com erhalten Sie alle wich-tigen Informationen über die Teilnahmean der 34. Baugrundtagung 2016 undder begleitenden Fachausstellung Geo-technik (als Aussteller).

Mit der Organisation und Durch -führung der 34. Baugrundtagung hatdie DGGT die Interplan Congress, Meeting & Event Management AG,Hamburg, beauftragt (Ansprech -partnerin: Frau Ines Musekamp,Tel.: (040) 32 50 92 41, E-Mail: [email protected]).

Veranstalter der begleitenden zwei -tägigen Fachausstellung zur 34. Bau-grundtagung ist die Interplan AG, Hamburg (Ansprechpartnerin: FrauSandra Rudolph, Projektleitung Aus -stellung, Tel.: (040) 32 50 92 40, E-Mail: [email protected]).

Nachwuchsförderung im Rahmen der 34. Baugrundtagung Die DGGT fördert seit vielen Jahren denwissenschaftlichen Nachwuchs im Rah-men ihrer Baugrundtagung. In der zumAuftakt der 34. Baugrundtagung amNachmittag des 14. September 2016stattfindenden Vortragsveranstaltung„Forum für junge Geotechnik-Ingenieu-re“ haben junge Nachwuchswissen-schaftler Gelegenheit, ihre Forschungs-ergebnisse aus Wissenschaft und Praxisvor Fachpublikum zu präsentieren. DasForum bietet den Zuhörern erfahrungs-gemäß ein interessantes Vortragspro-gramm, welches sich großen Zuspruchserfreut. Es gliedert sich diesmal in folgende fünf Themenblöcke:– Erd- und Grundbau,– Bodenmechanik,– Spezialtiefbau und Tunnelbau,– Offshore-Gründungen,– Sonstige Themen.

Die drei besten Vorträge des „Forumsfür junge Geotechnik-Ingenieure“ wer-den mit einem Preisgeld von insgesamt2.000 Euro prämiert. Der erste Preis -träger darf darüber hinaus seinen Vor-trag in der Eröffnungsveranstaltung der34. Baugrundtagung halten.

In der Jury, welche die drei bestenVorträge der Spezialsitzung auswählt,wirkt von Seiten der Arbeitsgruppe „Jun-ge Geotechniker in der DGGT“ diesmalDipl.-Wirtsch.-Ing. Philipp Stein, TUBraunschweig (RegionalbeauftragterNord), mit.

Ferner wird der Träger des erstenPreises des Carl-Rappert-Grundbau -preises die Gelegenheit erhalten, in derEröffnungsveranstaltung sein Thema ineinem zehnminütigen Kurzvortrag vor-zustellen.

Teilnehmer-Registrierung startet im Mai 2016Ab Mai 2016 können Anmeldungen zurBaugrundtagung und die Buchung vonHotelzimmern online über die Kongress-Website www.baugrundtagung.com vor-genommen werden.

Get-together in der AusstellungWie bereits mehrfach berichtet, wird dieAbendveranstaltung der 34. Baugrund -tagung 2016 in Form eines Get-togetherin der Ausstellung durchgeführt werden.Hierdurch sollen die Kommunikationund der fachliche Austausch zwischenden Teilnehmern, aber auch zwischenden Teilnehmern und Ausstellern geför-dert werden. Stehtische (anstelle einerfesten Sitzordnung) und eine mobileBand werden dazu beitragen, eine leben-

dige und entspannte Atmosphäre zu er-zeugen. Das Get-together wird voraus-sichtlich unmittelbar nach der DGGT-Mitgliederversammlung gegen 18:30Uhr beginnen und um 21:00 Uhr enden.

Fachexkursion zur Schleuse Minden Im Rahmen der 34. Baugrundtagungwird – entgegen früheren Ankündigun-gen – am 17. September 2016 nur die Ex-kursion „Neubau der Schleuse Mindenim Wasserstraßenkreuz Minden“ durch-geführt werden. Die ursprünglich ge-plante zweite Exkursion „A33 Lücken-schluss zwischen Bielefeld und Borg-holzhausen“ kann leider nicht stattfin-den, weil die Baustelle am betreffendenTag nicht zugänglich ist.

35. Baugrundtagung 2018 in Stuttgart

Die 35. Baugrundtagung findet vom26. bis 28. September 2018 (Mittwochbis Freitag) im Internationalen Con-gresscenter Stuttgart statt. Die techni-schen Exkursionen werden am Folgetagdurchgeführt. Bitte merken Sie sich diesen Veranstaltungstermin vor.

Musterleistungsverzeichnis für dieAusschreibung von CSV-Arbeiten

Als Ergänzung zum „Merkblatt für dieHerstellung, Bemessung und Qualitäts -

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

67geotechnik 39 (2016), Heft 1

DGGT-Mitteilungen

sicherung von Stabilisierungssäulen zurUntergrundverbesserung (Teil 1 CSV-Verfahren, Erscheinungsjahr 2002)“ derDGGT wurde von der Unterarbeitsgrup-pe „Trockenmörtelsäulen“ des DGGT-Arbeitskreises 2.8 „Stabilisierungssäu-len“ ein Musterausschreibungstext fürdie fachliche Wertung von alternativenVerfahrensvarianten erarbeitet.

In der Praxis sind bei der Beurteilungvon alternativen Ausführungsvariantensehr häufig Probleme aufgetreten, insbe-sondere dann, wenn in der Wertung un-terschiedlicher Angebote nur LaufmeterStabilisierung miteinander verglichenwurden.

Die Unterarbeitsgruppe „Trocken-mörtelsäulen“ hat auf diesen fehlendenTeil des Merkblattes reagiert und empfiehlt, den Ausschreibungstextfür eine strukturierte fachliche Beurtei-lung von alternativen Ausführungs -varianten und Angeboten zu verwen-den. Der Musterausschreibungstextsteht Interessierten auf der DGGT-Web-site unter Fachsek tion Erd- und Grund-bau/AK 2.8 zum Download zur Ver -fügung.

Fachsektionstage Geotechnik 2017 – Interdisziplinäres Forum –

Sie werden sich sicherlich schon gefragthaben, warum im vergangenen Jahr we-der eine „Tagung für Ingenieurgeologie“noch ein „Symposium Umweltgeotech-nik“ stattgefunden haben und warumbislang noch keine Ankündigung für das„Symposium für Felsmechanik und Tun-nelbau“ der DGGT vorliegt.

Die DGGT plant, bei den „kleineren“Fachsektionstagungen neue Wege zu be-schreiten. So sollen die Tagungen derfünf Fachsektionen „Bodenmechanik“,„Ingenieurgeologie“, „Felsmechanik“,„Kunststoffe in der Geotechnik“ und„Umweltgeotechnik“ unter der Bezeich-nung „Fachsektionstage Geotechnik –Interdisziplinäres Forum“ zu einer Ver-anstaltung zusammengeführt werden.Hierbei werden alle fünf Tagungen/Symposien zeitlich parallel oder auchzeitlich versetzt an zweieinhalb Tagendurchgeführt und mit einer gemein -samen Fachausstellung kombiniert werden. Die einzelnen Tagungen/ Symposien werden dabei als separateTagungsstränge durchgeführt werden.Die Teilnehmer werden also ihre ge-wohnten Fachsek tionstagungen und -symposien– Symposium für Felsmechanik und

Tunnelbau– Tagung für Ingenieurgeologie– FS – KGEO (Informations- und Vor-

tragstagung über Kunststoffe in derGeotechnik)

– Symposium Umweltgeotechnikwiederfinden.

Zudem wird das angebotene fachlicheSpektrum durch die „Bodenmechanik-Tagung“ der Fachsektion Bodenmecha-nik erweitert.

Die Veranstaltung soll erstmals imHerbst 2017 in Würzburg stattfinden.

Die neue Form der Veranstaltungwird den genannten Fachsektionen undallen Interessierten aus diesen Fachbe-reichen eine bestens geeignete Plattformbieten, um sich zu treffen und den fach-lichen Austausch, auch fach(sektions)-übergreifend, zu pflegen.

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and GeotechnicalEngineering

13. Baltic Sea Region GeotechnicalConference 22.–24. September 2016 in VilniusDie 13. Baltic Sea Region GeotechnicalConference wird vom 22. bis 24. Sep-tember 2016 von der Litauischen Ge -sellschaft für Geotechnik in Vilnius, Litauen, ausgerichtet. Das Thema derKonferenz lautet: Historical Experienceand Challenges of Geotechnical Pro-blems in Baltic Sea Region.

Ursprünglich sollte die Konferenzzeitlich parallel zur 34. Baugrundtagung2016 stattfinden.

Auf Betreiben der DGGT wurde derTermin jedoch um eine Woche verscho-ben, damit Interessenten aus Deutsch-land an beiden Veranstaltungen teilneh-men können. Dieses Entgegenkommender Litauischen Gesellschaft sollte vondeutscher Seite durch rege Teilnahmean der 13. BSGC gewürdigt werden.Weitere Informationen zur Konferenzfinden Sie unter www.13bsgc.lt.

ISSMGE Bulletin In der Dezember-Ausgabe 2015 (Vol. 9,Issue 6) wird in der Rubrik „ResearchHighlights“ ein informativer Überblicküber die Forschungsarbeit des „Centrefor Geotechnical and Materials Model-ling“ der Universität Newcastle, Austra-lien geboten.

Des Weiteren enthält die vorliegendeAusgabe einen Bericht über das Groß-projekt „Design and Case Histories ofLarge Deep Excavations in Complex Urban Environment in Shanghai“.

Die Dezember-Ausgabe kann, ebensowie die älteren Ausgaben, unterwww.issmge.org abgerufen werden.

ISSMGE WebinarsDas sechste Webinar der ISSMGE imJahr 2015 wurde am 14. Dezember 2015von Prof. Samuel I. K. Ampadu, KwameNkrumah University of Science and

Technology (KNUST), College of Engi-neering, Kumasi, Ghana, und zugleichChairman des Technical Committee(TC) 107 der ISSMGE „Laterites and La-teritic Soils“ über das Thema „Lateritesand lateritic soil and the potential use ofthe Dynamic Cone Penetrometer“ ge -halten. Alle bisherigen Webinare sindauf der ISSMGE-Website unterwww.issmge.org verfügbar.

ISRM International Society for RockMechanics

ISRM NewsletterIn der Dezember-Ausgabe 2015 (No. 32),die unter www.isrm.net abgerufen wer-den kann, berichtet die Präsidentin derISRM, Dr. Eda Freitas de Quadros, Brasilien, in ihrer „Neujahrsansprache“über die Aktivitäten der Gesellschaft seitihrer Amtsübernahme im Mai 2015.

Ferner wird unter anderem das ISRMInternational Symposium „EUROCK2016“ angekündigt, das vom 29. bis 31.August 2016 in Kappadokien, Türkei,stattfinden wird. Veranstaltungsort wirdÜrgüp in der Provinz Nevsehir sein. DasThema des Symposiums lautet: „RockMechanics and Rock Engineering: Fromthe Past to the Future“.

ISRM Online LecturesEmer. Professor Ove Stephansson (vor-mals: „Royal Institute of Technology(KTH), Stockholm, Schweden) lebt seitseiner Pensionierung im Jahr 2002 inBerlin und hat eine Gastprofessur amGFZ German Research Centre for Geosciences, Potsdam, inne. Am12. November 2015 hat er den nunmehrzwölften Vortrag der ISRM OnlineLectures gehalten. Das Thema des Vortrags von Professor Stephansson lau-tete „Rock Stress and Stress Fields“. Alle zwölf Online-Lectures sind aufder ISRM-Website www.isrm.net ver -fügbar.

IAEG International Association for Engineering Geology and theEnvironment

IAEG NewsletterDer aktuell vorliegende IAEG News -letter (Issue No. 2, 2015), der unterwww.iaeg.info abgerufen werden kann,enthält einen Brief des IAEG-Präsiden-ten, Prof. Scott Burns, in dem dieserüber die Aktivitäten seiner Gesellschaftim zurückliegenden Jahr berichtet.

Zudem sind in dieser Ausgabe dieJahresberichte der nationalen Mitglieds-gesellschaften der IAEG über deren Arbeit in der Zeit von 2014 bis 2015 ver-öffentlicht.


DGGT-Mitteilungen

IGS International GeosyntheticsSociety

IGS NewsAusgabe 3/2015 (Volume 31, No.3/2015) informiert u. a. über die bevor-stehenden Wahlen von Council-Mitglie-dern für die Amtsperiode 2016 bis 2020.Die Kandidaten werden in der März-Ausgabe (No. 1/2016) der IGS Newsund auf der IGS-Website vorgestellt. DieWahl findet vom 16. Mai bis 26. Juli2016 statt.

Zudem wird in der genannten Aus -gabe die „EuroGeo6 – 6th European Regional Conference on Geosynthetics“angekündigt, die vom 25. bis 28. Sep-tember 2016 in Istanbul, Türkei, statt -finden wird.

Die IGS News können von der Web-site der IGS unter www.geosynthetics -society.org abgerufen werden.

Dr. Kirsten Laackmann

24th European Young Geotechnical EngineersConference (EYGEC) 2015 in DurhamDie 24. European Young GeotechnicalEngineers Conference (24th EYGEC)wurde von der Durham University aus-gerichtet und fand am 11. und 12. Sep-tember 2015 in Durham (Großbritan-nien) statt. Dort trafen sich 37 jungeGeotechniker aus ganz Europa. Jede europäische Mitgliedsgesellschaft derISSMGE konnte zwei junge Geotechni-ker unter 35 Jahren zu der Konferenzentsenden. Dabei lag der Schwerpunktnicht allein bei wissenschaftlichen Ar-beiten, sondern es wurden auch praxis-orientierte Projekte aus ganz Europa

vorgestellt. Aus Deutschland wurdenKarlotta-Franziska Seitz (TU Hamburg-Harburg) und Erik Schwiteilo (TU Dres-den) von der DGGT zur Teilnahme no-miniert, um ihre Arbeiten zur Topologie-optimierung von Standardkonstruktio-nen und zu Unsicherheiten bei derBestimmung von Referenzzuständen beider Bestimmung und Bewertung von Bodenparametern vorzustellen.

Am Vorabend der Konferenz fand imGrey College, wo alle Teilnehmer zusam-men wohnten, ein Willkommens-Treffenstatt. Am Freitagmorgen (11. September)begrüßte Prof. David Toll von derSchool of Engineering and ComputingSciences die Konferenzteilnehmer undführte zusammen mit Dr. Ashraf Osmandurch das Programm. Die Themen -blöcke an diesem Freitag reichten vonBodenverhalten und Stützmauern biszur Standsicherheit von Böschungen.

Jeder Vortragende hatte zehn Minu-ten zur Verfügung, um sein Thema vor-zustellen. Im Anschluss folgte eine kur-ze Diskussion. Außerdem gab Prof. Richard Jardine vom Imperial CollegeLondon eine Keynote Lecture mit demThema: „Investigating the anisotropicshear strength and stiffness behaviour ofstiff geologically aged clays“. Am Abenddes ersten Veranstaltungstages trafensich alle Teilnehmer zum Konferenz -dinner im Joachim Room des St. Hildand St. Bede College. Das Ambiente dieser ehemaligen Kirche und das aus -gezeichnete Essen komplettierten denAbend.

Am Samstag folgten noch einmalVorträge zu den Themengebieten Bo-denverhalten, Tunnelbau und Konstruk-tion und Entwurf von Fundamenten.

Außerdem gab es eine weitere Key -note Lecture, welche von Dr. StuartHaigh von der Cambridge University ge-halten wurde. Er sprach zum Thema:

„Monopiles for offshore wind turbines“.Neben dem fachlichen Wissensaus-tausch stand der persönliche Gedanken-austausch im besonderen Fokus der EYGEC. Die große Vielfalt an Themensorgte für ein abwechslungsreiches Pro-gramm, welches einen Überblick überdie Forschungs- und praktischen Arbei-ten im Bereich der Geotechnik inEuropa gab.

Abschließend gilt ein großer Dankdem Organisationskomitee der DurhamUniversity, besonders Prof. David Tollund Dr. Ashraf Osman, für die hervor -ragende Organisation und die entgegen-gebrachte Gastfreundschaft. Gleich -zeitig gilt der Dank der DGGT, die dieMitwirkung der deutschen Teilnehmerfinanziell 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 AuswertungDen bundesweit zum Workshop der jungen Geotechniker „Aller Anfang istschwer … oder?“ am 26. Oktober 2015nach Köln angereisten zukünftigen Be-rufseinsteigern wurde ein interessantesProgramm aus Podiumsdiskussion, Vor-trägen aus der Praxis und Gruppenakti-vitäten geboten, abgerundet durch eineExkursion in den Tagebau Hambach derRWE Power AG anderntags. Die Studie-renden nutzten die aufgelockerte Atmo-sphäre, um sich über die Berufsanforde-rungen von Firmen und die Möglichkei-ten als zukünftiger Geotechnik-Inge-nieur zu informieren. Es gab positivesFeedback schon während der Veranstal-tung. Doch der Ingenieur braucht Fak-ten: Das Fazit aus den während desWorkshops ausgegebenen Bewertungs-bögen fällt erfreulich aus. Den 28 ausge-füllt abgegebenen Bewertungsbögen ent-sprechend setzten sich die Teilnehmerhauptsächlich aus Vertretern eines Mas-ter- oder Diplom-Studienganges zusam-men.

Über die Hälfte der studierenden Teil-nehmer gehörte der DGGT als Mitgliedan. Von ihnen konnten im Vorfeld desWorkshops 17 Studierende neu für unse-re Gesellschaft gewonnen werden.

Der überwiegende Teil der Studieren-den suchte den passenden Einstieg indas Arbeitsleben, viele interessiertensich für Themen einer Abschlussarbeit,manche erkundigten sich nach einemPraktikumsplatz. Generell waren dasVernetzen und der Austausch von jun-gen, angehenden Geotechnik-Ingenieu-ren untereinander und mit erfahrenenGeotechnik-Fachleuten ein wichtiges

Teilnehmer der 24th EYGEC 2015 in Durham (Quelle: Organisationskomitee der EYGEC2015)

Aus der DGGT-Nachwuchsförderung


DGGT-Mitteilungen/Persönliches

Argument, an dem Workshop teilzuneh-men, von dem die meisten über Lehr -veranstaltungen und Werbung an denUniversitäten erfuhren.

Viele konstruktive Rückmeldungenerhielten wir zu der Podiumsdiskussion.Dies ist dem praxisnahen Thema undden Rednern zu verdanken, die die Dis-kussion mit dem Publikum suchten.

Die Firmen-Kontaktbörse bekamebenfalls großen Zuspruch. Besonderswichtig war den Studierenden der direk-te Kontakt im Einzelgespräch oder inkleinen Gruppen. Bei der ingenieurmä-ßigen Gruppenaktivität taute das letzteEis und die jungen Teilnehmer konntenvoller neuer professioneller Einblickezum abschließenden geselligen Abendübergehen.

Alles zusammen erzielte unsere Ver-anstaltung durchweg gute bis sehr guteBewertungen – eine optimale Basis fürdie erfolgreiche Fortführung des Work-shops. Der zweite Workshop für jungeGeotechniker soll voraussichtlich imMärz 2017 erneut in der JugendherbergeKöln-Deutz stattfinden. Der Podiumsdis-kussion wird voraussichtlich mehr Zeiteingeräumt werden. Zudem wird die Fir-men-Kontaktbörse mit einer größerenAnzahl teilnehmender Firmen ausge-baut, um den Nachfragen der Studieren-den gerecht zu werden.

Dipl.-Ing. Paul Winkler, Stellv. Regionalbeauftragter Ost

Die regionalen Ansprechpartner für denwissenschaftlichen Nachwuchs in der DGGTIn der Rubrik „Aus der Nachwuchsför-derung“ wird regelmäßig über die Aktivi-täten der „Jungen Geotechniker in derDGGT“ berichtet. Um für Studierendeund junge Berufsanfänger ansprechbarzu sein, gibt es für die vier Regionen(Nord, Ost, Süd, West) sowie für die Ingenieurgeologen regionale Kontakt-personen, die über Aktivitäten und Zieleder Arbeitsgruppe informieren.

Im Norden ist Dipl.-Wirtsch.-Ing.Philipp Stein vom Institut für Grundbauund Bodenmechanik der TU Braun-schweig als Regionalbeauftragter tätig.Herr Stein ist wissenschaftlicher Mit -arbeiter am IGB-TUBS und beschäftigtsich dort mit Fragestellungen aus demGebiet der Offshore-Gründungen. Derstellvertretende Regionalbeauftragte derRegion Nord ist Dipl.-Ing. David Ost-hoff, der am Institut für Geotechnik undBaubetrieb der TU Hamburg-Harburgals wissenschaftlicher Mitarbeiter tätigist.

Der Regionalbeauftragte für die Re -gion Ost ist Dipl.-Ing. Markus Uhligvom Institut für Geotechnik der TUDresden. Dort geht Herr Uhlig seinemForschungsschwerpunkt, der Entwick-lung neuer Auswerteverfahren für fein-körnige Böden mittels Drucksondierun-gen, nach. Stellvertreter ist Dipl.-Ing.Paul Winkler von der Bauhaus-Univer -sität Weimar.

Die Region Süd wird derzeit vonDipl.-Ing. Isabel Wagner vertreten, diean der TU Darmstadt als wissenschaft -liche Mitarbeiterin am Institut und derVersuchsanstalt für Geotechnik arbeitet.Frau Wagner forscht schwerpunktmäßigan oberflächennahen Geothermie -anlagen. Für die Region Süd ist derzeitkein/e Stellvertreter/in benannt.

Vom Lehrstuhl für Geotechnik imBauwesen der RWTH Aachen kommtder Regionalbeauftragte West, Dipl.-Ing. Julian Sprengel. Herr Sprengelforscht an innovativen Injektionskör-pern im Boden, die die Übertragung vonSchwingungen und Erschütterungen imUntergrund abmindern sollen. Stellver-treter und designierter Nachfolger vonHerrn Sprengel ist Herr Glaser, M.Sc.,der ebenfalls am Lehrstuhl für Geotech-nik im Bauwesen an der RWTH Aachen tätig ist.

Für die Ingenieurgeologen ist Dr.-Ing. Bettina Sellmeier Ansprechpartne-rin in der Arbeitsgruppe der jungen

Geotech niker. Frau Dr. Sellmeier arbei-tet am Lehrstuhl für Ingenieurgeologieder TU München. Schwerpunkte ihrerForschungsarbeit sind u. a. Naturgefah-ren, Steinschlag und Felssturz sowieGeo informationssysteme.

Dipl.-Ing. Julian Sprengel, Regionalbeauftragter West

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

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

Am 12. November 2015 ist Em. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Martin FuchsbergerM.Sc. in seinem Heim in Hausmannstät-ten bei Graz im 92. Lebensjahr verstor-ben. Seine letzte Ruhe fand er wenigeTage später auf dem Friedhof der Pfarr-kirche von Ebenau bei Salzburg untergroßer Anteilnahme seiner Familie, vonFreunden, Fachkollegen und den Be-wohnern der örtlichen Umgebung.

Prof. Fuchsberger wurde am 28. Feb-ruar 1924 in Ebenau geboren und hatauch dort seine Jugend verbracht. Mitdem späteren Besuch des Gymnasiumswaren allerdings regelmäßige Fahrten indas benachbarte Salzburg verbunden.

Nach Rückkehr aus einem dreijähri-gen, bis zur Ostfront reichenden Kriegs-einsatz begann er das Studium des Bau-ingenieurwesens an der TechnischenHochschule Graz, das er 1951 mit derII. Staatsprüfung und dem Grad einesDiplom-Ingenieurs abschloss.

Anschließend sammelte er erste Be-rufserfahrungen bei einer Bauunterneh-mung in Schweden und einem Inge-nieurbüro in Salzburg, bevor er 1954 fürvier Jahre in die USA wechselte. Hier er-gänzte er sein Studium mit dem Ab-schluss zum M.Sc. und bearbeitete For-schungsprojekte der Bodenmechanik beiProf. Jorj O. Osterberg an der Northwes-tern University, Evanston, und zur Frost-empfindlichkeit von Böden beim U.S.Army Corps of Engineers, Wilmette, inChicago, Illinois.

Persönliches

Martin Fuchsberger am Tag der Feier seines91. Geburtstags


Persönliches

Aus familiären Gründen nach Öster-reich zurückgekehrt, war Prof. Fuchs -berger zunächst als freier Mitarbeiter fürEm. Prof. Dr. Otto Karl Fröhlich inWien und Dr. Christian Veder in Salz-burg tätig und bearbeitete in dieser ZeitHangsanierungen und Tiefgründungenmit entsprechenden Probebelastungen.

Anschließend folgte von 1959 bis1962 eine Tätigkeit bei der Impresa diCostruzione Opere Specializzate(I.C.O.S.) in Mailand, unter anderem fürden Straßentunnel Hyde Park Corner inLondon. Diese Projektbearbeitung hattezur Folge, dass er für weitere 20 Jahrenach London in die Firma ICOS Ltd.,ein Bauunternehmen für den Spezialtief-bau, wechselte. Aufgrund seines Fach-wissens verging nur kurze Zeit, bis er dasUnternehmen als General Manager undDirektor verantwortlich leitete.

Im Jahr 1982 ist er dem Ruf nach ei-nem Ordentlichen Professor für Boden-mechanik, Felsmechanik und Grundbauan die Technische Universität Graz ge-folgt und hat diese Herausforderungüber elf Jahre bis zu seiner Emeritierungmit Freude ausgeübt. Dabei war ihm inForschung und Lehre der Zusammen-hang zwischen Theorie und Praxis einwichtiges Anliegen. Im Bereich der For-schung hat er sich mit Fragen zu Eigen-schaften von Bentonitsuspensionen undgefrorenem Boden, zur Schlitzwandtech-nik, zum Einsatz von Druckluft im Tun-nelbau, zur Tragfähigkeit von Tiefgrün-dungselementen und zur Stopfverdich-tung bindiger Böden auseinandergesetzt.In einem 1993 vom Institut für Boden-mechanik und Grundbau herausgegebe-nen Zehn-Jahresbericht sind die unterseiner Leitung am Institut erarbeitetenErgebnisse dokumentiert.

Ein weit über die österreichischenGrenzen hinausreichendes Echo hat dasim Jahr 1985 von Prof. Fuchsberger undProf. Dr. Helmut F. Schweiger gegründe-te und jährlich stattfindende ChristianVeder Kolloquium gefunden. An dieserGrazer Fachveranstaltung haben in denletzten Jahren regelmäßig etwa 400Fachkollegen teilgenommen, von denenjeweils ca. ein Viertel aus Deutschlandangereist ist. Das verdeutlicht Prof.Fuchsbergers Nähe zu den deutschenFachkollegen, die sich auch durch denim Jahr 1973 erfolgten Beitritt in dieDeutsche Gesellschaft für Erd- undGrundbau ausgedrückt hat. 2015 fanddas Christian Veder Kolloquium zum30. Mal statt und wiederum ließ es sichProf. Fuchsberger nicht nehmen, neuesteErkenntnisse auf dem Gebiet der Geo-technik zu erfahren.

Das umfangreiche Wissen von Prof.Fuchsberger, verbunden mit einer konzi-lianten Persönlichkeit, veranlasste sei-nen Nachfolger, ihn 1996 als Emeritus

zur Teilnahme an einer Vorlesungsreisenach Rumänien einzuladen. Im Abstandvon wenigen Jahren folgten weitere fünfgemeinsame Vorlesungsreisen zu derUniversitatea Politehnica Timisoara undder Universitatea din Cluj-Napoca unddamit in die Hauptstädte des Banatsund Siebenbürgens. Stets zogen seinWissen, seine prägnante Ausdrucks -weise und seine Rhetorik die Studieren-den an. Eine größere Anerkennung isteinem Hochschullehrer nur selten ver-gönnt.

Eine heimliche Vorliebe von Prof.Fuchsberger hat dem englischen Sprach-raum und insbesondere der Stadt Lon-don gegolten. Das zeigte sich daran,dass bereits zu Lebzeiten seiner FrauCharlotte in seinen deutschen Redeflusshäufiger englische Begriffe eingeflossensind. Deutlich wird diese Zuneigungauch dadurch, dass er seinen beidenKindern die Möglichkeit geboten hat, indieser Stadt ihre beruflichen Karrierenzu beginnen.

Mit dem Tod von Martin Fuchsbergerist ein erfülltes Leben zu Ende gegan-gen. Wir erinnern uns an einen liebevol-len, warmherzigen und stets interessier-ten Freund und Kollegen und werdenseiner stets ehrenvoll gedenken.

Roman MarteWulf Schubert

Stephan Semprich

In memoriam Prof. Dr. Edmund Krauter

Prof. Dr. phil. Edmund Krauter, von1989 bis 2000 Leiter der gemeinsamenFachsektion Ingenieurgeologie der DGGT und der Deutschen Geologi-schen Gesellschaft (seit 2004: DeutscheGesellschaft für Geowissenschaften e.V.,seit 2015: Deutsche Geologische Gesell-schaft – Geologische Vereinigung e.V. –DGGV), Mitglied verschiedener Arbeits-kreise und Kommissions-Mitglied derIAEG, verstarb am 13. Januar 2016 inMainz.

Edmund Krauter wurde am 9. Juni1933 in Mainz geboren, verbrachte dortseine Kindheit und Schulzeit. 1956 bis1962 studierte er Geologie in Mainz undInnsbruck. 1964 wurde er als Schüler

von Prof. Heissel mit einer tektonischenArbeit „Zur Frage der Reliefüberschie-bung am Staner Joch (Östl. Karwendel,Tirol)“ in Innsbruck zum Dr. phil. pro-moviert.

Es folgten fast 30 Jahre im Dienst desGeologischen Landesamtes Rheinland-Pfalz in Mainz. Nach kurzen Episodenzu Beginn seiner beruflichen Laufbahnin der Bodenkunde, Hydrogeologie undLagerstättenkunde konzentrierte sichdas Wirken von Edmund Krauter zuneh-mend auf ingenieurgeologische Frage-stellungen. Schwerpunkte waren hier dieBehandlung von Standsicherheitsproble-men an Böschungen und Hängen in allen denkbaren Facetten. Breiten Raumnahm die Beratung von Straßenbau -behörden, der Wasser- und Schifffahrts-verwaltung, von Gemeinden und derDeutschen Bundesbahn ein. Zunächstals Referent für Felsmechanik tätig, wur-de ihm 1979 die Leitung der AbteilungIngenieurgeologie übertragen, 1983 folg-te die Ernennung zum Geologiedirektor,1989 zum Stellvertreter des Amtsleiters.

Die Lehrtätigkeit von Edmund Krauter begann 1971 mit der Erteilungeines Lehrauftrags für das Fach Inge-nieurgeologie an der Universität Mainz.1981 erfolgte die Habilitation im FachGeologie mit einer Arbeit über die „Mechanik von Massenbewegungen anHängen und ihre Stabilisierung“, 1983die Ernennung zum apl. Professor. An-nähernd hundert Diplomanden undDoktoranden sind dankbar für die praxisorientierte Themenvergabe undBetreuung von Examensarbeiten. For-schungsaktivitäten führten EdmundKrauter auch in andere Erdteile. Zu nen-nen sind vor allem die Länder Ecuador,Nepal und China.

Die Versetzung in den Ruhestand1994 bedeutete keineswegs eine Zäsur inden Aktivitäten von Edmund Krauter.Im gleichen Jahr gründete er die „For-schungsstelle für Rutschungen“, die alsgemeinnütziger Verein eng mit den geo-wissenschaftlichen Fächern der Univer-sität Mainz zusammenarbeitet. Seine Be-ratungstätigkeit führte er in dem vonihm 1997 in Mainz gegründeten BüroGeo-International weiter, dessen Ge-schäftsführer er bis 2008 war.

Seine Schüler und Kollegen erinnernsich gerne an einen freundlichen, weltof-fenen, optimistischen, kommunikativenaber auch rastlosen Menschen, der seineSchaffenskraft in hohem Maße der Inge-nieurgeologie gewidmet hat.

Friedrich Häfner


Persönliches/Tagungsberichte

Paul von Soos, Leitender AkademischerDirektor i. R., wurde 90

Die Deutsche Gesellschaft für Geotech-nik e.V. (DGGT) gratuliert Herrn vonSoos nachträglich sehr herzlich zum 90.Geburtstag, den er am 3. Oktober 2015beging.

Herr von Soos war sein ganzes akti-ves Berufsleben am Institut für Grund-bau und Bodenmechanik der Techni-schen Universität (früher TechnischenHochschule) München tätig.

Er begann das Studium des Bauinge-nieurwesens zunächst nur kurze Zeit inBudapest im Jahr 1944 und setzte esnach seiner Flucht 1946 in Münchenfort. Dies geschah unter den schwieri-gen Nachkriegsverhältnissen: die Hoch-schulgebäude waren nur zum Teil nutzbar, viele davon waren zerstört, Studentenwohnraum war äußert rar,die Verpflegung war kärglich und muss-te täglich aufs Neue auf allen mögli-chen Wegen beschafft werden. Studen-ten wurden zu Arbeitsstunden für denWiederaufbau der Hochschule ver-pflichtet.

Nach dem Diplom begann Herr vonSoos, beim damaligen Betriebsleiter undLehrbeauftragten für Grundbau und Bodenmechanik, Herrn Dr. Jelinek, ander TH München mitzuarbeiten. Nach-dem Herr Dr. Jelinek 1954 zum Profes-sor und Institutsleiter des neuen Lehr-stuhls für Grundbau und Bodenmecha-nik berufen wurde, fand Herr von Soosdort eine Anstellung als Assistent undwurde 1955 zum Betriebsleiter des Insti-tuts ernannt.

Herr von Soos blieb dem sehr renom-mierten Institut, dessen Betriebsleiter erwar, treu, wurde zum Leitenden Akade-mischen Direktor ernannt und schiedmit Erreichen der Altersgrenze aus demaktiven Dienst der Technischen Univer-sität aus.

Sein Berufsleben war geprägt von in-tensiver, logisch basierter und konse-quenter Tätigkeit. Er war in vielen Nor-menausschüssen des Grundbaus unddes bodenmechanischen Versuchs -wesens aktiv. Er hielt Vorlesungen fürGrundbau-Vertiefer, war zuständig fürdas geotechnische Versuchswesen undwar an grundbautechnischen Begutach-

tungen von vielen bedeutenden Projek-ten durch das Institut beteiligt.

Er verfolgte geotechnische Entwick-lungen sowohl im deutschsprachigenRaum als auch international.

Über seine Institutstätigkeit hatte ereine intensive theoretische als auch bau-praktische Einbindung in das geotechni-sche Ingenieurwesen und dies prädesti-nierte ihn als Berater auch für sehr kom-plexe und große Projekte.

Nach seinem Ausscheiden aus demÖffentlichen Dienst wurde er noch häu-fig als Berater bei großen oder schwieri-gen Projekten und als Gerichtsgutachterzugezogen.

Herr von Soos verfolgt weiterhin Entwicklungen in der Geotechnik mitgroßem Interesse.

Die DGGT ernannte Herrn von Soos2006 zum Ehrenmitglied und dankt ihmfür seine Leistungen, die er für die Ge-sellschaft erbrachte. Sie spricht ihm ih-ren herzlichen Dank aus und wünschtHerrn von Soos vor allem Gesundheitund alles Gute.

Ausführliche Würdigungen des Lebenswerkes von Herrn von Soos sindin der geotechnik, Ausgaben 28 (2005),Nr. 4 und 29 (2006), Nr. 4 veröffentlicht.

Manfred Nußbaumer

15. Altbergbau-Kolloquium in Leoben

Vom 5. bis 7. November 2015 fand das15. Altbergbau-Kolloquium zum drittenMal an der Montanuniversität Leobenstatt. Ausrichter waren der Lehrstuhl fürBergbaukunde, Bergtechnik und Berg-wirtschaft und der Bergmännische Ver-band Österreichs (BVÖ). Gemeinsammit den Veranstaltern, dem Institut fürGeotechnik und dem Institut für Mark-scheidewesen und Geodäsie derTU Bergakademie Freiberg, dem Institutfür Geotechnik und Markscheidewesender TU Clausthal sowie dem Arbeits-kreis 4.6 „Altbergbau“ in der Fachsek -tion Ingenieurgeologie der DGGT undDGGV in Kooperation mit dem DMVerfolgte die Gesamtorganisation der alt-bergbaulichen Fachtagung. Wiederumerfolgreich wurde mit über 250 Teilneh-mern und sechs Ausstellern das jährlichstattfindende Kolloquium durchgeführt.25 Vorträge verteilt auf zwei Tage zugeotechnischen, markscheiderischenund bergtechnischen Inhalten fandenreges Interesse bei den Teilnehmern.Auch Fachleute aus mehreren europäi-schen Ländern und den USA zur kom-plexen Thematik „Altbergbau“ konnten

neueste Erkenntnisse und Erfahrungenzur Erkundung, Bewertung sowie Sanie-rung von altbergbaulichen Hinterlassen-schaften austauschen und neue Kontak-te schließen. In einem umfangreichenTagungsband wurden alle Fachvorträgeveröffentlicht.

Im Rahmen der zweitägigen Vortrags-reihe standen folgende Themenschwer-punkte im Fokus der Veranstaltung:– Erkundung, Bewertung und Prognose

von altbergbaulichen Hinterlassen-schaften,

– Sicherung und Verwahrung,– Altbergbau und Grubenwasseranstieg,– Nachnutzung von Altbergbau und

unterirdischen Hohlräumen,– Sonderschwerpunkt: Historischer

Steinkohlenbergbau im Stadtgebietvon Leoben-Seegraben.

Exkursionen wurden zum „Zentrum amBerg“ – Das internationale Forschungs-,Trainings- und Schulungszentrum amSteirischen Erzberg sowie zum Arzberg– intelligente und multifunktionelleNachnutzung eines Altbergbaus ange -boten, ebenso eine Stadtführung durchLeoben. Mit über 50 Exkursionsteilneh-mern stand der Steirische Erzberg imMittelpunkt des Interesses.

Den kulturellen Höhepunkt bildeteam Ende des ersten Vortragstages tradi-tionell das abendliche Bergbier mit einerzünftigen musikalisch-bergmännischenUmrahmung.

Am Vorabend der Exkursionen konn-te auch der neue Wein von 2015 im„Steirischen Junker“ verkostet werden.

Allen Organisatoren des 15. Altberg-bau-Kolloquiums sei an dieser Stelle fürden reibungslosen und gelungenen Ab-lauf der dreitägigen Veranstaltung in Leoben gedankt. Besonderer Dank ge-bührt Ass. Prof. Dipl.-Ing. Dr. mont.Gerhard Mayer mit seinem Team für ihren großen organisatorischen Einsatz.

Der 15. Tagungsband kann im Buch-handel unter der ISBN 978-3-938390-16-0 oder bei den Veranstaltern bezogenwerden.

Das 16. Altbergbau-Kolloquium wird vom 10. bis 12. November 2016 in Goslar stattfinden.

Dr.-Ing. habil. Günter MeierObmann des AK 4.6

Tagungsberichte


CBTR-Nachrichten

Prof. Horst Franke mit dem CBTRTiefbaurechtspreis 2015 geehrt

Auf der 9. interdisziplinären Fachtagungdes Centrums für Baugrund- und Tief-baurecht (CBTR) am 26. Juni 2015 inWien erhielt der Vorsitzende der Deut-schen Gesellschaft für Baurecht e.V.,Prof. Horst Franke, in der FachrichtungRechtswissenschaft den CBTR Tiefbau-rechtspreis 2015. „Der neue Preisträgerist nicht nur ein wandelndes Baurechts-Lexikon, sondern auch ein herausragen-der Kenner des Baugrund- und Tiefbau-rechts – insbesondere des Tunnelbau-rechts“, mit diesen einführenden Wortenwürdigte CBTR-Präsident Prof. Dr. iur.Axel Wirth (TU Darmstadt) in seinerLaudatio die Verdienste von Prof. Franke für das gesamte Baurecht. DasCBTR ehrt mit dem Tiefbaurechtspreisalle zwei Jahre Fachleute aus den Be -reichen Technik/Ingenieurwesen undRechtswissenschaft, die sich besondersum Tiefbautechnik, Tiefbaurecht undvor allem deren Verzahnung verdient ge-macht haben. Präsident Prof. Dr. Wirthüberreichte als Auszeichnung und Sym-bol hierfür die Asparagusschaufel, einvon dem Künstler Richard Gruber ge-schaffenes Kleinod aus Bronze, samt

Urkunde. In Ausgabe 4/2015 der geo-technik wurde bereits über die Verlei-hung dieses Preises im Bereich Tech-nik/Ingenieurwesen an den Präsidentender STUVA, Prof. Dr.-Ing. Martin Zieglerberichtet.

CBTR-Präsident Prof. Dr. Wirth be-scheinigte Prof. Franke eine über Jahr-zehnte andauernde führende Stellungim Baurecht. Dabei hob der Laudatordie fachliche Arbeit als Herausgebermehrerer Baurechtskommentare sowieals Seniorpartner einer der führendenBaurechtskanzleien mit zahlreichenStandorten im In- und Ausland hervor.Die unermüdliche Tätigkeit im Interessedes Baurechts – die der Geehrte als Vor-sitzender der rund 1.000 Mitglieder um-fassenden Deutschen Gesellschaft aus-übt – zeige sich zudem durch die Beteili-gung an vielen weiteren ehrenamtlichen„Bauaktivitäten“: u. a. als Vorsitzenderder permanenten Kommission zur Fort-entwicklung der außergerichtlichenStreitlösung für Bauwesen oder auch alsVorstandsmitglied des Forums Vergabe-recht e.V.

Der 1949 in Koblenz geborenenPreisträger wählte zunächst nach Abitur,Studium der Rechtswissenschaften undReferendariat als erst 27-jähriger Voll -jurist nicht die übliche Anwalts- oderRichterlaufbahn, sondern wurde 1976persönlicher Referent des damaligenBundeswirtschaftsministers Dr. HansFriedrichs. 1978 wechselte Prof. Frankedann zum Hauptverband der DeutschenBauindustrie: zunächst als Leiter des

Bonner Büros, dann, ab 1986, als Haupt-geschäftsführer. 1996 erhielt er nach Tä-tigkeit als Lehrbeauftragter im Vergabe-,Bau- und Europarecht von der Univer -sität Wuppertal die Honorarprofessurverliehen. Parallel dazu trug der seit1976 als Rechtsanwalt zugelassene Jurist– ab 1994 als Seniorpartner – maßgeb-lich zur Entwicklung der Kanzlei Heier-mann Franke Knipp zu einer der be -deutendsten Baurechtskanzleien inDeutschland bei. Neben dieser Tätigkeitbefasste sich der Preisträger auch wis-senschaftlich mit der Materie des Bau-und Vergaberechts: Seine zahlreichenPublikationen wurden wegweisend fürdie Entwicklung dieses komplexenRechtsgebiets. Als Auszeichnung dafürerhielt Prof. Franke von namhaften Ex-perten aus den Bereichen Bau-, Bauver-gabe- und Architektenrecht, Baubetrieb,Bauwirtschaft und Bauindustrie im Jahr2009 zum 60. Geburtstag eine Fest-schrift mit dem Titel „Baurecht als Herausforderung“ verliehen.

„Dass bei einer derartig umfassendenLebensleistung auch der Staat ,Danke‘durch die Verleihung des Bundesver-dienstkreuzes am Bande gesagt hat“,galt für den Laudator Prof. Dr. Wirth alsunterstreichend für die Richtigkeit derEntscheidung für die Ehrung mit demInternationalen Tiefbaurechtspreis desCBTR. Schließlich hat sich Prof. Frankeum das gesamte Vergabe- und Baurecht,insbesondere auch dem Tief- und Tun-nelbaurecht, mehr als verdient gemacht.

Dr. iur. Andreas Höckmayr, Rechtsanwalt, Pfaffenhofen/Ilm

Neuwahlen beim CBTR

Die Mitgliederversammlung des CBTRhat einen neuen Vorstand gewählt. Ersetzt sich wie folgt zusammen:

Präsident: Prof. Dr. iur. Axel Wirth, TU Darmstadt, Lehrstuhl für Rechts -wissenschaften

Vizepräsident neu: RA Dr. jur. GüntherSchalk, Fachanwalt für Bau- und Archi-tektenrecht; Lehrbeauftragter für Ver -gabe- und Baurecht an der JuristischenFakultät der Humboldt- Universität zuBerlin sowie an der THD TechnischenHochschule Deggendorf; bislang:RA Josef Grauvogl

Geschäftsführer: Prof. Dr. jur. BernhardRauch, Honorarprofessor für Bau- undArchitektenrecht an der TU Dresden

CBTR-Nachrichten

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


CBTR-Nachrichten

Schatzmeister: Prof. Dr. jur. BastianFuchs, LL.M., Hon.-Prof. für Inter-nationales Baurecht sowie Tiefbaurechtan der Universität der Bundeswehr München

Schriftführerin: RAin und Fachanwältinfür Bau- und Architektenrecht ClaudiaMüller-Sedlaczek

Pressesprecher neu: RA Dr. iur. AndreasHöckmayr, Lehrbeauftragter für Bau-und Versicherungsrecht an der THDTechnischen Hochschule Deggendorf;bislang: RA Dr. jur. Günther Schalk

Kassenprüfer: RA Prof. Dr. Peter Fischer, Oldenburg und RA Georg-Friedger Drewsen, Hamburg

(Ein ausführlicher Bericht folgt in derAusgabe 2/2016 der geotechnik.)

Muss die Baufirma den Baugrunduntersuchen?

Wann muss die Baufirma den Baugrundunter die Lupe nehmen? Eine Antworthierauf gibt eine Entscheidung des OLGJena (Urteil vom 10.04.2013 – 2 U571/11), gegen die nun der BGH dieNichtzulassungsbeschwerde zurückge-wiesen hat (Beschluss vom 25.06.2015 –VII ZR 108/13). Der Leitsatz des Urteilslautet:

„Sind die Erdgeschossdecke und dieBodenplatte aufgrund der mangelndenTragfähigkeit des Baugrunds nicht hin-reichend tragfähig, liegt kein Mangel derBauleistung vor. Denn das Baugrundrisi-ko trägt grundsätzlich der Auftraggeber.Etwas anderes gilt, wenn der Auftrag-nehmer vertraglich dazu verpflichtet ist,den Baugrund zu prüfen (hier verneint)und er seine diesbezüglichen Prüf- undHinweispflichten verletzt hat.“

Was bedeutet diese Entscheidung fürdie Tief- und Spezialtiefbauer? Im ent-schiedenen Fall hatte ein Bauherr vonseiner beauftragten Baufirma Schadens-ersatz wegen erheblicher Mängel einesRohbaus verlangt. Er hielt die Mängelfür derart gravierend, dass der Rohbaunicht standfest sei und abgebrochenwerden müsse. Der Gerichtsgutachtersah das anders. Dennoch machte derBauherr weiterhin die Kosten für denAbbruch des Rohbaus, einen Anspruchauf Rückzahlung der bereits an die Bau-firma gezahlten Vergütung und Erstat-tung nutzloser Aufwendungen für Elek-tro-, Heizungs- und Sanitärinstallatio-nen geltend. Das OLG Jena hat den An-spruch des Bauherrn zurückgewiesen.

Nach den Feststellungen im gericht -lichen Beweisverfahren waren zwar tat-sächlich die Erdgeschossdecke und dieBodenplatte nicht ausreichend trag -fähig. Grund dafür war aber nicht einemangelhafte Ausführung des Rohbaus,sondern eine mangelnde Tragfähigkeitdes Baugrunds. Nach dem Gerichtsgut-achten wäre das Gebäude selbst bei ver-tragsgerechter Ausführung von Deckeund Boden wegen des mangelhaftenBaugrunds nicht standsicher geworden.

Hier stellt sich nun die Gretchenfragenach der Verantwortlichkeit. Den Bau-grund stellt der Bauherr zur Verfügung,er ist für den von ihm gelieferten „Bau-stoff“ und dessen Zustand verantwort-lich. Die Baufirma musste hier den Bau-grund nicht prüfen, so das OLG. In demVertrag finde sich keine Pflicht der Bau-firma, den Baugrund zu prüfen. DerBauherr hatte sich auf einen Satz in derGenehmigungsstatik berufen, nach demdie Zulässigkeit der Bodenbemessungund die angesetzten Bodenwerte örtlichunter Beachtung der DIN 1054 zu über-prüfen seien. Die Übergabe der Statik anden Bauunternehmer beinhalte abernoch keine vertragliche Vereinbarung,dass diese nicht durch den Bauherrn,sondern durch die Baufirma zu über -prüfen gewesen wäre, so das Gericht.

Ohne Untersuchungspflicht bleibt esbei der allgemeinen Regelung. Danachist der Bauherr verantwortlich für dieUntersuchung und Beschreibung desBaugrunds. Das ist allerdings kein gene-reller Freibrief für die Baufirmen: Eskann durchaus eine Prüf- und Hinweis-pflicht für sie vor Ausführung, ja sogarvor Angebotsabgabe bestehen. Das istauch nicht nur der Fall, wenn eine sol-che Pflicht ausdrücklich im Vertrag ge-regelt ist, sondern auch ohne Hinweisim Vertrag dann, wenn die Baufirma alsFachmann erkennen muss, dass an derPlanung, der vorgesehenen Art der Aus-führung oder im Bodengutachten etwas„faul“ ist. Darauf sollte der Tief- bzw.Spezialtiefbauer akribisch achten – an-dernfalls ist er später mit Mehrver -gütungs-, Schadensersatz- oder Bauzeit-ansprüchen aus solchen Beeinträchti-gungen ausgeschlossen.

Sparten: Muss Baufirma eigenständigLage erkunden?

Ein Klassiker: Eine Tiefbaufirma be-schädigt bei Baggerarbeiten ein Kabeleines Telekommunikationsdienstleisters.Wer ist schuld? Der Auftraggeber (AG)verweist auf die von ihm übergebenenPläne. Darin stand, dass sie „nicht zurMaßentnahme geeignet“ seien und dieBaufirma „etwaige Gefährdungsbereichevor Durchführung der Arbeiten im Hin-

blick auf die Kabellage auf dem Planmittels Handzeichnung“ abzustimmenhabe. Die Baufirma hält dagegen, dassder Schaden außerhalb der von beidenVertragspartnern angenommenen Ge-fährdungsbereiche eingetreten sei. Dorthabe man insoweit nicht mit einem Ka-bel rechnen müssen. Die Sache geht vorGericht. Die erste Instanz verurteilt dieBaufirma. Das OLG Dresden urteilt inder Berufung (Urteil vom 25.11.2015 –1 U 880/15):

1. Die Gefahrenträchtigkeit von Tief-bauarbeiten erfordert es, dass in einem Abstand von weniger als 5 mzu verlegten Kabeln ständig ein Mit-arbeiter des bauausführenden Unter-nehmens zur Einweisung des Maschi-nenbedieners anwesend ist.

2. Ab einem Abstand von 40 cm zur Kabellage sind weitere Sicherheits-maßnahmen angezeigt, z. B. eineSuchschachtung.

3. Vorstehende Grundsätze gelten auchdann, wenn das Tiefbauunternehmenlaut vorliegendem Schachtschein voneiner völlig anderen Kabellage ausge-gangen ist.

Eine bedenkliche Entscheidung desOLG Dresden, die nicht wirklich vontiefergehendem Sachverstand im Tief-baurecht zeugt. Das Gericht wirft derTiefbaufirma vor, ihre Sorgfaltspflichtenverletzt zu haben. Sie habe Sicherheits-abstände nicht eingehalten. Nach derKabelschutzanweisung des Telekom-Un-ternehmens ist bei einem Abstand vonweniger als 5 m auch bei erdverlegtenKabeln ständig ein Mitarbeiter der Bau-firma abzustellen, der den Baggerfahrereinweist. Bei weniger als 40 cm Abstandsind Suchschachtungen nötig. Das OLGbegründet also eine Pflicht der Baufir-ma, ohne Auftrag Suchschachtungenauszuführen – obwohl nach der Planla-ge und dem einvernehmlichen Verständ-nis der Parteien in diesem Bereich über-haupt nicht mit Sparten zu rechnen war.Man kann einer Baufirma in einem Fallwie hier nur empfehlen, den AG vor derAusführung zur Vorlage von Plänen auf-zufordern, die einen sicheren Rück-schluss auf die Lage der Sparten zulässt.Das ist nämlich vor allem bei öffent -lichen Auftraggebern ureigene Pflicht (§ 7 VOB/A und Abschnitte 0 derVOB/C).

„Massenänderungen berechtigen nichtzu Preiskorrektur“?

§ 2 Abs. 3 VOB/B regelt klar: Über-oder unterschreitet die tatsächlich bear-beitete Menge den vertraglichen Ansatzum mehr als 10 %, ist auf Verlangen der

§ Das aktuelle Urteil §


CBTR-Nachrichten/Dissertationen

Preis anzupassen. Die Anwendung die-ser Norm setzt zunächst voraus – daswird in der Praxis häufig verkannt –,dass eine zufällige Mengenänderung ein-getreten ist (z. B. Mengenermittlungs -fehler) und nicht ein Eingriff (z. B. Än-derungsanordnung) des Bauherrn zu-grunde liegt. Eine Unsitte aus Sicht derBaufirmen bürgert sich immer mehr ein:Formularmäßige Klauseln sehen nichtselten folgende Regelung vor: „Massen-änderungen – auch über 10 % – sindvorbehalten und berechtigen nicht zurPreiskorrektur“.

In einem Fall, den der BGH jetzt ent-schieden hat (Beschluss vom 04.11.2015– VII ZR 282/14), war diese Klausel ineinem VOB-Einheitspreisvertrag enthal-ten. Ein Bauunternehmen hatte eineLärmschutzwand zu errichten und setz-te einen Subunternehmer ein. Im Auf-tragsschreiben an den Subunternehmerstand diese Regelung. Im Rahmen derAusführung stellte sich heraus, dass indiversen Positionen erhebliche geringereMengen anfielen. So war z. B. die Flä-che der zurückzubauenden Baustraßenur 650 statt vereinbarter 9.750 m² groß.Aufgrund dessen rechnete der Nachun-ternehmer rund 55.000 Euro ab. Ermachte neben der Vergütung für dieLeistungen einen Ausgleich für eine Un-terdeckung der Allgemeinen Geschäfts-kosten und der kalkulatorischen Ansät-ze für Wagnis und Gewinn geltend. DerAuftraggeber verweigerte die Zahlungund verwies auf die strittige Klausel, wo-nach § 2 Abs. 3 VOB/B ja ausgeschlos-sen worden sei. Der Subunternehmerklagte. Der BGH urteilte im Leitsatz:

„Die vom Auftraggeber in einemVOB-Einheitspreisvertrag formularmä-ßig gestellte Klausel ,Massenänderun-gen – auch über 10 % – sind vorbehal-ten und berechtigen nicht zur Preiskor-rektur‘ ist wegen unangemessener Be-nachteiligung des Auftragnehmersunwirksam. Denn mit ihr wird nichtnur eine Preisanpassung zugunsten desAuftragnehmers nach § 2 Abs. 3VOB/B ausgeschlossen, sondern darü-ber hinaus auch eine Preisanpassungnach den Grundsätzen über die Störungder Geschäftsgrundlage (BGB § 313).“

Es bleibt allerdings abzuwarten, wasam Ende aller Tage rechtskräftig festste-hen wird: Der BGH hat den Rechtsstreitnämlich an das OLG zurückgewiesen.Es wird noch weitere Hausaufgaben zuerledigen und den Fall erneut zu ent-scheiden haben.

Bedenken – auch bei fachkundigberatenem Bauherrn?

Ein weiterer Baugrundfall geistert durchdie aktuelle Rechtsprechung – allerdings

ist der Boden hier letztlich nur Mittelzum Zweck. Die Entscheidung ist viel-mehr nahezu ein lehrbuchartiger Rittdurch die Thematik der Bedenkenan-meldung. § 4 Abs. 3 VOB/B regelt, dassder Auftragnehmer (AN) Bedenken an-melden muss, wenn er welche hat – u. a.gegen die vorgesehene Art der Ausfüh-rung. Nur so wird er später von der Mängelhaftung für diesen Umstand frei.Muss die Baufirma aber uneinge-schränkt Bedenken auch dann mitteilen,wenn der Bauherr selbst fachkundigoder fachkundig beraten ist?

Das OLG Dresden gibt in seinem(noch nicht rechtskräftigen) Urteil vom06.10.2015 – 9 U 272/15 eine Antwort:

1. Kann sich der Auftragnehmer daraufverlassen, dass der fachkundig bera-tene Auftraggeber selbst oder durchDritte geprüft hat und dessen Anord-nungen Ergebnis dieser Prüfung sind,entfällt die Prüfungs- und Mittei-lungspflicht.

2. Ob Bedenken hätten entwickelt wer-den müssen, richtet sich nach demSachverstand und Erkenntnisstanddes Prüfpflichtigen; fachkundige(re)Dritte muss er nicht hinzuziehen.

Eine Baufirma hatte hier ein Stütz- undTrogbauwerk für eine Straße zu bauenund die Ausführungsplanung zu erstel-len. Laut dem vom Auftraggeber (AG)übergebenen Baugrundgutachten warnicht mit Grundwasser im Bereich deszu errichtenden Baus zu rechnen. Dievon einem Fachplaner ausgearbeiteteEntwurfsplanung sah ebenfalls kein drü-ckendes Wasser vor. Der AN plant eben-so nicht damit. Noch vor Abnahme aller-dings zeigen sich Risse – verursachtdurch Grundwasser, das auf Bodenplat-te und Wände drückt. Der AG lässt dieRisse beseitigen und behält Vergütungin Höhe der Kosten für die Risssanie-rung ein. Die Baufirma klagte. Das OLGDresden gibt ihr Recht: Das Bauwerk seizwar mangelhaft, aber die Baufirma istdafür nicht verantwortlich.

Die Baufirma hat für einen Mangelnicht einzustehen, wenn dieser auf ver-bindliche Vorgaben des AG zurückzu-führen ist und der AN seiner Pflichtnachgekommen ist, auf Bedenken hinzu-weisen, die ihm bei der gebotenen Prü-fung der verbindlichen Vorgaben gekom-men sind oder hätten kommen müssen.Rahmen und Grenzen der Prüfungs-und Hinweispflicht ergeben sich ausdem Grundsatz der Zumutbarkeit, wiesie sich nach den besonderen Umstän-den des Einzelfalls darstellt. Entschei-dend sind dabei das von der Baufirmazu erwartende Fachwissen und alle Um-stände, die für den AN bei hinreichendsorgfältiger Prüfung als bedeutsam er-

kennbar sind. Wissen, das nur von Son-derfachleuten (z. B. Statiker, Bodengut-achter etc.) erwartet werden kann, kannvon einer Baufirma nicht verlangt wer-den. Im vorliegenden Fall musste dieBaufirma das Baugrundgutachten nichtselbst durch einen hydrogeologischenSachverständigen überprüfen lassen. Siedurfte sich ferner auf die Vorgaben desBauherrn und des Fachplaners verlas-sen. Etwas Anderes gilt wiederum nurdann, wenn der Baufirma Ungereimt -heiten „ins Auge springen“.

RA Dr. jur. Günther Schalk, FA für Bau- und Architektenrecht

und Lehrbeauftragter für Bau- und Vergaberecht an der Humboldt-

Universität zu Berlin

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Jan Schröder, Technische UniversitätBergakademie FreibergUntersuchungen zur Weiter -entwicklung und Optimierung desEinsatzes von Superabsorbern in derUmweltgeotechnik am Beispiel vonpolymermodifizierten Sand-Bentonit-Mischungen

Ziel dieser Arbeit war es, die bewährtenEigenschaften des mineralischen Ab-dichtungsmaterials Trisoplast® grund -legend zusammenzustellen und auf die-ser Basis eine Sand-Bentonit-Polymer-Dichtungsbahn zu entwickeln. Der so -genannte TrisoLiner® erweitert diebautechnischen Grenzen des traditionel-len Trisoplast® und ermöglicht so neueAnwendungszwecke. Seine besonderenEigenschaften erhält Trisoplast® durchdas vorhandene Polymer (Polyacryla-mid). Der neu entwickelte TrisoLiner®

basiert auf dem gleichen Wirkprinzipwie Trisoplast®. Untersuchungen hin-sichtlich möglicher Entmischung wur-den durchgeführt, Testfelder angelegtund neben speziellen Messapparaturenauch Schweißgeräte entwickelt. Ergeb-

Dissertationen


Dissertationen

nisse zeigen, dass der TrisoLiner® in ei-ner Stärke von ca. 2,0 cm alle dichtungs-relevanten Randbedingungen erfüllt.Durch die hier durchgeführten Arbeitenwird die ingenieurtechnische Bemes-sung auf Stand- und Verformungssicher-heit, Austrocknungsresistenz sowie Sicherheit gegen Schadstofftransport er-möglicht.

Prof. Dr.-Ing. Dr. h. c. Herbert Klapperich, 23. Januar 2015

Marcus Fuchsschwanz, Rheinisch West-fälische Technische Hochschule AachenZur Standsicherheit und Erosion von Böschungen – Bewertung undVergleich von Stabilisierungs -maßnahmen für Bergehalden desSteinkohlenbergbaus in Vietnam

In der Arbeit werden Hilfsmittel zur Planung und Bewertung von Stabilisie-rungsmaßnahmen von Bergehalden imvietnamesischen Steinkohlenbergbauentwickelt. Dazu werden die unter denangenommenen Randbedingungen undstandortspezifischen Gegebenheitensinnvollsten Maßnahmen für eine nach-trägliche Stabilisierung der Bergehaldenidentifiziert.

Durch Feld- und Laborversuche wer-den die zur Bewertung der Böschungs-standsicherheit erforderlichen Scher -festigkeits- und Materialparameter fürdas Abraummaterial ermittelt. Zur Abbil-dung des nichtlinearen Scherfestigkeits-verlaufs im niedrigen Normalspannungs-bereich wird ein neu entwickelter An-satz einer Hyperbel an die Schergeradenach Mohr-Coulomb verwendet. Mitdiesem Ansatz werden Bemessungs -diagramme für die Böschungsstand -sicherheit erstellt.

Die Beurteilung der Erosion erfolgtauf der Grundlage der Revised UniversalSoil Loss Equation (RUSLE). Die da-nach ermittelten Parameter für das Ab-raummaterial werden vor Ort durch einMonitoring von Erosionsrinnen mit einem terrestrischen 3-D-Laserscannerkalibriert. Als Hilfsmittel zur Bewertungder Erosion der Böschungen wird eben-falls ein Bemessungsdiagramm erstellt.

Am Beispiel einer geplanten Stabili-sierungsmaßnahme werden die ent -wickelten Berechnungsansätze und Be-messungsdiagramme zur Identifikationder wirtschaftlichsten Stabilisierungs -variante angewendet. Abschließend wirdeine Implementierung der entwickeltenBerechnungsansätze in ein Geoinforma-tionssystem (GIS) untersucht, wodurcheine automatische Identifikation von ge-fährdeten Bereichen ermöglicht wird.Im Vergleich zu bisherigen Ansätzen inGIS wurden die Berechnungsansätze für

die Böschungsstandsicherheit und derErosion verbessert.

Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler,30. Januar 2015

Sebastian Althoff, Technische Universität Bergakademie FreibergNutzung gering tragfähiger Böden für geokunststoffbewehrten Erdbau –Versuche zur Interaktion Geokunststoff/Boden – Wirkungsgröße, boden -verbessernde Maßnahmen

Gering tragfähige Böden für kunststoff-bewehrte Erd- und Stützbauwerke zunutzen, kann enorme ökologische undökonomische Vorteile bieten. DieGrundlagen zum Bau und zur Bemes-sung solcher Konstruktionen sind abergegenwärtig sehr limitiert. In über250 großmaßstäblichen Scher-, Heraus-zieh- und Reibungsversuchen wurdedeshalb das Verbundverhalten Geo-kunststoff/Lockergestein eingehend un-tersucht. Denn das Verbundverhalten istfür diese Bauweise von grundsätzlicherBedeutung. Den Wissensstand gerade zudiesem wichtigen Themenkomplex aus-zubauen und zu präzisieren, ist Ziel die-ser wissenschaftlichen Arbeit. Aus derVielzahl an Versuchen sowie den ange-stellten theoretischen Überlegung konn-ten einige, das Verbundverhalten beein-flussende Parameter definiert, das Inter-aktionsprüfgerät weiterentwickelt sowieein Bezug zur Baupraxis hergestellt wer-den.

Prof. Dr.-Ing. Dr. h. c. Herbert Klapperich,6. Februar 2015

Thomas Feistl, Technische Universität MünchenVegetation effects on avalanchedynamics

Vorliegende Dissertation beschäftigtsich mit der Modellierung von Wald -lawinen, also Lawinen, die in vegeta -tionsreichen Bereichen auftreten. ZurVorhersage von Auslaufdistanzen undFließgeschwindigkeiten wird dank ver-besserter numerischer Modelle vermehrtauf Lawinenmodellierungssysteme (z. B.RAMMS – Rapid Mass MovementS) zu-rückgegriffen. Damit können Schutz-maßnahmen optimal dimensioniert wer-den. Bisher wurden numerische Modellevor allem zur Berechnung von Extrem -ereignissen genutzt und anhand großerLawinen die Parameter der zugrunde -liegenden Bewegungsgleichungen kali-briert. Im Gegensatz zu diesen Lawinenhaben Waldlawinen geringere Massenund Geschwindigkeiten. Insbesondere

muss der Einfluss von Bäumen auf dieAnfangsbedingungen beim Lawinenan-riss und die Fließdynamik berücksich-tigt werden, was bei bestehenden nume-rischen Modellen bisher nicht der Fallist. Speziell in tiefer gelegenen, bewalde-ten Bergregionen besteht großer Bedarfan numerischen Modellen, die Wald -lawinenereignisse exakt vorhersagen.Das Ziel dieser Arbeit war, die Wirkungvon Bäumen und Vegetation auf die An-fangsbedingungen von Lawinen zu er-mitteln, den Fließprozess von Lawinenim Wald zu verstehen und Auslaufdistan-zen und Geschwindigkeiten mit Hilfevon numerischen Modellen zu simulie-ren. Es war daher notwendig, eine Adap-tion des am Schweizer Institut fürSchnee- und Lawinenforschung entwi-ckelten Lawinen-ModellierungssystemsRAMMS an die spezifischen Verhältnis-se des bayerischen Alpenraumes vorzu-nehmen und dieses im Hinblick auf diedort charakteristischen Witterungs-,Schnee- und Waldverhältnisse weiterzu-entwickeln. Speziell sollten die Fließ -eigenschaften von Lawinen im Wald beiwechselnder Schneedichte erforscht undin RAMMS berücksichtigt werden. ZurAdaption von RAMMS wurden u. a. diemathematisch-physikalischen Grund -lagen des Modells weiterentwickelt, wo-für theoretische Grundlagenforschungzur Lawinendynamik notwendig war.Zur Validierung der Parameter wurdenim Feld aufgenommene Daten zu An-risshöhe, Anrissfläche sowie Waldstruk-tur und Topographie im Anrissgebiet,Lawinensturzbahn und Lawinenauslauf-zone benötigt. Ein Datensatz entspre-chender Ereignisse, bei denen der Ein-fluss des Waldes berücksichtigt wurde,konnte durch Auswertung bestehenderschweizerischer Waldlawinen sowie vonOrtholuftbildern vom Zeitraum des je-weiligen Anrisses generiert werden. Imbayerischen Alpenraum wurden zudemgut dokumentierte Wald- und Waldscha-denslawinenereignisse vom Lawinen -winter 2008/09 herangezogen. Nebender statistischen Auswertung des beste-henden umfangreichen Datenmaterialswurden zusätzliche Ereignisse in denWintern 2012– 2014 aufgenommen.

Prof. Dr. rer. nat. habil. Kurosch Thuro,19. Februar 2015

Rebecca Wallus (geb. Schüller), Rheinisch Westfälische TechnischeHochschule AachenEnergetische Optimierung vonVereisungsmaßnahmen im Tunnelbau

In dieser Arbeit wurden numerische Lösungsmodelle zur realistischen Be-stimmung der Kühlenergie von Verei-


Dissertationen

sungsmaßnahmen entwickelt, um eineganzheitliche Optimierung von Verei-sungsmaßnahmen im Hinblick auf dieAufgefrierzeit und insbesondere denEnergieverbrauch während der Aufge-frier- und Erhaltungsphase zu ermögli-chen. Um die erforderliche Kühlleis-tung realistisch zu bestimmen, müssenalle am Gefrierprozess beteiligten Kom-ponenten (Boden, Grundwasser, Ge-frierrohr) sowie deren Interaktion be-trachtet werden. Da geeignete Ansätzezur Bestimmung der Kühlleistung bis-lang fehlen, wurden ein vereinfachtessowie ein detailliertes numerisches Lösungsmodell entwickelt und in dasFinite-Differenzen-Programm Shemat-Suite implementiert, das bereits die ge-koppelte Simula tion von Wärmetrans-port- und Strömungsprozessen im Bo-den ermöglicht. Der vereinfachte Ansatzerfasst lediglich den Einfluss des umge-benden Bodens auf die Kühlleistung.Der detaillierte Ansatz hingegen basiertauf der Theorie der thermischen Wider-stände und berücksichtigt sowohl denGefrierrohraufbau und die Wärmetrans-port- und Strömungsprozesse innerhalbdes Gefrierrohrs als auch die Kopplungmit dem umgebenden Boden. Entwi-ckelt wurde er in Zusammenarbeit mitder Geo physica BeratungsgesellschaftmbH.

Die Validierung der Lösungsmodelleerfolgte durch die Nachrechnung einesModellversuchs der ETH Zürich. ZurVerdeutlichung der Praxistauglichkeitwurde aufbauend auf den guten Validie-rungsergebnissen ein reales Vereisungs-projekt nachgerechnet, für das die Deilmann-Haniel GmbH freundlicher-weise die Daten bereitstellte. Anschlie-ßend wurden in umfangreichen numeri-schen Simulationen die maßgebendenEinflussfaktoren auf die Aufgefrierzeitund die Kühlleistung sowie verschiede-ne Ansätze zur energetischen Optimie-rung von Vereisungsmaßnahmen er -mittelt.

Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler,24. April 2015

Agnes Mitterer, Technische UniversitätMünchenDie Genese von Sedimenten mitauthigenem, kristallinem SiO2 zurBildung von Tripellagerstätten

Poröse authigene Kieselsedimente mitOpal-CT oder Quarz stellen weltweit alssogenannte Tripel oder Kieselerden be-deutende Rohstoffe dar. In dieser Arbeitwurden einerseits die verschiedenen lo-kal geprägten Bezeichnungen definiert,andererseits eine Reihe von verschiede-nen Tripeln und ähnlichen Gesteinen

untersucht und verglichen. Bei den un-tersuchten Gesteinen handelt es sich umdie Neuburger Kieselerde, den AmbergerTripel und die Reinhausener Schichten,den Kraichgauer Tripel, die Gaize d’Ar-gonne, die Opuka aus Böhmen, den Tri-pel von Castro Urdiales sowie verschie-dene Tripelvorkommen aus den USA,Russland, der Ukraine und Kroatien.Analysiert wurde dabei mittels Dünn-schliffmikroskopie, Rasterelektronen -mikroskopie, Röntgendiffraktometrie so-wie Röntgenfluoreszenzanalysen der Mi-neralbestand, vor allem die Mineralpha-sen der authigenen Kieselsäure, aberauch die Porosität des Gesteins. Ausdem Vergleich der Ergebnisse der ver-schiedenen Gesteine konnten vor allemfolgende Faktoren als maßgeblich fürdie Entstehung der Gesteine festgestelltwerden: die biogene Kieselsäure-Quelle,das geologische Alter, das geologischeUmfeld und der geologische Werdegangsowie die petrographische Zusammen-setzung. Darauf aufbauend wurde ange-lehnt an Knauth (1979) ein Genesemo-dell entwickelt, dessen zentrale Aspektedie biogene Herkunft der Kieselsäurevon Schwämmen und der primär karbo-natische Charakter des Ausgangsgesteinsist.

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

Harriet Hegert, Technische UniversitätDortmundAnwendbarkeit des Bettungsmodul -verfahrens mithilfe von Mobilisierungs -funktionen zur Prognose von Wand -verschiebungen

Sollen die Verschiebungen des Wand -fußes eines Baugrubenverbaus genauererfasst werden als mit dem Trägermodellauf unnachgiebigen Auflagern und istder Aufwand für ein FE-Modell nicht an-gemessen, bietet sich das Bettungsmo-dulverfahren an. Die Hauptschwierig-keit dieses Verfahrens liegt darin, die Federkennlinien und den Bettungsmo-dul so festzulegen, dass die berechnetenVerschiebungen und Biegemomente derWirklichkeit möglichst nahe kommen.Brand et al. (2009, 2010, 2011) stellen inumfangreichen Untersuchungen signifi-kante Abweichungen zwischen gemesse-nen und nach EB 102 auf Grundlagevon Mobilisierungsfunktionen ermittel-ten Verformungen fest. Aufgrund der un-klaren Sachlage wurde der betreffendeAbsatz der 4. Auflage in der 5. Auflageder EAB gestrichen. In der Arbeit wirddiese Fragestellung aufgegriffen. Es wirdgezeigt, dass systematische Fehler beiden unter idealisierten Bedingungen ab-geleiteten Mobilisierungsfunktionen

oder beim Ansatz des Ausgangsspan-nungszustands nach Weißenbach undGollub (1995) bzw. EAB ausgeschlossenwerden können.

Eine erhebliche Verbesserung derPrognose des Bettungsverhaltens lässtsich durch Ansatz eines wirklichkeits -nahen Reibungswinkels im Sinne einesMittelwerts anstelle eines unteren cha-rakteristischen Werts erreichen. In derArbeit wird ein Korrekturfaktor für denMobilisierungsansatz von Besler ent -wickelt, durch den unter Beibehaltungder in der Praxis üblichen abgeminder-ten Reibungswinkel die Steifigkeit desBettungsansatzes erhöht wird. Getrenn-te Nachweise für den Grenzzustand derTragfähigkeit und der Gebrauchstaug-lichkeit sind dann nicht mehr erforder-lich.

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

Thorben Hamann, Technische Universität Hamburg-HarburgZur Modellierung wassergesättigterBöden unter dynamischer Belastungund großen Bodenverformungen amBeispiel der Pfahleinbringung

In der Arbeit wird eine u-p-Formulie-rung zur Beschreibung des Verhaltenseines wassergesättigten Bodens in dasFinite-Elemente-Programm Abaqus/Ex-plicit mit einer direkten expliziten Zeit-integration implementiert und hiermitdie Wellenausbreitung und Pfahlein -bringung untersucht. Mittels einer User-routine für Stoffmodelle wird die inAbaqus/Explicit verfügbare gekoppelteTemperatur-Verformungsanalyse modifi-ziert, um die Ausbreitung des Porenwas-sers zu beschreiben. Die Verifizierungdes numerischen Modells zeigt, dass dieVerwendung eines explizitenZeitintegra tionsverfahrens bei quasista-tischer Beanspruchung eine sehr guteÜbereinstimmung mit analytischen Lö-sungen und Simulationsergebnissen lie-fert, welche mit einem impliziten Zeitin-tegrationsverfahren berechnet wurden.Zudem wird der Vorteil einer explizitenZeit integration hinsichtlich Rechenzeitbei großen Modellen mit sehr diskonti-nuierlichen Prozessen und kurzenSimula tionszeiträumen verdeutlicht. An-hand der eindimensionalen Wellenaus-breitung werden die Anwendungsgren-zen einer u-p-Formulierung bei dynami-scher Belastung gezeigt. Zudem kanngezeigt werden, dass die unter dränier-ten Bedingungen beobachtete Entste-hung von Schockfronten bei nichtlinea-rem anelastischen Materialverhaltenebenfalls im wassergesättigten Sand auf-tritt. Die numerische Simulation der


Dissertationen

Schlagrammung eines Pfahls in wasser-gesättigtem Sand zeigt eine gute Über-einstimmung mit den Ergebnissen einerFeldmessung. Hierauf aufbauend wirdfür die Schlag- und Vibrationsrammungeines Pfahls eine Parameterstudie zurUntersuchung verschiedener Einflüsseauf die mechanischen Vorgänge im Bo-den und ins besondere deren Einflussauf die spätere axiale Pfahltragfähigkeitdurchgeführt.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe,15. Juni 2015

Björn Schümann, Technische Universität Hamburg-HarburgBeitrag zum dynamischen Dreiphasen -modell für Boden auf Basis der Finite-Elemente-Methode

Die Arbeit befasst sich mit den Grund -lagen, der Implementierung, Verifizie-rung und Anwendung eines dynami-schen Dreiphasenmodells auf Basis derFinite-Elemente(FE)-Methode. DurchBerücksichtigung der Porenfluide Was-ser und Luft ermöglicht das Modell einegenauere Beschreibung des komplexenTrag- und Verformungsverhaltens vonBöden bei der numerischen Simulationgeotechnischer Fragestellungen. So kön-nen Phänomene wie die Bildung von Porenwasserüberdrücken in wasserge-sättigten Böden durch dynamische An-regungen oder kapillare Saugspannun-gen im teilgesättigten Zustand in der Be-rechnung berücksichtigt werden. Auchdie Simulation der Bodenentwässerungdurch Druckluft ist aufgrund der Drei-phasenformulierung möglich. Das Mo-dell wurde über eine Schnittstelle für Benutzerroutinen mittels eines benut-zerdefinierten Elements (UEL) in dasFE-Programm Abaqus eingebunden. DieVerifizierung erfolgt anhand der Simula-tion einfacher Randwertprobleme unddes Vergleichs der Ergebnisse mit analy-tischen Lösungen, Resultaten von La-borversuchen und Simulationsergebnis-sen anderer Autoren. Beispielhaft seienKonsolidierungsberechnungen, die Ent-wässerung einer Sandsäule und die Wel-lenausbreitung in wassergesättigtem Boden genannt. Zudem kann das Benut-zerelement auch in Kombination mitgroßen Verformungen und Kontaktfor-mulierungen, wie sie zur Beschreibungvon Bauwerk-Boden-Interaktionen nötigsind, eingesetzt werden. Durch die Pa-rallelisierbarkeit der Berechnungen eig-net sich das Modell auch zur Lösungkomplexerer geotechnischer Randwert-probleme. Nach erfolgreicher Verifizie-rung wird das Dreiphasenmodell u. a.zur Simulation teilgesättigter Triaxialver-suche, der Wellenausbreitung in teilge-

sättigten Böden und des Einvibrierenseines Pfahls in wassergesättigten Bodeneingesetzt.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe,14. Juli 2015

Ioanna-Kleoniki Fontara, Christian-Albrechts-Universität zu KielSimulation of seismic wave fields in inhomogeneous half-plane by non-conventional BIEM

In der Dissertationsschrift wurden nicht-konventionelle, zweidimensionale Rand-elementemethoden zur Analyse von Wel-lenausbreitungsproblemen im Erdbeben-ingenieurwesen und zur Prognose vonErschütterungsimmissionen entwickelt.Die Einschätzung von seismischen Bo-denbewegungen in natürlichen oder ur-banen Regionen, hinsichtlich vorhande-ner Verstärkungseffekte und räumlicherVariationen der Bodenbewegung, ist ab-hängig von den vorhandenen dynami-schen Eigenschaften der seismischenQuelle, dem vorhandenen Wellenpfad,den speziellen, lokalen, heterogenenStandorteigenschaften und Oberflä-chentopographien. Derartige Berech-nungen sind erforderlich für die Pla-nung und das Design von signifikantenInfrastrukturprojekten, Industrieanla-gen, Rohr- und Energietrassen, vorhan-dener und geplanter städtische Bebau-ung in sensitiven Regionen. Aufgrundder hohen Standortkomplexität ist es oftnicht möglich, Standortabhängigkeitenvollständig in Erdbebennormen aufzu-nehmen, und daher werden effektive numerische Modellierungen für die Ana-lyse komplexer Standortanalysen unab-dingbar.

Die Arbeit analysiert verschiedeneFundamentallösungen und Green’scheFunktionen zur Berücksichtigung varia-bler, tiefenabhängiger Materialsteifig-keitsgradienten in der Simulation einerebenen bzw. von einer seismischenPunktquelle ausgehenden SH-Wellen-front. Um die Abbildungsgenauigkeit,den numerischen Aufwand und die Be-rechnungsgeschwindigkeit zu analysie-ren, werden numerische Lösungen deskontinuierlich oder diskret inhomoge-nen Halbraums betrachtet. Die getätig-ten Entwicklungen reduzieren den er-forderlichen Diskretisierungsaufwandvon vorhandenen Bodenschichtungenerheblich und stellen eine zeiteffektiveLösung der Wellenausbreitung durch ei-nen heterogenen Halbraum dar. Anhandvon analytischen Lösungen sowie unter-schiedlichen Parameterstudien erfolgtdie Validierung der entwickelten Model-le. Abschließende Studien zu Anwen-

dungen im Erdbebeningenieurwesenschließen die Arbeit ab.

Prof. Dr.-Ing. habil. Frank Wuttke,22. Juli 2015

Klaus Georg Thieken, Leibniz Universität HannoverGeotechnical design aspects offoundations for offshore wind energyconverters

Hinsichtlich der Gründung von Off-shore-Windenergieanlagen ergibt sich ei-ne Vielzahl geotechnischer Fragestellun-gen. Die Dissertation befasst sich dahernicht mit einer einzelnen Problematik,sondern besteht aus insgesamt fünf be-gutachteten Aufsätzen zu der Thematik,welche durch einen Haupttext zusam-mengefasst werden. Die Arbeit ist inenglischer Sprache verfasst. Hinsichtlichder Bemessung von Gründungspfählenwird die gegenseitige Beeinflussung desAbtrags axialer und lateraler Lasten, wiebeispielsweise bei aufgelösten Grün-dungsstrukturen auftretend, mit Hilfedreidimensionaler FE-Simulationen un-tersucht. Der zweite Aufsatz befasst sichmit dem Tragfähigkeitsnachweis für late-ral belastete Pfähle. Auf Grundlage derIdentifikation fehlerhafter Ergebnissedes in der deutschen Normung beschrie-benen speziellen Nachweisverfahrenswird eine neue Nachweisgleichung ein-geführt. In einer weiteren Untersuchungwird ein neuer p-y-Ansatz für die Bemes-sung lateral belasteter Pfähle in nicht-bindigem Boden mittels systematischerFE-Untersuchungen hergeleitet. Der An-satz liefert realistische Ergebnisse fürden gesamten Lastbereich und eignetsich für Pfähle beliebiger Abmessungenbzw. Steifigkeiten. Zwei weitere Aufsätzebeschäftigen sich mit dem Tragverhaltenvon Suction-Bucket-Gründungen innichtbindigem Boden. Zum einen wurdedas Tragverhalten eines Monopod-Bu-ckets unter Lateral- und Momentenbe-anspruchung untersucht, zum anderenwurde mit Hilfe eines H-M-gekoppeltennumerischen Modells ermittelt, inwie-weit sich bei Multipod-Buckets unterschneller Axialbelastung auftretende, dieTragfähigkeit erhöhende Unterdrückeeinstellen und ob diese in der Bemes-sung Berücksichtigung finden können.

Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus,14. August 2015


Dissertationen

Veselin Zarev, Ruhr-Universität BochumModel identification for the adaption of numerical simulation models –Application to mechanized shieldtunneling

Hauptziel der vorliegenden Doktor -arbeit ist die Identifikation der Modell-parameter des Untergrunds für dieAdaption numerischer Simulations -modelle für den schildgestützten ma-schinellen Tunnelvortrieb. Die Identifi-kation der Modellparameter des Unter-grunds versteht sich als die Identifika -tion der konstitutiven Bodenparameterdes verwendeten Stoffgesetzes.

Am Anfang fokussiert sich die Dok-torarbeit auf die Entwicklung eines adäquaten numerischen Modells für dierealistische Abbildung des maschinellenTunnelvortriebs. Eine adäquate Modell-bildung muss alle wesentlichen am Vor-triebsgeschehen beteiligten Komponen-ten, wie Tunnelbohrmaschine, Orts-bruststützung, Ringspaltverpressung,Tunnelauskleidung sowie sequenziellenVortrieb, berücksichtigen. Außerdemmüssen zum Modell entsprechende me-chanische und hydraulische Randbedin-gungen vorgegeben werden.

Ziel ist die Entwicklung eines robus-ten und numerisch effizienten Simula -tionsmodells, im Sinne einer Vorwärts-rechnung, welches später für die Para-meteridentifikation der konstitutivenEingabeparameter des verwendeten Bodenmodells mittels einer iterativen direkten Rückrechnung benutzt wird.Um das zu unterstützen, ist eine Sensiti-vitätsanalyse durchgeführt worden, umdie Auswirkung der Modellparameterhinsichtlich der Modellantwort zu analy-sieren. Für die Minimierung der Abwei-chungen zwischen den gemessenen undden simulierten Modellantworten wurdeals nächstes eine direkte Rückrechnungmittels der Particle Swarm Optimizationdurchgeführt.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz,21. September 2015

Jörg Bauer, Universität KasselSeitendruck auf Pfahlgründungen in bindigen Böden infolge quer zurPfahlachse wirkender Boden -verschiebungen

In der Arbeit wurde die aus Bodenver-schiebungen resultierende horizontaleEinwirkung auf Pfähle in vorwiegendnormalkonsolidierten bindigen Boden-schichten wissenschaftlich untersucht.Mit Hilfe von experimentellen, numeri-schen und analytischen Methodenkonnten die maßgeblichen Einflussfak-toren auf den Seitendruck bestimmt und

Erkenntnisse über die Boden-Pfahl-Wechselwirkung bei veränderten Boden-verhältnissen und Pfahlgeometrien ge-wonnen werden.

Die Arbeit gliedert sich in drei aufei-nander aufbauende Bearbeitungsschwer-punkte. Im experimentellen Teil wurdenkleinmaßstäbliche 1-g-Modellversucheunter Anwendung der PIV- (ParticleImage Velocimetry-)Methode und vonPorenwasserdruckmessungen mit demTonersatzmaterial Kaolin durchgeführt,wobei Scherfestigkeiten und Verfor-mungsgeschwindigkeiten des Bodens so-wie Pfahlgeometrie und Pfahlgruppen-anordnungen variiert wurden. In demdarauffolgenden numerischen Teil zeig-ten Vergleichsberechnungen mit der Finite-Elemente-Methode gute Über -einstimmungen mit den Messwerten der1-g-Modellversuche sowie mit den Mess-werten eines in der Literatur dokumen-tierten in-situ-Versuchs und eines Zentri-fugen-Modellversuchs. Für daran an-schließende umfangreiche Parameterstu-dien unter Variation der maßgeblichenEinflussfaktoren auf den Seitendruckwurde ein validiertes FE-Ersatzmodellmit einer schlaffen Bodenauflast nebeneiner Pfahlgruppe mit veränderlicherPfahlanzahl und -anordnung abgeleitet.Im letzten Bearbeitungsschritt erfolgteeine physikalische Zuordnung des kon-ventionellen bodenmechanischen Lö-sungsansatzes für die Seitendruckbe-rechnung zu existierenden strömungs-mechanischen Ansätzen. Auf Grundlageder Erkenntnisse aus den Modellversu-chen und den numerischen Parameter-studien wurde daraufhin der boden -mechanische Lösungsansatz weiterent-wickelt und ein Näherungsansatz zurSeitendruckberechnung auf Pfahlgrün-dungen abgeleitet.

Em. Prof. Dr.-Ing. Hans-Georg Kempfert, Prof. Dr.-Ing. Oliver Reul,29. Oktober 2015

Meisam Goudarzy, Ruhr-Universität BochumMechanisches Verhalten einesteilgesättigten Tons: experimentelleUntersuchungen, Stoffmodell undImplementierung

Der Einfluss des Feinkornanteils (1) undder spannungsinduzierten Anisotropie(2) auf die Steifigkeit bei kleinen Deh-nungen Gmax, die Steifigkeit als Funk -tion der Dehnung G(γ) und die zutref-fende Dämpfung η granularer Medienwird betrachtet. Es werden Ansätze ent-wickelt, für die unterschiedlichen Aus-gangs- und Randbedingungen diese Pa-rameter aus möglichst wenig Versuchenzu bestimmen.

Zu (1) werden Resonant Column(RC)-Versuche an Huston Sand durch-geführt, wobei der Einfluss des Span-nungszustands und der Porenzahl aufGmax erfasst wird. Anschließend wirdmit dieser Versuchstechnik der Einflussdes Feinkornanteils fc in Huston Sandauf diese Parameter systematisch in einem Bereich von fc = 0 bis fc = 40 %untersucht.

Die Versuche zeigen, dass sowohlGmax als auch G(γ) und η vom Feinkorn-anteil abhängen. Im Mikro-CT konntenachgewiesen werden, dass sich auf mikroskopischer Ebene zwei unter-schiedliche Strukturen in Abhängigkeitdes Feinkornanteils ausbilden. Die Zu-standsgröße Porenzahl e kann diesesnicht abbilden, wogegen die äquivalentePorenzahl e* eine konsistente Zustands-größe darstellt. Mit deren Einführungkönnen Gmax, G(γ) und η für einen Sandmit unterschiedlichem Feinkornanteilallein auf Basis von Versuchen am rei-nen Sand bestimmt werden.

Zu (2) wurde das vorhandene RC-Ge-rät um eine Belastungseinrichtung zumAufbringen anisotroper Spannungszu-stände erweitert. Anschließend wurdedas Verhalten von Huston Sand untervier Spannungspfaden ermittelt. Die Ab-hängigkeit der Eigenschaften des Sandesbei kleinen Dehnungen vom Spannungs-pfad wurde dabei deutlich. Bekannteempirische Beziehungen werden ver-wendet, um Gmax, G(γ) und η span-nungspfadabhängig zu bestimmen. Umdie gefundenen Abhängigkeiten physika-lisch zu erklären, wird das Spannungs-Verformungsverhalten granularer Mate-rialien bei kleinen Dehnungen nume-risch mit der Methode der DEM abge -bildet.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz,10. November 2015

Jörg Zimbelmann, Universität der Bundeswehr MünchenBeitrag zur Boden-Bauwerk-Interaktionin nichtbindigen Böden infolge hoch -dynamischer Anregung

Ziel der Arbeit ist die Entwicklung einerEntscheidungshilfe zur Abschätzung derAuswirkungen unterirdischer, oberflä-chennaher Explosionen – z. B. bei derKampfmittelräumung, bei Sprengvortrie-ben sowie im Tagebau – auf Gebäude.Die maßgebenden Einflussgrößen fürdiese Fragestellung sind die Explosiv-stoffmasse, die Überdeckung und dasVerhalten des anstehenden Baugrundsunter hochdynamischer Anregung. DieVorgehensweise wird beispielhaft füroberflächennahe, unterirdische Explo-sionen einer Ladungsmasse von 125 kg


Dissertationen/Bücher

TNT, einen trockenen Sand als Bau-grund und flachgegründete Gebäudeohne Kellergeschoss vorgeführt. Grund-lage bilden numerische Simulationenmit dem kommerziellen Hydrocode Autodyn. Um die Ausbreitung der explo-sionsinduzierten Welle bis in genügendgroße Entfernungen verfolgen zu kön-nen, wurde die Modellierungsstrategiedes mitlaufenden Fensters entwickelt.Die numerisch ermittelten Zeitverläufedes Luftdrucks, der Partikelgeschwindig-keit und der Schubverzerrungen inner-halb des Baugrunds wurden mit Blickauf die maßgebenden Schadensbilder„Luftstoß“, „Fußpunktanregung desBauwerks zu Schwingungen“ sowie „Un-zulässige Winkelverdrehungen der Fun-damente infolge Sackungen“ ausgewer-tet. Das Ergebnis sind zwei Diagramme,anhand derer die sichere Entfernungrhor,safe, in der ein Gebäude unbeschä-digt bleibt, sowie die Grenzentfernungrhor,lim, in der ein Gebäude zwar beschä-digt wird, aber nicht vollständig zusam-menbricht, schnell und einfach abge-schätzt werden können.

Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley,27. November 2015

Florian Menschik, Technische Universität MünchenAnalysis of performance and wear of electrical rock hammer drills

Die Dissertation beschäftigt sich mit derErstellung eines Leistungs- und Ver-schleißmodells für elektrische Schlag-bohrhämmer. Hierfür wurden Bohrver-suche zur Bestimmung der Leistungs-und Verschleißparameter unterschied -licher Bohrkronen an unterschiedlicheninternationalen Standorten über und un-ter Tage durchgeführt. Vor Ort wurdenergänzend Proben genommen, die auftypische felsmechanische Kennwerte(Einaxiale Druckfestigkeit, Punktlastin-dex, Zugfestigkeit, CAI- und LCPC-Abra-sivität) untersucht wurden. Die Mineral-zusammensetzung wurde quantitativ mitHilfe der Dünnschliffanalyse sowie derRöntgendifffraktometrie bestimmt. Da-raus wurde der äquivalente Quarzgehalterrechnet. Die Auswertung und Archi-vierung der Daten wurde mittels einerwebbasierten Gesteinsdatenbank, diesämtliche Labor- und Feldversuche ent-hält und über einen Web-Browser zurVerfügung stellen kann, durchgeführt.Innerhalb der Datenbank können Aus-wertungen, wie Mittelwertbildung füreinzelne felsmechanische Kennwerteund Bohrparameter für einzelne Bohr-kronen, abgefragt werden. Aus der Ge-samtheit der gewonnenen Daten wurdeeine Entscheidungsmatrix erstellt, die

eine künftige Bohrkronenauswahl inAbhängigkeit der Geologie eines neu zuerschließenden Abbaus erleichtert. Dain dieser Arbeit mehrere tiefliegendeBergwerke (bis zu 4 km Tiefe) beprobtwurden, stellte sich die Frage, ob dieauftretenden Spannungen positiv fürden Abbau genutzt werden können. Umdie Spannungsverteilung sowie derenAuswirkungen auf den Abbauprozessuntertage zu untersuchen, wurden meh-rere 2-D- und 3-D-FEM- und -FDM-Mo-delle mit den Codes Phase2, RS3

(Rocscience) und FLAC 3D (Itasca) er-stellt.

Prof. Dr. rer. nat. habil. Kurosch Thuro,7. Dezember 2015

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

Der Eurocode 7 (EC 7) als DIN EN1997-1 zusammen mit dem NationalenAnhang DIN EN 1997-1/NA und denErgänzenden Regelungen der DIN 1054bilden seit 2012 das verbindliche Regel-werk für geotechnische Nachweise. Zu-gunsten einer besseren Übersicht wur-den alle drei Normen im „HandbuchEurocode 7 – Geotechnische Bemes-sung, Band 1: Allgemeine Regeln“ zu-sammengefasst. Die Verbindung zu deneinzelnen nationalen Normen und Emp-fehlungen (DIN-Normen zu Berech-nungsverfahren, EAU, EAB, EA-Pfähle)erfolgt über den Nationalen Anhang. Inden Hochschulen findet die Einführungin die Geotechnik zunächst mit der Ver-mittlung der Grundlagen der Boden -mechanik statt; zwangsläufig folgendann die geotechnischen Nachweise, indenen die Vorgaben des EC 7 einbe -zogen werden müssen. Wegen der Diffe-renzierung zwischen Einwirkungen undWiderständen, der Verwendung von un-terschiedlichen Partialsicherheitsfak -toren und der Vielzahl von möglichenGrenzzuständen ist die Vermittlung derDetails an die Studierenden sehr auf-

wendig und nur anhand von Rechenbei-spielen möglich. Gleiches gilt wohl auchfür den in der Praxis tätigen Ingenieur,dessen Erfahrung vom globalen Sicher-heitskonzept geprägt ist, und der Ver-gleiche zwischen alten und neuen Nor-men dringend sucht. Gerade hier setztdas Buch an. Nach einer kurzen Einfüh-rung in die Philosophie und den Aufbaudes Normenkomplexes im ersten Kapitelfolgen sechs Kapitel, in denen Flächen-gründungen, Pfahlgründungen, hydrau-lisch verursachtes Versagen, Stützbau-werke, Verankerungen und Böschungenbehandelt werden. Am Anfang jedes Kapitels werden die Grundlagen zurNachweisführung sowie die wesent -lichen Unterschiede zu den alten Nor-men zusammengefasst. Es folgt dann dievollständige Durchrechnung von Bei-spielen, die allesamt realitätsnahe Situa-tionen aus der geotechnischen Praxis behandeln. Die einzelnen Schritte derNachweisführung werden in einfacherund verständlicher Form erläutert. Dieerforderlichen Ausschnitte aus den rele-vanten Normen werden an der richtigenStelle wiedergegeben, sodass der Leserden roten Faden nicht verliert. Dem Autorenkollektiv ist hinsichtlich derAuswahl der Beispiele sowie der Be -arbeitungstiefe und des -umfangs einehomogene Darstellung gelungen.

Für Studierende ist das Buch sehr gutgeeignet zur Erarbeitung und Vertiefungder Vorlesungsinhalte, für Klausurenund Abschlussarbeiten, aber auch alsHilfe bei den ersten Schritten im Beruf.Für den praktisch tätigen Bauingenieurstellt es ein übersichtliches Nachschla-gewerk zur Nachweisführung gängigerSituationen nach der neuen Normenge-neration dar: Für beide Lesergruppen istdas Buch somit sehr empfehlenswert.

Christos Vrettos

Manfred Fross: Über BauwerkssetzungenHrsg.: Vereinigung ÖsterreichischerBohr-, Brunnenbau- und Spezialtiefbau-unternehmungen (VÖBU), Wien 2015382 S., 575 Bilder, 6 TabellenISBN 978-3-902450-05-0

Der langjährige Angehörige des Institutsfür Grundbau und Bodenmechanik derTU Wien, Assistenzprofessor i. R. undebenso langjährige Geschäftsführer der

Bücher


Bücher/geotechnik aktuell

Österreichischen Mitgliedsorganisationder ISSMFE wie auch der Organisa -tionskomitees vieler Fachtagungen, Dr.Manfred Fross, hat nunmehr einen er-heblichen Teil seiner umfangreichen Er-fahrung auf dem einschlägigen Teilge-biet unseres Faches in Buchform ge-bracht. Als eines seiner beiden Mottoszum Vorwort des Buches dient SenecasSpruch „Lang ist der Weg durch Lehren,kurz und erfolgreich durch Beispiele“.Das passt hervorragend zu Inhalt undStil des Buches.

In einem knappen Vorwort wird aufdie Entwicklung der Gründungsverfah-ren im Laufe seines bisherigen, jedochkeineswegs abgeschlossenen Berufsle-bens eingegangen, um anschließendebenfalls in der gebotenen Kürze dasWesen und die Arten der Setzungen dar-zulegen. Im zweiten Abschnitt werdendie Verfahren zur Setzungsvorhersageaufgeführt und Bezug auf die entspre-chenden CEN (EC 7) und Österrei-chischen Normen genommen.

Nach diesem einführenden Teil folgtder Kern des Themas in Gestalt von48 Fallbeispielen für Setzungsproblemeund ihre Überwindung, die allermeistenmit aktiver bzw. maßgebender Beteili-gung des Verfassers Dr. Fross. Begonnenwird mit Setzungsproblemen bzw. -schä-den an meistens wohlbekannten histori-schen Gebäuden und in ganzen Stadt-vierteln, wobei zum Einstieg gleich einKronjuwel der Setzungsproblematiksteht – der „Schiefe Turm“ von Pisa. Da-zu sind zwar, einschließlich der Sanie-rungsvorschläge, im Laufe der letztenJahrzehnte zahlreiche Beiträge erschie-nen, dennoch liefert die Darstellung eine sehr instruktive Übersicht, nützlichinsbesondere für die jüngere Generationvon Geotechnikern.

Es folgen die Probleme bei zumeistsehr bekannten Gebäuden in Wien undUmgebung, darunter das Beethoven-Wohnhaus, der Prunksaaltrakt derÖsterreichischen Nationalbibliothek,der Dom St. Stephan u. a. Im letzterenFalle ist auch ausführlich auf den Ein-fluss der Bauarbeiten auf die U-Bahnsta-tion Stephansplatz eingegangen worden.Eingeflochten in diesen Unterabschnitt(UA) ist auch die umfangreiche Set-zungsproblematik der „Gamla Stan“, derInselaltstadt von Stockholm. Fernerwird auf Setzungen durch die in Nord-ostösterreich verbreiteten Lößböden ein-gegangen und von auf Holzpfählen ge-gründeten Bauwerken, deren Pfähledurch wechselnde Grundwasserspiegelabgemorscht sind.

Der nächste UA 3.3 erfasst die Set-zungsprobleme von Gründungen ausneuerer Zeit auf Torfschichten in ver-schiedenen Gegenden Österreichs. Daseinleitende Beispiel einer in den 1960-er

Jahren ohne Baugrunduntersuchungengebauten Kläranlage zeigte schon beider ersten Probefüllung große Setzun-gen und Verkantungen des Klärbehäl-ters, offenbar in Verbindung mit einernicht erkannten Torfschicht. Nachträg-lich durchgeführte Baugrunduntersu-chungen brachten die Erklärung und eswurde eine Sanierung mit Wurzelpfäh-len vorgenommen. Ähnlich war die Pro-blematik bei den weiteren drei Problem-fällen in Verbindung mit Torfschichtenim Untergrund, die ebenfalls mit Klein-bohrpfählen unterschiedlicher Bauartsaniert wurden.

Fehlende oder unzureichende Bau-grunduntersuchungen waren die Ur -sache auch für die drei beschriebenenFälle von Setzungsschäden im UA 3.4.Hier waren meist lockere Schichten imUntergrund die Ursache. Abhilfe schaff-ten Nachgründungen mit Unterfan-gungspfählen bzw. DSV-Säulen.

Zunächst schwer erklärliche erheb -liche Risse in zwei Gebäuden, die aufBöden erstellt waren, welche sich nach-träglich als sehr feinkörnig undschrumpffähig erwiesen haben, sind imUA 5 behandelt. In beiden Fällen wardie Bodenschrumpfung unter den Mau-ergründungen ein Ergebnis von Wasser-entzug aus den tonig-schluffigen Bödenunter der Gründungssohle durch anlie-gende Bäume bei trockener Witterung.

Die Setzungsmessungen an zwei völ-lig intakten Großbauwerken im TullnerFeld (das nicht in Betrieb genommeneKernkraftwerk Zwentendorf und einKohlekraftwerk) und ihre Ergebnissewerden im UA 3.6 informativ vorgestellt.Die Setzungen von Tiefgründungen fürgrößere Brücken im Donauraum folgen(UA 7), einleitend mit den Behelfsbrü-cken für die 1976 eingestürzte alteReichsbrücke in Wien. Zur gesamten An-gelegenheit – Einsturz und Bau der neu-en Reichsbrücke – liegt eine gesonderteVeröffentlichung des Grundbauinstitutsder TU Wien von Prof. H. Brandl vor(1985). Für weitere Brückenbauwerkewerden die Gründungen und ihr Set-zungsverhalten erläutert, wobei sichauch eine Alternativgründung auf Betonrüttelstopfsäulen mit Kopfbalkenbewährt hat.

Mit vier markanten Beispielen ausWien wird im UA 3.8 die Art und Weiseder geotechnischen Planung und Bau-ausführung von Tiefgaragen im inner-städtischen Raum anschaulich darge-stellt. Angewendet wurden verschiedene,teilweise neue Verfahren für Umschlie-ßungen und Verankerungen in dendurchaus problematischen BödenWiens; einige Messergebnisse werdenmitgeteilt.

Dass Baugrundverbesserungen fürFlachgründungen ein durchaus geeigne-

ter Ersatz für Pfahlgründungen beiHochbauten sein können, zeigen zweiBeispiele des UA 3.9 aus den Randberei-chen von Wien. Andererseits ist es auchdurch vermutlich unkoordinierte Maß-nahmen bei Sonderbauwerken (Dreh-standantenne bzw. Silos) zu Schäden ge-kommen (UA 3.10), die aber zumindestdie Standsicherheit bislang nicht gefähr-det haben.

In seinem Schlusskapitel betont derVerfasser seine Überzeugung, dass dieIngenieure, die das Buch lesen, an je-nem Erfahrungsschatz zum Thema Bau-werkssetzungen teilhaben werden, dener im Laufe eines halben Jahrhundertsseiner beruflichen Tätigkeit zusammen-getragen hat. Das wünschen wir sowohlManfred Fross als auch seinen Lesern.

Wellin Sadgorski

Berufliche Weiterbildung am BSZ„Julius Weisbach“

Mit Beginn des neuen Schuljahrs2016/17 am 8. August 2016 besteht amBeruflichen Schulzentrum „Julius Weis-bach“ in Freiberg wieder die Möglich-keit, eine Ausbildung zum/zur „Staatlichgeprüften Techniker/-in“ in den beidenFachrichtungen Bohrtechnik oder Geo-logietechnik zu beginnen.

In der zweijährigen, in Deutschlandan öffentlichen Schulen einmaligen Auf-stiegsfortbildung werden Fachkräfte dermittleren Ebene praxisorientiert ausge-bildet. Der Einsatz erfolgt z. B. in Inge-nieurbüros, Bohrunternehmen, geologi-schen Landesämtern oder kommunalenEinrichtungen. Die Technikerabschlüssewerden – wie die Bachelorabschlüsse anden Hochschulen – in die Niveaustufe 6des „Deutschen Qualifikationsrahmensfür lebenslanges Lernen“ (DQR) einge-ordnet.

Die berufliche Weiterbildung zum/zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“in den Fachrichtungen Bohrtechnik undGeologietechnik ist zertifiziert. Somitkönnen Bewerber in Freiberg auch ihrenBildungsgutschein der Agentur für Ar-beit einlösen. Grundsätzlich besteht dieFördermöglichkeit nach BAföG oderMeister-BAföG. Es werden keine Lehr-gangsgebühren fällig. Die Kosten betref-fen lediglich bestimmte Arbeitsmateria-lien und ggf. die Unterkunft in Freiberg.

Voraussetzung für die Ausbildungzum/zur „Staatlich geprüften Tech -niker/-in“ sind in der Regel eine abge-schlossene Berufsausbildung und min-destens einjährige Praxiserfahrungen

geotechnik aktuell


geotechnik aktuell/Zuschrift

oder eine mehrjährige Berufstätigkeitauf gewerblich-technischem Gebiet.Dienstzeiten bei der Bundeswehr wer-den berücksichtigt.

Techniker für Bohr- oder Geologie-technik üben keinen Massenberuf ausund sind bei den Unternehmen begehrt.In Abhängigkeit von den Einsatzbedin-gungen ist die Ausbildung für Frauenund Männer gleichermaßen geeignet.

Derzeit überarbeitet ein Lehrerteamder Fachschule unter Leitung des Säch-sischen Bildungsinstituts in Radebeuldie Lehrpläne. Veränderte Anforderun-gen der Wirtschaft werden aufgegriffen.Der ohnehin enge Praxisbezug soll nochmehr betont werden. Nach Maßgabe desKultusministeriums in Sachsen werdendie Ziele und Inhalte der Ausbildungkünftig in sogenannten Lernfeldern dar-gestellt, in denen sich die typischenHandlungsbereiche der Berufe wider-spiegeln. Praxispartner werden einbe -zogen. Im Rahmen dieses mehrjährigenProjekts wird auch ein Lehrplan für dieFachrichtung Bergbautechnik konzi-piert, die bei entsprechender Genehmi-gung durch die Schulbehörden ab 2017das Bildungsangebot der FreibergerFachschule erweitern soll.

www.bsz-freiberg.de

Zuschrift zum Beitrag „Zur lateralenBettungssteifigkeit von Pfählen mitgroßen Durchmessern bei kleinenVerformungen“ von Bert Schädlichet al. (geotechnik 3/2015)

Die Wahl eines adäquaten Modells zurAbbildung des lateralen Tragverhaltensvon Pfählen unter Berücksichtigung derEinflüsse großer Durchmesser, Boden-schichtungen, kleiner Dehnungsbereicheusw. sowie die „Validierung“ dieser Mo-delle führt immer wieder zu kontrover-sen Diskussionen. Folglich liegt es nahe,das laterale Tragverhalten mit Hilfe nu-merischer Methoden, häufig der Finite-Elemente-Methode (FEM), zu untersu-chen und vereinfachte Bettungsmodelle(P-y-Kurven) abzuleiten.

Die Autoren verwenden die FEM, umdas Tragverhalten eines lateral belaste-ten Pfahls abzubilden. Anschließendwird ein Vergleich zu einem vereinfach-ten Bettungsverfahren mit unterschied -lichen nichtlinearen P-y Kurven darge-stellt, um die Akkuratesse verschiedenerP-y-Modelle zu bewerten. Bei der nume-rischen Modellierung mit der FEM wirdder Pfahl nicht als Rohrpfahl, sondernals Vollquerschnitt mit modifizierter

Zuschrift

Steifigkeit modelliert. An der Fußflächedes Pfahls wird aufgrund der verwende-ten Kontaktformulierung bei einerPfahlfußverschiebung eine horizontaleReaktionskraft erzeugt, die neben derBettung des Pfahlmantels den horizon-talen Widerstand beeinflusst. Die Auto-ren geben an, dass dieser Einfluss ver-nachlässigbar ist. Der untersuchte Pfahlmit einem Durchmesser von bis zu 10 mweist eine Fußfläche von bis zu 78,5 m2

in 30 m Tiefe auf, die einen deutlichenEinfluss auf den lateralen Widerstandund das Last-Verformungsverhalten haben kann. Weiterhin bilden die unter-suchten P-y-Kurven ausschließlich dashorizontale Bettungsverhalten des Pfahl-mantels ab. Um diese mit den Ergebnis-sen einer FEM-Berechnung zu verglei-chen, ist demnach die Vermeidung jeg -licher zusätzlicher Einflüsse, wie bei-spielsweise der Reibung am Pfahlfuß,unabdingbar.

Der Vergleich zwischen den Ergeb-nissen der FEM und dem Bettungsver-fahren wird anhand der berechnetenPfahlkopfverformungen geführt. DieWahl dieses Kriteriums ermöglicht kei-nen eindeutigen Vergleich der beidenVerfahren, da unterschiedlichste Biege -linien des Pfahls zu der gleichen Pfahl-kopfverschiebung führen können. EineBewertung der verwendeten P-y-Modelleist an anhand dieses Kriteriums somitnicht direkt möglich. Der Vergleich derErgebnisse sollte anhand der Last-Ver-schiebungs-Kurven in unterschiedlichenTiefen, der Biegelinien oder aus derFEM abgeleiteten Biegelinien erfolgen.

Der Vergleich zwischen den FEM-Be-rechnungen und dem Bettungsverfahrenwird für drei unterschiedliche P-y-Mo-delle gezeigt. Es wird ein P-y-Modell fürstatische Belastung und zwei P-y-Model-le für zyklische Belastung mit Modifika-tion nach Kirsch et al. [1] verwendet.Die FEM-Berechnungen werden aus-schließlich unter statischen Belastungengeführt. Es wird keine FEM-Berechnungvorgestellt, die zyklische Einflüsse wieDehnungsakkumulationen oder Verän-derungen der Steifigkeit und Scherfestig-keit berücksichtigt. Die zum Vergleichherangezogenen zyklischen P-y-Kurvenberücksichtigen hingegen eine Verfor-mungsakkumulation und eine Abnahmedes Widerstands infolge der zyklischenBelastung in den oberen Bodenschich-ten, siehe Reese et al. [2]. Ein Vergleichmit einer statischen FEM-Berechnungführt somit zu keinem AussagekräftigenErgebnis.

Literatur

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

dungsbemessung von Offshore-Wind-energieanlagen auf Monopfählen mitsehr großen Durchmessern. Stahlbau83 (2014), Spezialausgabe Erneuer -bare 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 inSand. Proceedings of the OffshoreTechnology Conference, Houston, Texas, Paper No. OTC 2080 (1974).

AutorDr.-Ing. Tim PuckerRamboll IMS Ingenieurgesellschaft mbHStadtdeich 720097 [email protected]

Stellungnahme der Autoren

Der Autor der Zuschrift sieht es richtig,dass mit der gewählten Modellierungdes Pfahls als Vollquerschnitt in den FE-Berechnungen eine horizontale Rei-bungskraft in der Pfahlfußfläche mobili-siert werden kann. Diese zusätzliche Widerstandskomponente wird in dem p-y-Verfahren nicht abgebildet. Der Ein-fluss dieser zusätzlichen Horizontalkraftin der Pfahlfußfläche wurde daher nach-folgend in weiteren FE-Berechnungenmit sogenannten Interface-Elementenmit geringer Scherfestigkeit am Pfahlfußuntersucht. Mit dieser Modellierungwird die horizontale Reibungskraft amPfahlfuß in den FE-Berechnungen aus-geschlossen. Bild 1 zeigt als Ergebnis,dass die Last-Verschiebungskurven derFE-Berechnungen mit und ohne Fuß -reibung bei kleinen und mittleren Pfahl-kopfverschiebungen bis ca. 20 mm na-hezu identisch sind. Erst bei größerenVerformungen am Pfahlkopf treten ge-ringe Unterschiede auf, die bei dem ge-wählten Beispiel bei einer Pfahlkopfver-schiebung von 120 mm ca. 5 % der Ge-samtverformung betragen. Der Einflussder Fußreibung auf das in dem Beitraguntersuchte Last-Verformungsverhalteninsbesondere bei kleinen Verformungenkann daher unserer Ansicht nach ver-nachlässigt werden.

Es ist im Allgemeinen zutreffend, dassdie alleinige Betrachtung von Last-Ver-formungskurven am Pfahlkopf nur eineneingeschränkten Vergleich der beidenVerfahren (FEM und p-y-Methode) er-laubt, auch wenn diese Verformung sicherlich die wesentliche Bewertungs-größe darstellt. Ergänzend sind daher inBild 2 die Pfahlbiegelinien aus dem p-y-Modell und den FE-Berechnungen fürverschiedene Laststufen sowie mit undohne Reibungsausschluss am Pfahlfußdargestellt. Zusätzlich wurde die Biege -linie nach dem p-y-Verfahren aufgenom-


Zuschrift

men, die sich bei entsprechender maxi-maler Pfahlkopfverschiebung (120 mm)ergibt. Es ist erkennbar, dass das p-y-Ver-fahren mit zunehmender Tiefe eine stei-fere laterale Bettung abbildet als die FE-Berechnungen. Die wesentliche Ursachehierfür ist wohl darin zu sehen, dass dieAnfangssteifigkeit der verwendeten p-y-Kurven linear mit der Tiefe zunimmt,wogegen die Bodensteifigkeit in den FE-Berechnungen mit einem Potenzansatzin Abhängigkeit vom Spannungsniveau(und damit implizit von der Tiefe unterMeeresboden) zunimmt.

In seiner Zuschrift weist der Autor da-rauf hin, dass in den sogenannten „zykli-schen“ API-Kurven, die Ausgangspunktfür die Anpassungen der p-y-Kurven inKirsch et al. [1] waren, zyklische Verfor-mungsakkumulationen berücksichtigtsind, obwohl die FE-Berechnungen kei-ne zyklische Akkumulation berücksich-tigen.

In den verwendeten „zyklischen“ p-y-Kurven nach Reese [2] wird die maxima-le Bodenreaktion pult über die gesamtePfahllänge mit einem Beiwert A = 0,9faktorisiert. Dadurch ergibt sich ein weicheres Pfahlverhalten als bei Ver-wendung der statischen p-y-Kurven.

Unserer Ansicht nach berücksichtigtdie Faktorisierung der Bodenreaktiondie Unterschiede des Bodenverhaltensbei zyklischer und statischer Beanspru-chung nur unzureichend. Hierbei seiinsbesondere auf die Akkumulation vonVerformungen und Porenwasserüber-drücken bei zyklisch lateraler Beanspru-chung des Pfahles hingewiesen, die sichinfolge ihrer Abhängigkeit z. B. von Zyklenanzahl, Lastniveau und Boden -eigenschaften einer Abbildung durch eine einfache Abminderung der Boden-reaktion entziehen [3]. Die p-y-Kurvenmit A = 0,9 sind in [1] als Ausgangsfunk-tion für eine Modifikation zur Modellie-

rung des Verformungsverhalten von Off-shore-Monopfählen bei einer monoto-nen Belastung gewählt worden. In die-sem Sinne sind die durchgeführten FE-Berechnungen, die ebenfalls für einemonotone, einmalige Belastung ohneBerücksichtigung von zyklischen Effek-ten durchgeführt wurden, durchaus ver-gleichbar mit den Berechnungen nachdem p-y-Verfahren. Die zyklischen Ef-fekte werden im Nachweismodell durchweiterführende Berechnungsansätze zu-sätzlich abgebildet.

Darüber hinaus hat sich gezeigt, dassdie so modifizierten p-y-Kurven auch ge-eignet sind, die Steifigkeit der Mono-pfahlgründung einer Offshore-Wind-energieanlage im Betrieb abzubilden.Hierzu ist eine Veröffentlichung in Vor-bereitung.

Literatur

[1] Kirsch, F., Richter, T., Coronel, M.:Geotechnische Aspekte bei der Gründungsbemessung von Offshore-Windenergieanlagen auf Monopfäh-len mit sehr großen Durchmessern.Stahlbau 83 (2014), SpezialausgabeErneuerbare 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 inSand. Proceedings of the OffshoreTechnology Conference, Houston,Texas, Paper No. OTC 2080 (1974).

[3] Kirsch, F., Richter, T., Schädlich, B.,Wiesener, S.: Ansatz zur Erfassung derPorenwasserdruckakkumulation beiOffshore-Monopilegründungen. Bau-ingenieur, S. 26–33, 2016.

AutorenDr.techn. Bert Schä[email protected]. Fabian [email protected]. Dr.-Ing. Thomas [email protected]

GuD Geotechnik und Dynamik Consult GmbHDarwinstraße 1310589 Berlin

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

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


Termine

31. Christian Veder Kolloquium Graz, Österreich31. März bis 1. April 2016

Thema– Baugrundverbesserung: Entwurf –

Ausschreibung – Vertrag – Ausfüh-rung

www.cvk.tugraz.at

2. Felsmechanik-Tag: Felsmechanische Fragestellungen beim Bahnprojekt Stuttgart-UlmWeinheim 13. April 2016

Themen – Injektionen – BIM im Tunnelbau– Entwurfsmethoden

www.felsmechanik.eu

ISSMGE-ETC3 Piles Symposium“Design of Piles in Europe – How did EC7 change daily Practice?”Leuven, Belgium28 and 29 April 2016

Topics– Exchange of information on how pile

design has evolved in the different European countries

– Evolution of the standardisation withregard to the execution of piles

– Standardisation on pile testing in Europe (static, dynamic and rapidload testing)

– Quality control, monitoring and newmeasuring techniques

www.etc3.be/symposium2016

Short Course: Ground Improvement inUnderground Construction and MiningBoulder, USA9 to 11 May 2016

www.groundimprovementshortcourse.com

13th International Conference Underground Construction Prague, Czech Republic 23 to 25 May 2016

Topics– Urban transport tunnels – design and

construction

Termine– Non-urban transport tunnels – design

and construction– Other underground structures and

disposal of radioactive waste– Geotechnical investigation and moni-

toring for underground constructionprojects

– Numerical modelling, developmentand research for underground con-struction projects

– Equipment, operational safety andmaintenance in underground struc-tures

– Risk management, contractual rela-tionships and funding of undergroundconstruction projects

– Historical underground structures andtunnel reconstruction

www.ucprague.com

Ohde-Kolloquium 2016 – AktuelleThemen der GeotechnikKarlsruhe1. und 2. Juni 2016

Themen– Numerische Simulationen von Ver -

suchen und Bauvorgängen– Analytische Methoden in der Geo-

technik und Geophysik– Praktische Anwendungen und Er -

fahrungen

www.baw.de

5. Münchener Tunnelbau-SymposiumNeubiberg3. Juni 2016

Themen– Planungsmethoden BIM– Großprojekte– Nachhaltigkeit im Tunnelbau

www.fvki.de/veranstaltungen

Swiss Tunnel Congress 2016Luzern, Switzerland15 to 17 June 2016Topics– Challenging international tunnelling

projects– Challenging tunneling projects in

Switzerland

www.swisstunnel.ch

International Symposium – Challengesfor Engineering Geology andGeotechnics after natural Disasters Sofia, Bulagaria 20 to 23 June 2016

Topics– History and geography of the latest

natural disasters– State policy for protection of the pop-

ulation from disasters– Engineering geology investigations in

disaster struck areas– Hazard and risk assessment in disas-

ter –struck areas– Projects and constructions in disaster

struck areas– Case studies – conclusions and recom-

mendations

www.nzgs.org

50th US Rock Mechanics/Geomechanics Symposium26 to 29 June 2016, Houston, Texas,USA

Topics– Geomechanics for civil engineering– Geomechanics for petroleum engi-

neering– 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 characteriza-tion

– Stability and support of undergroundopenings and structures

– Fracture mechanics– In situ stress, pore pressure measure-

ments, predictions– Geomechanics and geothermal explo-

ration and production– Coupled processes – geomechanics,

fluid flow, heat, transport– Numerical / analytical / Constitutive

modelling of rock and rock processes– Computational advances and data an-

alytics– Geophysics and geology in geome-

chanics– Rock heterogeneity across all length

scales

www.amarocks.org

35th International Geological CongressCape Town, South Africa27 August to 4 September 2016

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

www.35igc.org


Termine

Eurock 2016: Rock Mechanics and RockEngineering: From the Past to the Future Cappadocia, Turkey29 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, earth-quake prediction)

http://eurock2016.org

ISSMGE TC308 on Energy Geotechnics Kiel29 to 31 August 2016

Topics– Carbon sequestration – Energy geo-storage & geo-structures – Urban planning for energy geo-

systems– Numerical methods and algorithms in

energy geotechnics – Gas hydrate sediments – Shallow & deep subsurface geo-

thermal systems– Experimental studies & material

design in energy geotechnics – Natural & hydraulic fractured reser-

voirs – Nuclear waste deposits– Geotechnical challenges of energy

infra-structures – Oil sediments/tailings – THMC behaviour of geomaterials

www.iceg-2016.de

15th Symposium on EngineeringGeology and GeotechnicsBelgrade, SerbiaSeptember 2016

Topics– Methodology of engineering-geolo -

gical and geotechnical investigationsfor spatial and urban planning and design of various constructions

– Engineering-Geological and geotech-nical investigations and examinations

– Engineering-Geological research forthe purpose of remediation of theconsequences of extreme precipitationin 2014

– Rock and soil mechanics– Engineering-geological aspects of geo-

logical sudden phenomena– Education of engineers– Laws, regulations and standards in

Engineering Geology and Geotech-nics

www.iaeg.info

34. BaugrundtagungBielefeld14. bis 17. September 2016

Themen– Innovation– Spezialtiefbau– Erd- und Grundbau– Tunnelbau– Infrastrukturprojekte– Geotechnik für regenerative Energie

und nachhaltiges Wirtschaften– Normung– Prognosen und Qualitätssicherung

www.baugrundtagung.com

6th European GeosyntheticsConferencesIstanbul, Turkey25 to 28 September 2016

Topics– Roads, railroads and other transporta-

tion 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

10. Österreichischer TunneltagSalzburg, Österreich 10. bis 14. Oktober 2016

Themen – Besondere Herausforderung aktueller

Großbaustellen– BIM im Tunnelbau – Das Bau-Soll im Tunnelbau – Wo

liegen die Missverständnisse?

www.oegg.at

65. Geomechanik KolloquiumSalzburg, 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 ongeosyntheticsNew Delhi, India8 to 11 November 2016

Topic– Geosynthetics for infrastructure

development

www.geosyntheticssociety.org

45. Geomechanik-KolloquiumFreiberg 11. November 2016

Themen – Geothermie und Gebirgsmechanik– Gesteins- und gebirgsmechanisches

Versuchswesen– Salzmechanik – Endlagerung – Ver-

wahrung– Nationale und internationale Bau -

projekte

http://tu-freiberg.de

11. Österreichische GeotechniktagungWien, Österreich2. 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 SchranzZur Rolle der Materialmodelle beimStandsicherheitsnachweis

Evelyn Heins, Thorben Hamann,Jürgen Grabe, Stephan HannotNumerical investigation of theinfluence of the driving frequencyduring pile installation of tubular piles

Christian Ernst, Thomas Hecht,Karl Josef WittIn-situ-Bestimmung von effektivenScherparametern in rutschgefährdetenSchichten im Oberen Buntsandstein

Stepan Koroliuk, Dietmar Mähner,Johanna Schmeing, MartinKreyenschmidtPrüfung der Oxidationsbeständigkeitvon Kunststoffdichtungsbahnen imAutoklav

Fokke Saathoff, Stefan CantréEmpfehlungen zur Verwertung vonBaggergut im Deichbau

(Änderungen vorbehalten)

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

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Spezialtiefbau 2.0Durch Schaden wird man klug

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Beton- und Stahlbetonbau

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Faszination Tunnelbau

Maschineller Tunnelbau im Schildvortriebdeutsch und englisch

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201538. JahrgangNr. 1–4ISSN 0172-614521756

Bodenmechanik

Erd- und Grundbau

Felsmechanik

Ingenieurgeologie

Geokunststoffe

Umweltgeotechnik

O R G A N D E R D E U T S C H E N G E S E L L S C H A F T F Ü R G E O T E C H N I K

JahresinhaltsverzeichnisManaging Editor: Dr.-Ing. Helmut Richter

Technical Editor: Jost Lüddecke

Editorial Board:Prof. Dr.-Ing. Jürgen GrabeProf. Dr.-Ing. habil. Achim HettlerDipl.-Ing. Roland JörgerProf. Dr.-Ing. Thomas RichterProf. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos

3

Inhaltsverzeichnis 2015

Artikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de geotechnik 38. Jahrgang

geotechnik: Inhaltsverzeichnis des 38. Jahrgangs 2015

Verfasserverzeichnis(A = Aufsatz, B = Bericht, E = Editorial)

Jaeger, Arno; s. Quick, HubertKahl, Matthias: Geotechnik aus

Leidenschaft? Heft 4 253 EKahle, Hans; s. Nernheim, AxelKeßler, Jürgen; s. Gudehus, GerdKirsch, Fabian; s. Schädlich, BertKrentz, Martin: Zur guten fachli-

chen Praxis des Düsenstrahlver-fahrens Heft 1 56–64 B

Krieg, Stefan; s. Oberle, AnnetteKürten, Sylvia; Mottaghy, Darius;

Ziegler, Martin: Besonderheitenbei der Planung und Berechnungvon oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen Heft 2 107–119 A

Lemke, Katrin; s. Thieken, KlausLersow, Michael; Gellermann,

Rainer: Langzeitstabile, langzeit-sichere Verwahrung von Rück-ständen und radioaktiven Abfäl-len – Beitrag zur Diskussion umLagerung (Endlagerung) Heft 3 173–192 A

Lucke, Beate; s. Gudehus, GerdLächler, Walter; s. Dietzel, FredMandal, Jnanendra Nath; s. Patki,

Mrunal A.Meißner, Simon; s. Quick, HubertMergelsberg, Werner; s. Dietzel,

FredMeteling, Nils; s. Perau, EugenMilatz, Marius; Grabe, Jürgen:

Zum Einfluss der Teilsättigungauf den Plattendruckversuch Heft 1 28–35 A

Mottaghy, Darius; s. Kürten, Sylvia

Nernheim, Axel; Vasquez, Alejan-dro; Wilke, Fabian; Kahle,Hans: Geotechnisches Site Spe-cific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks Heft 1 3–16 A

Nevrly, Tobias; s. Behnen, GereonOberle, Annette; Krieg, Stefan:

Geothermische Simulation einerEnergiepfahlanlage Heft 2 152–159 B

Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar,Dileep Moreshwar: A simpleapproach based on the limitequilibrium method for evaluat-ing passive earth pressure coeffi-cients Heft 2 120–133 A

Perau, Eugen; Meteling, Nils:Modellgröße und Randbedin-gungen bei der geohydraulischenBerechnung einer Restwasserhal-tung mit der FEM Heft 1 46–55 A

Perau, Eugen; Zillmann, Antonia:Variation des Reibungswinkelsbei der Bemessung von Baugru-

Achmus, Martin; s. Thieken,Klaus

Aubram, Daniel: Developmentand experimental validation ofan arbitrary Lagrangian-Eulerian(ALE) method for soil mecha-nics Heft 3 193–204 A

Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias;Fischer, Oliver: Soil-structureinteraction in tunnel lining ana-lyses Heft 2 96–106 A

Berhane, Gebreselassie: Standsi-cherheitsnachweis in der tiefenGleitfuge unter Berücksichtigungvon Strömungskräften Heft 3 205–217 A

Dewaikar, Dileep Moreshwar; s.Patki, Mrunal A.

Dietzel, Fred; Lächler, Walter;Mergelsberg, Werner; Unterwe-ger, Hans-Ulrich: Langzeitkon-trolle der Sicherungsmaßnah-men der SonderabfalldeponieMalsch Heft 3 235–243 B

Fahlbusch, Dietrich; s. Quick,Hubert

Fischer, Oliver; s. Behnen, Gereon

Floroiu, Laurentiu; Schweiger,Helmut F.: Parametric study ofthe seismic ground response of alinear visco-elastic soil layerimproved by stone columns orpile-like elements Heft 4 304–315 A

Gellermann, Rainer; s. Lersow,Michael

Georgiadis, Konstantinos; s. Stergiou, Themistoklis

Goldscheider, Michael: Darstel-lung von Wasserdrücken imBoden mit strömendem Grund-wasser Heft 2 85–95 A

Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu,Lingyue: Numerical simulationof the penetration process ofship anchors in sand Heft 1 36–45 A

Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozha-na: Numerical modeling of satu-rated soils based on smoothedparticle hydrodynamics (SPH) –Part 2: Coupled analysis Heft 3 218–229 A

Grabe, Jürgen; s. Milatz, MariusGudehus, Gerd; Keßler, Jürgen;

Lucke, Beate: Setzungsfließen Heft 4 255–266 AHippe, Simon; s. Quick, HubertIrngartinger, Stefan; Steiner,

Walter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit150 Jahren bekannten Rutsch-hangs Heft 2 134–143 A


4 geotechnik 38. Jahrgang Artikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de

benwänden mit der Finite-Ele-mente-Methode Heft 4 289–303 A

Qiu, Gang; s. Grabe, JürgenQuick, Hubert; Meißner, Simon;

Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Inner-städtischer Tunnelbau – Heraus-forderungen des Spezialtiefbausam Beispiel der S-Bahnlinie S21in Berlin Heft 2 144–151 B

Richter, Thomas; s. Schädlich,Bert

Schweiger, Helmut F.; s. Floroiu,Laurentiu

Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian;Richter, Thomas: Zur lateralenBettungssteifigkeit von Pfählenmit großen Durchmessern beikleinen Verformungen – Ver-gleich von Finite-Elemente-Berechnungen mit Methodenbasierend auf p-y-Kurven Heft 3 230–234 B

Sondermann, Wolfgang: Zukünfti-ge Herausforderungen für Bauin-dustrie und Geotechnik Heft 2 84 E

Stefanova, Bozhana; s. Grabe, Jürgen

Steiner, Walter; s. Irngartinger,Stefan

Stergiou, Themistoklis; Terzis,Dimitrios; Georgiadis, Konstantinos: Undrainedbearing capacity of tripod skirtedfoundations under eccentric loa-ding Heft 1 17–27 A

Terzis, Dimitrios; s. Stergiou, Themistoklis

Thieken, Klaus; Achmus, Martin;Lemke, Katrin: A new static p-yapproach for piles with arbitrarydimensions in sand Heft 4 267–288 A

Unterweger, Hans-Ulrich; s. Dietzel, Fred

Vasquez, Alejandro; s. Nernheim,Axel

Vogt, Norbert: Europäische Nor-mung: Deregulierung fordertKompetenz Heft 2 83 E

Voigt, Thomas: Bau in Motion Heft 3 171–172 EVrettos, Christos: Konkurrenz

durch Qualität Heft 1 1 EWilke, Fabian; s. Nernheim, AxelWu, Lingyue; s. Grabe, JürgenZiegler, Martin; s. Kürten, SylviaZillmann, Antonia; s. Perau,

Eugen

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Baugruben – Excavations

Berhane, Gebreselassie: Standsi-cherheitsnachweis in der tiefenGleitfuge unter Berücksichti-gung von Strömungskräften[Tiefe Gleitfuge; Strömungskraft;Baugruben; Verbau; Absenk -trichter; Ankerlänge] Heft 3 205–217

Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Rogg -wil-Wynau: Stabilisierung einesseit 150 Jahren bekanntenRutschhangs [Kriechhang; arte-sisch; Drainage; Mikrotunneling;Drainageschächte; Filterbrun-nen; Deformationen] Heft 2 134–143

Krentz, Martin: Zur guten fachli-chen Praxis des Düsenstrahl-verfahrens [Düsenstrahlverfah-ren; jet grouting; HDI; DSV;Reichweite; Regelwerke; Nor-men; Dokumentation; Qualitäts-sicherung; Stand der Technik] Heft 1 56–64

Perau, Eugen; Meteling, Nils:Modellgröße und Randbedin-gungen bei der geohydrauli-schen Berechnung einer Rest-wasserhaltung mit der FEM[Finite-Elemente-Methode; Bau-grube; Randbedingungen] Heft 1 46–55

Perau, Eugen; Zillmann, Antonia:Variation des Reibungswinkelsbei der Bemessung von Bau-grubenwänden mit der Finite-Elemente-Methode [Baugruben;Finite-Elemente-Methode; Rei-bungswinkel; Nachweisverfah-ren; Bemessung; Standsicher-heitsnachweis] Heft 4 289–303

Quick, Hubert; Meißner, Simon;Hippe, Simon; Fahlbusch, Die-trich; Jaeger, Arno: Innerstädti-scher Tunnelbau – Herausfor-derungen des Spezialtiefbausam Beispiel der S-BahnlinieS21 in Berlin [S21; Berlin; Tun-nelbau; offene Bauweise; Pfahl-probebelastung; KombiniertePfahl-Plattengründung] Heft 2 144–151

Baugrunddynamik – Soil dynamics

Floroiu, Laurentiu; Schweiger, Helmut F.: Parametric study ofthe seismic ground response ofa linear visco-elastic soil layerimproved by stone columns orpile-like elements [Bodenver-besserung; Erdbeben; Antwort-spektrum; Kiessäulen; Beton-pfähle; Seismische Bodenant-wort] Heft 4 304–315

Gudehus, Gerd; Keßler, Jürgen;Lucke, Beate: Setzungsfließen[Tagebaudeponien; Initial; Ver-flüssigung; Rutschung; Spreng-verdichtung; Seismik; Stabilität] Heft 4 255–266

Baugrunduntersuchungen – Ground investigation


Milatz, Marius; Grabe, Jürgen:Zum Einfluss der Teilsättigungauf den Plattendruckversuch[Unsaturated Soils; Capillarity;Compaction control; Field tests;Plate load tests; Earthworks;Highway construction] Heft 1 28–35

Nernheim, Axel; Vasquez, Alejandro; Wilke, Fabian; Kahle,Hans: Geotechnisches Site Spe-cific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Wind-parks [Site Specific Assessment;Offshore-Wind; Jack-Up-Schiff;CPT; Beineindringung; Bau-grundtragfähigkeit; Punch-Through] Heft 1 3–16

Berechnungsverfahren – Calculation methods

Behnen, Gereon; Nevrly, Tobias;Fischer, Oliver: Soil-structureinteraction in tunnel lininganalyses [soil-structure-interac-tion; ground stiffness; tunnellining; annular void; beddingmodulus] Heft 2 96–106


Goldscheider, Michael: Darstel-lung von Wasserdrücken imBoden mit strömendem Grund-wasser [Grundwasserströmung;Wasserdrücke; Strömungskraft;Auftrieb] Heft 2 85–95

Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu,Lingyue: Numerical simulationof the penetration process ofship anchors in sand [Numeri-sche Simulation; Abaqus CEL;

Fachgebiete und Stichworte



Schiffsanker; Penetration; See-kabel; Verlegetiefe] Heft 1 36–45

Kürten, Sylvia; Mottaghy, Darius;Ziegler, Martin: Besonderheitenbei der Planung und Berech-nung von oberflächennahenthermo-aktiven Bauteilen [ther-mo-aktive Bauteile; thermischeWiderstände; Berechnungsan-satz] Heft 2 107–119


Patki, Mrunal A.; Mandal, Jnanendra Nath; Dewaikar,Dileep Moreshwar: A simpleapproach based on the limitequilibrium method for evalu-ating passive earth pressurecoefficients [Inclined retainingwall; Sloping cohesionless back-fill; Limit equilibrium; Log spiralfailure surface; Passive earthpressure coefficients] Heft 2 120–133


Schädlich, Bert; Kirsch, Fabian;Richter, Thomas: Zur lateralenBettungssteifigkeit von Pfählenmit großen Durchmessern beikleinen Verformungen – Ver-gleich von Finite-Elemente-Berechnungen mit Methodenbasierend auf p-y-Kurven [p-y-Kurven; laterale Bettungssteifig-keit; Pfähle mit großen Durch-messern] Heft 3 230–234

Thieken, Klaus; Achmus, Martin;Lemke, Katrin: A new static p-yapproach for piles with arbitra-ry dimensions in sand [mono -pile; subgrade reaction method;p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4 267–288

Boden-Bauwerk Interaktion – Soil-structure interaction

Aubram, Daniel: Developmentand experimental validation ofan arbitrary Lagrangian-Euleri-an (ALE) method for soilmechanics [arbitrary Lagrangi-an-Eulerian; large deformations;penetration; sand; validation;

model test; große Verformungen;Validierung; Modellversuche] Heft 3 193–204


Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu,Lingyue: Numerical simulationof the penetration process ofship anchors in sand [Numeri-sche Simulation; Abaqus CEL;Schiffsanker; Penetration; See-kabel; Verlegetiefe] Heft 1 36–45


Stergiou, Themistoklis; Terzis,Dimitrios; Georgiadis, Konstan-tinos: Undrained bearing capa-city of tripod skirted foundati-ons under eccentric loading[Finite element analysis; Off-shore foundations; Skirted foun-dations; Limit loads; Clay] Heft 1 17–27

Thieken, Klaus; Achmus, Martin;Lemke, Katrin: A new static p-yapproach for piles with arbitra-ry dimensions in sand [monopi-le; subgrade reaction method;p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4 267–288

Bodenmechanik – Soil mechanics

Aubram, Daniel: Developmentand experimental validation ofan arbitrary Lagrangian-Euleri-an (ALE) method for soilmechanics [arbitrary Lagrangi-an-Eulerian; large deformations;penetration; sand; validation;model test; große Verformungen;Validierung; Modellversuche] Heft 3 193–204



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Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modelingof saturated soils based on smoothed particle hydrodyna-mics (SPH) – Part 2: Coupledanalysis [meshless method;SPH; coupled analysis; twophase mode] Heft 3 218–229



Bodenverbesserung – Ground improvement



Böschungen – Slopes

Irngartinger, Stefan; Steiner, Wal-ter: Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung einesseit 150 Jahren bekanntenRutschhangs [Kriechhang; arte-sisch; Drainage; Mikrotunneling;Drainageschächte; Filterbrun-nen; Deformationen] Heft 2 134–143


Deponietechnik – Landfills

Dietzel, Fred; Lächler, Walter;Mergelsberg, Werner; Unterwe-ger, Hans-Ulrich: Langzeitkon-trolle der Sicherungsmaßnah-men der SonderabfalldeponieMalsch [Deponie; Dichtwand;Nachsorge; Geophysik; hazar-dous waste; sealing wall; main-tenance; geophysics] Heft 3 235–243

Lersow, Michael; Gellermann, Rainer: Langzeitstabile, lang-zeitsichere Verwahrung vonRückständen und radioaktivenAbfällen – Beitrag zur Diskus-sion um Lagerung (Endlage-rung) [Radioaktive Abfälle undRückstände; Beispiele langzeitsi-cherer Verwahrung; Gesetzli-cher Rahmen; Langzeitsicher-heit; Einzelnachweise; Radio -nuklidinventare; ModularesEnd lagerkonzept für HAW;Transmutation; Kosten; Finan-zierung] Heft 3 173–192

Eigenschaften der Böden – Soil properties


Felsmechanik – Rock mechanics

Lersow, Michael; Gellermann, Rai-ner: Langzeitstabile, langzeitsi-chere Verwahrung von Rück-ständen und radioaktivenAbfällen – Beitrag zur Diskus-sion um Lagerung (Endlage-rung) [Radioaktive Abfälle undRückstände; Beispiele langzeitsi-cherer Verwahrung; Gesetzli-cher Rahmen; Langzeitsicher-heit; Einzelnachweise; Radionu-klidinventare; Modulares Endla-gerkonzept für HAW;Transmutation; Kosten; Finan-zierung] Heft 3 173–192

Geothermie – Geothermy




Oberle, Annette; Krieg, Stefan:Geothermische Simulationeiner Energiepfahlanlage [Ener-giepfähle; Temperaturfelder;Erdwärme; FE-Modellierung] Heft 2 152–159

Grundbau – Foundation engineering





Grundwasser – Groundwater



Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modelingof saturated soils based onsmoothed particle hydrodyna-mics (SPH) – Part 2: Coupledanalysis [meshless method;SPH; coupled analysis; twophase mode] Heft 3 218–229

Irngartinger, Stefan; Steiner, Walter: Hangsicherung Rogg -wil-Wynau: Stabilisierung einesseit 150 Jahren bekannten

Rutschhangs [Kriechhang; arte-sisch; Drainage; Mikrotunneling;Drainageschächte; Filterbrun-nen; Deformationen] Heft 2 134–143


Oberle, Annette; Krieg, Stefan:Geothermische Simulationeiner Energiepfahlanlage [Ener-giepfähle; Temperaturfelder ;Erdwärme ; FE-Modellierung] Heft 2 152–159


Gründungen – Foundations



Quick, Hubert; Meißner, Simon;Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Inner-städtischer Tunnelbau –Herausforderungen des Spezi-altiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin [S21;Berlin; Tunnelbau; offene Bau-weise; Pfahlprobebelastung;Kombinierte Pfahl-Platten -gründung] Heft 2 144–151


Thieken, Klaus; Achmus, Martin;Lemke, Katrin: A new static p-yapproach for piles with arbitra-ry dimensions in sand [monopi-le; subgrade reaction method;

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p-y method; sand; laterally loaded pile] Heft 4 267–288

Injektionen – Grouting


Messverfahren – Measurement methods




Numerische Verfahren – Numerical methods



Grabe, Jürgen; Qiu, Gang; Wu,Lingyue: Numerical simulationof the penetration process ofship anchors in sand [Numeri-

sche Simulation; Abaqus CEL;Schiffsanker; Penetration; See-kabel; Verlegetiefe] Heft 1 36–45

Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modelingof saturated soils based onsmoothed particle hydrodyna-mics (SPH) – Part 2: Coupledanalysis [meshless method;SPH; coupled analysis; twophase mode] Heft 3 218–229


Oberle, Annette; Krieg, Stefan:Geothermische Simulationeiner Energiepfahlanlage [Ener-giepfähle; Temperaturfelder ;Erdwärme ; FE-Modellierung] Heft 2 152–159








Pfähle – Piles


Quick, Hubert; Meißner, Simon;Hippe, Simon; Fahlbusch, Dietrich; Jaeger, Arno: Inner-städtischer Tunnelbau –Herausforderungen des Spezi-altiefbaus am Beispiel derS-Bahnlinie S21 in Berlin [S21;Berlin; Tunnelbau; offene Bau-weise; Pfahlprobebelastung;Kombinierte Pfahl-Platten -gründung] Heft 2 144–151



Tunnelbau – Tunnelling



Umweltgeotechnik – Environmental geotechnics


Lersow, Michael; Gellermann, Rainer: Langzeitstabile, lang-zeitsichere Verwahrung vonRückständen und radioaktivenAbfällen – Beitrag zur Diskus-sion um Lagerung (Endlage-rung) [Radioaktive Abfälle undRückstände; Beispiele langzeitsi-cherer Verwahrung; Gesetzli-cher Rahmen; Langzeitsicher-heit; Einzelnachweise; Radio -nuklidinventare; ModularesEnd lagerkonzept für HAW;Transmutation; Kosten; Finan-zierung] Heft 3 173–192

Verankerungen – Anchoring


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Dissertationen

Berechnungsverfahren für praxis-nahe Boden-Bauwerks-Interakti-onsprobleme im Frequenzbe-reich Heft 1 72

Coupled thermo-hydro-mechanicalanalysis: experiment and backanalysis Heft 1 72

Hydraulischer Grundbruch in bin-digem Baugrund Heft 1 72–73

Hypoplastic constitutive models forfrozen soil Heft 1 73

Zum hydraulischen Grundbruchan Baugrubenumschließungenbei luftseitiger Sicherung durcheinen Auflastfilter in nichtbindi-gen Böden Heft 1 73

Study on the hydro-mechanicalbehavior of fiber reinforced finegrained soils, with application tothe preservation of historicalmonuments Heft 1 73

Flachgründungen auf Böden mittiefenabhängiger Steifigkeitunter vertikaler dynamischerBelastung: Ergebnisse von nume-rischen Berechnungen im Fre-quenz- und Zeitbereich Heft 1 74

Hydro-mechanical behaviour ofclays – Significance of minera -logy Heft 1 74

Abbauwerkzeugverschleiß undempirische Verschleißprognosebeim Vortrieb mit Hydroschild-TVM in Lockergesteinen Heft 1 74

Influence of smear and compactionzones on the performance ofstone columns in lacustrine clay Heft 1 74–75

Modelling ground movement andassociated building response dueto tunnelling in soils Heft 1 75

Geotechnical site characterizationand combined pile raft foundati-on modelling on Khartoum clay(Sudan) Heft 1 75

Dimensionierung von Gasspeicher-kavernen im Salzstockrandbe-reich Heft 1 75–76

Economic competitiveness ofunderground coal gasificationcombined with carbon captureand storage (UCG-CCGT-CCS)in the Bulgarian energy network Heft 1 76

Hydro-mechanical behavior of col-lapsible soils Heft 1 76

Strukturbedingte geotechnischeEigenschaften von ControlledLow Strength Material für Dich-tungen in Deichen Heft 1 76

Untersuchungen zur Drift vonPfählen unter zyklischer, latera-ler Last aus veränderlicher Rich-tung Heft 1 76–77

Barodesy and its application forclay Heft 1 77

Development of soft particle code(Sparc) Heft 1 77

Entwicklung von 2D- und 3DGeo-informationssystemen für geolo-gische Anwendungen im kom-munalen Bereich am Beispielder Stadt Straubing und desLandkreises Straubing-Bogen Heft 1 77

Zur thermischen Nutzung desUntergrunds mit flächigen ther-moaktiven Bauteilen Heft 1 78

Prüfverfahren zur Bestimmung desFrost-Tau-Wechseleinflusses aufHinterfüllbaustoffe für Erdwär-mesonden Heft 1 78

Quantitative parameterization and3Drunout modelling of rockfallsat steep limestone cliffs in theBavarian Alps Heft 1 78

Analysis and evaluation of the geo-sensor network’s data at theAggenalm landslide, Bayerisch-zell, Germany Heft 1 78–79

Persönliches

Rudolf Floss – 80 Jahre Heft 1 68–69Dr.-Ing. Klaus-Jürgen Melzer – 80

Jahre Heft 1 69–70Wellin Sadgorski 80 Heft 2 163DBV ehrt Dr. Karl Morgen mit der

Emil-Mörsch-Denkmünze Heft 2 163–164Preis zur KGS-Lecture an Prof.

Katzenbach Heft 2 164Nachruf zum Tode von Professor

Zbigniew Sikora Heft 3 247Nachruf Dr.-Ing. Hans-Werner

Vollstedt Heft 3 248Hans-Burkhard Horlacher verstor-

ben Heft 4 320In memoriam Prof. Dr. h.c. Georg

Stefanoff Heft 4 321Prof. Dr.-Ing. Bernd Prange 85

Jahre Heft 4 321–322Hans-Georg Kempfert – 70 Jahre Heft 4 322–323

Zuschrift

Zuschrift zum Bericht „KritischeAnmerkungen zu DIN 18321-ATV Düsenstrahlarbeiten“ Heft 1 80–81

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