geotechnik 01/2015 free sample copy

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38. Jahrgang März 2015 ISSN 0172-6145 21756

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

- Geotechnische Analysen für den Einsatz von Jack-Up-Schiffen - Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations - Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch - Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand - Geohydraulische Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM - Fachliche Praxis des Düsenstrahlverfahrens

Empfehlung Oberflächennahe Geothermie – Planung, Bau, Betrieb und Überwachung – EA Geothermie Die Empfehlungen fassen den Stand der Technik zusammen. Das Ziel ist die fachgerechte Erschließung des Untergrunds für geothermische Zwecke sowie die Vermeidung von Schäden für den Boden und das Grundwasser einerseits und für den Betrieb der Anlage sowie der Bebauung andererseits.Die Empfehlungen sollen als Arbeitshilfe die optimale und nachhaltige geothermische Nutzung des Untergrunds am konkreten Standort in Beratung, Planung, Bauausführung und Betrieb begleiten. Die Fach- und Genehmigungsbehörden erhalten die Möglichkeit, sich bei ihren Entscheidungen und Vorgaben an den Empfehlungen zu orientieren.

Hrsg.: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. / Deutsche Gesellschaft für Geowissenschaften e. V. Empfehlung Oberflächennahe Geothermie – Planung, Bau, Betrieb und Überwachung – EA Geothermie 2014. 300 S. € 99,– ISBN: 978-3-433-02967-1 Auch als

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Inhalt

Bei der Errichtung der Fundamente und Turbinen von Offshore-Windparks kommen überwiegend Jack-Up-Schiffe zum Einsatz, die sich mit mechanisch oder hydraulisch bewegten Beinsystemen aus dem Wasser heben können und dadurch eine feste Arbeitsplattform bieten. Das abgebildete Jack-Up-Schiff mit zwei Jacketfundamenten gehört zur SeabreezeKlasse. Im Gegensatz zu schwimmenden Installationsschiffen erhöht die Bein-Boden-Interaktion die Komplexität der Operation. Dieses Risiko kann jedoch mit einer Untergrundanalyse und der Erstellung eines sogenannten Site Specific Assessments lokationsspezifisch analysiert und damit minimiert werden. (© RWE OLC GmbH/Thomas Erhardt, Beitrag S. 3–16)

geotechnik 1 38. Jahrgang März 2015, Heft 1 ISSN 0172-6145 (print) ISSN 2190-6653 (online)

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

Editorial 1

Christos Vrettos Konkurrenz durch Qualität Fachthemen

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Axel Nernheim, Alejandro Vasquez, Fabian Wilke, Hans Kahle Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks

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Themistoklis Stergiou, Dimitrios Terzis, Konstantinos Georgiadis Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

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Marius Milatz, Jürgen Grabe Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

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Jürgen Grabe, Gang Qiu, Lingyue Wu Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

46

Eugen Perau, Nils Meteling Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM Bericht

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Martin Krentz Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens Rubriken

Herausgeber

65 68 70 70 72 79 80 82

DGGT-Mitteilungen Persönliches Tagungsberichte CBTR-Nachrichten Dissertationen geotechnik aktuell Zuschrift Termine Produkte und Objekte

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Bautechnik 81 (2004), Heft 1

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

Nutzen Sie für die Einreichung Ihres Manuskripts bitte ausschließlich die Online-Plattform “ScholarOne Manuscripts”.

Die URL lautet: https://mc.manuscriptcentral.com/gete

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

Organ der DGGT Mitglieder der DGGT erhalten die Zeitschrift print und online.

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Editorial

Konkurrenz durch Qualität Mit Stolz hatte ich während meiner Gymnasialzeit an der Deutschen Schule in Athen in den 1970er Jahren das Geodreieck benutzt. Dieses Zeichengerät war für mich, zusammen mit den Sportschuhen aus Franken, der Inbegriff deutscher Qualitätsarbeit. Die Aufschrift „Made in W. Germany“ war ein Garant dafür, dass die Teilungsstriche unverwüstlich sind. Es war nur folgerichtig, dass wir uns dann als Studienanfänger über den komischen Namen einer Elektronikfirma aus Fernost, welche die Trolleys im Frankfurter Flughafen als Werbungsfläche gemietet hatte, mokierten. Das Geodreieck gibt es nach wie vor, während die damals belächelte Elektronikfirma aus Fernost inzwischen der Hersteller begehrter Tablets und Handys ist; „Made in Germany“ macht den Managern dieser Firma keine Angst mehr, aber in vielen Branchen ist es noch immer das Gütesiegel deutscher Produktqualität.

Dabei hatte der Aufdruck „Made in Germany“ seine Karriere als alles andere denn als Gütesiegel gestartet. Er entstand im Kontext des britischen Handelsmarkengesetzes von 1887 und sollte ursprünglich Kunden in Großbritannien vor billigen Imitaten hochwertiger britischer Industrieerzeugnisse warnen und den Kauf heimischer Waren fördern. Trotzdem schafften es die deutschen Produzenten peu à peu, den qualitativ hochwertigen Stahlwaren aus Sheffield erhebliche Marktanteile abzunehmen. Nach der Gesetzeseinführung stellten englische Verbraucher fest, dass viele ihrer Alltagsgegenstände aus dem Ausland kamen. Für hochwertige Produkte fehlten in Deutschland das technische Wissen und das nötige Kapital, um die dazu notwendigen Maschinen zu kaufen. Aber, die Qualität deutscher Waren verbesserte sich stetig: Anfangs wurden englische Arbeiter angeworben und die Produktionsverfahren im Ausland studiert, aber bald setzte auch auf deutschem Boden die gegenseitige Befruchtung von Wissenschaft und Forschung sowie Technik und Produktion ein.

Zusammen mit hohen Ausrüstungsinvestitionen und der Qualifizierung der Arbeitskräfte führte dies zu neuen, besseren und preiswerter hergestellten Produkten, die auf den Weltmärkten eine prominente Stellung besetzen konnten.

Aus dem ursprünglichen „Warnhinweis“ war in nicht so langer Zeit ein Gütesiegel geworden.

Die Parallelen zu der heutigen Zeit sind offensichtlich; nur die Akteure sind andere. Die Penetration der Märkte durch Nachahmer und Anbieter billiger Produkte von zumindest zunächst minderer Qualität ist verbreitet. Anstatt in Angst davor zu erstarren, sollten wir unser Leistungspotential aktivieren und versuchen, führend im Wettbewerb zu sein. Unsere Stärke basiert nicht auf Massenproduktion, sondern hauptsächlich auf der Herstellung von diversifizierten Qualitätsprodukten. Ein Beispiel dafür ist der Bau moderner Infrastrukturen, bei dem spezielle, nach Kundenwünschen erarbeitete Lösungen realisiert werden müssen. Wegen der zunehmenden Verdichtung in Ballungszentren, der Verbreitung des Reichtums weltweit und der ambitionierten Visionen von Behörden und Investoren wird es immer mehr solcher komplexen Vorhaben geben. Der Maschinenbau spielt auch dort eine wesentliche und entscheidende Rolle; man denke zum Beispiel an Tunnelbohrmaschinen oder Schlitzwandfräsen. Die präzise Planung und Ausführung von modernen geotechnischen Verfahren ist aber gleichzeitig die unabdingbare Voraussetzung für die Realisierung derartiger Bauvorhaben. Eng damit verbunden ist die Entwicklung von mutigen, innovativen Lösungen. Für die Ingenieure und Techniker sind hierfür außer Erfahrung, Übersicht und Ingenieurverstand eine solide Ausbildung und eine dauerhafte Weiterbildung notwendig. Erfahrung alleine kann Lücken in der Ausbildung nicht kompensieren; einerseits wegen der Komplexität der Aufgaben und andererseits wegen des inzwischen begrenzten Übungsfeldes im Inland.

Im internationalen Vergleich hat die Geotechnik in Deutschland ein hohes Niveau, auch wenn dies, im Gegensatz zu anderen Ingenieurbranchen, der Allgemeinheit nicht voll bewusst ist. Vielleicht tragen hierzu eine übertriebene Bescheidenheit auf unserer Seite und unser fehlendes „Markenbewusstsein“ bei. Dabei werden die Fortschritte und Innovationen vergessen, welche die deutsche Geotechnik in den letzten Jahrzehnten auf meist unbekanntem, risikoreichem Terrain erbracht hat und somit trotz der moderaten finanziellen Gewinne ein Garant deutscher Qualitätsarbeit bleibt. „Made in Germany“ ist auch in der Geotechnik ein Gütesiegel, aber unsere Anstrengungen dürfen nicht nachlassen, wenn dies dauerhaft gelten soll!

Ihr

Christos Vrettos

© 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 38 (2015), Heft 1

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Das Online-Magazin f端r Bauingenieure www.momentum-magazin.de

Software für die Geotechnik

DAS FENSTER ZUM UNTERGRUND

Himmlisch genau baggern – mit GNSS-Anzeigesystem Einem großen Erdbauprojekt der Kern GmbH & Co. KG verleiht ein Caterpillar 323E L mit der Baggeranzeige Topcon X-63i enorme Genauigkeit. Die Baggerfahrer arbeiten dank des GNSSAnzeigesystems ganz ohne Vermessen und Abstecken. Das spart Zeit und Kraftstoff, verringert Lärm- und Abgasemissionen. Auch ökonomisch rechnet sich die Investition: Bereits nach diesem Einsatz wird sich das neue TopconSystem bezahlt gemacht haben.

Einen 23-t-Bagger zur Baustelle befördern, einsteigen und ohne jegliche Vermessungs- und Absteckarbeiten sofort losbaggern – noch niemals begann ein Erdbauprojekt des in Langen bei Frankfurt ansässigen Bauunternehmens Kern GmbH & Co. KG (Sehring-Gruppe) dermaßen einfach. Dabei spielt der kräftige Kettenbagger Caterpillar 323E L sogar eine Schlüsselrolle bei diesem wichtigen Kiesgewinnungs-Projekt der Firma Sehring: Am Langener Waldsee vor den Toren Frankfurts hilft die Baumaschine mit, ein Kiesvorkommen um 7,5 ha Abbaufläche zu erweitern.

Nach dem Startschuss waren im Frühjahr 2014 in Spitzenzeiten drei Hydraulikbagger und zehn Muldenkipper

damit beschäftigt, eine 500 m lange Zufahrtrampe zur Abbaustelle zu errichten.

Inmitten der Szenerie mit einem Sandumschlag von 10.000 t täglich besorgt der Caterpillar-Bagger sämtliche Lage- und Feinarbeiten ohne jegliche Anhaltspunkte durch Pflöcke und Schnüre, Baulaser und Messlatten. Vielmehr empfängt die Baumaschine ihre Positionsdaten über die 3D-Baggersteuerung Topcon X-63i. Die Fahrer sehen alle Planungs- und Lagedaten auf einem Vierfarbdisplay und können die Löffelschneide präzise an der eingeblendeten Soll-Linie entlangführen. „Unsere Fahrer arbeiten damit viel schneller und genauer als früher. Wir müssen nicht einmal nachmessen“, berichtet der Bauleiter Karim El Moustaphaoui.

Druckfrisch: Die GGU-Suite im Überblick.

Geotechnische Berechnungen Geohydraulische Berechnungen Bohrlochauswertung Feld- und Laborversuche Hilfsprogramme Baustatik

GNSS-System erübrigt das Vermessen und Abstecken

Viele große Erdbauunternehmen profilieren und trassieren heute bereits schnell und präzise dank GNSS-Baggeranzeigen.

Auch die Kern GmbH beschaffte jetzt nach eingehender Beratung durch den Topcon-Verkaufsprofi Andreas Held ein solches System. Zum Einrichten der 3DBaggeranzeige Topcon X-63i wurden Sensoren an Grundmaschine und Ausleger angebracht, Satellitenempfänger und Funkantenne auf dem Maschinenheck montiert und sämtliche Komponenten mit der Steuerbox in der Kabine verkabelt. Im Einsatz empfängt der Kettenbagger seine Positionsdaten über die beiden Satellitenempfänger von den GPS- und GLONASS-Satellitensystemen. Notwendige Korrekturdaten kommen über die Funkantenne von Topcons Bild 1. Mit einem Großaufgebot an Baggern und Dumpern erschließt die TopNet-Korrekturdienst.

Kern GmbH & Co. KG eine Kiesabbaufläche für den Mutterkonzern Sehring Das Ganze bringt hohe AG. Das Trassieren und Profilieren besorgt ein Caterpillar 323 E L mit der Präzision bei geringem 3D-GNSS-Baggeranzeige Topcon X-63i.

Aufwand: Die Einsatzkräfte von Kern mussten vorher die weitflächige Baustelle weder vermessen noch abstecken. Sie mussten auch keine GNSS-Basisstation für die Baggeranzeige aufstellen, als im Frühjahr die Erdarbeiten des Erschließungsprojekts begannen. Der betriebseigene Vermesser hatte lediglich einen digitalen AutoCad-File von der Rampe erstellt und daraus mithilfe der KonvertierungsBild 2. Den 23-Tonner auf die Baustelle bringen, einsteigen und sofort losbaggern – so einfach begann bei Kern noch kein größeres Erdbauprojekt. software 3D-Office von

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

Software für die Geotechnik

Geodaten im Fokus – DDS Data Days Praxisforum zum 13. Mal Am 5. und 6. November 2014 lud der Geodatendienstleister DDS Digital Data Services GmbH zum 13. Mal zum DDS Data Days Praxisforum nach Karlsruhe ein – zwei spannende Tage mit qualifizierten Referenten, praxisnahen Präsentationen und angeregten Diskussionen.

Bild 3. Wesentliche Komponenten des Baggeranzeige-Systems sind die Satellitenempfänger und die Funkantenne auf dem Maschinenheck.

Bild 4. Auf dem Vierfarb-Display wird aus den digitalen Planungsdaten die Soll-Linie eingeblendet. Daran führt der Fahrer die Löffelschneide entlang. (Fotos: Topcon)

Topcon eine Projektdatei erstellt, die einfach per USB-Stick in die Baggersteuerung eingelesen wurde.

Gelungene Ökumene aus Ökologie und Ökonomie Bereits im Frühsommer wurde laut dem Bauleiter Karim El Moustaphaoui deutlich, dass der Caterpillar 323 L E mit der Baggeranzeige Topcon X-63i nicht nur viel schneller und präziser arbeitet, sondern auch Kraftstoff spart und Emissionen verringert – ein wertvoller ökologischer Nebeneffekt. Aber das System bringt dadurch auch klare ökonomische Vorteile. „Wie rasch sich die GNSS-Baggersteuerung X-63i System bei uns rechnet, lässt sich ganz einfach beziffern“, erläutert der Dipl.-Bauing.: „Wir sparen an jedem Arbeitstag den Aufwand einer Fachkraft zum Vermessen und Abstecken.“ Schon nach diesem ersten konzerneigenen Einsatz wird sich das System bezahlt gemacht haben.

Weitere Informationen: Topcon Deutschland Positioning GmbH, Alter Teichweg 55b, 22049 Hamburg, Tel. +49 (0)40 – 226 33 16-0, Fax +49 (0)40 – 226 33 16-47, topcon@topconpositioning.de, www.topconpositioning.de

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

Wie jedes Jahr lud DDS auch in diesem Herbst zum DDS Data Days Praxisforum ein. Am 5. und 6. November 2014 trafen sich im Karlsruher Schlosshotel Experten der Geodatenszene und Wirtschaftsvertreter aller Branchen. Zwei Tage lang ging es hier um die Bedeutung von Geodaten bei den verschiedensten Fragestellungen.

DDS hatte zahlreiche Branchenspezialisten und Anwender eingeladen, die in ihren Vorträgen Beispiele aus ihrer Unternehmenspraxis anschaulich präsentierten. Der erste Tag stand dabei ganz im Zeichen der Standortplanung unter dem Motto „Standort, Entscheidung, Ergebnis – die prägende Rolle von Geodaten“.

Vorträge gab es an diesem Tag von der Otto Group und Com In, von der Hamburger Sparkasse, DDS und Microm, Axel Springer und Acxiom sowie von Senozon und Yellowmap. Vorgestellt wurden dabei z. B. die Standortplanung mit einer GIS-Lösung auf Basis von OpenStreetMap oder Standort- und Potenzialsimulationen mithilfe von innovativen Managementanalysetools.

Am zweiten Tag gab es dann Vorträge zum Thema „Wer weiß, wo, der weiß, wie – Geodaten im Unternehmensalltag“ mit Referenten von HERE Maps, der Gemeinnützige Umwelthaus GmbH, Oracle Corporation, Pitney Bowes Software GmbH, IVU Traffic Technologies und von Digiterra. Hier ging es beispielsweise um Geodaten und Geofunktionalitäten in der Cloud oder den Einsatz der AZ Deutschlandraster-Marktdaten für Monitorings am größten Flughafen Deutschlands.

Moderiert wurde das DDS Data Days Praxisforum von Thomas Weckmann, dem Inhaber des Unternehmens Dialog Adress, und Prof. Dr. Peter Freckmann, Professor an der Fakultät für Geomatik der Hochschule Karlsruhe – Technik und Wirtschaft.

Weitere Informationen: DDS Digital Data Services GmbH, Stumpfstraße 1, 76131 Karlsruhe, Tel. + 49 (0)721 – 96 51-400, Fax +49 (0)721 – 96 51-419, service@ddsgeo.de, www.ddsgeo.de

Standardnachweise für die tägliche Arbeit Immer wiederkehrende kleinere Standardberechnungen gehören zur täglichen Arbeit eines Ingenieurbüros. Die FriloToolbox beinhaltet eine beständig wachsende Sammlung einfacher Nachweismodule mit praktischen Routinefunktionen.

Als Normen sind jeweils DIN EN und ÖNORM EN wählbar.

Die Toolbox gliedert sich in die Bereiche Stahlbeton, Holz und Mauerwerk – auch Module für den Bereich Stahl sind geplant.

Die aktuellen Module: – Nachweis für die Durchleitung von Stützenlasten durch Stahlbetondecken in Normalbeton. Die Rechteck- oder Rundstütze kann zentrisch, am Rand oder in der Ecke stehen. Berechnet werden die erforderliche Betongüte der Decke sowie eine ggf. erforderliche Druckbewehrung.

– Nachweis für Querkraftdorne aus Betonstahl: Bolzentragfähigkeit, Betontragfähigkeit, ggf. erforderliche Bewehrung.

– Nachweis für Spalt- und Randzugkräfte, ggf. erforderliche Querzugbewehrung.

Software für die Geotechnik

Die Software für den Grundbau *** Programm DC-Pfahlrost *** Berechnung von Pfahlgruppen und von KPP DC-SOFTWAR E

Elastische Bettung der Gründungsplatte über FEM Auflagerwirkung elastischer Pfähle Gegenseitige Beeinflussung Platte - Pfahl und Pfahl - Pfahl Automatische Iteration zum Gleichgewicht zwischen Plattenbettung und Pfahlsetzung Schnittgrößen, Verformung und Bemessung für die Bodenplatte und für die Pfähle Bestimmung des Pfahlgruppenfaktors Abminderung der horizontalen Bettung durch die Gruppenwirkung Automatischer Ansatz der Lastfallkombinationen nach Eurocode Kleine Programmversion = Pfahlgruppen, Große Programmversion = KPP

DC-Software Doster & Christmann GmbH Rubensstr. 13 · D-81245 München Tel.: +49 (89) 89 60 48-33 · Fax: -18 service@dc-software.de · www.dc-software.de

– Nachweis der Teilflächenbelastung: aufnehmbare Druckbewehrung, ggf. erforderliche Druckbewehrung.

– Vereinfachter Nachweis der Begrenzung der Verformung. Ermittlung der erforderlichen statischen Nutzhöhe d, Überprüfung der zusätzlichen Bedingungen des NA, Ermittlung von leff.

– Nachweis für eine Verbundfuge bei Stahlbetonträgern. Es können Systeme mit Schubkraft längs zur Verbundfuge nachgewiesen werden: Rechteckquerschnitt, Plattenbalken als Unterzug mit Ortbetondecke oder Decke aus Halbfertigteilen mit Ortbetonergänzung. Berechnet werden die maximale Fugentragfähigkeit und die erforderliche Verbundbewehrung.

– Nachweis eines wandartigen Einfeldträgers aus Normalbeton: erforderliche Zugbewehrung, ggf. erforderliche Aufhängebewehrung, Druckstrebennachweis.

– Nachweis einer Holzpressung senkrecht zur Faser (z. B. Auf lagerpressung) abhängig von den Laststellungen, der Geometrie und dem Material.

– Nachweis der Auflagerpressung eines Sparrens abhängig von den Laststellungen, der Geometrie und dem Material.

– Nachweis der Beanspruchbarkeiten der Auflagerpressung bei Mauerwerk abhängig von der Last-stellung und dem gewählten Mauerwerk: zulässige Belastung, Bestimmung der Höhe und Breite des erforderlichen Betonpolsters, wenn die Auslastung überschritten ist.

Toolbox in Frilo.Document.Designer integriert

Bild 1. FDD(Frilo.Document.Designer)-Toolbox

Bild 3. BDS (Abb.: Frilo Software)

Die Toolboxmodule sind auch direkt in den Frilo.Document.Designer FDD integriert.

Mit FDD lassen sich die Dokumente eines Projektes einfach und komfortabel organisieren. Neben den Statikausgaben

Bild 2. BTF

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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Software für die Geotechnik

aus den Frilo-Berechnungsprogrammen können mit dem Frilo.Document.Designer auch externe Formate und Anwendungen ins Dokument eingebunden werden. Mit praxisnahen Funktionen und umfangreichen Layoutmöglichkeiten werden im FDD die einzelnen Teildokumente im Handumdrehen zu einem Gesamtdokument auf PDF-Basis formatiert.

Weitere Informationen: Frilo Software GmbH, Stuttgarter Straße 36, 70469 Stuttgart, Tel. +49 (0)711 -81 00 20, Fax +49 (0)711 – 85 80 20, info@frilo.eu, www.frilo.eu

3DEC/UDEC 3DEC is a 3-dimensional numerical modeling software for advanced geotechnical analysis of soil, rock, blocky structures and structural support in three dimensions. It simulates the response of discontinuous media (such as jointed rock or masonry structures) that are subject to either static or dynamic loading.

finite-difference zones, with each zone behaving according to a prescribed linear or nonlinear stress-strain law. The relative motion of the discontinuities is also governed by linear or nonlinear force-displacement relations for movement in both the normal and shear directions. Joint models and properties can be assigned separately to individual, or sets of, discontinuities.

Because it is not limited to a particular type of problem or initial condition, 3DEC may be applied to a wide variety of physical behaviors or any case where an understanding of the two-dimensional response of such structures is needed. 3DEC is capable of simulating and is used for a wide range of engineering and scientific analyzes including: – – – – – – – – –

Stability analysis of jointed rock slopes Deep underground excavations Blasting effects Microseismicity Ground support reinforcement Underground construction Integrity of radioactive waste storage facilities Fluid-pressurized tunnels Natural gas storage in rock caverns

Models may contain a mix of rigid or deformable polyhedral blocks. Deformable blocks are defined by a continuum mesh of

Fig. 1. Displacement plot of an open-pit mining site

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Fig. 2. 3DEC model of a subway tunnel station (© Itasca)

Software für die Geotechnik – – – – –

Dams and dam foundations Fluid flow though jointed rock Earthquake engineering Solid mechanics and micro-damage of intact materials Stability of masonry structures

Further Information: ITASCA Consultants GmbH, Leithestr. 111, 45886 Gelsenkirchen, Phone Number: Tel. +49 (0)209 – 147-56 30, info@itasca.de, www.itascainternational.com

GGU-Softwareseminare mit weiterentwickelten Programmversionen Die Baugrundtagung ist für Fachbesucher und Aussteller ein Gradmesser für Produktentwicklungen im Spezialtiefbau und verwandte Arbeitsbereiche. Im September letzten Jahres haben am GGU-Software-Stand der Civilserve GmbH auf dieser Tagung mehr als hundert Besucher die Gelegenheit genutzt, um sich über die aktuellen Weiterentwicklungen des Software-Spezialisten zu informieren.

Bodenverbesserung durch Rüttelstopfsäulen, Berücksichtigung von selbstspannenden Zuggliedern in Böschungen und Hydraulischer Grundbruch nach Aulbach/Ziegler waren dabei drei Neuerungen, die das besondere Interesse des Fachpublikums weckten. Mittlerweile sind alle neuen Hauptversionen für den Vertrieb freigegeben.

Die kommende Seminarreihe der Civilserve GmbH wird diese Neuerungen aufgreifen und um die entsprechenden Themenfelder ergänzen. Ab sofort können weitergehende Informationen zu den folgenden Seminarterminen bei Civilserve angefragt werden: – 22. April 2015: Seminar Fundamentbemessung S/1 mit den Programmen GGU-FOOTING, GGU-SETTLE und GGU-CONSOLIDATE (Erdstatische Nachweise für Gründungen von Gebäuden und Erdbauwerken)

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Messestand Baugrundtagung Berlin Sept. 2014 (Foto: Sven Hobbiesiefken)

– 23. April 2015: Grundseminar Böschungsbruch S/1 mit dem Programm GGU-STABILITY (Theoretische Grundlagen und die darauf basierenden Funktionalitäten des Programmes GGU-STABILITY anhand von Praxisbeispielen und gemeinsamen Übungen an verschiedenen Böschungssystemen) – 24. April 2015: Vertieferseminar Böschungsbruch S/2 mit dem Programm GGU-STABILITY und GGU-SSFLOW2D (Standsicherheitsnachweise an Böschungssystemen mit Bauteilen, Verankerungs-und Bewehrungselementen sowie Böschungsbruchnachweise mit Einwirkungen aus Sickerströmungen und Porenwasserdrücken) Weitere Informationen: Civilserve GmbH, Exklusivvertrieb GGU-Software, Weuert 5, 49439 Steinfeld (Oldb.), Tel. +49 (0)54 92 – 962 92-0, Fax +49 (0)54 92 – 962 92-5, walkemeyer@civilserve.com, www.civilserve.com

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

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Software für die Geotechnik

Experten für Spezialtiefbau und Wasserhaltung Zu den führenden Unternehmen im Spezialtiefbau zählt die Berliner PST Grundbau GmbH. „Spezial“ ist bei der PST Grundbau jedoch nicht nur der Tiefbau, auch einige Anforderungen in Buchhaltung und Bautechnik sind besonders – und dafür benötigt das Unternehmen natürlich auch eine „Spezial“-Firmensoftware. Die PST Grundbau hat die passende gefunden – sie setzt auf Nemetscheks Bau financials.

Im Unternehmensnamen spiegelt sich die Firmengeschichte wider, denn die Buchstaben PST stehen für die Vorgängergesellschaft „Preussag Spezialtiefbau“. Seit 2002 ist das Unternehmen jedoch eine Tochter der Celler Brunnenbau Holding GmbH. Die PST Grundbau erstellt Baugruben, führt Hangsicherungen durch, stabilisiert Bodenschichten, saniert Böden und baut Spundwände. Eine hundertprozentige Tochter des Unternehmens, die Brechtel Spezialtiefbau GmbH am selben Standort, führt Arbeiten in den Bereichen Wasserhaltung, Grundwasserabsenkung und -sanierung durch. Die zwei Unternehmen arbeiten eng zusammen und stehen unter der kaufmännischen Leitung von Geschäftsführer Dipl.-Kfm. (FH) Oliver Ostrzinski. Beide Firmen mit ihren zusammen ca. 70 Mitarbeitern sind in erster Linie regional tätig und haben daher gerade im Berliner Großraum und im Osten Deutschlands viele Referenzen vorzuweisen.

So hat die PST Grundbau in Arbeitsgemeinschaft eine Komplettbaugrube direkt gegenüber vom Pergamonmuseum erstellt und führte umfangreiche Arbeiten (u.a. eine umfassende Bodensanierung) in der Nähe des Berliner Hauptbahnhofes durch. Die Brechtel Spezialtiefbau GmbH übernahm das Grundwassermanagement für die Verlängerung der Berliner Stadtautobahn A100.

Bild 1

Räumungsbohrungen im Bereich von im Krieg zerstörter Altbebauung gegenüber dem Pergamonmuseum in Berlin. Hier soll die tief ins Grundwasser reichende Baugrube für ein Geschäftshaus erstellt werden.

Einsatz der kaufmännisch-technischen Lösung

Pfahl, Anker, oder Nagel?

DI B t Z-3 Zul. Nr 4.14 .

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Die Antwort: Verpresspfahl TITAN.

Verbunden sind beide Firmen auch durch den gemeinsamen Einsatz der integrierten Bau financials-Gesamtlösung mit Finanzbuchhaltung, Kostenrechnung, Materialwirtschaft, Lohn, Kalkulation und Abrechnung. Von den Bau financials-Stärken in diesen Bereichen ließ sich auch die Konzernmutter Celler Brunnenbau überzeugen und führte die Software ebenfalls ein.

Daraus ergeben sich einige Vorteile, etwa für das konzerninterne Reporting. So werden in der Kostenrechnung monatliche, baustellenbezogene Auswertungen (mit taggenauen Gerätekosten aus der Bau financials-Geräteverwaltung) erstellt. Zusätzlich arbeiten Konzernmutter und –töchter mit denselben Einkaufsdaten, erläutert Oliver Ostrzinski. Auf diese Weise lassen sich bequem Lieferanten und Preise vergleichen. Für den Geschäftsführer zählt vor allem die Durchgängigkeit des Systems: „Wir müssen keine Daten doppelt erfassen oder vorhalten. Alle Module passen zusammen und vieles kann man sich nach seinen Wünschen selbst anpassen oder anpassen lassen.“

Kalkulation mit „unendlich“ vielen Variablen

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

A10 geotechnik 38 (2015), Heft 1

Eine der Anpassungen, die die PST Grundbau von Nemetschek in der Bautechnik programmieren ließ, erklärt Prokurist Dipl.Ing. Kai Nicolai. Der Spezialtiefbau fordert in der Kalkulation zum Teil recht komplexe Berechnungen, z. B. um den Einheitspreis für eine Trägerbohlenwand als „Berliner Verbau“ – abrechenbar nach Quadratmeter Sichtfläche – zu kalkulieren. Kai Nicolai konkretisiert die Anforderung: „Grundsätzlich sind die Bestandteile eines Verbaus immer ähnlich, aber die Ankerlänge, der Ankerabstand, die Bohrungslänge für die Träger, das Stahlprofil, die Höhe des Verbaus, etc. variieren von Projekt zu Projekt und von Position zu Position. Und wir möchten natürlich nicht bei jedem Projekt die Kalkulationsansätze neu bilden, sondern eine einheitliche Stamm-Kalkulation hinterlegen und dann pro Kalkulation nur noch die Daten in den Variablen austau-

Software für die Geotechnik

Bild 2

Rückverankerung der Trägerbohlwände mit Verpressankern für eine Baugrube in der Nähe des Berliner Hauptbahnhofes

schen.“ Nicolai fügt an, dass die seinerzeit in Bau financials vorgesehene Zahl von Variablen nicht ausreiche, um dies abzubilden. Nach einer Programmerweiterung gelingt das nun mit Bau financials einfach, schnell und zuverlässig.

Auch die besonderen Anforderungen, die das Arbeiten mit öffentlichen Auftraggebern mit sich bringt, deckt Bau financials benutzerfreundlich ab. Das Erstellen und Ausdrucken von EFBBlättern ist ebenso einfach wie das Erstellen der Urkalkulation.

Für die PST Grundbau und die Brechtel Spezialtiefbau ist Bau financials auf jeden Fall die ideale Lösung, unterstreicht

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Bohrpfahlarbeiten mit einer Drehbohranlage vor der St.-NikolaiKirche in Stralsund (Fotos: PST Grundbau GmbH)

Ostrzinski. In der Software seien die einzelnen Bereiche perfekt integriert. Außerdem benötige man ein System, das zur Unternehmensgröße passe und nicht überproportioniert sei.

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

A11

aktuell

Belastungspotential von Gabionenwänden getestet Nicht nur in Gärten, auch an Autobahnen oder Böschungen sind sie häufig zu sehen: übereinandergestapelte und mit Steinen gefüllte Drahtgitterkörbe, sogenannte Gabionenwände. Sie stützen das dahinter liegende Gelände oder dienen dem Lärmschutz. Doch wie stark darf die Belastung für den untersten Korb sein, um die Standsicherheit zu gewährleisten? Mit dieser Frage beschäftigen sich Prof. Dr. Frank Heimbecher vom Fachbereich Bauingenieurwesen der FH Münster und Masterstudent Alexander Petry.

Bild 2. Prof. Dr. Frank Heimbecher vom Fachbereich Bauingenieurwesen und Masterstudent Alexander Petry (1.v.r.) hatten Planer, Architekten und Bauherren zu dem Test im bautechnischen Zentrallabor der FH Münster eingeladen.

Bild 1. An Autobahnen oder Böschungen sind sie häufig zu sehen: übereinandergestapelte und mit Steinen gefüllte Drahtgitterkörbe, sogenannte Gabionenwände.

In mehreren Versuchen haben sie getestet, inwiefern das Füllmaterial Einfluss auf die Standsicherheit der Gabionenwände hat. Dazu wurde ein Drahtgitterkorb mit unterschiedlichen Materialien, zum Beispiel Granitsteinen, gefüllt und am neuen Prüfrahmen des bautechnischen Zentrallabors der FH Münster ausgerichtet – ein technisches Konstrukt, das für Belastungstests eingesetzt wird. Simuliert wurde dadurch eine Aufbauhöhe von 18 m. Anschließend wurde der Korb mit dem Füllmaterial bis zu einem Gewicht von 25 t belastet. Das Ergebnis: „Der Korb hat

A12 geotechnik 38 (2015), Heft 1

sich nur geringfügig verformt“, sagt Heimbecher. Ob und wie stark das passiere, hänge von vielen Faktoren ab, unter anderem der Korngröße und der Reibung des Materials. „Bei feinkörnigen Materialien, wie beispielsweise Sand, treten wesentlich größere Verformungen auf, die die Standsicherheit der Gabionenwände beeinflussen.“ Gemessen worden sei das durch sogenannte Wegaufnehmer und Dehnungsmessstreifen.

Neben dem Material sei entscheidend, wie die Körbe befüllt werden. „Es ist ein großer Unterschied, ob die Steine per Hand in die Körbe gelegt oder hineingeschüttet werden.“ Bei letzterem Verfahren entstehen leicht Hohlräume, die wiederrum die Standsicherheit womöglich gefährden, so der Hochschullehrer.

Der Versuch von Heimbecher und Petry ist ein erster Schritt um nachzuweisen, dass auch mehr als 6 m hohe Gabionenwände sicher stehen. „Bislang ist dieser Nachweis nicht vollständig entwickelt, sodass aktuell nur max. 6 m hoch gebaut wird. Nur in Ausnahmefällen und mit Zusatzmaßnahmen darf höher gebaut werden“, erklärt der Ingenieur. Nun müssen weitere Einflussparameter untersucht werden, wie beispielsweise Drahtdurchmesser, Material und Bauweise. Ihre Erfahrungen

aktuell

Bild 3. Test bestanden: Der mit Granitsteinen gefüllte Drahtgitterkorb wurde am neuen Prüfrahmen des bautechnischen Zentrallabors der FH Münster ausgerichtet – ein technisches Konstrukt, das für Belastungstests eingesetzt wird. Anschließend wurde der Korb mit dem Füllmaterial bis zu einem Gewicht von 25 t belastet. (Fotos: 1 Rothfuss GmbH & Co. KG, 2 u. 3 FH Münster/FB Bauingenieurwesen)

tauschen Heimbecher und Petry in nächster Zeit mit anderen Institutionen aus, die ebenfalls daran forschen. Rege diskutiert wurde ihr Versuch auch von den anwesenden Planern, Architekten und Bauherren, die sie zu dem Test eingeladen hatten.

Weitere Informationen: Fachhochschule Münster, Fachbereich Bauingenieurwesen, Corrensstr. 25, 48149 Münster, baufbfh-muensterde, www.fh-muenster.de

Aus Martin Bachner GmbH wird Bachner Brunnen- und Spezialtiefbau GmbH Am 1. Oktober 2014 übernahm die Bachner Brunnenund Spezialtiefbau GmbH sämtliche Tätigkeiten der Martin Bachner GmbH mit Sitz in Kematen/Ybbs. Die in diesem Zuge neu gründete Firma ist ein Tochterunternehmen der Bernegger GmbH mit der Firmenzentrale in Molln, Oberösterreich.

Als erfolgreiches Familienunternehmen mit jahrzehntelanger Tradition setzt Bernegger auf Kontinuität und ist stolz darauf, dass Kompetenz und Erfahrung im neuen Unternehmen in vollem Umfang erhalten bleiben. Neben der Übernahme des gesamte Fuhr-, Maschinen- und Gerätepark, war es uns daher wichtig, dass der Betrieb mit sämtlichen Mitarbeitern fortgeführt wird.

So stehen den Geschäftspartnern die gewohnten Ansprechpersonen mit ihrem technischen Know-how und ihrer Expertise in den Bereichen Brunnen-, Erdwärme- und Spezialtiefbau in bewährter Weise auch in Zukunft zur Verfügung. Ergänzt wird die Angebotspalette ab nun durch die Geschäftsbereiche Rohstoffindustrie, Bauwirtschaft und Umwelttechnik, in denen die Bernegger Gruppe tätig ist und auf fundiertes Know-how und langjährige Erfahrung verweisen kann.

Durch die Eingliederung der Bachner Brunnen- und Spezialtiefbau in die Bernegger Gruppe entstehen Synergieeffekte, die zum Wohle der Kunden genutzt werden sollen.

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Weitere Informationen: BACHNER Brunnen- und Spezialtiefbau GmbH, Gradau 15, 4591 Molln, Tel. +43(0)75 84 – 30 41-0 Fax +43(0)75 84 – 28 41-15, office@bachner-brunnenbau.at, www.bachner-erdwaerme.at

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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aktuell

25 Jahre 3P Geotechnik Das im Jahre 1989 von Dipl.-Ing. Anton Plankel gegründete Ingenieurbüro konnte im Oktober 2014 auf eine 25-jährige erfolgreiche Entwicklung und Geschichte zurückblicken. Das als Ziviltechnikergesellschaft organisierte Ingenieurbüro 3P Geotechnik und die Firma 2P Baumesstechnik, in deren Tätigkeitsbereich das Erdbaulabor, Feldversuche und geotechnischen Messungen liegen, hat derzeit Standorte in Wien, Salzburg Tirol, Vorarlberg und in Liechtenstein.

Der Grundstein für die erfolgreiche Entwicklung wurde an der TU Wien gelegt. Am weltweit ältesten Institut für Grundbau und Bodenmechanik – gegründet von Karl von Terzaghi – genossen die heutigen Geschäftsführer Dipl.-Ing. Martin Pelzl und Dipl.Ing. Anton Plankel durch ihren Lehrer, Herrn Prof. Brandl eine fundierte Ausbildung.

„Gespür“ für die Böden Da Herr Prof. Brandl neben der wissenschaftlichen Tätigkeit auch einen ausgeprägten Praxisbezug als entscheidend für die Ausbildung von Ingenieuren ansah, war es möglich, dass sich Herr Plankel in wenigen Jahren als geotechnischer Sachbearbeiter durch die Betreuung von Großprojekten in ganz Österreich einen sehr weit gefächerten Überblick über die geotechnischen Fragestellungen bilden konnte. Im Rahmen der Ausbildung am Institut wurde auch großer Wert auf eine fundierte Ausbildung im Erdbaulabor gelegt, um die Eigenschaften von Böden nicht nur theoretisch beschreiben zu können. Vielmehr sollte ein „Gespür“ für die Böden entwickelt werden, sodass die jungen Ingenieure sich auch im Erdbaulabor die Finger „schmutzig“ machen (mussten). Im Hinblick auf die bereits vor mehr als 30 Jahren von Prof. Brandl propagierte semi-empirische Bemessungsweise – insbesondere im Bereich von Hangsicherungen, welche auch als Beobachtungsmethode in die entsprechenden Regelwerke für Geotechnik eingegangen ist, wurde den geotechnischen Messungen und Messsystemen am Institut entsprechendes Augenmerk geschenkt.

Die wissenschaftliche und handwerkliche Ausbildung im Erdbaulabor führte dazu, dass bereits zu Beginn ein eigenes Erdbaulabor in Vorarlberg betrieben wurde. Die Durchführung von bodenphysikalischen Labor- und Feldversuchen sowie die Ausarbeitung geotechnischer Messkonzepte und die Durchführung der geotechnischen Messpunkte sind nach wie vor ein Schwerpunkt des Tätigkeitsbereiches der 2P Baumesstechnik GmbH. Bedingt durch die Tatsache, dass vor allem im innerstätischen Bereich aber auch im Bereich mit schwierigen setzungsempfindlichen Böden neue Bauten errichtet werden, kommt der beglei-

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tenden Erschütterungsmessung und Überwachung durch geotechnische Messsysteme eine immer größere Bedeutung zu.

Während in Vorarlberg angesichts der sehr problematischen und schwierigen Baugrundverhältnisse der Schwerpunkt in der Erstellung Geotechnischer Gutachten liegt, haben sich an den anderen Standorten andere Schwerpunkte herauskristallisiert. In Wien sind dies z. B. tiefe Baugruben im innerstädtischen Raum und die Fundierung von Hochhäusern.

Bewusste Beschränkung auf geotechnische Fragen Durch die 6 Jahre dauernde „Lehrzeit“ bei Prof. Brandl und dem Wissen um die extrem schwierigen und ungünstigen Baugrundverhältnisse im Vorarlberger Rheintal war es nur logisch, dass die Firmengründung des Ingenieurbüros für Geotechnik im westlichsten Bereich Österreichs, nämlich in Vorarlberg stattfinden würde. Bereits im Jahre 1993 konnte durch die Beteiligung der Partner Dipl.-Ing. Martin Pelzl (Wien) und Dipl.-Ing. Andreas Knittel (Kärnten) der Tätigkeitsbereich auf ganz Österreich ausgedehnt und auch fachlich erweitert werden. Die Geschäftsführer waren und sind seit vielen Jahren Mitglied in diversen Fachnormenausschüssen. Außerdem sind sie als gerichtlich beeidete Sachverständige für Grundbau und Bodenmechanik sowie Brunnenbau in Gerichtsverfahren und als Berater in kniff ligen Versicherungsfällen tätig. Der Tätigkeitsbereich von 3P Geotechnik beschränkt sich bewusst auf Fragen der Geotechnik. Im Rahmen dieser Tätigkeit werden die Konzepte beginnend bei der Baugrunduntersuchung, Fundierungsempfehlungen, erdstatischen Berechnungen und Qualitätssicherung bei geotechnischen Bauwerken für alle Bereiche des Bauwesens abgedeckt. In den 90iger-Jahren lag ein weiterer Schwerpunkt bei der Standortbeurteilung, Planung und Überwachung von Deponiebauwerken.

Im Jahre 2008 wurde nach einer Abspaltung das Ingenieurbüro für Geologie und Geotechnik (IBG) in Kärnten gegründet, welches nun erfolgreich überwiegend in Südösterreich beratend tätig ist.

Regionale Projektbeispiele

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A14 geotechnik 38 (2015), Heft 1

Bild 1. Ausgesteifte Schlitzwand – Baugrube neben bestehendem Bühnenturm

In Bregenz wurden entlang des Bodenseeufers die Fundierungsund Baugrubensicherungskonzepte für das Festspielhaus, das Kunsthaus Bregenz (Bild 1), Vorarlberg Museum (Bild 2), Haus am Hafen, Höhere Technische Lehr- und Versuchsanstalt (HTL), das Tourismushaus sowie der Umbau des Bregenzer Hafens als geotechnischer Berater der verschiedenen Bauherrn oder als geotechnischer Sachverständiger der Behörde begleitet.

Herausforderungen waren insbesondere die tiefen Baugruben

aktuell eisenhochhaus (Bild 3) mit einer Tiefe von 23 m im innerstätischen Bereich neben bestehenden Hochhäusern geotechnisch begleitet.

Aktuell wird in Vorarlberg der hochwassersichere Ausbau des Alpenrheins – dem gefährlichsten „Wildbach“ Europas - und die Bestandsanalyse der Hochwasserschutzdämme auf der österreichischen und schweizerischen Seite durch 3P Geotechnik begleitet (ca. 60 km Dämme).

Projekte International

Bild 2. Verankerte Spundwand – Baugrube mit DSV – Unterfangung des Bestandes

im Bregenzer Seeton. Kraftwerke an der Ill, die Mitwirkung bei allen großen Deponien in Vorarlberg sowie dutzende Seilbahnanlagen wurden geotechnisch begleitet.

Fundierungskonzept für Österreichs derzeit höchstes Bauwerk u. a. Projekte Am anderen Ende von Österreich wurde das Fundierungskonzept für das derzeit höchste Bauwerk Österreichs (DC Tower 1) (Bild 4) mit einer Höhe von 220 m umgesetzt. Daneben wurde die tiefe und sehr komplexe Baugrube beim Palais Liechtenstein im 1. Bezirk in Wien (Bild 5) sowie die Baugrube für das Raiff-

Komplexe geotechnische Fundierungslösungen erforderten eine Papierfabrik in Kings Lynn, Norfolk, England und eine Papierfabrik in Kisa, Schweden. Bei der Papierfabrik in England waren 10.000 Ramm- und Vibropfähle (220.000 m) und 500 Bohrpfähle (ca. 14.500 m) für die Fundierung der empfindlichen Anlagenteile notwendig. Auf der ICE Bahnlinie Werder – Brandenburg wurden die Dämme für einen Hochgeschwindigkeitszug als Bewehrte-Erde-Konstruktion auf Duktilpfählen fundiert. Europaweit (Schweiz, Slowenien, Ungarn, Griechenland, etc.) konnten bei der Errichtung von Logistik Zentrallagern die geotechnischen Fragestellungen durch den Einsatz effizienter Gründungssysteme gelöst werden. So wurde zum Beispiel bei einem Zentrallager in der Westschweiz der Einbau von etwa 7.000 Stück Vibro-Pfählen mit Längen von 35 m als schwimmende Pfahlgründung erforderlich (Bild 6).

Jubiläumsveranstaltungen Bei der Jubiläumsfeier im Oktober 2014 konnten 180 Gäste aus Österreich und dem benachbarten Ausland im Seefoyer des Festspielhauses in Bregenz begrüßt werden. Im Rahmen einer Fachtagung wurde durch eine Reihe von namhaften Gastvortra-

geotechnik 38 (2015), Heft 1

A15

aktuell

Bild 3. Deckelbauweise für die etwa 25 m tiefe Baugrube, neben den bestehenden flachfundierten Hochhäusern

Bild 6. Logistiklager Westschweiz, Fundierung auf ca. 7000 Vibropfählen (Fotos: 3P Geotechnik ZT GmbH)

stoffen, die Schwierigkeiten und Herausforderungen des aktuellen Normungswesens im Bereich der Geotechnik ist vor allem der Hauptvortrag von Herrn Prof. Brandl hervorzuheben, in welchem er über Hochwasserschutzdämme in gewohnt klarer und unterhaltsamer Weise berichtet hat. Bei der Fachtagung konnten mehr als 130 Personen im Vorarlberg Museum begrüßt werden.

Neben Prof. Brandl gaben Herr Dr. Ing. Dimiter Alexiew (Huesker Geosynthetics), Herr Dipl.-Ing. Roland Jörger (Bilfinger Construction), Herr Arno Kriss (Hilti & Jehle Spezialtiefbau), Herr Dipl.-Ing. Andreas Körbler (Keller Grundbau, Österreich), Herr Christian Wenzlik (i+R Spezialtiefbau) einen Überblick über den vielfältigen Tätigkeitsbereich von 3P Geotechnik ZT GmbH. Als Abschluss der Veranstaltung konnten die Tagungsteilnehmer vom obersten Geschoss des Vorarlberg Museums einen „unbezahlbaren Blick“ über den Bodensee machen.

Das Unsichtbare sichtbar machen

Bild 4. DC Tower 1, Höhe 220 m (ohne Antenne), fundiert auf Schlitzwandkästen

Bild 5. DSV Unterfangung mit Stahlaussteifung im historischen Palais Liechtenstein

genden der weite Bogen des Tätigkeitsbereiches von 3P Geotechnik ZT GmbH aufgezeigt. Neben den Themen wie Tiefgründungen in den komplexen Böden des Vorarlberger Rheintals, Fragen der Anwendung und Dimensionierung von Geokunst-

A16 geotechnik 38 (2015), Heft 1

Beide Veranstaltungen wurden durch das Projekt „Das Unsichtbare sichtbar machen“ begleitet. Herr Dipl.-Ing. Anton Plankel ersuchte im Vorfeld die Fotografin und Künstlerin Ulla Arnold aus Freiburg aus den „langweiligen Baustellenfotos“ etwas Besonderes zu machen. Bei beiden Veranstaltungen wurden daher 25 Bilder verschiedener Projekte der letzten 25 Jahre sowie 6 zusätzliche Bilder aus der „Lehrzeit“ bei Prof. Brandl ausgearbeitet und während den Veranstaltungen ausgestellt. Da die Bilder außerdem käuflich erworben werden konnten, konnte ein ansehnlicher Betrag für ein Sozialprojekt in Vorarlberg gesammelt werden. Durch diese künstlerische Aktion ist es zumindest teilweise gelungen, das Unsichtbare (z. B. Pfähle, Baugruben, etc.) dauerhaft sichtbar zu machen.

Ein besonderer Dank galt im Rahmen der Veranstaltungen Herrn Prof. Brandl für seine Teilnahme. Herr Prof. Brandl wurde einen Monat vor der Jubiläumsveranstaltung wegen seiner herausragenden Verdienste um das Fachgebiet Geotechnik zum Ehrenmitglied der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT) ernannt (siehe Geotechnik Ausgabe 4/2014).

Aktuell zählt 3P Geotechnik mit 35 Mitarbeitern in Österreich zu den führenden Büros im Bereich der geotechnischen Beratung.

Weitere Informationen: 3P Geotechnik ZT GmbH, Arlbergstraße 117, 6900 Bregenz, Österreich, office@3pgeo.com, www.3pgeo.com

aktuell

STRABAG-Tochter Züblin baut weiteren Teilabschnitt der Berliner Autobahn A 100 Der Bauabschnitt 16, Los 4, mit 650 m Länge wurde an die Ed. Züblin AG vergeben. Die Auftragssumme beläuft sich auf 44 Mio. €. – Bauzeit: Februar 2015 bis Dezember 2017.

Die Ed. Züblin AG, eine Tochtergesellschaft des börsennotierten Baukonzerns STRABAG SE, hat von der Berliner Senatsverwaltung für Stadtentwicklung und Umwelt den Auftrag für Bauabschnitt 16, Los 4, der innerstädtischen Autobahn A 100 in Berlin erhalten. Er folgt auf den Zuschlag für Los 2/3, der 2014 ebenfalls an Züblin ging. Der Auftragswert für den zwischen Kilometer 21+815 und Kilometer 22+465 gelegenen neuen Autobahnabschnitt beträgt ca. 44 Mio. €. „Wir freuen uns über den erneuten Auftrag. Für die Ausführung kommen uns unsere Erfahrungen aus Los 2/3 in Sachen Schlitzwanderstellung und Zusammenspiel von Planung und Ausführung zugute“, erläutert Thomas Birtel, Vorstandsvorsitzender der STRABAG SE. Die Ausführung liegt bei einer internen Arge aus Ed. Züblin AG, Bereich Ingenieur- und Infrastrukturbau, und Züblin Spezialtiefbau GmbH, Bereich Nord. Als Nachunternehmen für die Straßenbauarbeiten ist – wie bereits in Los 2/3 an der Sonnenallee – die STRABAG AG, Bereich Berlin, mit im Team. Neben den Straßenbauarbeiten an der Dieselstraße zählt auch die Erstellung aller Baustraßen zu ihren Leistungen.

Los 4 beinhaltet neben der Erstellung der 650 m langen Trogstrecke in offener Baugrube mit rückverankerten Schlitzwänden auch die Errichtung einer Brücke über die spätere Autobahntrasse, die als zweistegiger Plattenbalken mit einer Spannweite von ca. 39 m zum Teil Versorgungsleitungen aufnehmen wird. Auch die Herstellung einer Dükerung von Leitungen der Berliner Wasserbetriebe gehört zum Auftragsumfang.

Der 16. Bauabschnitt verlängert die bestehende Autobahn A 100 in nördlicher Richtung um 3,2 km, jeweils 3-spurig vom Autobahndreieck Neukölln bis zur Anschlussstelle am Treptower Park. (Foto: Senatsverwaltung für Stadtentwicklung und Umwelt/Arge SRB-Stadtring Berlin)

Fakten STRABAG Gesellschaft: Auftragssumme: Auftragsbestand: Segment: Auftraggeberschaft:

Ed. Züblin AG 44 Mio. € Q1/15 Nord + West Senatsverwaltung für Stadtentwicklung und Umwelt, Berlin

Weitere Informationen: Ed. Züblin AG, Albstadtweg 3, 70567 Stuttgart, Tel. +49 (0)711 – 78 83-0, Fax +49 (0)711 – 78 83-390, info@zueblin.de, www.zueblin.de

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

A17

aktuell

Allrounder zur Verfüllung von Baugruben und Leitungsgräben – direkt aus dem Fahrmischer Vor zwei Jahren stellte Dyckerhoff auf der Münchner IFAT ENTSORGA erstmals seinen innovativen Baustoff „Dyckerhoff FLÜSSIGBODEN“ für Kanalverfüllungen und hohlraumfreie Rohrbettungen vor. Nach zwei Jahren praktischer Anwendung, weiteren umfangreichen Tests sowie dank verfeinerter und neuer Rezepturen kann das Unternehmen nun ein äußerst positives Resümee ziehen.

Dyckerhoff produziert alle Produkte der Linie „Flüssigboden“ entsprechend den „Hinweisen für die Herstellung und Verwendung von zeitweise fließfähigen, selbstverdichtenden Verfüllbaustoffen im Erdbau (H ZFSV)“ der For-schungsgesellschaft für

Bild 1. Einbringung von Dyckerhoff FLÜSSIGBODEN aus dem Fahrmischer.

Straßen- und Verkehrswesen. Aufgrund seiner außergewöhnlichen Eigenschaften ist „Flüssigboden“ eine einfach anzuwendende, ökonomische und umweltverträgliche Alternative zu herkömmlichen Verfüllbaustoffen. Die zeitweise hohe Fließfähigkeit sowie die nach Bedarf selbstverdichtende oder plastische Konsistenz sind besonders in schwer zugänglichen oder schwer verdichtbaren Bereichen erforderlich wie z. B. in engen Kanaloder Leitungsschächten. „Flüssigboden“ legt sich wie ein Mantel um Rohre oder Kabel – ganz ohne zusätzliche Verdichtung. Dadurch wird eine hohe Tragfähigkeit und Druckfestigkeit erreicht, d. h. ein Brechen von Rohren oder gar ein gefährliches Absenken der Fahrbahn gehören der Vergangenheit an. Besonders wichtig ist auch die spätere Wiederaushubfähigkeit, die nach leicht, mittel und schwer unterschieden wird. Dyckerhoff bietet seinen Kunden Lösungen für jede Anforderung – sogar für die leichteste Wiederaushubfähigkeit. Das Unternehmen hat dafür eine speziell modifizierte Rezeptur entwickelt. In eigenen und unabhängigen Versuchsreihen waren u. a. die Messwerte für Tragfähigkeit und Druckfestigkeit, deutlich besser als die vorgeschriebenen Grenzwerte. „Flüssigboden“ wird im Transportbetonwerk je nach Anforderung gemischt und per Fahrmischer auf der Baustelle angeliefert, wodurch eine gleichmäßige Qualität gewährleistet wird.

Dyckerhoff garantiert darüber hinaus eine lückenlose Qualitätsüberwachung – von den definierten Ausgangsstoffen bis zum Einbau. Dieser erfolgt direkt nach Anlieferung über Rutsche, Rohr oder Pumpe, wodurch zusätzliche Lager-, Abfall- und Entsorgungskosten entfallen. Dyckerhoff ist in der Lage, „Flüssigboden“ aus allen Transportbetonwerken und -beteiligungen von Dyckerhoff zu liefern. Alle regionalen Produktmanager verfügen über das Know-how für die Herstellung der verschiedenen Rezepturen.

Weitere Informationen: Dyckerhoff GmbH, Biebricher Straße 69, 65203 Wiesbaden, Tel. +49 (0)611 – 676-0, Fax +49 (0)611 – 676-10 40, info@dyckerhoff.com, www.dyckerhoff.de

Allzweckkran im Einsatz beim Bau des Sentosa Gateway Tunnels Südlich der Hauptinsel Singapurs gelegen, beherbergt die Insel Sentosa auf 5 km² heute ein großangelegtes Naherholungsgebiet und zahlreiche Touristenattraktionen. Um dem wachsenden Verkehrsaufkommen der Millionenmetropole gerecht zu werden, entsteht mit dem Sentosa Gateway Tunnel aktuell ein Bauprojekt, das die bestehenden Trassen und Kreuzungen rund den Brückenschlag entlasten soll.

Bilder 2a/b. Wie ein Mantel umhüllt Dyckerhoff FLÜSSIGBODEN die Rohre.

(Fotos: Dyckerhoff)

A18 geotechnik 38 (2015), Heft 1

Bei dem beeindruckenden Infrastrukturprojekt setzt Tuksu Engineering & Construction Ltd. als Allzweckkran für den Bau des Sentosa Gateway Tunnel einen SENNEBOGEN 690 HD Seilbagger erfolgreich ein. Auf der engen Baustelle inmitten des fließenden Großstadtverkehrs verhebt die Maschine Baumaterialien aller Art. Stahlbündel, Schalungsmaterial oder Zubehör für die Fundamentgründungen werden auf dem Lagerplatz verladen und auf die jeweiligen Bauabschnitte verteilt.

Ausgestattet mit einen 447 kW starken Dieselmotor und zwei kraftvollen Winden mit jeweils 20 t und 25 t Zuglast hebt die Maschine selbst schwere Lasten bis 90 t sicher und zielgenau. Für den Fahrer bietet die komfortable maXcab Kabine mit Schiebetür beste Arbeitsbedingungen und ein angenehmes Arbeitsumfeld dank Klimaanlage und guter Rundumsicht. Doch nicht nur für den Hebeeinsatz kommt der HD Seilbagger in Singapur zum Einsatz. Besonders schwere Anbaugeräte wie Schlitz-

aktuell

Bild 2. Inmitten des fließenden Großstadtverkehrs verhebt die Maschine auf der engen Baustelle Stahlbündel, Schalungsmaterial oder Zubehör für die Fundamentgründungen auf dem Lagerplatz und auf die jeweiligen Bauabschnitte. (Fotos: Sennebogen)

Bild 1. Einen SENNEBOGEN 690 HD Seilbagger kommt bei Bau des Sentosa Gateway Tunnel in Singapur bei Tuksu Engineering zum Einsatz.

wandgreifer und Verrohrungsmaschinen lassen sich dank der robusten Bauweise sicher und mit der großen hydraulischen Leistungsfähigkeit zuverlässig betreiben. Im täglichen Betrieb überzeugt der SENNEBOGEN 690 HD bei Tuksu vor allem durch

seine einfache Bedienung und Wartung. Sämtliche Wartungspunkte und Komponenten sind leicht zugänglich und äußerst robust ausgeführt. Um den regelmäßigen Service kümmert sich der lokale Vertriebs- und Servicepartner Aly Energy.

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BAUER Gruppe erhält Aufträge für die Lieferung und Fertigung von Tiefbohranlagen Die BAUER Deep Drilling GmbH, die auf Tiefbohrtechnik spezialisierte Tochterfirma in der BAUER Gruppe, hat im Dezember 2014 mit Saxon Energy Services Inc. einen Auftrag über die Fertigung und den Verkauf von zwei Tiefbohranlagen mit der Bezeichnung ATD 750 unterzeichnet.

Saxon Energy Services Inc. ist ein international agierendes Bohrunternehmen und hundertprozentige Tochtergesellschaft von Schlumberger, dem weltweit größten Unternehmen für Erdölexplorations- und Ölfeldservices. Die Anlagen sind das Ergebnis des gemeinsamen Entwicklungsprozesses für eine neue Serie von Tiefbohranlagen, der im Mai 2014 auf Grundlage des damals abgeschlossenen Engineering-Vertrags begonnen wurde.

TBA 440 M2 rig Die Anlagen werden in den Werken der BAUER Maschinen GmbH in Deutschland gefertigt und zum Teil im US-Werk in Conroe, nahe Houston, zusammengestellt. Der Auftrag konnte im Wesentlichen durch die hochmoderne Steuerungstechnik, den hohen Automatisierungsgrad und die neuesten Sicherheitsstandards, die bei der Entwicklung der Geräte eingeflossen sind, gewonnen werden. „Für die BAUER Gruppe bedeutet der Verkauf und die erfolgreiche Zusammenarbeit mit Saxon einen großen Schritt in diesem neuen Markt. Dies zeigt, dass unsere innovative Technik bei den Kunden aus der Bohrindustrie Anklang findet“, sagte Prof. Thomas Bauer, Vorstandsvorsitzender der BAUER AG.

Die BAUER Spezialtiefbau GmbH ist ein internationaler Baudienstleister im Grundbau. Innovativ und zukunftsgerichtet hat Bauer mit verschiedensten Verfahren im Bereich der Bauausführung maßgeblich die Entwicklung des Spezialtiefbaus mitbestimmt. Rund 10.300 Mitarbeiter der BAUER Gruppe erwirtschaften weltweit eine Gesamtkonzernleistung von 1,5 Mrd. Euro.

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BAUER AG, Personalabteilung, BAUER-Straße 1, 86529 Schrobenhausen, www.bauer.de

Die BAUER Deep Drilling GmbH konnte u. a. die TiefbohranlageTBA 440 M2 rig an einen Kunden in Südamerika verkaufen. (Foto: Bauer AG)

Darüber hinaus konnten die beiden bereits fertiggestellten Tiefbohranlagen TBA 300/440 M1 und TBA 440 M2 an einen weiteren Kunden nach Südamerika verkauft werden. Der Auftragsbestand von Bauer Deep Drilling erreichte im Dezember 50 Mio. Euro.

Weitere Informationen: BAUER Aktiengesellschaft, Bauer-Straße 1, 86529 Schrobenhausen, Tel. +49 (0)82 52 – 97-0, Fax +49 (0)82 52 – 97-13 59, info@bauer.de, www.bauer.de

Ernst & Sohn Stellenmarkt · März 2015

Stellenausschreibung Referenz-Nr.: 08/2015 Die Hochschule Magdeburg-Stendal bietet mehr als 6.400 Studierenden ein Spektrum von ingenieur-, wirtschafts-, gesundheits- und humanwissenschaftlichen Fächern an zwei Standorten. Als familienfreundliche Hochschule auf einem grünen Campus, einem der schönsten in Deutschland, bieten wir Ihnen attraktive Arbeitsbedingungen.

Die Elbestadt und frühere Kaiserresidenz Magdeburg zog schon immer kreative Köpfe aus Wissenschaft, Kultur und Politik an. Dies gilt ebenso für unseren zweiten Standort: die Hansestadt Stendal als Geburtsstadt Winckelmanns und Hauptstadt der Backsteingotik.

An der Hochschule Magdeburg-Stendal, Standort Magdeburg, ist am Fachbereich Bauwesen folgende Stelle vorbehaltlich der Finanzierungsmöglichkeit zu besetzen:

:: W2-Professur

„Bodenmechanik und Grundbau“

Nähere Informationen zum Stellenangebot finden Sie auf der Internetseite der Hochschule Magdeburg-Stendal unter:

www.hs-magdeburg.de

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Bauleiter (m/w) / Dipl.-Geologen (m/w)

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Bitte schicken Sie Ihre aussagekräftige Bewerbung mit Angabe des möglichen Eintrittstermins und Ihre Einkommenserwartungen an: HPC AG, Personalabteilung, Nördlinger Str. 16, 86655 Harburg.

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Energiegewinnung aus der Erde

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Fachthemen Axel Nernheim Alejandro Vasquez Fabian Wilke Hans Kahle

DOI: 10.1002/gete.201400020

Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks Bei der Errichtung der Fundamente und Turbinen von OffshoreWindparks kommen überwiegend Jack-Up-Schiffe zum Einsatz, die sich mit mechanisch oder hydraulisch bewegten Beinsystemen aus dem Wasser heben können und dadurch eine feste Arbeitsplattform bieten. Im Gegensatz zu schwimmenden Installationsschiffen erhöht die Bein-Boden-Interaktion die Komplexität der Operation. Dieses Risiko kann jedoch mit einer Untergrundanalyse und der Erstellung eines sogenannten „Site Specific Assessments“ standortspezifisch analysiert und damit minimiert werden.

Nach der Beschreibung der einzelnen Phasen eines typischen Jacking-Vorgangs werden im Rahmen des Artikels die wesentlichen Aspekte der geotechnischen Komponente eines Site Specific Assessments dargestellt. Darauf aufbauend werden maßgebende Lastfälle zur Ermittlung der Beinkräfte benannt sowie die erforderlichen Baugrunduntersuchungen mit anschließender Parameterableitung erläutert. Die Ermittlung der Bodentragfähigkeit und die darauf basierende Prognose der Beineindringung nach unterschiedlichen Verfahren werden ausführlich beschrieben.

Dabei wird auch der häufig bei komplexen Bodenverhältnissen auftretende Effekt des sogenannten „Punch-Through“, des möglichen Durchstanzens der Schiffsbeine, und dessen Auswirkung auf das Nachweisverfahren vorgestellt.

Am Beispiel realer Nordseestandorte werden alle erforderlichen Bemessungsschritte dargestellt. Dabei wird insbesondere auf die Ermittlung von Bemessungsbodenprofilen und die Berechnung der Last-Setzungs-Kurven für die Schiffsbeine eingegangen. Auf dieser Basis werden die während des obligatorischen Vorbelastungsprozesses erwarteten Beineindringungen prognostiziert und mit Messdaten verglichen. Am Vergleich von Vorhersage und Messung der Eindringung werden maßgebliche Einflussparameter sowie eine CPT-basierte Korrekturmethode aufgezeigt.

Geotechnical Site Specific Assessment for offshore-wind jackup vessels. Jack-up vessels are widely used for installation of foundations and turbines during the construction of offshorewindfarms. Equipped with moveable legs, these vessels are able to elevate their hull out of the water and provide a stable work platform. At the same time the leg-soil-interaction increases the complexity of the operation which is reflected in the requirement to perform site specific assessments at any jacking location. Subsequent to the description of the phases of a typical jacking operation the article outlines the main components of the geotechnical part of a site specific assessment. The governing load cases are introduced and an overview of the required soil investigations is given. In the following the focus is set on the determination of the bearing capacity and the derivation of related leg penetrations for the jack-up vessel. Phenomena like the “punch-through”

and their effect on the process are explained. For a typical North Sea windfarm with non-cohesive soils the accuracy of the leg prediction is shown by comparison to measured data and the major influencing parameters are discussed. Finally, a CPT-based correction method for the capacity of the upper soil layers is introduced.

1

Einführung

In Zukunft soll der großmaßstäbliche Ausbau der Offshore-Windenergie auch in Deutschland einen wichtigen Beitrag zur Energie- und Klimapolitik liefern. Bis 2020 sollen rund 6500 MW installierte Leistung erreicht werden.

Es kann deshalb ein weiteres Wachstum dieses Industriesektors erwartet werden, für dessen Realisierung aber eine Zuverlässigkeitssteigerung aller eingesetzten Technologien bei gleichzeitiger Kostensenkung erreicht werden muss. Um dies zu erreichen, ist neben effizienten Gründungsstrukturen eine optimierte, robuste Installationslogistik sicherzustellen.

Zur Installation der Fundamente, Türme und Turbinen können Jack-Up-Plattformen, Jack-Up-Schiffe mit eigenem Antrieb oder Heavy-Lift-Schiffe eingesetzt werden.

Die beiden erstgenannten Typen zeichnen sich dadurch aus, dass sie sich mit mechanisch oder hydraulisch bewegten Beinsystemen (engl. jacking-system) aus dem Wasser heben können und somit eine feste, nahezu unbewegliche Arbeitsplattform bieten. Die Vorteile der Jack-Up-Schiffe sind dabei im Wesentlichen durch ihren festen Stand bei Offshore-Arbeiten und die Verlagerung der Arbeitsebene über die Wasserwechselzone gegeben. Auf diese Weise garantieren moderne Jack-Up-Schiffe eine große jährliche Verfügbarkeit und damit eine anderen Konzepten überlegene Produktivität. Als Abgrenzung zum schwimmenden Schiff erweitert die Bein-Boden-Interaktion jedoch die Komplexität der Operation um den Parameter Baugrund.

Daher ist die Durchführung einer standortspezifischen Baugrundtragfähigkeitsanalyse (engl. Site Specific Assessment) erforderlich. Hierbei besteht oben erwähnte Robustheitsanforderung unter anderem in der Gewährleistung eines gleichermaßen effizienten wie sicheren Aufjackvorgangs.

Aus diesem Grund befasst sich dieser Beitrag mit dem geotechnischen Teil des Site Specific Assessments (SSA) und gibt einen Einblick in die Aufgabenstellung, die

© 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 38 (2015), Heft 1

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A. Nernheim/A. Vasquez/F. Wilke/H. Kahle · Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks

wesentlichen Einflussparameter sowie den bestehenden Optimierungs- und Entwicklungsbedarf.

2 2.1

Jack-Up-Schiffe Einführung

Aufgrund ihrer vielfältigen Einsatzmöglichkeiten und der bei modernen Schiffen hohen Wettergrenzkriterien kommen bei der Installation von Offshore-Windparks üblicherweise Jack-Up-Schiffe zum Einsatz. Für die im weiteren Verlauf behandelte Fundamentinstallation bei einem Nordsee-Windpark setzte die RWE Offshore Logistics Company GmbH das Jack-Up-Schiff „Victoria Mathias“ ein, ein selbstangetriebenes Schiff der dritten Generation, das der Seabreeze-Klasse zuzuordnen ist (Bild 1).

Die Jack-Up-Schiffe sind mit vier rohrförmigen Beinen mit geschlossener Spitze und einem 1000 t Hauptkran ausgestattet. Ihre Einsatzwassertiefe hängt vom Baugrund und den standortspezifischen Umweltrandbedingungen ab und beträgt rund 45 m. Die Beine können am unteren Ende jeweils mit einer 9 m × 10 m messenden Fußverbreiterung (engl. spudcan) verbunden werden (Bild 1c). Dadurch wird bei weichen Böden die Beineindringung reduziert, und der Vorbelastungsvorgang der Beine wird robuster im Ablauf. Die Hauptdaten der Seabreeze-Schiffe sind in Tab. 1 zusammengefasst.

2.2

Jacking-Operation

Der Vorgang des Aufjackens der Jack-Up-Schiffe, die sogenannte Jacking-Operation, besteht im Einzelnen aus den folgenden Phasen: – Positionierung am Standort, – Absenkung der Beine,

Tab. 1. Hauptdaten und Performance-Kriterien der Seabreeze-Schiffe Table 1. Main data and performance criteria of the Seabreeze vessels Hauptabmessungen

– Länge x Breite = 100 m × 40 m – Tiefe bis Hauptdeck: 8 m – Tiefgang: 4,5 m

Antrieb

– DP2 (GL klassifiziert), 6 versenkbare Strahlruder mit je 1.600 kW – Geschwindigkeit: 7,5 Knoten

Jacking-System

– 4 Beine mit 78 m Länge und 3,75 m Durchmesser – Maximal jackbare Zuladung: bis zu 4.350 t

– Vorbelastung (engl. preloading) des Untergrunds durch die Schiffsbeine, – Herstellung der operativen Arbeitshöhe (ggfs. weiteres Herausfahren zum Abwettern eines Sturmereignisses).

Nach Beendigung der Installationsarbeiten erfolgt die Absenkung des Jack-Up-Schiffs bis zur Erreichung des Schwimmzustands. Nach dem Ziehen der Beine kann dann der Standort verlassen werden.

Im Hinblick auf ein sicheres Arbeiten sind insbesondere die ersten drei Schritte von Bedeutung. Bild 2 zeigt einen schematischen Überblick der jeweiligen Schiffs- und Beinpositionen. Bei der Positionierung hält sich das JackUp-Schiff mit Hilfe des dynamischen Positionierungssystems (DP) an der Sollposition für die spätere Installation der Komponenten. Dabei ist neben der horizontalen Positionierung auch die korrekte Ausrichtung des Jack-Up-

Bild 1. Jack-Up-Schiff der Seabreeze-Klasse mit Detail des Schiffsbeines und optionaler Fußaufweitung (engl. spudcan) Fig. 1. Seabreeze-class jack-up vessel with leg detail and optional spudcan

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

A. Nernheim/A. Vasquez/F. Wilke/H. Kahle · Geotechnisches Site Specific Assessment für Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks

Bild 2. Schematischer Ablauf einer Jacking-Operation bis zum Erreichen der operativen Arbeitshöhe nach [1] Fig. 2. Process steps of a jacking operation up to operational airgap according to [1]

Schiffs (engl. heading) im unregelmäßigen Seegang von Bedeutung. Zur Vorbereitung des späteren Aufjackens müssen im nächsten Schritt die Beine abgesenkt werden, wobei insbesondere der Erstkontakt der Beine mit dem Baugrund (engl. touch-down) zu beachten ist. Da sich das schwimmende Jack-Up-Schiff im Seegang bewegt, kommt es in Abhängigkeit von der Wellenhöhe zu vertikalen und horizontalen Relativbewegungen zwischen Beinspitze und Baugrund. Im Moment des Kontakts induziert diese dynamische Bein-Boden-Interaktion große Kräfte im Bein und Jacking-System, deren korrekte numerische Ermittlung derzeit noch Bestandteil aktueller Forschungsarbeiten ist [2]. Nach dem Absenken der Beine erfolgt das Preloading des Untergrunds durch die Schiffsbeine. Das Preloading soll sicherstellen, dass keine sicherheitsrelevanten transienten Effekte wie eine zu schnelle Beineindringung (engl. punch-through) auftreten können und bei den nachfolgenden Installationsarbeiten nur unmaßgebliche Zusatzsetzungen zu erwarten sind. Das Preloading stellt somit einen in-situ-Nachweis der Standsicherheit der Gründung dar, der mit den maximal auftretenden theoretischen Beinlasten inklusive Sicherheit durchzuführen ist. Für diesen Lasttest hebt sich das Jack-Up-Schiff aus dem Wasser, um sein volles Eigengewicht zu aktivieren. Dann werden diagonal zwei der vier Beine in den Meeresboden gedrückt (blaues Beinpaar in Bild 2c), bis die definierte Vorbelastungskraft (engl. preload) erreicht ist und gehalten werden kann. Nach Einstellung eines stabilen Zustandes

wird der Prozess mit den anderen beiden diagonal versetzten Beinen wiederholt (grünes Beinpaar in Bild 2c).

Nach dem erfolgreichen Abschluss des Preloadings kann sich das Jack-Up-Schiff bis auf die gewünschte Arbeitshöhe hochfahren.

3 3.1

Geotechnisches Site Specific Assessment Einführung

Das SSA stellt im Wesentlichen einen vollumfänglichen Nachweis der Integrität des Jack-Up-Schiffs an einem beliebigen Standort des Windparks dar. Zum besseren Verständnis ist es empfehlenswert, das SSA in einen strukturellen und einen geotechnischen Teil aufzuspalten. Eine Standardisierung derartiger Integritätsbewertungen findet sich in SNAME [3] und DIN EN ISO 19905-1 [4]. Prinzipiell ähneln die darin enthaltenen Analyseschritte und Designanforderungen denen einer fixen Offshore-Struktur. Bild 3 zeigt einen Überblick der Bestandteile eines SSA. Ein wichtiger Bestandteil des strukturellen SSA ist die Bestimmung der maßgebenden Lasten und Bemessungsschnittgrößen. Diese muss sowohl für den Arbeitsbetrieb (engl. operational mode), z. B. für die Installation einer Gründungsstruktur oder einer Turbine, als auch für den sogenannten Survival Mode durchgeführt werden.

Letzterer definiert ein schweres Sturmereignis, bei dem das Jack-Up-Schiff abgewettert auf dem Standort verbleibt.

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Bild 3. Bestandteile eines Site Specific Assessment Fig. 3. Components of a Site Specific Assessment

Insbesondere die zum Survival Mode gehörenden Grenzeinsatzkriterien sind stark standortspezifisch, weil sie im besonderen Maße durch Wind, Welle, Strömung und Bodenbeschaffenheit bestimmt werden. Üblicherweise werden die sich daraus ergebenen Survival-Limits iterativ über die Integritätsbewertung des Schiffs ermittelt. Besonderes Augenmerk kommt dabei der Bestimmung der dynamischen Anregung des aufgejackten Jack-Up-Schiffs im unregelmäßigen Seegang zu, die üblicherweise über transiente Berechnungen mit entsprechenden Seegangszuständen erfasst wird. Da die dynamische Anregung von der Wellenrichtung, Wellenhöhe und der Spitzenperiode des Seegangspektrums abhängt, wird hierfür eine große Anzahl an Time-History-Berechnungen benötigt. Durch Überlagerung der Wellenlasten mit den anderen Lasten (Wind, Nutzlast, Zuwachs nach Theorie 2. Ordnung, ggfs. Betriebslasten) können die Bemessungsschnittgrößen bestimmt werden. Das Strukturdesign setzt sich dann im Einzelnen aus dem Tragfähigkeitsnachweis der Beine inklusive globalem Beulen, der Überprüfung des eigentlichen Schiffskörpers, dem Nachweis der Bein-Schiffskörper-Interaktion sowie dem Kippnachweis des Gesamtsystems zusammen.

Das sich üblicherweise daran anschließende geotechnische SSA stellt zusätzlich sicher, dass die Baugrundkapazität an jedem Standort für die ermittelten vertikalen und horizontalen Beinkräfte ausreichend ist. Die Erstellung des geotechnischen SSA erfolgte in Anlehnung an [3] und [5] mit der Inhouse-Software CaPPTA. Im Detail wird dabei Folgendes bestimmt bzw. überprüft: – die erwartete Beineindringung unter definierter Preload, – die Wahrscheinlichkeit zu schneller Beineindringungen beim Durchstanzen in darunterliegende, weichere Bodenschichten, – der Nachweis der Horizontal-Vertikalkraft-Interaktion, – die Ermittlung der für das Ziehen der Beine erforderlichen Kräfte.

Im weiteren Verlauf wird hauptsächlich auf die in der Deutschen Bucht typischerweise anzutreffenden nichtbindigen Böden eingegangen. Zudem werden bei der Fuß-

6

geotechnik 38 (2015), Heft 1

ausbildung der Beine des Jack-Up-Schiffs überwiegend solche ohne Spudcan betrachtet, die grundsätzlich größere Beineindringungen bedingen. Deshalb wird in diesem Beitrag der Fokus auf die Berechnung der Beineindringung gelegt, obwohl grundsätzlich auch die Horizontal-Vertikalkraft-Interaktion die Grenzeinsatzkriterien beschränken kann. Im Gegensatz zu anderen Ingenieuraufgaben, bei denen die Berechnung oder Einhaltung eines Sicherheitsfaktors ausreichend ist, zielen die Beineindringungsanalysen darauf ab, diese möglichst exakt vorherzusagen. Aufgrund der Skaleneffekte und der auftretenden zyklischen Bewegungen stellt dies eine große Herausforderung dar.

Die Bedeutung des Parameters Beineindringung resultiert aus entsprechenden Sicherheits- und Risikobetrachtungen: Zu große Abweichungen zwischen Vorhersage und Messwert können zu einer signifikanten Verlangsamung der Jacking-Operation oder sogar zu ihrem Abbruch führen, weil aus Sicht der Schiffsbesatzung in diesem Falle die Anwendbarkeit der zugrunde gelegten Baugrunddaten für die aktuelle Jacking-Position in Frage zu stellen ist.

3.2

Lastfälle und Beinkraftermittlung des Jack-Up-Schiffs

Alle einwirkenden Lasten werden über die Struktur des Jack-Up-Schiffs in die Beine eingeleitet und anschließend über die Lasteinleitungsfläche der Beine in den Untergrund abgetragen. Wie bereits erläutert, wird im Betrieb der Jack-Up-Schiffe zwischen den zwei grundsätzlichen Lastzuständen Operational und Survival Mode unterschieden. Für jeden dieser beiden Lastzustände werden in einem strukturellen SSA mehrere charakteristische Lastkombinationen berechnet, die die jeweiligen Wetterbedingungen (Wind, Wellen, Tide etc.), die Lage des Jack-UpSchiffs relativ zur Wasseroberfläche (engl. airgap) und der Wellen- und Windangriffsrichtung, die Position des Hakens des Hauptkrans sowie das Gewicht der aufgenommenen Komponente (nur im Operational Mode) und den Ladungszustand berücksichtigen. Die eigentliche Preload Qv ergibt sich aus der Summe der Lastkomponenten, die gemäß Gl. (1) mit verschiedenen Teilsicherheitsbeiwerten zu multiplizieren sind, sowie einem Widerstandsbeiwert θp auf der Lastseite:

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Qv = [γ1 · Dg + γ2 · L + γ3 · (Ew + γ4 · Dn]/θp mit Qv Dg L Ew Dn γ1 γ2 γ3 γ4 θp

(1)

erforderliche Vorbelastung (Preload) Eigengewicht veränderliche Last Last infolge Wind, Welle und Strömung Last infolge dynamischer Effekte Teilsicherheitsbeiwert des Eigengewichts (γ1 = 1,0 nach [3]) Teilsicherheitsbeiwert der veränderlichen Last (γ2 = 1,0 nach [3]) Teilsicherheitsbeiwert der Last infolge Wind, Welle und Strömung (γ3 = 1,15 nach [3]) Teilsicherheitsbeiwert der Last infolge dynamischer Effekte (γ4 = 1,0 nach [3]) Teilsicherheitsbeiwert des Widerstands (θp = 0,9 nach [3])

Die ungünstigste Last der vier Beine wird als repräsentativ für die Lastkombination angenommen. In gleicher Weise wird die ungünstigste Lastkombination als repräsentativ für den Standort gewählt, und das entsprechende Preload wird für die Einschätzung der Beineindringung benutzt.

Häufig ergibt sich die ungünstigste Lastkombination eines Standorts aus dem Survival Mode. Allerdings kann die ungünstigste Lastkombination auch im Operational Mode auftreten, wenn eine schwere Komponente in ungünstiger Position mit dem Hauptkran bewegt wird.

Durch den Preloading-Vorgang wird die reale Bodentragfähigkeit jedes Beins an jedem Standort quasi einem in-situ-Test unterzogen. Dadurch ist in Abhängigkeit vom Schiffseigengewichtsanteil die Verwendung eines aus geotechnischer Sicht geringen Gesamtsicherheitsniveaus von 1,11 bis 1,28 für beide Betriebszustände möglich [3]. Aufgrund der dominierenden Eigengewichtskomponente liegen die tatsächlichen Werte im vorgestellten Projekt eher im unteren Bereich des genannten Korridors.

3.3

Erforderliche Baugrunduntersuchungen

Die Baugrunduntersuchung für ein geotechnisches SSA setzt sich aus der Erkundung der Meeresbodenoberfläche sowie des Untergrunds zusammen.

Der erste Teil bezieht sich auf die Detektion nicht explodierter Munition (UXO), von Felsblöcken, Wracks und sonstigen Hindernissen am Meeresboden an dem zu analysierenden Standort unter Zuhilfenahme von Techniken wie Sonar oder Magnetometer. Objekte, die eine Gefahr für das Jack-Up-Schiff während des Einsatzes darstellen können, müssen vor dessen Jacking-Operation entfernt werden.

Der zweite Teil bezieht sich auf die Bestimmung der Bodenschichtung und ihrer charakteristischen Bodenkenngrößen. Die Mindestanforderungen für Baugrunduntersuchungen in der deutschen ausschließlichen Wirtschaftszone (AWZ) sind in [6] dokumentiert. Im Rahmen der geotechnischen Haupterkundung eines Windparks muss an jedem Anlagenstandort mindestens ein Baugrundaufschluss ausgeführt werden, wenn der Untergrund homogene Eigenschaften aufweist. Wenn eine Variabilität der Eigenschaften des Untergrunds zu erwarten ist, wer-

den eventuell zusätzliche Baugrundaufschlüsse erforderlich. In der Praxis werden aufgrund der hohen Kosten der Offshore-Untersuchungen in der Regel eine Drucksondierung (CPT) in der Mitte jedes Fundaments einer OffshoreWindenergieanlage (OWEA) und zusätzlich eine gewisse Anzahl von Probenentnahmebohrungen durchgeführt.

Normalerweise werden die Drucksondierungen als repräsentativ für die Untergrundverhältnisse unter allen Beinen des Jack-Up-Schiffs angenommen. Nur an Standorten, an denen eine hohe Inhomogenität mit einer Variabilität der Schichtung zu erwarten ist (z. B. in Häfen), sind CPT an allen Beinpositionen anzuraten. Auf diese Weise kann die Variabilität des Untergrunds besser interpretiert und gegebenenfalls für jedes Bein eine separate Eindringungsprognose erstellt werden.

In einem ersten Schritt wird über die Auswertung der Sondierergebnisse ein Bemessungs-Baugrundmodell des Standorts erzeugt. Das Baugrundmodell besteht aus drei separaten Bodenprofilen: – dem Lower Bound Soil Profile (LBSP), – dem Average Soil Profile (AVSP), – dem Upper Bound Soil Profile (UBSP).

Für jedes Bodenprofil werden die Schichtenfolge und die zugehörigen Bodenkennwerte separat definiert. Die Bodenkennwerte werden dabei aus den gemessenen Spitzenwiderstands- und Mantelreibungswerten der Drucksondierung unter Verwendung verschiedener, anerkannter Korrelationen abgeleitet (z. B. [7] bis [10]). Das LBSP und das UBSP werden aus den ungünstigen und günstigen abgeleiteten Bodenkennwerten jeder Schicht gebildet, während das AVSP mit mittleren Bodenkennwerten erzeugt wird und somit den Erwartungswert wiedergibt.

In Abschnitt 4 wird ausführlich auf die Anpassung der abgeleiteten Bodenkennwerte zur Optimierung der Genauigkeit der Beineindringungsprognose eingegangen.

3.4 Ermittlung der geotechnischen Tragfähigkeit 3.4.1 Einführung Die Analyse der geotechnischen Tragfähigkeit für die JackUp-Schiffe erfolgt hier in Anlehnung an [3]. Diese Empfehlung wurde ursprünglich für die Verwendung bei mit Spudcans ausgerüsteten Jack-Up-Schiffen entwickelt. Für den Einsatz von Jack-Up-Schiffen ohne Spudcans wird in der Richtlinie explizit eine Anpassung des vorgestellten Formelapparats vorgeschlagen. Hierbei wird insbesondere die Geometrie des Schiffsbeins berücksichtigt: Bei Verwendung von Spudcans ist die Beinmantelreibung vernachlässigbar, wobei auch die Spudcan-Mantelreibung lediglich einen geringen Beitrag zur Gesamttragfähigkeit liefert. Ohne Verwendung von Spudcans nimmt die Bedeutung der Beinmantelreibung, insbesondere aufgrund größerer Beineindringungen, zu und wird daher explizit berücksichtigt.

Dazu wird die in [3] vorgestellte Berechnungsmethode entsprechend Gl. (2) angepasst, wobei sich die Gesamttragfähigkeit Fv aus dem Mantelreibungsanteil des Schiffsbeins Fs sowie dessen Spitzenwiderstandsanteil Fb zusammensetzt.

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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A. Nernheim/A. Vasquez/F. Wilke/H. Kahle ¡ Geotechnisches Site Specific Assessment fßr Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks

Fv = Fs + Fb

(2)

mit Fv vertikale Tragfähigkeit Fs Mantelwiderstand Fb FuĂ&#x;widerstand

Tragfähigkeit des nicht-bindigen Bodens Nach [5] wird die Mantelreibung aus der Erddruckbetrachtung abgeleitet (Gl. (3)). Maximalwerte werden entsprechend der Pfahlbemessungsansätze in [5] in Abhängigkeit des Winkels der inneren Reibung begrenzt.

fsi = K ¡ po′ ¡ tanδ ≤ f1 mit fsi K δ Asi po′ f1

(4)

Mantelreibung der Schicht i Erddruckbeiwert Wandreibungswinkel zwischen Bein und Boden Beinmantelfläche in der Schicht i Ăœberlagerungsdruck in Tiefe der maximalen Lasteinleitungsfläche Begrenzung der Mantelreibung (nach [5])

Fb = A ¡ (0,5 ¡ γ ′ ¡ B ¡ Nγ ¡ dγ ¡ sγ + po′ ¡ Nq ¡ dq ¡ sq)

(5)

Nγ = 2 ¡ (Nq + 1) ¡ tan ϕ′

(6)

geotechnik 38 (2015), Heft 1

(7) (8)

dq sJ

1 0,4 ¡

sq

1

1 2 ¡ tan Mc ¡ (1 sin Mc)2 ¡

mit A B ϕ′ Nγ, Nq sγ, sq γ′ B′ dγ, dq

(9)

B Bc

(10)

B ¡ tan(Mc ) Bc

(11)

Lasteinleitungsfläche (Bearing area) Fundamentbreite Reibungswinkel Tragfähigkeitsbeiwerte (gemäĂ&#x; Vesic) Formbeiwerte (gemäĂ&#x; Vesic) Wichte des Bodens unter Auftrieb Fundamentlänge; fĂźr Kreisfundamente gilt: B = B′ Tiefenbeiwerte (gemäĂ&#x; Vesic)

Tragfähigkeit des bindigen Bodens Die Mantelreibung des bindigen Bodens wird mit einem Totalspannungsverfahren (Gl. (12)) ermittelt, das als Alpha-Methode erstmals von Tomlinson (1957) vorgeschlagen wurde.

Fs

Œfsi ¡ Asi

(12)

fsi = ι ¡ cu

2¡

1 cu

2 ¡4

1 cu

D

(3)

Die verwendete Methodik zur Ermittlung der Spitzentragfähigkeit basiert auf der klassischen Tragfähigkeitsberechnung eines Flachfundaments (Gl. (5)), die auf Terzaghi (1943) zurĂźckgeht und von Meyerhof (1963), Brinch Hansen (1970) und Vesic (1973) modifiziert und weiterentwickelt worden ist [3]. Die Gln. (6) bis (11) zeigen die Tragfähigkeits-, Tiefen- und Formbeiwerte gemäĂ&#x; Vesic.

8

2

D D fßr d1 B B D D fßr 1 2 ¡ tan Mc ¡ (1 sin Mc)2 ¡ tan 1 !1 B B

dq

3.4.2 Geotechnische Tragfähigkeit des Bodens

Œ fsi ¡ Asi

ª § M¡º eS ¡ tan Mc ¡  tan ¨ 45 ¸  2šŸ Š 

dÎł = 1

Da nach [3] fĂźr Beingeometrien ohne Spudcans die Berechnungsmethodik sinnvoll anzupassen ist, wird die Ermittlung der geotechnischen Tragfähigkeit mit einem analytischen Berechnungsmodell durchgefĂźhrt, welches in Anlehnung an die obengenannten Empfehlungen [3] (FuĂ&#x;widerstand) und [5] (Mantelwiderstand) entwickelt und in das Programmsystem CaPPTA implementiert wurde. Das Bein wird zur Berechnung des FuĂ&#x;widerstands als kreisfĂśrmiges Flachfundament mit einer äquivalenten Fläche entsprechend der Beingeometrie modelliert. In Anlehnung an [3] wird fĂźr den Spitzenwiderstand auf klassische Ansätze fĂźr Flachfundamente zurĂźckgegriffen, während zur Ermittlung der Mantelreibung das Bein als geschlossener Stahlpfahl mit groĂ&#x;em Durchmesser idealisiert wird [5].

Die Tragfähigkeit des Untergrunds hängt prinzipiell vom Ăœberlagerungsdruck (Tiefe), der Bodenart der Schicht, in der sich die Lasteinleitungsfläche befindet, aber auch von der Tragfähigkeit tieferliegender Schichten ab. Dieser Einfluss macht sich in zwei unterschiedlichen Phänomenen bemerkbar: dem sogenannten Squeezing und dem Punch-Through, welche in Abschnitt 3.4.3 näher beschrieben werden.

Fs

Nq

D

(13) fĂźr

cu

fĂźr

cu

poc

d1

poc pco

!1

(14)

pco

mit Îą Rauhigkeitsfaktor cu undränierte Scherfestigkeit Die Spitzentragfähigkeit in bindigen BĂśden wird wie bei nicht-bindigen BĂśden entsprechend der klassischen Berechnung eines Flachfundaments ermittelt (Gl. (15)). Die Gln. (16) bis (18) zeigen die Tragfähigkeits-, Tiefen- und Formbeiwerte gemäĂ&#x; Vesic.

Fb = A ¡ (cu ¡ Nc ¡ dc ¡ sc + po′ )

(15)

Nc = 5,14

(16)

dc dc

D D fßr d1 B B D D 1 0,4 ¡ tan 1 fßr !1 B B 1 0,4 ¡

(17)

A. Nernheim/A. Vasquez/F. Wilke/H. Kahle ¡ Geotechnisches Site Specific Assessment fßr Jack-Up-Schiffe von Offshore-Windparks

sc mit Nc sc dc D

§ Nq ¡ 1 ¨ ¸ Š Nc š

§ B¡ ¡¨ ¸ Š Bc š

(18)

Tragfähigkeitsbeiwert (gemäĂ&#x; Vesic) Formbeiwert (gemäĂ&#x; Vesic) Tiefenbeiwert (gemäĂ&#x; Vesic) Tiefe der maximalen Lasteinleitungsfläche (= Bezugswert der Beineindringung)

Alternativ wird eine empirische Methode vorgestellt, die zusätzlich zur klassischen Tragfähigkeitsermittlung den Konuswinkel des Spudcans, den Rauhigkeitsfaktor zwischen Boden und Struktur sowie die Steigungsrate der undränierten Scherfestigkeit mit der Tiefe berßcksichtigt (Gln. (19) und (20)). Die Tragfähigkeitsbeiwerte Nc′ sind tabellarisch in [3] dargestellt.

Fb = A ¡ (cuo ¡ Nc′ + po′ ) Ncc

¡ § B f ¨ E, D, , D, U¸ 2 š Š

(19) (20)

mit cuo undränierte Scherfestigkeit in der Lasteinleitungsfläche β Konuswinkel des Spudcans Nc′ Tragfähigkeitsbeiwerte Ď Steigerungsrate der undränierten Scherfestigkeit mit der Tiefe

3.4.3 Besonderheiten der geotechnischen Tragfähigkeit des geschichteten Bodens Punch-Through Wenn eine „harte“ Bodenschicht (bindige Schicht hoher Festigkeit bzw. nicht-bindige Bodenschicht) eine bindige, weiche Bodenschicht direkt Ăźberlagert, kann es zu einem Punch-Through kommen, das im Wesentlichen einem Durchstanzen des Schiffsbeins durch die harte Bodenschicht entspricht. Dies kann zu einer schnellen Eindringung des Beins aufgrund eines Grundbruchversagens in der harten Bodenschicht fĂźhren, welches durch die darunterliegende, weiche, bindige Schicht verursacht wird. Dieses Verhalten kann bei einer bestimmten Beinbelastung plĂśtzlich auftreten (Punch-Through-Last) und wird sich erst bei Erreichung tragfähigerer Schichten und damit verbundener ErhĂśhung der Traglast verzĂśgern. In Abhängigkeit der Tragfähigkeit der weichen, Ăźberlagerten Schicht kann der Punch-Through somit mit einer schnellen Beineindringung (engl. rapid penetration) einhergehen. Ein Durchstanzeffekt kann theoretisch aber nur eintreten, wenn die Preload zwischen der Punch-Through-Last und der kleineren Referenzlast A liegt und die auftretende Beineindringung geringer als die Eindringung am Punkt A gemäĂ&#x; Bild 4 ist.

Bild 5c ist zu entnehmen, wie es durch Berßcksichtigung des Punch-Through-Effekts zu einer deutlichen Verringerung der berechneten Tragfähigkeit der Sandschicht unter Berßcksichtigung des Einflusses der weichen Tonschicht kommen kann. D. h., dass die auf Basis der Drucksondierung zu erwartende Tragfähigkeitszunahme mit zu-

Bild 4. Beschreibung des Punch-Through-Effekts Fig. 4. Description of punch-through effect

nehmender Tiefe der Sandschicht fĂźr das Schiffsbein nicht auftreten wird.

Gln. (21) und (22) verdeutlichen die Berßcksichtigung des Punch-Through-Effekts bei der Berechnung der Bodentragfähigkeit. Die erste Gleichung zeigt die Methodik von Hanna und Meyerhof: Mit dieser Methodik lässt sich das Eintreten eines Durchstanzeffekts gut prognostizieren, die Tragfähigkeit nach dem Eintreten des PunchThrough wird jedoch tendenziell ßberschätzt. Gl. (22) charakterisiert die Spread Load-Methodik, die davon ausgeht, dass die Tragfähigkeit in einem beliebigen Punkt der harten Bodenschicht und die Bodentragfähigkeit der projizierten Lasteinleitungsfläche ßber der weichen Schicht gleich sind (Bild 5d).

Fb Fb,b A ¡H¡ Jc 2¡

H ¡(H¡ Jc 2¡ pco )¡ A ¡K s ¡ tan Mc B

Fb = Fb,f – W K s ¡ tan Mc |

(21) (22)

3 ¡ cu B ¡ Jc

(23)

mit Fb,b Tragfähigkeit, wenn die Lasteinleitungsfläche an der Grenze zur unteren, weichen Schicht wäre Ks Durchstanzbeiwert W Gewicht des Kegelstumpfs zwischen der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht H Abstand der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht Fb,f Tragfähigkeit der auf die untere, weiche Schicht projizierten Lasteinleitungsfläche Squeezing Wird eine harte Bodenschicht von einer weichen Schicht ßberlagert (z. B. weiche, bindige Schicht mit geringer Fes-

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Bild 5. Beschreibung der Punch-Through- und Squeezing-Effekte an einem exemplarischen Standort Fig. 5. Punch-through and squeezing effects at an exemplary location

tigkeit ßber nicht-bindiger Bodenschicht), findet in der weichen Schicht ein Squeezing-Effekt statt: Die weiche Schicht wird von den Beinen vertikal beansprucht, wobei ein Teil des Materials unter den Beinen schnell konsolidiert und ein anderer Teil zur Seite verdrängt wird. Dadurch steigt die Bodentragfähigkeit der weichen Schicht mit der Eindringung der Beine, bis die Bodentragfähigkeit der unteren Schicht erreicht ist. Bild 5c zeigt ein Beispiel fßr die Auswirkung des Squeezing-Effekts auf die Tragfähigkeitskurve.

Gl. (24) verdeutlicht die Berßcksichtigung des Squeezing-Effekts bei der Berechnung der Bodentragfähigkeit. Die Gleichung setzt sich aus zwei Teilen zusammen: Der rechte Ausdruck entspricht dem Bruchzustand der weichen bindigen Schicht (untere Grenze), während der linke Ausdruck die Grenze der Schichttragfähigkeit der unterhalb liegenden Schicht charakterisiert (obere Grenze). ½° ­°§ b¡B 1,2¡D ¡ Fb A ¡ Ž¨ a

¡cu poc ž t A ¡(Nc ¡sc ¡dc ¡cu pco ) ¸ T B š °¿ °¯Š (24) mit a, b Squeezing-Beiwerte (a = 5,0 und b = 0,33, nach [3]) T Abstand zwischen der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht

3.5

Prognose der Beineindringung des Jack-Up-Schiffs

Die tiefenabhängige Tragfähigkeit des Untergrundes wird durch eine Tragfähigkeitskurve (engl. bearing curve) dargestellt. Jeder Punkt dieser Kurve repräsentiert die Bodentragfähigkeit fßr den Fall, dass die Lasteinleitungsfläche des Beins (engl. bearing area) sich in der spezifizierten Tiefe befindet. Aus den drei Bodenprofilen des Baugrundmodells (LBSP, AVSP und UBSP) werden drei Tragfähigkeitskurven erzeugt. Auf Basis der Tragfähigkeitskurven wird die erwartete Beineindringung ermittelt, wobei in Abhängigkeit der verwendeten Bodenprofile drei verschiedene Beineindringungen prognostiziert werden (Tab. 2).

Die erforderliche Preload wird als vertikale gestrichelte schwarze Linie in Bild 6c eingetragen. Der Kreuzungspunkt dieser Preload mit den Tragfähigkeitskurven

10

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Tab. 2. Zusammenhang zwischen Bodenprofilen des Baugrundmodells und Beineindringung Table 2. Relationship between soil profile and leg penetration

Bodenprofil

UBSP

→

minimale

AVSP

→

erwartete

LBSP

→

maximale

Beineindringung

ergibt den Korridor der zu erwartenden Eindringungen der Lasteinleitungsfläche während des Preloading-Vorgangs.

4 4.1

Optimierung der Beineindringungsprognose EinfĂźhrung

In diesem Abschnitt werden die Beineindringungen des Jack-Up-Schiffs „Victoria Mathias“ analysiert, die während der Installation von 49 Fundamenten eines RWE Innogy Offshore-Windparks in der deutschen Nordsee gemessen wurden. Die Messungen wurden im Zeitraum zwischen September 2012 und März 2014 erfasst. Das Projekt befindet sich rund 35 km nĂśrdlich der Insel Helgoland in der AWZ der Nordsee. Es besteht aus 48 Windturbinen der Multimegawattklasse sowie einer Konverterstation und verfĂźgt Ăźber eine Gesamtleistung von 295 Megawatt. Die Wassertiefe im Projektbereich beträgt 21 bis 26 m.

Den mit dem Programmpaket CaPPTA analytisch prognostizierten Beineindringungen werden gemessene Eindringungen gegenßbergestellt. Es erfolgt eine systematische Analyse von Abweichungen, und es wird gezeigt, wie eine kontinuierliche Auswertung der Messergebnisse als Grundlage fßr die Optimierung der Prognosequalität und zu einer Verbesserung des analytischen Berechnungstools verwendet werden kann.

4.2

Auswertung gemessener Beineindringung

Die unter Verwendung der in Abschnitt 3 vorgestellten analytischen Berechnungsmethoden ermittelten Beineindringungen bei 50 erstmaligen Jacking-Vorgängen an

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Bild 6. Prognose der Beineindringung auf Basis des CPT-Spitzenwiderstands und der erforderlichen Vorbelastung Fig. 6. Prediction of leg penetration based on CPT tip resistance and required preload

Standorten des Projekts werden in Bild 7 dargestellt. Demnach sind nach Abschluss des Preloading standortabhängig mittlere Beineindringungen zwischen ca. 1,5 m und 9,0 m zu erwarten. In Abhängigkeit der Bemessungsbodenprofile kann sich dabei ein enger Prognosekorridor mit einer geringen Varianz der Eindringung zwischen LBSP und UBSP oder aber ein Unterschied der Eindringung in einer Größenordnung von einigen Metern zwischen LBSP und UBSP ergeben. Große Unterschiede ergeben sich häufig, wenn die Tragfähigkeit einer Schicht im UBSP für den Preload ausreichend ist, während im LBSP zur Erreichung der erforderlichen Tragfähigkeit eine tiefere, tragfähigere Schicht erreicht werden muss. Dies ist dann mit größeren rechnerischen Beineindringungen verbunden.

Zum Vergleich werden die aus Messungen ermittelten Beineindringungen nach Abschluss des PreloadingVorgangs für die 50 erstmaligen Jacking-Vorgänge in Bild 8a dargestellt. Es wurden dabei zwischen den vier Beinen des Jack-Up-Schiffs an einem Standort gemittelte Beineindringungen zwischen ca. 3,0 und 6,5 m festgestellt.

Zusätzlich sind in Bild 8a für jeden Standort die Maximalund die Minimaleindringung einzelner Beine sowie ein Eindringungskorridor von +/– 1,0 m um die mittlere Eindringung eingetragen. Zwischen den Beinen mit der mini-

Bild 7. Prognostizierte Beineindringungen an unterschiedlichen OWEA-Standorten Fig. 7. Predicted leg penetration at various turbine locations

malen und der maximalen Eindringung können dabei Unterschiede von mehr als 3,0 m auftreten. Aufgrund einer weitgehend vergleichbaren Belastungsprozedur in allen Beinen ist anzunehmen, dass diese Unterschiede aus einer Variabilität des Baugrunds resultieren. Details zur verwendeten Messmethodik sind [1] zu entnehmen.

Wie bereits erläutert, wird die Prognose der Beineindringung auf Grundlage der an dem zukünftigen Standort der OWEA ausgeführten Drucksondierungen durchgeführt. Bild 8b ist zu entnehmen, dass es dabei aufgrund der Dimensionen des verwendeten Jack-Up-Schiffs zu einer maximalen Entfernung von ca. 80 m zwischen einem Bein des Jack-Up-Schiffs und der Position der Drucksondierung kommen kann. Selbst bei relativ homogenem Bodentyp kann bei diesem Abstand eine Variation der Tragfähigkeitsparameter zu Abweichungen führen. Bild 8a zeigt jedoch, dass die Mehrzahl der Beineindringungen innerhalb eines Korridors von +/– 1,0 m um die mittlere Eindringung schwankt und damit eine akzeptable Varianz aufweist. In Regionen mit komplexer Morphologie kann eine starke Variabilität des Baugrunds jedoch die Durchführung separater Drucksondierungen an jeder Position eines Beins erforderlich machen [11].

Nachfolgend werden prognostizierte und gemessene Beineindringung gegenübergestellt (Bild 9), Unterschiede analysiert und mögliche Ursachen vorgestellt. Die größten Abweichungen der Beineindringungen ergeben sich bei Standorten in den Bereichen I und III der Grafik, während die Standorte im Bereich II innerhalb der erwarteten Eindringungstiefen liegen.

Der Bereich III charakterisiert im Wesentlichen Standorte, in denen Schichten mit geringen Reibungswinkeln (≤ 35°) in tieferen Bereichen identifiziert worden sind, die im analytischen Modell zu vergleichsweise hohen Beineindringungen führen (Bild 9). Die Messergebnisse zeigen dabei, dass dieser Effekt in der Praxis nicht in dieser ausgeprägten Form auftritt. Eine mögliche Ursache besteht darin, dass mit herkömmlichen Korrelationen aus der Drucksondierung abgeleitete Reibungswinkel für größere Überlagerungsspannungen möglicherweise unterschätzt werden. Wahrscheinlicher ist jedoch, dass es im Rahmen des Eindringvorgangs des Beines zu Verdichtungseffekten unterhalb des Beins kommt, die im analyti-

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Bild 8. Gemessene Beineindringungen an unterschiedlichen OWEA-Standorten und Position der Drucksondierung relativ zum Jack-Up-Schiff Fig. 8. Measured leg penetration at various turbine locations and position of the CPT relative to the jack-up vessel

Sandschicht kohäsive Schichten identifiziert werden, ist eine exakte Eindringungsprognose erforderlich, um die Gefahr eines möglichen Punch-Through detailliert bewerten zu können. Eine Modelloptimierung mit zutreffender Eindringungsprognose ist daher gerade in oberflächennahen Bereichen für Projekte mit komplexen Baugrundsituationen von entscheidender Bedeutung. Mögliche Ursachen und eine Methodik zur Optimierung des analytischen Modells werden im folgenden Abschnitt beschrieben.

4.3

Optimierung des analytischen Modells in oberen Bodenschichten 4.3.1 Problemstellung und Ursachenermittlung Bild 9. Vergleich prognostizierter und gemessener Beineindringungen an unterschiedlichen OWEA-Standorten Fig. 9. Comparison of predicted and measured leg penetration at various turbine locations

schen Modell nicht berücksichtigt werden. Mutmaßlich entwickelt sich dadurch bei zunehmender Eindringtiefe ein Verdichtungsbereich unterhalb der Beinspitze, dessen effektive Tragfähigkeit deutlich höher ausfällt als die rein aus der Baugrunduntersuchung abgeleitete Tragfähigkeit.

Die Vielzahl der Einflussparameter erfordert eine numerische Analyse dieses Effekts. Optimierungsansätze, die von Ergebnissen der Finite Element-Methode abgeleitet werden, befinden sich zurzeit in Entwicklung.

Der Bereich I symbolisiert im Wesentlichen Standorte mit hohen Reibungswinkeln (≥ 40°) in den oberen Metern unterhalb des Meeresbodens, die im analytischen Modell zu vergleichsweise geringen Beineindringungen führen (Bild 9). Die Messergebnisse zeigen dabei, dass an diesen Standorten die Tragfähigkeit des Bodens in der Prognose systematisch überschätzt wird. In typischen Nordseestandorten, die häufig durch eine Schichtung von Sanden unterschiedlicher Lagerungsdichte charakterisiert werden, hat die Prognose-Variabilität nur eine untergeordnete Bedeutung. Sobald jedoch unterhalb einer oberen

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Eine mögliche Ursache für eine Unterschätzung der Beineindringung besteht in einer Auflockerung der oberflächennahen Bodenschicht in einer Mächtigkeit von ca. 1,0 bis 2,0 m während des Touch-Down-Vorgangs und des Eindringungsprozesses, da das Jack-Up-Schiff und damit auch die Beine mit ihrer stiftförmigen Spitze (Bild 1b) zu diesem Zeitpunkt noch Bewegungen aus Wind und Wellen ausgesetzt sind, die zu einem Auflockerungseffekt in den obersten Bodenschichten führen können. Dieser Effekt wird im Wesentlichen von den zum Zeitpunkt des Touch-Down herrschenden Wetterbedingungen (z. B. Wind, Welle, Strömung und deren Angriffsrichtungen) bestimmt und lässt sich daher kaum analytisch abbilden.

Weiterhin ergeben sich möglicherweise aufgrund der zum Teil extrem hohen Spitzendrücke der CPT mit herkömmlichen Korrelationsansätzen zu große Reibungswinkel. Eine Vielzahl von Standorten weist oberflächennah in den oberen ca. 2 m unterhalb des Meeresbodens Spitzenwiderstände der Drucksondierung in einer Größenordnung von bis zu 20 MPa auf, woraus sich eine dichte bis sehr dichte Lagerungsdichte mit Reibungswinkeln ≥ 40° ableiten lässt (z. B. nach Schmertmann [7] oder Kulhawy und Mayne [9] bzw. Mayne [8]). Dabei basiert das Korrelationsverfahren von Mayne auf der Kalibrierung von Spitzenwiderstandsmessungen an Laborversuchen, welche in Tiefenlagen von mehr als 3 m durchgeführt wor-

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Bild 10. Prognostizierte Tragfähigkeitskurven und gemessene Beineindringungen an einem ausgewählten OWEA-Standort mit hohen oberflächennahen CPT-Spitzenwiderständen Fig. 10. Predicted bearing capacity curves and measured leg penetration at a selected offshore location with high CPT cone tip resistance close to the mudline

den sind und daher nur bedingt die für SSAs relevanten Bereiche geringer Überlagerungshöhe umfassen. Eine Anwendung entsprechender Korrelationen zur Ermittlung des Reibungswinkels kann demnach zu einer Überschätzung der tatsächlichen Bodentragfähigkeit führen.

Neben dem grundlegenden Einfluss aus der Verwendung unterschiedlicher Drucksondierungs-Geräte [12] sind auch Skaleneffekte bei der Übertragung gemessener Spitzenwiderstände qc der CPT-Sonde auf den Spitzenwiderstand von Pfählen qPfahl gemäß [13] und [14] zu beachten. Weiterhin ist der ansetzbare Pfahlspitzenwiderstand abzumindern, wenn der Pfahl eine Mindesteindringung in die tragfähige Schicht nicht erreicht ([16] und [14]).

Die beschriebenen Effekte unterstreichen die im Projekt beobachtete Überschätzung der oberflächennah ermittelten Tragfähigkeiten und die damit berechneten zu geringen rechnerischen Beineindringungen. Ein repräsentatives Beispiel für diese Gruppe von Standorten, bei denen die Messdaten der Beineindringungen durchgehend höhere Werte aufweisen, ist in Bild 10 dargestellt.

Im Folgenden wird ein Verfahren beschrieben, welches auf Basis der empirisch gewonnenen Daten eine Anpassung des analytischen Modells erlaubt und damit zu einer realitätsnäheren Prognose der Beineindringung führt.

Als Ansatz wird dabei eine tiefenabhängige Anpassung des CPT-Spitzenwiderstands in den oberen Metern herangezogen, wie er beispielsweise auch von [13] bei der Pfahlbemessung vorgeschlagen wird.

1. Das Verhältnis aus ansetzbarem Pfahlspitzenwiderstand und gemessenem Spitzenwiderstand qPfahl/qc nimmt bei zahlreichen Bemessungsverfahren mit der Tiefe zu (beispielsweise [13], [14]). Das Verhältnis qPfahl/qc ist für unterschiedliche Ansätze in Bild 11 dokumentiert.

2. Das Verhältnis qPfahl/qc ist abhängig vom Pfahldurchmesser und nimmt mit zunehmendem Pfahldurchmesser ab [14]. Die Untersuchungen in [14] wurden jedoch für einen maximalen Pfahldurchmesser von ca. 1 m durchgeführt. Vergleichbare Annahmen zum Pfahldurchmesser wurden auch in der ICP-Methode implementiert [15].

3. Zur Entwicklung der vollen Spitzentragfähigkeit ist eine Mindesteinbindung des Pfahls in die tragfähige Schicht erforderlich. In [16] wird eine Einbindung in der Größenordnung von 2,5 m für Rammpfähle gefordert, nach [14] wird die volle Spitzentragfähigkeit sogar erst bei einer Einbindung des achtfachen Pfahldurchmessers erreicht.

4.3.2 Analogie zur Ermittlung des Spitzenwiderstands bei der Pfahlbemessung Die Einbringung der Beine während des Jacking-Vorgangs des Jack-Up-Schiffs kann wie die Installation eines geschlossenen Stahlpfahls mit einem Durchmesser von 3,75 m betrachtet werden. Daher wird die Analogie zur Pfahlherstellung im Folgenden herangezogen, um grundsätzliche Effekte der Tiefenabhängigkeit des Spitzenwiderstands auf Basis einer Literaturauswertung vorzustellen:

Bild 11. Entwicklung des Verhältnisses Pfahlspitzenwiderstand zu CPT-Spitzenwiderstand über die Tiefe Fig. 11. Development of ratio pile tip resistance to cone tip resistance vs. depth

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4.3.3 Gewählter Optimierungsansatz Der vorgestellte Optimierungsansatz beruht auf einer Anpassung der ermittelten Beintragfähigkeit entsprechend der Formelwerke nach [3] und [4]. Das Baugrundmodell ist dabei mit herkömmlichen Korrelationen auf Basis des gemessenen CPT-Spitzenwiderstands oder anderer vorliegender Baugrundaufschlüsse zu entwickeln. Zur Ermittlung der Tragfähigkeit wird auf Basis der Auswertungen in Abschnitt 4.2 eine Reduzierung des CPT-Spitzenwiderstands entsprechend der Gl. (25) vorgeschlagen. Hohe oberflächennahe Spitzendrücke werden dadurch entsprechend der Darstellung in Bild 12 tiefenabhängig abgemindert. Aus bisherigen Projektanalysen mit Variation des CPT-Anpassungsbeiwerts wurde eine bestmögliche Eindringungsprognose bei Wahl eines CPT-Anpassungsbeiwerts von μ = 1,5 ermittelt, aktuelle Projektergebnisse zeigen dabei potenziell einen Trend zu einem vergrößerten Anpassungsbeiwert. qc,corrected qc

1 P

§ z· · ¨ ¸ für z d B · P © B¹

(25)

mit qc,corrected Angepasster Spitzenwiderstand aus der Drucksondierung z Eindringtiefe der Lasteinleitungsfläche in die tragfähige Schicht qc Spitzenwiderstand aus der Drucksondierung μ Anpassungsbeiwert des Spitzenwiderstands der Drucksondierung für die Eindringungsprognose

Bild 12. Abminderung des CPT-Spitzenwiderstands und des korrelierten Reibungswinkels mit dem gewählten Optimierungsansatz Fig. 12. Reduction of cone tip resistance and correlated friction angle with the introduced optimization approach

scherweise weiterhin deutliche Zunahme des Reibungswinkels im ersten Meter unterhalb des Meeresbodens. Die signifikante Abnahme des Reibungswinkels in den folgenden Metern führt zu einer Reduzierung der rechnerischen Tragfähigkeit und damit zu einer Vergrößerung der Beineindringung. Für die Tragfähigkeitsermittlung wird ein minimal möglicher Reibungswinkel des Bodens von 25° festgelegt.

4.3.4 Überprüfung des Ansatzes Aus dem reduzierten Spitzenwiderstand werden nach allgemein akzeptierten Korrelationsverfahren (z. B. [7]) die reduzierten Reibungswinkel ermittelt (Bild 12), die als Grundlage für die Berechnung der Beintragfähigkeit herangezogen werden. Branchenüblich werden jeweils untere und obere Grenzwerte (UBSP bzw. LBSP) sowie ein mittleres Profil des Reibungswinkels (AVSP) verwendet.

Bild 12 verdeutlicht dabei die korrelationsbedingt typi-

Der gewählte Optimierungsansatz wurde auf Basis umfangreicher projektspezifischer Eindringungsdaten entwickelt, die bei insgesamt 78 Jacking-Vorgängen an insgesamt 49 unterschiedlichen Standorten im Projektgebiet dokumentiert worden sind.

In Bild 13 werden exemplarisch für einen ausgewählten Standort mit gemäß CPT-Sondierungsergebnissen

Bild 13. Vergleich prognostizierter und gemessener Beineindringungen an einem ausgewählten OWEA-Standort Fig. 13. Comparison of predicted and measured leg penetration at a selected offshore location

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Bild 14. Vergleich mittlerer prognostizierter und gemessener Beineindringungen für Standorte mit oberflächennah dicht bis sehr dicht gelagerten Sanden (herkömmlicher und optimierter Bemessungsansatz) Fig. 14. Comparison of average predicted and measured leg penetration for locations with dense to very denses and close to the mudline (conventional and optimized approach)

oberflächennah dicht bis sehr dicht gelagerten Sanden die Tragfähigkeitskurven unter Verwendung des herkömmlich ermittelten Bemessungsbodenprofils dargestellt. Dabei ergibt sich für das mittlere Bodenprofil eine Eindringungsprognose von 1,6 m. Zusätzlich ist die Tragfähigkeitskurve unter Berücksichtigung des gewählten Optimierungsansatzes für das mittlere Bodenprofil integriert, welche zu einer Beineindringung von 3,9 m führt. Der während des Jacking-Vorgangs dokumentierte Verlauf der einzelnen Beineindringungen zeigt dabei eine deutliche bessere Übereinstimmung mit dem modifizierten Bemessungsansatz bei einer mittleren Beineindringung von 4,1 m am Ende des Preload-Vorgangs.

Des Weiteren wird an Standorten mit oberflächennah dicht bis sehr dicht gelagerten Sanden die mit dem herkömmlichen und dem optimierten Bemessungsansatz ermittelte Beineindringung mit der mittleren gemessenen Beineindringung verglichen (Bild 14). Dabei reduziert sich der mittlere Prognosefehler signifikant auf 1,0 m, was zu einer deutlichen Erhöhung der Prognosequalität führt.

Die vorgestellte Methodik wurde für ein Jack-UpSchiff ohne Spudcans für in der Deutschen Bucht vorherrschende nicht-bindige Bodentypen abgeleitet. Eine Vergleichsauswertung an einem weiteren Projekt hat gezeigt, dass eine Übertragung auf Beingeometrien mit Verwendung von Spudcans grundsätzlich möglich ist. Die Übertragbarkeit auf bindige Böden muss jedoch zunächst mit weiteren Untersuchungen bestätigt werden.

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Zusammenfassung

Für die Installation von Gründungen und Turbinen von Offshore-Windparks werden überwiegend Jack-Up-Schiffe

eingesetzt, die sich auf ihren Beinen stehend aus dem Wasser heben können. Die Interaktion von Bein und Boden erhöht die Komplexität der Offshore-Operation und erfordert eine gründliche Untersuchung des Aufbaus und der Tragfähigkeit des Baugrunds. In jedem Fall müssen kritische Szenarien, wie das unkontrollierte Durchstanzen (Punch-Through) der Beine durch harte Bodenschichten, vermieden werden.

Sowohl die strukturelle Integrität des Jack-UpSchiffs als auch die standortspezifische Baugrundtragfähigkeit werden über die Erstellung eines Site Specific Assessment sichergestellt. Im geotechnischen Teil des Site Specific Assessment werden dazu, basierend auf dem für jeden OWEA-Standort vorhandenen CPT, Baugrundprofile mit oberen und unteren Grenzen der Bodenkennwerte definiert. Auf der Widerstandsseite wird das Bein zur Berechnung des Fußwiderstands als kreisförmiges Flachfundament mit einer äquivalenten Fläche entsprechend der Beingeometrie modelliert. Für dessen Spitzenwiderstand wird dabei auf klassische Ansätze für Flachfundamente zurückgegriffen, während zur Ermittlung der Mantelreibung das Bein als geschlossener Stahlpfahl mit großem Durchmesser idealisiert werden kann. Anhand der für verschiedene Lastfälle sowie ein definiertes Sturmereignis ermittelten Beinkräfte kann eine ausreichende Baugrundtragfähigkeit nachgewiesen werden. Im Falle der H-V-Interaktion geschieht dies indirekt auf analytischem Wege, bei der Beineindringung direkt über einen in-situ-Test. Dabei wird jeweils ein Beinpaar mit der rechnerisch ermittelten maximal möglichen Beindruckkraft inklusive Sicherheiten vorbelastet. Neben dem damit erfolgten Tragsicherheitsnachweis ist insbesondere die Qualität der Prognose der jeweiligen Beineindringung von Bedeutung.

Am Beispiel eines Offshore-Windparkprojekts in der deutschen Nordsee mit mitteldicht bis sehr dicht gelagerten Sanden werden den analytisch prognostizierten Beineindringungen gemessene Eindringungen gegenübergestellt. Werden die Standorte dabei nach prognostizierter Beineindringung aufsteigend sortiert, lassen sich drei Bereiche identifizieren: Bereich I mit geringen Beineindringungen, bei dem die prognostizierten Eindringungen kleiner als die gemessenen sind, Bereich II mit gemessenen Werten innerhalb der erwarteten Eindringungstiefen sowie Bereich III mit großen Beineindringungen, bei dem die prognostizierten Werte die Messungen durchweg überschreiten. Die Unterschätzung oberflächennaher Eindringungen (Bereich I) stellt dabei ein in der Offshore-Industrie bekanntes Phänomen dar, das insbesondere bei Einsatz von Beinen mit Spudcans von Interesse ist. Vor diesem Hintergrund wird eine CPTbasierte Korrekturmethode vorgeschlagen, die eine tiefenabhängige Anpassung des CPT-Spitzenwiderstands in den oberen Metern verwendet. Für das aktuell behandelte Nordseeprojekt ergibt sich hierbei eine Reduktion des Spitzenwiderstands bis zu einer bezogenen Beineindringung D/B von 1,5, wobei andere Projekte potenziell einen Trend zu einem vergrößerten Tiefeneinfluss zeigen. Die Übertragbarkeit der Methodik auf bindige Böden ist grundsätzlich möglich, sollte aber zunächst mit weiteren Untersuchungen und Verifizierungen bestätigt werden.

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Formelzeichen

Literatur

= Lasteinleitungsfläche (Bearing area) = Beinmantelfläche in der Schicht i = Fundamentbreite, B′ = Fundamentlänge; für Kreisfundamente gilt: B = B′ D = Tiefe der maximalen Lasteinleitungsfläche (= Bezugswert der Beineindringung) = Eigengewicht Dg Dn = Last infolge dynamischer Effekte Ew = Last infolge Wind, Welle und Strömung Fb = Fußwiderstand = Tragfähigkeit, wenn die LasteinleitungsFb,b fläche an der Grenze zur unteren, weichen Schicht wäre Fb,f = Tragfähigkeit der auf die untere, weiche Schichtprojizierten Lasteinleitungsfläche Fs = Mantelwiderstand Fv = vertikale Tragfähigkeit H = Abstand der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht K = Erddruckbeiwert Ks = Durchstanzbeiwert L = veränderliche Last Nγ, Nq, Nc, Nc′ = Tragfähigkeitsbeiwerte (gemäß Vesic) Qv = erforderliche Preload T = Abstand zwischen der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht W = Gewicht des Kegelstumpfs zwischen der Lasteinleitungsfläche und der unteren Schicht a,b = Squeezing-Beiwerte cu = undränierte Scherfestigkeit dγ, dq, dc = Tiefenbeiwerte (gemäß Vesic) fsi = Mantelreibung der Schicht i f1 = Begrenzung der Mantelreibung po′ = Überlagerungsdruck in Tiefe der maximalen Lasteinleitungsfläche qc = Spitzenwiderstand aus der Drucksondierung qc,corrected = Angepasster Spitzenwiderstand aus der Drucksondierung sγ, sq, sc = Formbeiwerte (gemäß Vesic) z = Eindringtiefe der Lasteinleitungsfläche in die tragfähige Schicht α = Rauhigkeitsfaktor β = Konuswinkel des Spudcans γ′ = Wichte des Bodens unter Auftrieb γ 1 bis γ 4 = Teilsicherheitsbeiwerte der Einwirkungen (1,0–1,15 nach [3]) δ = Wandreibungswinkel zwischen Bein und Boden μ = Anpassungsbeiwert des Spitzenwiderstands der Drucksondierung für die Eindringungsprognose θp = Teilsicherheitsbeiwert des Widerstands (θp = 0,9 nach [3]) ρ = Steigerungsrate der undränierten Scherfestigkeit mit der Tiefe ϕ′ = Reibungswinkel

[1] Vasquez, A.; Nernheim, A.; Wilke, F.; Kahle, H.: Site Assessments für den Offshore-Einsatz von Hubinseln: Geotechnische Berechnung, Messung und Optimierung, In: Messen in der Geotechnik 2014, S. 63–84. Braunschweig, 2014.

[2] Kreuzer, E.; Solowjow, E; Qiu, G.; Hamann, T.; Grabe, J.: Leg-Seabed Interactions of Jack-Up Vessels due to Motions in Irregular Waves, In: 33rd International Conference on Ocean, Offshore and Arctic Engineering, Volume 1B. San Francisco, California, USA, ASME 2014.

[3] The Society of Naval Architects and Marine Engineers: Technical & Research Bulletin 5-5A Guidelines for Site Specific Assessment of Mobile Jack-Up Units (SNAME). New Jersey, 2008.

[4] Norm DIN EN ISO 19905-1: Erdöl- und Erdgasindustrie – Beurteilung von mobilen Offshore Einheiten bezüglich ihres Einsatzgebietes – Teil 1: Hubinseln, 2012.

[5] Det Norske Veritas: Design of Offshore Wind Turbine Structures, Offshore Standard DNV-OS-J101. Høvik, 2007.

[6] Bundesamt für Seeschifffahrt und Hydrographie: Standard Baugrunderkundung. BSH Nr. 7004. Hamburg und Rostock, 2014.

[7] US Department of Transportation: Guidelines for cone penetration test (FHWA-TS-78-209), Schmertmann, J. H.: Washington, 1978.

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[9] Kulhawy, F. H.; Mayne, P. W: Manual on Estimating Soil Properties for Foundation Design, Electric Power Research Institute. Palo Alto, 1990.

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[11] Renewable UK: Guidelines for the Selection and Operation of Jack-ups in the Marine Renewable Energy Industry. Issue 2.

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[12] Tufenkjian, M. R.; Yee, E.; Thompson, D. J.: Comparison of cone and minicone penetration resistance for sand at shallow depth. In: 2nd International Symposium on Cone Penetration Testing. California, 2010, pp. 305–311.

[13] Gui, M. W.; Bolton, M. D.: Geometry and scale effects in CPT and pile design, Geotechnical Site Characterization. Rotterdam: Robertson & Mayne, 1998.

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[16] Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (Hg.): Empfehlungen des Arbeitskreises „Pfähle“, EA Pfähle. Berlin: Ernst & Sohn, 2. Auflage, 2012.

A Asi B

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Autoren Dr.-Ing. Axel Nernheim axel.nernheim@rwe.com M.Sc, Ing. Alejandro Vasquez alejandro.vasquez@rwe.com Dr.-Ing. Fabian Wilke fabian.wilke@rwe.com Dipl.-Ing. Hans Kahle hans.kahle@rwe.com RWE Offshore Logistics Company GmbH Überseering 34 22297 Hamburg Eingereicht zur Begutachtung: 5. August 2014 Überarbeitet: 9. Oktober 2014 Angenommen zur Publikation: 23. Oktober 2014

Fachthemen Themistoklis Stergiou Dimitrios Terzis Konstantinos Georgiadis

DOI: 10.1002/gete.201400029

Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading The undrained bearing capacity of a group of three rigidly connected skirted foundations (tripod) under vertical, moment or combined vertical-moment loading is investigated. Three-dimensional displacement finite element analyses of a single footing are first presented in order to validate the numerical modelling procedure. Various loading paths are considered and comparisons with known solutions are made. Subsequently, a series of analyses of undrained loading on a three-footing group is presented. Different footing spacings and loading directions are considered. The predominant failure mechanisms for characteristic load combinations are determined and the calculated failure loads are presented in dimensionless and normalized form.

Based on the numerical results, a unique normalized failure load surface is proposed which applies to all loading directions and footing spacings for a given skirt length to footing diameter ratio.

Undränierte Grenztragfähigkeit von Tripod-Gründungen mit Schürze unter außermittiger Belastung. Die undränierte Grenztragfähigkeit einer Gruppe von drei starr miteinander verbundenen Gründungselementen (Tripods) unter Vertikallast, Momentenbelastung oder unter einer kombinierten Vertikal- und Momentenbelastung wird untersucht. Zunächst werden dreidimensionale Finite-Elemente-Berechnungen von einem einzelnen Gründungskörper präsentiert, um die numerische Modellierung zu validieren. Unterschiedliche Belastungspfade werden untersucht und mit bekannten Lösungen verglichen. Anschließend wird eine Reihe von undränierten Analysen mit allen drei Gründungskörpern eines Tripods vorgestellt. Variiert werden die Fundamentabstände und die Lastrichtung. Die vorherrschenden Versagensmechanismen werden für charakteristische Lastkombinationen bestimmt und die berechneten Grenztraglasten in dimensionsloser und normierter Form dargestellt. Basierend auf den numerischen Ergebnissen wird eine einzige normierte Grenzzustandskurve vorgeschlagen, welche auf alle Lastrichtungen und Fundamentabstände für ein gegebenes Verhältnis von Schürzenlänge zu Durchmesser der Gründungskörper anwendbar ist.

1

Introduction

Skirted foundations designed to sustain strong environmental forces such as winds, waves and currents have been extensively used for offshore structures (e.g. oil and gas platforms) in past decades. Although other types of foundation are also very common, skirted foundations have been shown to be cost-efficient and easy to install.

Recently, their application has been investigated for the foundations to offshore wind turbines. In such structures

the foundation, commonly a monopile, accounts for up to 35 % of the total cost [1] and therefore the use of suction caissons is an attractive alternative solution.

Skirted foundations are shallow foundations with a peripheral vertical skirt that penetrates to depth B below the seabed, as shown in Fig. 1. The undrained vertical bearing capacity of such foundations has been investigated by several researchers using analytical, numerical and experimental methods [2], [3], [4]. It is well established that the embedment provided by the skirts increases the bearing capacity significantly. For vertical loading only and uniform soil, skirted foundations are equivalent to shallow foundations with a foundation depth equal to the skirt length [5]. The peripheral skirt also resists lateral movement, and consequently increases the lateral bearing capacity. It also increases the uplift capacity due to the development of suction within the skirt, and therefore also increases overturning moment capacity in the case of groups of skirted foundations (as considered in this study). Since such foundations are employed in offshore applications, most studies available consider combined loading, either through equivalent two-dimensional or full three-dimensional modelling [5]−[9]. Based primarily on numerical analysis, several normalized failure load surfaces have been proposed in order to take account of the effect of inclined and/or eccentric loading on the undrained bearing capacity of skirted foundations [10]− [18].

Offshore wind turbines are subjected to very large overturning moments because of the horizontal wind pressures acting high above foundation level [19]−[22]. Very large foundation dimensions are generally required to carry these highly eccentric loads. As a consequence, the use of skirted foundations for offshore wind turbines is more challenging than in the case of oil and gas platforms, where vertical loading is dominant. An alternative to single skirted foundations (monopods) is the use of rigidly connected groups of three or four skirted foundations (tripods and tetrapods), which provides increased bearing capacity and drastically reduces the required minimum diameter of each footing, especially under eccentric loading.

In this case, however, possible interactions between the footings need to be taken into account in the design.

Unlike the case of single foundations, very few published studies consider the undrained bearing capacity of groups of foundations. Gourvenec and Steinepreis [23]

© 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 38 (2015), Heft 1

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T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

Fig. 1. Geometrical characteristics of single skirted foundation Bild 1. Geometrie eines einzelnen Gründungskörpers mit Schürze

carried out a numerical investigation of the bearing capacity of two rigidly connected strip surface footings in plane strain. In a subsequent study, Gourvenec and Jensen [18] investigated group effects on rigidly connected skirted foundations under general undrained loading. However, their analyses were also performed in plane strain and considered two rigidly connected parallel strip foundations. A preliminary investigation of the bearing capacity of tripod foundations on clay was presented by the authors in [24].

This paper presents three-dimensional finite element analyses of three rigidly connected skirted circular footings (tripod) under undrained vertical (V), moment (M) and combined vertical-moment (V-M) loading. Based on the numerical results, failure load envelopes are presented and the existence of a single normalized failure surface is investigated. The ultimate capacity of a unique skirted footing is examined first and the numerical results are compared with known solutions in order to validate the modelling procedure.

2

Finite element analyses

Fig. 1 shows the geometrical characteristics of the foundations considered in this study. All analyses were performed with a circular footing of diameter D with peripheral skirts of thickness t and depth B. A skirt width to footing diameter ratio t/D = 0.02 and a footing depth to diameter ratio B/D = 0.5 were selected. The distance between the tripod footings is expressed by the spacing ratio s/D, where s is the axial distance between the circular footings and D their diameter (Fig. 2). Analyses were performed for s/D = 1, 1.5, 2, 3, 4 and 5.

All finite element analyses presented in this study were performed with the finite element software Abaqus [25]. First-order hybrid tetrahedral elements were used to model both the soil and the foundations. The mesh dimensions varied depending on the footing spacing, whereas the level of mesh refinement around and beneath the footings was consistent in all analyses. The appropriate mesh dimensions and refinement were determined following an extensive meshing exercise. Typical finite element

18

geotechnik 38 (2015), Heft 1

Fig. 2. Plan view and cross section of tripod foundation Bild 2. Draufsicht und Schnitt durch eine Tripodgründung

meshes for single and tripod foundations are shown in Figs. 3 and 4 respectively. For the single footing, the mesh (Fig. 3) has the dimensions 10D × 10D × 4D and consists of approx. 55 000 elements, whereas the tripod foundation (Fig. 4) has mesh dimensions of 15D × 15D × 5D and the number of elements is approx. 250 000. In all cases, the bottom and side boundaries of the mesh were fixed in the normal direction, whereas the bottom boundary was also fixed in the parallel directions.

The undrained clay soil was modelled as linearly elastic–perfectly plastic with a Tresca yield criterion and Poisson’s ratio of 0.495. A constant ratio Eu/cu = 300 was assigned to the soil elements (where Eu = undrained

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

Fig. 3. Typical FE mesh for single foundation Bild 3. Typisches FE-Netz für einen einzelnen Gründungskörper

Young’s modulus and cu = undrained shear strength). The skirted foundations were assumed to be perfectly rigid. In the case of the tripod foundations, all three rigid foundations were considered to behave as a single rigid body, with displacements and loads applied at a reference point (R.P.) located at foundation level at the tripod’s centre of mass (Fig. 2).

All analyses were displacement-controlled. Sufficient vertical displacements w and/or rotations θ were applied

at the reference point (R.P.) in order to induce failure. The displacement/rotation vs. reaction curve was inspected after each analysis in order to establish failure and compute the ultimate loads. Both the sideswipe and the probe testing techniques were employed in order to determine the failure curves for eccentric V-M loading (Fig. 5). Probe testing consists of a series of analyses in which a different ratio of θ/w is prescribed each time. The curve connecting the end points of the loading paths of each probe test provides the V-M yield curve. In contrast, the sideswipe test involves a single analysis only, in which vertical displacement is applied in the first step until failure, followed by rotation with zero incremental vertical displacement in the second step [12]. Since the foundation is in a failure state during step 2, the load path of step 2 is considered to approximate the failure curve in V-M space.

The numerical model was validated by comparing the calculated ultimate loads with published theoretical and analytical solutions for the case of a single foundation. This validation is briefly presented in the following section.

3

Single footing

The analyses of a single skirted foundation under vertical, moment and combined vertical-moment loading are presented in this section. Fig. 6 shows the dimensionless vertical load Vsingle/Acu (where A = area of foundation) vs. displacement w curve for the case of uniaxial vertical loading. As can be seen in this figure, failure is well defined.

Fig. 4. Typical FE mesh for tripod foundation with s/D = 4 Bild 4. Typisches FE-Netz für eine Tripodgründung mit einem Verhältnis s/D = 4

M

M Failure surface Sideswipe test (Step 2)

Probe tests (constant θ/w)

Vult

V

Sideswipe test (Step 1)

Vult

V

Fig. 5. (a) Probe and (b) sideswipe test procedure Bild 5. (a) „probe“- und (b) „sideswipe“-Testablauf

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19

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

1.2

9 8

1

Msingle/ADc u

7 Vsingle/Ac u

6 5 4

0.8 0.6 0.4

3 2

0.2

1

0

0

0

0

0.1

0.2 w/D 0.3

0.4

0.1

0.5

Fig. 6. Dimensionless vertical load versus vertical displacement curve for B/D=0.5 Bild 6. Dimensionslose Vertikallast über der normierten Vertikalverschiebung für B/D = 0,5

0.2

θ

0.3

0.4

0.5

Fig. 7. Dimensionless moment load versus rotation curve for B/D = 0.5 Bild 7. Dimensionsloses Moment gegenüber der normierten Rotation für B/D = 0,5

Probe tests failure envelope

1.2

Sideswipe test 1 Individual Probe tests

M/ADc u

0.8 Probe tests end points 0.6 0.4 θD/w=1, 2, 4, 6, 10

0.2 0 0

2

4

6

8

V/Ac u

Fig. 8. Dimensionless failure envelopes from sideswipe and probe tests Bild 8. Dimensionslose Grenzzustandsumhüllende aus „sidesweep“- und „probe“-Tests

The dimensionless ultimate vertical load for B/D = 0.5 and smooth skirts is 8.2, which compares excellently (0.6 % difference) with the value of 8.15 obtained by Edwards et al. [26] using axisymmetric finite element analysis, and lies within the numerical lower and upper bounds proposed by Martin [4].

Fig. 7 illustrates the dimensionless moment load Msingle/ADcu vs. rotation θ curve for the case of uniaxial moment loading. Similarly to the vertical loading case, failure is also well defined. The dimensionless ultimate moment is 1.2, which is in fair agreement (9 % difference) with the dimensionless ultimate moment of 1.1 calculated through plane strain finite element analysis by Gourvenec and Barnett [17]. According to previous studies (e.g. [7], [17]), in the case of surface foundations, the normalized failure loads under combined loading are similar for strip and circular footings.

Combined vertical-moment loading analyses were performed with both the probe and the sideswipe techniques. Fig. 8 shows the load paths – in the dimensionless M/ADcu vs. V/Acu plane – of five of the probe tests conducted and the corresponding failure envelope. The fail-

20

geotechnik 38 (2015), Heft 1

ure envelope defined by the sideswipe test is also shown in the same figure. It can be seen in Fig. 8 that the two failure envelopes are of similar shape and are in relatively good agreement with the sideswipe test yielding lower failure loads. This discrepancy is in agreement with the observations of Bransby and Randolph [12].

The two failure envelopes obtained from the probe and sideswipe tests are plotted in the normalized plane M/Mult vs. V/Vult in Fig. 8 (where Mult = ultimate moment for uniaxial moment loading and Vult = ultimate vertical load for uniaxial vertical loading). These are compared with the normalized envelopes obtained by Gourvenec and Barnett [17] using plane strain finite element analyses with the probe testing technique. It should be noted that a family of curves for different embedment ratios and soil strength profiles was presented in [17]. For clarity, only the inner and outer curves of this family of failure envelopes are plotted in Fig. 9. It can be seen that both the “probe” and “sideswipe” failure envelopes agree well with the plane strain failure envelopes of [17], with the “probe test” failure envelope lying marginally outside the outer curve of the plane strain failure envelope.

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

3

1

2.9

V/Vsingle

M/Mult

0.8

0.6 Present study - Probe tests failure envelope 0.4

Present study - Sideswipe test

2.6 2.5

9

1

Gourvenec & Barne (2011) - Lower limit 0 0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

V/Vult

Fig. 9. Normalised failure envelopes for a single skirted foundation Bild 9. Normierte Grenzzustandsumhüllende für einen einzelnen Gründungskörper mit Schürze

Three-footing group Vertical loading

Group effects on the vertical bearing capacity of three rigidly connected skirted foundations are examined first.

Analyses were performed by applying a vertical displacement at the reference point (common displacement for all footings). The results from the three-dimensional finite element analyses for different normalized spacings s/D are presented in Fig. 10 in terms of the load ratio V/Vsingle (where V = ultimate vertical load on three-footing foundation and Vsingle = ultimate vertical load on single footing).

As can be seen in this figure, the bearing capacity of the tripod under vertical loading is a maximum for normalized spacings s/D = 4. This maximum value is equal to three times the bearing capacity of a single footing, indicating that for s/D = 4, there is no interaction between the footings. As s/D decreases (1.5 < s/D < 4), so the bearing capacity also decreases due to group effects. For normalized spacing s/D = 1.5, group effects are a maximum, leading to the maximum reduction (12 %) in the ultimate load V/Acu. For smaller spacings (s/D < 1.5), there is a slight increase in the bearing capacity with a further decrease in footing spacing as the footing group tends to respond as a single composite footing.

The variation in group effects with normalized footing spacing s/D is illustrated in Figs. 11a–c. As can be seen in Fig. 11a, for s/D = 1.5, the plastically deforming regions of the three footings overlap significantly, leading to the reduced bearing capacity discussed above. For s/D = 3 (Fig. 11b), overlapping still takes place, although it is more limited, whereas for s/D = 4 (Fig. 11c), no overlapping is observed, which is also consistent with the absence of any group effects on the bearing capacity seen in Fig. 10.

4.2

2.7

Gourvenec & Barne (2011) - Upper limit

0.2

4 4.1

2.8

Moment loading

Overturning moments are the predominant loading condition for offshore wind turbines because of the great height of these structures. In the case of the single circular footing examined in the previous section, owing to the geo-

2

s/D

3

4

5

Fig. 10. Variation of V/Vsingle with s/D for vertical loading Bild 10. Variation von V/Vsingle mit s/D für vertikale Belastung

metrical axial symmetry of the foundation, the direction of the applied moment was irrelevant and was therefore not considered. However, in the case of a tripod foundation, this symmetry is absent and the effect of the direction of applied moment on the ultimate loads needs to be examined. A series of analyses was performed in which different moment loading directions were applied. Three directions, shown in Fig. 12 (M1, M2 and M3), were identified as the most critical based on these analyses, and are considered in the following.

Analyses were carried out for each of these three directions in order to calculate the characteristic failure moments Mult and Mmax for various normalized spacings s/D (Mult = failure moment for uniaxial moment loading and Mmax = failure moment for pure rotation). The ultimate moment Mult was calculated in this study by applying rotation at the reference point (R.P.) without fixing the other degrees of freedom. Therefore, in these analyses, the foundation translated freely while the vertical and horizontal reactions V and H remained equal to zero. The maximum moment Mmax was also calculated by applying rotation at the R.P., but with remaining degrees of freedom fixed. As a result the foundation was not allowed to translate and non-zero reactions V and H were calculated. It should be noted that in a real situation the foundation would be subjected to non-zero vertical and horizontal forces.

Fig. 13 illustrates the variation in Mult and Mmax (in dimensionless form Mult/ADcu and Mmax/ADcu) with the normalized footing spacing s/D for the three aforementioned moment loading directions. As expected, unlike the case of vertical loading, where s/D has only a moderate effect on the ultimate loads, both Mult and Mmax increase significantly as s/D increases. This increase is due to the linear increase in the lever arm length with the increase in s/D. It can also be seen in this figure that the same maximum moments Mmax were calculated for loading directions M1 and M2 for all normalized spacings. However, the respective ultimate values Mult were markedly different, with direction M1 yielding significantly greater ultimate moments. The difference between Mmax and Mult is small for direction M1 but substantial for directions M2 and M3 (Mult is approximately half the value of Mmax for direction M2).

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T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis 路 Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

Fig. 11. Plastic shear strains at failure: (a) s/D = 1.5, (b) s/D = 3, (c) s/D = 4 Bild 11. Plastische Scherdehnungen im Bruchzustand: (a) s/D = 1,5, (b) s/D = 3, (c) s/D = 4

Fig. 12. Applied moment directions.

Bild 12. Richtungen der aufgebrachten Momente

The failure mechanisms corresponding to the ultimate and maximum moment loads for s/D = 3 are illustrated in Figs. 14, 15 and 16 for loading directions M1, M2

22

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and M3 respectively. As can be seen in these figures, the location of the point of rotation is different for the two loading conditions considered: uniaxial moment loading (V = H = 0 and M = Mult) and pure rotation (u = v = w = 0 and M = Mmax). In the case of uniaxial moment loading (Mult), the point of rotation moves towards the footing(s) in compression, and at failure it is located inside the confined soil area between the footing skirts for loading directions M2 and M3 (Figs. 15b and 16b respectively) and just outside the skirts for direction M1 (Fig. 14b). As a result it is primarily the tensile capacity of the footings in tension which contributes to the ultimate moment. Consequently, as noted above, direction M1, which involves tensile loading (uplift) of two footings, yields a significantly greater Mult than the other two directions. On the other hand, under pure rotation, the tripod system is forced to rotate about the reference point regardless of the direction of the applied moment. These observed differences in the failure mechanisms for uniaxial moment loading and pure rotation are consistent with the differences in the calculated failure moments Mult and Mmax shown in Fig. 13 and discussed above.

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading 35 Mmax 1,2 30

Mmax,3

Mmax/ADc u , Mult/ADc u

Mult,1 25 Mult,2 20

Mult,3

15 10 5 0 1

2

s/D

3

4

5

Fig. 13. Variation of Mult and Mmax with s/D for loading directions M1, M2, M3 Bild 13. Variation von Mult und Mmax mit s/D für die Belastungsrichtungen M1, M2, M3

(a) (a)

(b) ( ) (b)

Fig. 14. Failure mechanisms for s/D = 3 and loading direction M1: (a) pure rotation (Mmax,1) and (b) uniaxial moment loading (Mult,1) Bild 14. Versagensmechanismen für s/D = 3 und Belastungsrichtung M1: (a) reine Rotation (Mmax,1) und (b) einaxiale Momentenbelastung (Mult,1)

(a)

(a)

(b) (b)

Fig. 15. Failure mechanisms for s/D = 3 and loading direction M2: (a) pure rotation (Mmax,2) and (b) uniaxial moment loading (Mult,2) Bild 15. Versagensmechanismen für s/D = 3 und Belastungsrichtung M2: (a) reine Rotation (Mmax,2) und (b) einaxiale Momentenbelastung (Mult,2)

(a)

(a)

(b)

(b)

Fig. 16. Failure mechanisms for s/D = 3 and loading direction M3: (a) pure rotation (Mmax,3) and (b) uniaxial moment loading (Mult,3) Bild 16. Versagensmechanismen für s/D = 3 und Belastungsrichtung M3: (a) reine Rotation (Mmax,3) und (b) einaxiale Momentenbelastung (Mult,3)

Based on the failure mechanisms of Figs. 14a and 15a, and noting that for loading directions M1 and M2 the perpendicular distance of the two lower footings (in Fig. 12) from the axis of rotation (which for pure rotation passes through the R.P.) is equal to half the distance of the upper footing (in Fig. 12) from the same axis, it is easy to show through simple analytical calculations that Mmax,1 = Mmax,2 for all normalized spacings (as observed in Fig. 13 and discussed above).

4.3

M-V loading

The ultimate states for combined vertical V and moment M loading are investigated in this section. In general, offshore wind turbines are subjected to large M/V ratios, whereas offshore oil/gas platforms are subjected to much smaller M/V ratios because of their large self-weight. Although the main focus of this paper is on foundations for offshore wind turbines, the analyses presented here con-

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T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading Probe tests failure envelope

M/ADc u

25

Sideswipe Test Individual Probe tests Probe tests end points

20

Mult (V=0) Mmax Vult

15

10

5 θD/w=0.5, 1, 1.1, 1.2, 1.3, 2, 3, 6, 10

θD/w= -2, -0.8, -0.5

0 -15

-5

5V/Ac u

15

25

Fig. 17. Failure envelope for s/D = 3 from sideswipe and probe tests. M1 direction of applied moment Bild 17. Grenzzustandsumhüllende für s/D = 3 aus „sideswipe“- und „probe“-Tests. M1-Richtung des aufgebrachten Moments Probe tests failure envelope

M/ADc u

25

Sideswipe Test Individual Probe tests Probe tests end points

20

Mult (V=0) Mmax Vult

15

10

θD/w=0.5, 1, 13

5

0 -15

-5

5 V/Ac u

15

25

Fig. 18. Failure envelope for s/D = 3 from sideswipe and probe tests. M2 direction of applied moment Bild 18. Grenzzustandsumhüllende für s/D = 3 aus „sideswipe“- und „probe“-Tests. M2-Richtung des aufgebrachten Moments

sider the full range of M/V ratios in order to determine complete failure load envelopes and load interaction diagrams. Only the results for the two most critical directions of applied moment (M1 and M2) are presented.

As discussed above, dimensionless (V/Acu vs.

M/ADcu) failure load envelopes were derived using both the sideswipe and probe test techniques. Additional points on these envelopes were provided by the results of the uniaxial vertical loading, uniaxial moment loading and pure rotation analyses presented above. These calculated limit loads were also used to validate the failure envelopes produced.

Figs. 17 and 18 present the load paths and corresponding failure envelopes in the dimensionless load plane for normalized spacing s/D = 3 and loading direction M1 and M2 respectively. As can be seen in both figures, the probe and sideswipe test results are in good agreement for a range of M/V ratios, with the sideswipe test load path positioned slightly inside the failure enve-

24

geotechnik 38 (2015), Heft 1

lope defined by the end points of the probe tests. However, for large M/V ratios and for negative vertical reactions, the sideswipe test paths were found to diverge severely from the failure envelope, thus overestimating the ultimate capacity in overturning moment (compared with the probe tests) and yielding values of M/ADcu greater than Mmax/ADcu. For clarity, this part of the paths is not shown in Figs. 17 and 18. Based on these figures, the use of a single sideswipe test to obtain the failure envelope for M = Mmax and probe tests for the remainder of the envelope can be considered reasonable. Nevertheless, in all cases presented in this paper, probe tests were performed for the complete range of M/V ratios.

It can be seen in Figs. 17 and 18 that the shapes of the failure envelopes for both loading directions are close to triangular. The main difference between the failure envelopes for the two loading directions is the position of the apex (Mmax). Figs. 19 and 20 show the failure envelopes for various footing spacings s/D = 1, 2, 3 and 4 for moment

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

Fig. 19. Failure envelopes for s/D = 1, 2, 3 4. M1 direction of applied moment Bild 19. Grenzzustandsumhüllende für s/D = 1, 2, 3 und 4.

M1-Richtung des aufgebrachten Moments

Fig. 21. Failure load interaction diagrams for s/D = 1, 2, 3 4.

M1 direction of applied moment Bild 21. Interaktionsdiagramme für die Grenzlast für s/D = 1, 2, 3 und 4. M1-Richtung des aufgebrachten Moments

Fig. 20. Failure envelopes for s/D = 1, 2, 3 4. M2 direction of applied moment Bild 20. Grenzzustandsumhüllende für s/D = 1, 2, 3 und 4.

M2-Richtung des aufgebrachten Moments

Fig. 22. Failure load interaction diagrams for s/D = 1, 2, 3 4.

M2 direction of applied moment Bild 22. Interaktionsdiagramme für die Grenzlast für s/D = 1, 2, 3 und 4. M2-Richtung des aufgebrachten Moments

loading directions M1 and M2 respectively. The near triangular shape of the failure envelope observed for s/D = 3 is also observed for all s/D values, although the surface becomes more curved as s/D decreases. It can also be seen in these figures that, as expected, the failure envelopes expand along the M/ADcu axis as s/D increases.

Normalizing the calculated limit loads with respect to their ultimate values (the ultimate vertical load for uniaxial vertical loading Vult for vertical failure loads and the ultimate moment load for uniaxial moment loading Mult for moment failure loads) produces the failure load interaction diagrams shown in Figs. 21 and 22 for moment loading directions M1 and M2 respectively. It can be seen in these figures that the normalized failure surfaces for the practical range of footing spacings s/D = 2 roughly coincide and therefore it is possible to define a unique load interaction diagram for a given moment loading direction.

The failure envelopes for spacing ratio s/D = 3 and directions of applied moment M1 and M2 are plotted to-

gether in Fig. 23. It is can be seen that the bearing capacity of the tripod foundation under eccentric loading depends on the direction of the applied moment. For high M/V ratios, the M2 direction becomes critical, whereas for lower M/V ratios, M1 is critical. As noted above, the main difference between the failure surfaces for M1 and M2 is the position of the apex of the surface, which corresponds to the maximum moment Mmax obtained for pure rotation (u = w = 0). For all other loading directions, the horizontal coordinate (V/Acu) of the apex varies between the two limiting values determined for M1 and M2. A general failure surface and corresponding elastic region can therefore be defined for all possible loading directions, as shown in Fig. 23 (area shaded grey).

Fig. 24 shows the failure envelopes for the general loading direction for s/D = 1, 2, 3 and 4. It is evident from this figure that the general failure envelopes have a similar shape, with their apexes positioned at approximately the same V/Acu value. This indicates that it is possible to de-

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T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis ¡ Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

Fig. 23. Failure envelopes for s/D = 3; directions M1 and M2 Bild 23. GrenzzustandsumhĂźllende fĂźr s/D = 3; Richtungen M1 und M2

Fig. 24. Failure envelopes for general loading direction Bild 24. GrenzzustandsumhĂźllende fĂźr allgemeine Belastungsrichtung

Fig. 25. Load interaction diagrams Bild 25. Interaktionsdiagramme zwischen Vertikallast und Moment

fine a unique failure load interaction diagram. Indeed, as illustrated in Fig. 25, such a unique diagram can be defined in the normalized M/Mult vs. V/Vult plane. As can be seen in this figure, the normalized failure envelopes for the practical range of spacings s/D = 2 coincide approximately, whereas the envelope for s/D = 1 is also very close. The proposed equation for the load interaction diagram (Eq. (1)) is also plotted in the same figure.

M Mult

5

2 ­ ° 1 1.8 V â&#x20AC;&#x201C; § V ¡ ° Vult ¨Š Vult ¸š min ÂŽ § V ¡ ° 2.1 ¨ 1 ° Vult ¸š Š ÂŻ

(1)

Conclusions

The undrained bearing capacity of eccentrically loaded tripod skirted foundations was investigated using three-dimensional finite element analysis. The stability of a single

26

geotechnik 38 (2015), Heft 1

skirted foundation was first analysed and the results were compared with solutions available in the literature in order to validate the numerical modelling procedure. Following this series of validation analyses, uniaxial vertical, uniaxial moment, pure rotational and combined verticalmoment loading analyses of a rigidly connected group of three skirted footings were performed. Failure loads were computed and failure envelopes were determined for different footing spacings and loading directions. Two techniques were employed to determine the failure envelopes: the sideswipe and probe test techniques. It was found that although the sideswipe technique is much faster, since it requires a single analysis only, it either slightly underestimates the failure loads at positive small to intermediate M/V ratios or fails to trace the failure surface at very large or negative M/V ratios.

For vertical loading, the critical spacing beyond which no group effects are observed is equal to four footing diameters. At smaller footing spacings, bearing capacity is reduced due to the interaction of the individual failure mechanisms and reaches a minimum at a spacing of

T. Stergiou/D. Terzis/K. Georgiadis · Undrained bearing capacity of tripod skirted foundations under eccentric loading

1.5 diameters. The maximum bearing capacity reduction due to group effects is 12 %.

The rotational bearing capacity of a tripod foundation depends on the direction of the applied moment loading and the foundation fixities. Two critical directions are identified, which are also found to be critical for combined M-V loading paths. Regarding the fixity conditions, analyses in which rotation is applied without fixing the other degrees of freedom (uniaxial moment loading Mult) yield lower failure moments than analyses in which all other degrees of freedom are fixed (pure rotation Mmax). The maximum failure moment Mmax is largely independent of loading direction; however, the vertical load associated with this failure moment varies significantly with the direction of applied moment.

Failure surfaces were developed for tripod foundations under combined moment-vertical loading, for several different footing spacing to diameter ratios and both critical loading directions. It was demonstrated that with appropriate normalization of the failure loads and by combining the failure surfaces obtained for different loading directions, a unique failure load interaction diagram can be defined which applies to any footing spacing and loading path. An easy-to-use equation for this diagram was also proposed.

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Authors Themistoklis Stergiou themisstergiou@outlook.com Dr. Konstantinos Georgiadis kgeorg@civil.auth.gr School of Civil Engineering, Faculty of Engineering Aristotle University of Thessaloniki P.O. Box 424, GR-54124 Thessaloniki, Greece Dimitrios Terzis Laboratory for Soil Mechanics (LMS) EPFL ENAC IIC LMS GC D0402 CH-1015 Lausanne, Switzerland Submitted for review: 9 October 2014 Revised: 13 December 2014 Accepted for publication: 9 January 2015

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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Fachthemen Marius Milatz Jürgen Grabe

DOI: 10.1002/gete.201400021

Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch Im Erdbau werden zur Verdichtungsprüfung verschiedene Versuche eingesetzt, die dazu dienen, den anstehenden Untergrund oder das bereits vorbereitete Planum hinsichtlich der Verdichtung und der Steifigkeit zu beurteilen. Als Beispiel sei der statische Lastplattendruckversuch genannt, mit dem schnell und einfach durch punktuelle Messungen in situ auf die Steifigkeit des Unterbaus geschlossen werden kann. Die aus dem Versuch abgeleiteten Verformungsmoduln für Erst- und Wiederbelastung des Bodens gehen in die Bemessung von Fahrbahnen oder Rollfeldern von Flughäfen ein. Ein großer Einfluss auf die Versuchsergebnisse, der in der Praxis und auch im bestehenden Normenwerk kaum beachtet wird, ergibt sich aus einer Teilsättigung des Bodens, die in situ oft dem Regelfall entspricht. Aufgrund von Kapillareffekten können die Versuchsergebnisse des Plattendruckversuchs stark beeinflusst sein, was zur Fehleinschätzung der Verformungsmoduln Ev1 und Ev2 führen kann. Im Rahmen dieses Beitrags wird der Einfluss von Sättigungsgrad und Saugspannung auf die Verdichtungsprüfung des Bodens mit dem Plattendruckversuch diskutiert. Dafür werden die Ergebnisse von Lastplattenversuchen im Modellmaßstab an einem teilgesättigten Sand vorgestellt.

On the influence of partial saturation on the plate load test. Different soil tests for compaction control are used in earthworks in order to assess the compaction degree and the loading stiffness of the subsoil or the prepared planum. An example is the static plate load test, which allows to derive quickly and easily the subsoil stiffness from punctual measurements. The obtained stiffness modules for first loading and reloading of the subsoil are used for the design of pavements of roads and air fields. A large influence, widely disregarded in practice and also by design codes, appears with unsaturated soils, which represent the regular case in the field. Due to capillary effects the results of the plate load test can be strongly influenced, which may lead to misinterpretation of the stiffness modules Ev1 and Ev2. In this contribution the impact of degree of saturation and soil suction on compaction control with the plate load test will be discussed. For this purpose, results of model plate load tests on an unsaturated sand at a model scale will be presented.

1

Einleitung

Zur Prüfung der Verdichtung des Unterbaus von Verkehrswegen kommen verschiedene Verfahren zum Einsatz, mit denen die Qualität des anstehenden Bodens oder des bereits bearbeiteten Planums für den Fahrbahnaufbau beurteilt werden kann. Eins dieser konventionellen Prüf-

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verfahren ist der statische Plattendruckversuch nach DIN 18134 [1], der im Rahmen dieses Beitrags hinsichtlich der Beeinflussung durch Kapillareffekte im teilgesättigten Zustand diskutiert werden soll.

Der Einfluss des Wassergehalts auf die Verdichtbarkeit von Böden geht sehr deutlich aus dem Proctorversuch nach DIN 18127 [2] hervor, der im Erdbau, Grundbau und Straßenbau angewendet wird. Die Entstehung eines Maximalwerts der Trockendichte wird hier häufig mit dem gegenläufigen Effekt von Reibungseffekten, Porenwasserüberdrücken und Kapillarkräften in Abhängigkeit des Wassergehalts erklärt.

Obwohl schon lange bekannt ist, dass der Wassergehalt einen großen Einfluss auf die erzielten Ergebnisse des Plattendruckversuchs hat, werden in der Praxis die Einflüsse der Kapillarität kaum beachtet. Man hört sogar davon, dass sich die angestrebten Ev1- und Ev2-Werte, die man aus dem Plattendruckversuch erhält, durch eine gezielte Zugabe von Wasser fast immer erreichen lassen.

In DIN 18134 [1] finden sich kaum Angaben zum Einfluss der Kapillarität auf das Ergebnis des Plattendruckversuchs. Es heißt zwar, dass bei „rasch austrocknenden, gleichkörnigen Sanden, verkrusteten oder an der Oberfläche vorübergehend aufgeweichten Böden“ der Versuch unterhalb der Störungszone durchgeführt werden soll, und es wird eingeräumt, dass der Wassergehalt bei bindigen Böden „das Versuchsergebnis entscheidend beeinflusst“, jedoch werden außer der Vorgabe, bei diesen Böden im Einflussbereich der Lastplatte Wassergehalte zu nehmen, kaum Aussagen über die Wirkung der Kapillarität gemacht oder darüber, wie diese gegebenenfalls berücksichtigt werden sollte. Diese Unklarheiten können dazu führen, dass die aus den Versuchsergebnissen berechneten Verformungsmoduln auf der unsicheren Seite liegen, da die Kapillareffekte sich günstig auf das mechanische Verhalten auswirken, gleichzeitig aber stark vom Wassergehalt abhängen, wie auch schon von SteensenBach et al. [3] angemerkt. Der lagenweise Einbau mit Verdichtung sowie die Überfahrt von Fahrzeugen auf teilgesättigten Böden beeinflussen die Kapillareffekte durch die hydro-mechanische Kopplung zwischen dem Korngerüst und den Porenfluiden Luft und Wasser, wie aus verschiedenen Feldmessungen hervorgeht [4], [5].

Im Rahmen des DFG-Forschungsprojekts „Kapillareinfluss auf das mechanische Verhalten nichtbindiger Böden unter dynamisch hoch beanspruchten Logistik-

© 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 38 (2015), Heft 1

M. Milatz/J. Grabe ¡ Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

flächenâ&#x20AC;&#x153; wird das hydro-mechanische Verhalten von teilgesättigtem nicht bindigen Boden unter monotoner und veränderlicher Last untersucht. Ein Schwerpunkt der experimentellen und numerischen Untersuchungen liegt auf der Verdichtbarkeit von teilgesättigtem Sand. In diesem Beitrag sollen einige Erkenntnisse aus dem Forschungsvorhaben vorgestellt werden, die sich auf die VerdichtungsprĂźfung durch den Plattendruckversuch unter teilgesättigten Bedingungen beziehen. HierfĂźr wurden Lastplattenversuche im ModellmaĂ&#x;stab auf teilgesättigtem Sand durchgefĂźhrt.

2

Einfluss der Teilsättigung auf das SpannungsDehnungsverhalten von BÜden

Sobald ein Boden teilgesättigt ist, gilt das Prinzip der effektiven Spannungen nach Terzaghi [6] nicht mehr in seiner klassischen Form und muss erweitert werden [7]. Der in teilgesättigten BÜden herrschende Kapillardruck pc bzw. die Saugspannung s beeinflussen in Kombination mit dem Sättigungsgrad der Poren mit Wasser Sr die Festigkeit und Steifigkeit des Bodens, die Neigung zur Volumenänderung und das hydraulische Verhalten.

Nach dem durch Gl. (1) ausgedrĂźckten Ansatz von Bishop [8], kann das Prinzip der effektiven Spannungen nach Terzaghi um die Saugspannung s = (uaâ&#x20AC;&#x201C;uw) erweitert werden. Wird der Porenluftdruck ua zum atmosphärischen Referenzdruck erhoben und zu Null gesetzt, ergibt sich die Saugspannung als negativer Wasserdruck s = â&#x20AC;&#x201C;uw, und die Nettospannung (Ď&#x192;â&#x20AC;&#x201C;ua) wird zur totalen Spannung Ď&#x192;. Dabei geht die Saugspannung, die die effektive Spannung modifiziert, gewichtet mit dem sogenannten BishopParameter Ď&#x2021; ein, fĂźr den oft Ď&#x2021; = Sr angesetzt wird.

Vc

(V ua ) F(ua u w )

V Sru w

(1)

Durch Einsetzen von Gl. (1) in das Schergesetz lässt sich die Grenzschubspannung Ď&#x201E; eines teilgesättigten Bodens mit dem effektiven Reibungswinkel Ď&#x2022;â&#x20AC;˛ in Form von Gl. (2) herleiten.

W

[(V ua ) F(ua u w )]tan Mc

V tan Mc Sru w tan Mc

(2)

Die aufnehmbare Schubspannung fĂźr ansonsten kohäsionslose BĂśden (câ&#x20AC;˛ = 0) wird hier um den saugspannungsund sättigungsabhängigen Term â&#x20AC;&#x201C;Sr uw tan Ď&#x2022;â&#x20AC;˛ erhĂśht, den man als Kapillarkohäsion cc interpretieren kann. Auch hier wurde der Porenluftdruck ua zu Null gesetzt.

In der Literatur finden sich zahlreiche Beispiele, in denen der Einfluss der Teilsättigung auf Feldversuche untersucht wird mit dem Ergebnis, dass die Steifigkeit und Festigkeit des Bodens stark erhÜht sind. So fßhrten Steensen-Bach et al. [3] Modell-Belastungsversuche an feinkÜrnigen Sanden bei einer Variation des Grundwasserspiegels durch. Mohamed und Vanapalli [9] untersuchten die Tragfähigkeit eines grobkÜrnigen Sandes in einem ähnlichen Versuch. Rojas et al. [10] berichten ßber in-situ-Plattendruckversuche an einem teilgesättigten Ton. Lins [11] fßhrte Versuche zur Grenztragfähigkeit eines ModellStreifenfundamentes auf teilgesättigtem Sand durch.

Oh und Vanapalli [12] stellten mit Gl. (3) einen auf dem Konzept der Gln. (1) und (2) aufbauenden empiri-

schen Ansatz vor, um einen Elastizitätsmodul Eunsat zur Setzungsberechnung fßr den teilgesättigten Boden unter Lastplatten aus dem Elastizitätsmodul im gesättigten Zustand Esat zu berechnen.

E unsat

Esat [1 D(ua u w )SEr ]

(3)

Der Elastizitätsmodul fĂźr wassergesättigte Bedingungen wird dabei durch einen Saugspannungs- und Sättigungsterm erhĂśht. FĂźr die Saugspannung und Sättigung werden in der Auswertung Mittelwerte fĂźr den Bereich 1,5d unterhalb der Lastplatte (vom Durchmesser d) angesetzt, der gemäĂ&#x; [13] und [12] den maĂ&#x;gebenden Einflussbereich der Spannungszwiebel ausmacht. Die Parameter Îą und β sind hierbei Anpassungsparameter, die im Falle von Sand jeweils als Eins anzunehmen sind [12]. Oh und Vanapalli [12] verwenden den berechneten Elastizitätsmodul als Stoffparameter in einem linear elastisch-ideal plastischen Stoffmodell in FE-Simulationen des teilgesättigten Bodens unterhalb von Lastplatten.

3 3.1

Lastplattenversuche im ModellmaĂ&#x;stab an teilgesättigtem Sand Problemstellung und Zielsetzung

Bis auf den im Beitrag von Oh und Vanapalli [12] vorgestellten Ansatz fßr einen idealisierten Elastizitätsmodul des teilgesättigten Untergrunds liegt der Schwerpunkt der bisher durchgefßhrten Untersuchungen auf der Grenztragfähigkeit. Um den Einfluss der Teilsättigung auf den Verformungsmodul zu untersuchen, wie er aus dem Plattendruckversuch zur Beurteilung der Verdichtung des Untergrunds verwendet wird, wurden 1-g-Modell-Lastplattenversuche an Sand durchgefßhrt. Anhand der Ergebnisse soll beurteilt werden, wie stark die Wirkung der Teilsättigung ausfällt und ob die erzielten Verformungsmoduln als repräsentativ fßr die Beurteilung der Verdichtung angesehen werden kÜnnen.

3.2

Untersuchter Boden

In den Modellversuchen wurde ein enggestufter schwach feinsandiger, schwach grobsandiger Mittelsand (mS, fsâ&#x20AC;˛, gsâ&#x20AC;˛) verwendet, der von einer Kajenbaustelle am Container-Terminal Burchardkai (CTB) im Hamburger Hafen stammt. Es handelt sich um einen natĂźrlichen SpĂźlsand aus der Elbe, der zur HinterfĂźllung der Kaimauern und als Unterbau der Logistikflächen verwendet wird. Ausgewählte Bodenparameter sind in Tabelle 1 zusammengestellt.

Eine Schlßsselfunktion fßr das hydraulische Verhalten eines teilgesättigten Bodens ist der Zusammenhang zwischen dem Kapillardruck pc bzw. der Saugspannung s und dem Sättigungsgrad Sr, die sogenannte KapillardruckSättigungsbeziehung (engl. soil-water characteristic curve, SWCC). Die Sättigung verhält sich gegenßber der Saugspannung in teilgesättigten BÜden fßr eine Entwässerung und eine Bewässerung unterschiedlich und unterliegt weiterhin einer Hysterese fßr eine Richtungsänderung der Wasserbewegung [14].

Da die Kapillarität stark von der PorengrĂśĂ&#x;enverteilung abhängt, ist die SWCC auĂ&#x;erdem eine Funktion der Porenzahl (dieses gilt ebenso fĂźr die aktive und passive ka-

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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M. Milatz/J. Grabe · Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Tab. 1. Ausgewählte Bodenparameter des CTB-Sands Table 1. Selected soil parameters of CTB-Sand Bodenparameter

Wert

Einheit

Korndichte ρs

2,65

g/cm³

Minimale Porenzahl emin

0,41

–

Maximale Porenzahl emax

0,86

–

Korndurchmesser bei 10 % Siebdurchgang d10

0,16

mm

Größtkorndurchmesser dmax

2,00

mm

Ungleichförmigkeitszahl Cu

2,40

–

Proctordichte ρPr

1,76

g/cm3

Optimaler Wassergehalt wPr

12,6

%

Aktive kapillare Steighöhe hc,a (dichte Lagerung)

ca. 0,10

m

Passive kapillare Steighöhe hc,p (dichte Lagerung)

ca. 0,25

m

pillare Steighöhe in Tabelle 1). Die SWCC von CTB-Sand wurde mittels verschiedener Laborversuchsverfahren für verschiedene Porenzahlen bestimmt. Darunter sind die häufig angewandte Entwässerungsmethode mittels Luftdruck im Druckplattenextraktor und die sogenannte Vakuummethode, bei der die anfänglich wassergesättigte Bodenprobe stufenweise durch Unterdrücke des Porenwassers entwässert wird [15], [16]. Bild 1 zeigt experimentelle Daten der Entwässerungspfade zusammen mit nach dem hydraulischen Modell nach van Genuchten [17] berechneten Kurven. Zu erkennen ist der geringe Lufteintrittspunkt des Bodens, der als Saugspannung definiert ist, ab der die Poren beginnen zu entwässern und sich mit Luft zu füllen.

Er liegt für eine dichte Lagerung bei etwa 2,5 kPa. Die Kenntnis der SWCC eines teilgesättigten Bodens ist sehr wichtig, da die Beeinflussung des mechanischen

Bild 1. SWCC des untersuchten Sands für verschiedene Porenzahlen. Experimentelle Daten im Vergleich zu Modellkurven berechnet mit dem Modell nach van Genuchten Fig. 1. SWCC of the investigated sand for varying void ratios. Experimental data vs. calculated curves using the van Genuchten model

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

Verhaltens durch Kapillarkräfte sowie die hydraulische Leitfähigkeit aus dieser abgeleitet werden können [7]. Insbesondere der erste Aspekt ist für die im Folgenden vorgestellten Untersuchungen von großer Bedeutung.

3.3

Versuchsstand und Versuchsdurchführung

Die Modellversuche wurden in einem durch Stahlträger ausgesteiften Plexiglaskasten (L × B × H = 92 × 95 × 82 cm) durchgeführt, an dessen Unterseite eine Dränageschicht aus Kies angeordnet war. Durch einen Auslasshahn konnte auf Höhe der Kiesschicht eine Ent- oder eine Bewässerung des darüber liegenden Bodens vorgenommen werden. Ähnlich wie in der Versuchsdurchführung von Steensen-Bach et al. [3] wurde in den Versuchen der Grundwasserspiegel unterhalb der Oberkante Sand variiert. Dabei befanden sich zur Erfassung des Kapillarsaums Tensiometer und auf dem Prinzip der Time Domain Transmissometry (TDT) basierende Bodenfeuchtesensoren verteilt über die Höhe im Boden. Die Bodenfeuchtesensoren wurden speziell für den verwendeten Sand kalibriert. Es wurden Plattendurchmesser d von 50, 100 und 150 mm verwendet, was gegenüber der in der Praxis sehr gebräuchlichen 300 mm-Platte Maßstäben von 1:6, 1:3 und 1:2 entspricht. Wie auch im realen Plattendruckversuch wurde der Boden stufenweise be-, ent- und wiederbelastet. Die Belastung erfolgte durch Totlasten, die bei den größeren Plattendurchmessern über eine Hebelpresse verstärkt und bei der kleinsten Lastplatte direkt über ein vertikales Führungssystem aufgebracht werden konnten. Eine Setzungsmessung erfolgte über drei induktive Wegaufnehmer (LVDTs), die die Berechnung einer mittleren Plattensetzung sowie einer Verkippung ermöglichten. Der Versuchsstand, die Belastungsvorrichtung und die verwendeten Sensoren sind in Bild 2 dargestellt.

Für jeden Plattendurchmesser wurden Versuche auf teilgesättigtem Sand durchgeführt, bei denen der Grundwasserspiegel im Behälter auf die Tiefen tGW = 0,15 m/ 0,27 m/0,45 m eingestellt wurde. Jeweils ein Referenzversuch wurde für jeden Plattendurchmesser an trockenem und vollständig wassergesättigtem Sand durchgeführt. Um die Einflussgrößen zu reduzieren und der bei höherer Dichte des Bodens größeren Kapillareffekte Rechnung zu tragen, wurden alle Versuche in dichter Lagerung durchgeführt. Aus anhand von Stechzylindern gewonnenen gemittelten Daten konnte aus allen Versuchen ein gemittelter Verdichtungsgrad berechnet werden zu DPr = 0,961, was einer bezogenen Lagerungsdichte von ID = 0,648 entspricht. Der Sand wurde mit einer Schaufel in den bereits teilweise wassergefüllten Container eingefüllt. Während dieses Einbauprozesses wurde der Wasserspiegel schrittweise angehoben, wobei die Tensiometer, deren poröse Keramikspitze nicht austrocknen darf, schrittweise in ihre Halterungen eingesetzt wurden. Nach Einbau der gesamten Sandmenge wurde der noch unverdichtete Boden im gesättigten Zustand (Wasserstand auf Höhe GOK) mit Hilfe einer Rüttelflasche verdichtet. Hierfür wurde der Rüttler in einem vorgegebenen Raster und nach gleichem Schema in den gesättigten Boden eingetaucht und wieder gezogen. Mit diesem Verfahren wurde eine dichte Anfangslagerung des Bodens realisiert. Vor jeder Versuchsdurchführung wurde die oberste Bodenschicht sorgsam

M. Milatz/J. Grabe · Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Bild 2. 1: Modell-Lastplatten-Versuchsstand mit Hebelpresse; 2: Lastplatte d = 100 mm, LVDTs, Kraftmessdose, Laststempel; 3: Lastplatte d = 50 mm, direkte Belastung durch Totlasten; 4: Feldtensiometer in Halterung beim Ausbau des Sands; 5: Bodenfeuchtesensoren in Halterung Fig. 2. 1: Test stand for model plate load tests with lever press. 2: Loading plate d = 100 mm, LVDTs, load cell, loading piston. 3: Loading plate d = 50 mm, direct loading with dead loads. 4: Field tensiometer clamped to a holder during removal of sand. 5: Soil moisture probes clamped to a holder

abgetragen, um ein gleichmäßiges Planum zu erzielen. Die Porenzahlen wurden durch Entnahme von Ausstechzylindern nach Versuchsdurchführung in einem vorgegebenen Raster und in mehreren Tiefen kontrolliert. Die Zylinderproben lieferten auch Kontrollwerte für die Verteilung der Wassergehalte über die Tiefe. Für die Versuche im teilgesättigten Zustand erfolgte vor der Belastung der Geländeoberkante eine Entwässerung des Bodens, bis der gewünschte Kapillarsaum eingestellt war. Während der Entwässerungsphase als auch während der Belastungsversuche wurden die Saugspannungen mit den Tensiometern und der Sättigungsgrad mit Hilfe der Bodenfeuchtesensoren gemessen.

4

Ergebnisse der Lastplattenversuche im Modellmaßstab

Für einen Kapillarsaum im hydrostatischen Gleichgewicht ohne Verdunstungs- und Niederschlagseffekte an der GOK ergibt sich eine lineare Verteilung der Saugspannung in Form negativer Wasserdrücke oberhalb des GWSpiegels und eine Sättigungsverteilung gemäß der SWCC (vgl. Bild 1). Dieser Zustand wurde als Anfangsbedingung der Versuche bei Teilsättigung durch eine anfängliche Entwässerung des Bodens herbeigeführt. Gemessene und theoretische Verläufe von Saugspannung und Sättigungsgrad für die drei in den Versuchen variierten GW-Spiegel sind in Bild 3 dargestellt. Weiterhin zu sehen ist die Kapillarkohäsion cc, berechnet gemäß Gl. (2) aus Saugspannung und Sättigungsgrad.

Es zeigt sich nach Absenkung der GW-Spiegel vor Beginn der Lastplattenversuche eine gute Übereinstimmung der Saugspannung und Sättigungsverteilung mit der SWCC. Die theoretischen Sättigungen und Kapillarkohä-

sionen wurden hier mit dem Modell nach van Genuchten [17] berechnet. Bei der Berechnung der Kapillarkohäsion nach Gl. (2) wurde ein Reibungswinkel ϕ′ = 40,3° aus Triaxialversuchen an dicht gelagertem Sand angesetzt. Dieses setzt die Annahme voraus, dass der Reibungswinkel ϕ′ im teilgesättigten Zustand unbeeinflusst bleibt und stattdessen lediglich die Scherfestigkeit eine saugspannungs- bzw. sättigungsabhängige Erhöhung um die Kapillarkohäsion erfährt, was beispielsweise durch das Modell für die Scherfestigkeit nach Bishop (1959) [8] in Gl. (2) und das hier nicht dargestellte, aber ähnliche Modell nach Fredlund et al. (1978) [18] ausgedrückt wird. Aus den Gln. (1) und (2) geht eine Erhöhung der effektiven Spannung und damit der Scherfestigkeit um die Kapillarkohäsion hervor, wobei beide Größen einer Höhenverteilung im Kapillarsaum unterliegen. Dies bedeutet, dass Saugspannung und Sättigungsgrad bei der Berechnung der Kapillarkohäsion gegenläufige Effekte aufweisen, sodass es für jeden Boden einen optimalen Wassergehalt bzw. Grundwasserstand mit maximaler Kapillarkohäsion gibt. Wird der Spannungszwiebel unterhalb der Lastplatte (s. Bild 3) zudem ein Einflussbereich von 1,5d [13], [12] eingeräumt, ergibt sich für verschiedene Wasserstände und verschiedene Lastplattendurchmesser eine unterschiedlich starke Beeinflussung des Lastabtrags durch die Kapillarkohäsion.

In Bild 4 sind ausgewählte Ergebnisse für die Lastplatte mit d = 150 mm bei verschiedenen Grundwasserständen sowie für den trockenen und wassergesättigten Fall dargestellt. Aus den Kurven ist das typische Spannungs-Setzungs-Verhalten des Bodens für Be-, Ent- und Wiederbelastung zu erkennen. Es zeigt sich eine deutliche Beeinflussung der Kurvenverläufe durch die Teilsättigung.

Während der Versuch mit trockenem Sand ein Setzungs-

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M. Milatz/J. Grabe · Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Bild 3. Anfangszustand dreier ausgewählter Lastplattenversuche mit variiertem Grundwasserstand: gemessene Werte des Porenwasserdrucks, des Sättigungsgrads und der daraus berechneten Kapillarkohäsion im Vergleich zu theoretischen Werten Fig. 3. Initial state of three selected plate load tests with varying groundwater level: Measured values of pore water pressure, degree of saturation and calculated capillary cohesion in comparison to theoretical values

Bild 4. Lastsetzungskurven ausgewählter Lastplattenversuche mit Plattendurchmesser 150 mm bei drei verschiedenen Wasserständen sowie im trockenen und wassergesättigten Zustand Fig. 4. Load-settlement curves of selected plate load tests with a plate diameter of 150 mm at three different water tables as well as under dry and water saturated conditions

verhalten ähnlich den teilgesättigten Versuchen mit einem auf 15 und 27 cm abgesenkten Wasserspiegel zeigt, ergeben sich für den wassergesättigten Versuch die größten Setzungen. Interessant ist der große Unterschied der Ergebnisse zwischen dem trockenen und gesättigten Zustand.

Zur Kontrolle der Verdichtung des Bodens wurden nach den Versuchen Ausstechzylinderproben in verschiedenen Tiefen und über den Querschnitt des Versuchskastens entnommen, aus denen der Wassergehalt und die Porenzahl ermittelt werden konnten. In Bild 5 sind die gemittelten Werte des Wassergehalts und der Trockendichte im Abstand 1,5d unterhalb der Lastplatte für die verschiedenen Versuche dargestellt und mit den Ergebnissen des statischen Proctorversuchs verglichen. Diese Datenpunk-

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te beinhalten eine Beeinflussung durch den jeweils durchgeführten Versuch, stellen aber dennoch ein Indiz für den vorhandenen Verdichtungszustand zu Beginn der Versuche nach Einstellen des Wasserstands dar.

Zu erkennen ist ein Trend zunehmender Trockendichte mit zunehmendem Wassergehalt unter den Lastplatten. Ein Maximum der Trockendichte ergibt sich offensichtlich auf der nassen Seite der Proctorkurve für Sättigungsgrade zwischen 80 und 100 %. Ein zweites Maximum ergibt sich für den trockenen Fall. Für die Versuche mit auf 45 cm abgesenktem Wasserspiegel ergeben sich die geringsten Trockendichten. Dieses Ergebnis passt gut mit den Lastsetzungskurven aus Bild 4 zusammen, da auch hier zu erkennen ist, dass mit höherem Wasserstand unterhalb der GOK größere Setzungen erzielt werden.

Aus den Lastsetzungskurven wurden nach DIN 18134 die Verformungsmoduln Ev1 und Ev2 für Erst- und Wiederbelastung berechnet. Eine Auswertung zum Einfluss der Teilsättigung erfolgte mit Hilfe der mittleren Messgrößen von Saugspannung, Sättigungsgrad und Porenzahl in der Spannungszwiebel mit einem angenommenen Einflussbereich von 1,5d unterhalb der Lastplatte, wie von Oh und Vanapalli [12] vorgeschlagen. Wie stark die beiden Verformungsmoduln durch die Kapillarität beeinflusst werden, geht aus Bild 6 hervor, in dem die beiden Größen über den mittleren Sättigungsgrad und die mittlere Saugspannung in der Spannungszwiebel zusammen mit Approximationsfunktionen dargestellt sind. Diese wurden als best-fit aus den Daten berechnet. Aus den vorhandenen Daten lässt sich anhand der Approximationsfunktionen für die Ev1- und Ev2-Werte eine parabolische Abhängigkeit vom Sättigungsgrad und eine lineare Abhängigkeit von der Saugspannung feststellen. Die Approximationsfunktionen sind im Bild 6 als schwarze Linien eingezeichnet und in den Gln. (4) bis (7) in Anlehnung an Gl. (3) in Abhängigkeit der Verformungsmoduln bei Wassersättigung als Funktionen von s und Sr angegeben.

Trotz des eingeschränkten Datenumfangs und der Streuung der Werte ist aus den gezeigten Kurven in den Gln. (4) bis (7) eine Abhängigkeit der erzielten Verfor-

M. Milatz/J. Grabe ¡ Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Bild 5. Datenpunkte des gravimetrischen Wassergehalts und der Trockendichte im Abstand 1,5d unterhalb der Lastplatte nach Versuchsende im Vergleich zur statischen Proctorversuchskurve des untersuchten Sands Fig. 5. Data points of gravimetric water content and dry density 1,5d below the loading plate after the test compared to the standard Proctor test curve of the investigated sand

Bild 6. Aus den Versuchsdaten berechnete Ev1-Werte und Ev2-Werte dargestellt fĂźr die einzelnen Plattendurchmesser Ăźber die mittleren MessgrĂśĂ&#x;en Saugspannung und Sättigungsgrad in der Spannungszwiebel Fig. 6. Ev1-values and Ev2-values calculated from experimental data of the different plate diameters plotted against measured average matric suction and degree of saturation in the stress bulb

mungsmoduln von der Saugspannung und von der Sättigung zu erkennen. Während die Ev1-Werte im teilgesättigten Zustand gegenĂźber dem gesättigten Zustand auf Grundlage der Approximationsfunktionen um bis zu 3,2fach hĂśher ausfallen, fällt der Einfluss auf die Ev2-Werte mit etwa 1,3-facher ErhĂśhung niedriger aus. Eine maximale Beeinflussung der Verformungsmoduln tritt bei einer Darstellung Ăźber den Sättigungsgrad fĂźr Sr â&#x2030;&#x2C6; 0,4 auf. FĂźr den trockenen Zustand ergeben sich hĂśhere Ev1- und Ev2-

Werte im Vergleich zum gesättigten Zustand. Dieses Verhalten geht auch bereits aus den Lastsetzungslinien in Bild 4 hervor und ist auch in Lins [11] fßr die Grenztragfähigkeit von Modell-Streifenfundamenten beschrieben.

E v1(s) E v1(Sr )

E v1,sat[1 0,330s]

(4)

E v1,sat[ 6,462Sr2 5,413Sr 2,049]

geotechnik 38 (2015), Heft 1

(5)

33

M. Milatz/J. Grabe ¡ Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Bild 7. Links: Dimensionslose Setzung und Kraft aus Versuchsdaten im Vergleich zu mit den Gln. (8) und (9) berechneten Werten in doppeltlogarithmischer Darstellung; rechts: ermitteltes β als Funktion der dimensionslosen Kapillarkohäsion aus Versuchsdaten Fig. 7. Left: Dimensionless settlement and load from test data in comparison to calculated values using eqs. 8 and 9 in double logarithmic scale. Right: Obtained β as a function of dimensionless capillary cohesion from test data

E v2(s) E v2(Sr )

E v2,sat[1 0,037s] E v2,sat[ 0,531Sr2 0,301Sr 1,230]

(6) (7)

Die dargestellten Gleichungen kĂśnnen ohne Weiteres nicht auf andere BĂśden und auf den RealmaĂ&#x;stab Ăźbertragen werden. Eine LĂśsung hierfĂźr kĂśnnte die Anwendung von Modellgesetzen und der Ă&#x201E;hnlichkeitstheorie sein, wie bereits von Hettler (1981) [19] fĂźr GrĂźndungskĂśrper auf vornehmlich trockenem Sand vorgestellt. FĂźr feuchten Boden bewirkt die Kapillarkohäsion gemäĂ&#x; Hettler eine Reduktion der Setzungen in einem gewissen Wassergehaltsbereich. Die Einhaltung der Modellgesetze der Ă&#x201E;hnlichkeitstheorie erweist sich jedoch unter BerĂźcksichtigung der Kapillareffekte als sehr schwierig, insbesondere wenn die Sättigung groĂ&#x;en Schwankungen unterliegt, wie es im Sand der Fall ist. Ein erster Ansatz fĂźr eine Setzungsformel unter BerĂźcksichtigung der Kapillarkohäsion in Anlehnung an Hettler besteht in der folgenden Gl. (8). u d

D

§ F ¡ ¨ 3 ¸ E, Š Jd š

E

§c ¡ f¨ c ¸ Š Jdš

(8)

Dabei bezeichnet u die Plattensetzung und F die Kraft.

Die Setzung, die Kraft und die gemittelte Kapillarkohäsion cc im Abstand 1,5d unter der Platte werden mit Hilfe der Feuchtwichte Îł (ebenfalls im Abstand 1,5d unter der Platte) und dem Plattendurchmesser d dimensionslos gemacht. Die Gleichung gilt fĂźr die Setzung auf dem Erstbelastungsast. Der Wert Îą, der gemäĂ&#x; Hettler nur vom Boden abhängig ist, ergibt sich im doppeltlogarithmischen MaĂ&#x;stab als Steigung der Geraden der dimensionslosen Setzung Ăźber die dimensionslose Kraft. Anhand vieler Versuchskurven wurde ein mittlerer Wert von Îą = 1,1 ermittelt. Die Bestimmung des dimensionslosen Parameters β als Funktion der dimensionslos gemachten Kapillarkohäsion ist aufgrund der verhältnismäĂ&#x;ig geringen Datengrundlage und der Streuung der Werte schwierig. Eine aus Versuchsdaten ermittelte Beziehung fĂźr β als Funktion der

34

geotechnik 38 (2015), Heft 1

dimensionslosen Kapillarkohäsion cc/γd ist gegeben durch die folgende Gl. (9).

E(cc )

3,9 Â&#x2DC; 10 3 cc2 3,4 Â&#x2DC; 10 3 cc 1 Â&#x2DC; 10 3, cc

cc Jd

(9)

Ein Vergleich von Versuchsdaten mit gemäĂ&#x; Gl. (8) und Gl. (9) berechneten Werten im doppeltlogarithmischen MaĂ&#x;stab ist in Bild 7 dargestellt. Weiterhin zu sehen ist die Visualisierung von Gl. (9) gegenĂźber von Versuchswerten.

Mit Hilfe von Gl. (8) kann tendenziell eine Reduktion der Setzungen durch die Kapillarkohäsion abgebildet werden. Es zeigt sich jedoch, dass die Versuchsdaten nicht fĂźr alle Versuchsrandbedingungen gut abgebildet werden kĂśnnen. Dieses liegt an der Streuung der Daten und an der geringen Datengrundlage, insbesondere fĂźr den Faktor β als Funktion der Kapillarkohäsion. Diese ist fĂźr einen Sand relativ beschränkt, da die maximale Kapillarkohäsion gemäĂ&#x; Gl. (1) am Lufteintrittspunkt der Kapillardruck-Sättigungsbeziehung vorliegt, der hier bei nur ca.

2,5 kPa liegt. Weitere Versuche zur Konkretisierung von β kÜnnten hier Abhilfe schaffen. Weiterhin kÜnnte ein zusätzlicher Faktor fßr die Berßcksichtigung der Porenzahl, wie in Hettler dargestellt, eingefßhrt werden, dessen Bestimmung weitere Versuche erfordert.

5

Diskussion der Ergebnisse

Wie die dargestellten Versuchsergebnisse zeigen, ergibt sich fßr den untersuchten Boden eine nennenswerte Beeinflussung der Verformungsmoduln, dargestellt in Abhängigkeit der gemessenen gemittelten Werte von Saugspannung und Sättigungsgrad im Einflussbereich der Spannungsausbreitung. Dabei ist der Verformungsmodul fßr Erstbelastung unter den untersuchten Randbedingungen stärker beeinflusst als der Verformungsmodul fßr Wiederbelastung. Eine Darstellung ßber den Sättigungsgrad des Bodens ergibt einen Feuchtigkeitsbereich des Bodens, fßr den die Verformungsmoduln gegenßber wassergesättigten und trockenen Bedingungen besonders erhÜht sind.

M. Milatz/J. Grabe · Zum Einfluss der Teilsättigung auf den Plattendruckversuch

Obwohl die dargestellten Ergebnisse nicht auf andere Böden übertragbar sind, stellt sich aus baupraktischer Sicht die Frage, inwieweit der Plattendruckversuch in der Verdichtungsprüfung aussagekräftig ist, wenn bereits durch den Wasserhaushalt des Bodens nennenswerte Beeinflussungen der Versuchsergebnisse auftreten können. Dabei muss besonders betont werden, dass sich gerade der Wassergehalt während eines Bauprozesses, wie beispielsweise der lagenweisen Herstellung und Verdichtung eines Fahrbahnunterbaus, massiv ändern kann. Gleiches gilt für die Nutzungsdauer. Dieses bedeutet, dass der Zeitpunkt der Versuchsdurchführung eine Rolle spielt. Weiterhin muss angemerkt werden, dass gerade Sande durch geringe Kapillareffekte gekennzeichnet sind, was bedeutet, dass die aufgezeigten Effekte im Falle feinkörnigerer Böden mit oft sehr viel höheren Saugspannungen in verstärkter Form auftreten können.

Neben dem Wassergehalt des Bodens und den daraus resultierenden Kapillareffekten unterliegt jeder Boden einer inhomogenen Verteilung der Dichte, die einen zusätzlichen Einfluss auf sein Lastsetzungsverhalten ausübt. Als integrale Ergebnisgrößen, die nicht von einem einzigen Bodenparameter abhängen, sondern vom ganzen am Lastabtrag beteiligten Bodenvolumen unterhalb der Lastplatte und dessen in Realität verteilten Zustandsgrößen, wie beispielsweise der Dichte-, Sättigungs- und Saugspannungsverteilung, fassen die Verformungsmoduln Ev1- und Ev2 alle diese Einflussgrößen zusammen und repräsentieren sie durch einen Ergebniswert. Dieser ist zwar einfach zu bestimmen, verliert aber in Anbetracht der vorgestellten Untersuchungen an Eindeutigkeit und Aussagekraft, insbesondere da der Versuch oft nur punktuell durchgeführt wird und dennoch oft dazu verwendet wird, den Verdichtungszustand ganzer Trassen widerzuspiegeln, wie bereits von Grabe [20] und Grabe und Mahutka [21] angemerkt wurde.

Danksagung An dieser Stelle wird der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) für die Förderung des Forschungsprojekts herzlich gedankt. Außerdem bedanken sich die Autoren bei Frau MSc Laura Küster für die Durchführung der Plattendruckversuche im Rahmen ihrer Masterarbeit an der TUHH.

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[19] Hettler, A.: Verschiebungen starrer und elastischer Gründungskörper in Sand bei monotoner und zyklischer Belastung.

Dissertation. Fakultät für Bauingenieur- und Vermessungswesen der Universität Karlsruhe, Heft 90, 1981.

[20] Grabe, J.: Experimentelle und theoretische Untersuchungen zur flächendeckenden dynamischen Verdichtungskontrolle.

Dissertation. Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Fridericiana in Karlsruhe, Heft 124, 1992.

[21] Grabe, J., Mahutka, K.-P.: Long-term evenness of pavements with respect to soil deformations. In: Proceedings of 7th International Conference on the Bearing Capacity of Roads, Railways and Airfields (BCRA’05), Trondheim, 2005.

Autoren Dipl.-Ing. Marius Milatz Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe Technische Universität Hamburg-Harburg (TUHH) Institut für Geotechnik und Baubetrieb Harburger Schloßstraße 20 21079 Hamburg marius.milatz@tuhh.de grabe@tuhh.de Eingereicht zur Begutachtung: 6. August 2014 Überarbeitet: 13. Oktober 2014 Angenommen zur Publikation: 19. November 2014

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Fachthemen Jürgen Grabe Gang Qiu Lingyue Wu

DOI: 10.1002/gete.201400022

Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand In order to study the burial depth of submarine power cables in the German North Sea, the penetration process of ships’ anchors in seabed soil was simulated by using the coupled Eulerian–Lagrangian method in Abaqus/Explicit. In the 3D finite element model the sandy seabed was simulated with different densities under both drained and undrained conditions. The resulting penetration mechanism of a ship anchor in sand was verified by field test data. It showed that under specific conditions the penetration depth of a ship’s anchor could be more than 1.5 m, which is suggested in “Bundesfachplan Offshore für die deutsche ausschließliche Wirtschaftszone der Nordsee 2012 und Umweltbericht” [8] as the standard burial depth of submarine power cables in the German North Sea by Bundesamt für Seeschifffahrt und Hydrographie (BSH).

Numerische Simulation des Penetrationsprozesses eines Schiffsankers in Sand. Um die Verlegetiefe von Offshore-Seekabeln in der Nordsee zu untersuchen, wurde der Penetrationsprozess eines Schiffsankers in den Meeresboden mittels der gekoppelten Euler-Lagrangeschen Methode im Abaqus/Explicit modelliert. Im 3D-FE-Modell wird der sandige Meeresboden mit unterschiedlichen Lagerungsdichten unter dränierten sowie undränierten Bedingungen angesetzt. Der berechnete Eindringmechanismus des Schiffsankers im Sand wird durch Feldmessungen in der Nordsee bestätigt. Es zeigt sich, dass die Penetrationstiefe des Ankers unter Umständen größer ist als die im „Bundesfachplan Offshore für die deutsche ausschließliche Wirtschaftszone der Nordsee 2012 und Umweltbericht” [8] vom Bundesamt für Seeschifffahrt und Hydrographie (BSH) vorgegebene Verlegetiefe von 1,5 m.

1

Introduction

The energy produced by offshore wind farms is transported through submarine power cables to the transmission network and ultimately to users. The simplest way of installing a cable is to lay it down on the seabed unprotected. Most submarine cables are installed in this way [33].

However, in areas with high trawling and maritime activities submarine cables can be damaged by trawling gear, anchors or installations of pipelines and other cables etc.

The repair of damaged power cables requires special ships and cable jointing experts and it can take several days to a few weeks [14]. The damage to submarine power cables can impact the security of energy supplies over a wide area [33]. Burial of submarine power cables is one of the most effective ways to protect cables from external violence

36

[33]. The installation of submarine cables in soft soils and sands is usually accomplished by using a towed-type burying machine, which can perform the simultaneous operation of laying and burial. Alternatively, they can be buried later by using water jetting or a remotely operated vehicle (ROV). In a seabed with stiff clay it is possible in shallow waters to make a pre-excavated trench using a backhoe on a barge or similar.

Deep burial can provide better protection than shallow burial but it leads to higher costs, slower installation progress and reduced accessibility for repair. In the German Bight, the actual regulations prescribe a burial depth of 3.0 m for submarine cables in shipping channels and 1.5 m outside shipping channels [8]. A burial depth of 3.0 m is very ambitious from a technical point of view and is costly [19]. In order to study the optimal burial depth of submarine power cables in the German North Sea, field tests have been carried out under the cooperation of BSH, Bundesanwalt für Wasserbau (BAW), TenneT Offshore GmbH (TenneT) and Deltares [9] [18].

In this study, numerical simulations were carried out to recalculate the field tests in sand. The numerical result reveals the penetration mechanism during the anchor drag process in sand.

2

State of the art

The burial method of submarine power cables for protection has been known and practised for many decades without quantitative determination of the optimal burial depth [33]. To achieve the balance between sufficient protection and low cost it is necessary to know the probability of occurrence and the consequences of external damage at each level of burial depth. Until today most submarine cable companies have to estimate the burial depth using empirical knowledge without regard to the geotechnical properties of the seabed soils and with only very limited consideration of the possible external threats [1]. According to statistics from the International Cable Protection Committee [14], the typical burial depth of cables in the whole world is 1.0 m. Worzyk [33] summarizes that for protection against the activities of the fishing industry a burial depth of 1.0–1.5 m is usually needed. In Japan a burial depth of 2.0 m is considered as the highest protection level [20]. In Germany power cables in the North Sea are suggested to be buried 1.5 m deep outside the Traffic Sep-

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J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

aration Scheme (TSS) areas and 3.0 m deep within the TSS areas [8].

In April 2013 a series of anchor drop and drag tests were carried out in the German North Sea of under a cooperation of BSH, BAW, TenneT and Deltares [9] [18]. The tests were aimed to reveal the penetration behaviours of ship anchors in the seabed soil and thus to study the sufficient burial depth of submarine cables. An 8.5 t AC14 anchor and an 11.5 t Hall anchor were dropped and dragged respectively in three areas with different soil conditions in the North Sea of Germany. During the tests the dragging force of the anchor chain was measured on the vessel. The penetration depth was measured with the help of a sediment echo sounder (SES), which scanned and visualized the seafloor sediment profile. With the dragging tests of anchor AC14 in the three testing areas a maximum penetration depth of 0.8 m was measured.

Drag anchors (typically with large flat flukes) are used extensively in the offshore oil industry [3] [30]. The holding power and the kinematic mechanisms of drag anchors are well studied both analytically and experimentally [2] [17] [22]. However, there are few successful precedents for simulating the penetration process of the anchor using numerical methods. One reason could be the high demand on computing capacity. Another reason is the limitation of traditional FE methods. Irregular deformations of soil may lead to mesh distortions [23]. An interesting attempt was carried out by Ivanovic et al. [15], where the penetration of fishing gear into seabed soil was simulated with a 3D model using an adaptive remeshing technique in Abaqus/Explicit.

3 3.1

Numerical method Coupled Eulerian-Lagrangian (CEL) method

To overcome the mesh distortion problems the numerical simulations were carried out using the CEL method [4] [5].

The CEL method uses an explicit time integration scheme and has been implemented in the commercial code, Abaqus/Explicit, from Dassault Systèmes. The Eulerian analysis in Abaqus/Explicit is based on the volume-of-fluid method. In numerical analyses using the CEL method, the Eulerian material is tracked as it flows through the mesh by computing its Eulerian volume fraction (EVF).

Each Eulerian element is assigned a percentage, which represents the portion of that element filled with material.

If a Eulerian element is completely filled with material, its EVF is 1; if there is no material in the element, its EVF is 0. The Lagrangian elements can move through the Eulerian mesh without resistance until they encounter a Eulerian element filled with material (EVF ≠ 0). The contact between Eulerian materials and Lagrangian materials is enforced using a general contact that is based on a penalty contact method. The penalty contact method is less stringent compared to the kinematic contact method. Seeds are created on the Lagrangian element edges and faces, while anchor points are created on the Eulerian material surface (Fig. 1). The penalty method approximates the penetration d of one body into the other by calculating the resulting resistance force F using a predefined stiffness factor k, which depends on the material properties of the two bodies:

Fig. 1. Illustration of the penalty contact algorithms [23] Bild 1. Darstellung der Penalty-Methode Kontaktalgorithmus [23]

F=k·d

(1)

Although the penalty method provides less stringent enforcement of contact constraints, the simple assumption of linear elastic behaviour with a constant stiffness factor may bring further inaccuracy into the calculation and influence the stable time increment. To minimize this inaccuracy the mesh should be made fine enough, especially when the Lagrangian body (the anchor) possesses complex geometry.

Simulations focusing on the soil-structure interaction problems have been carried out by Tho et al. [29], Qiu et al. [24] [25] and Hu et al. [13]. They revealed that the CEL approach is well suited to solving numerical problems involving large deformations which cannot be solved satisfactorily using the classic finite element method.

3.2

Hypoplasticity and undrained analysis

The hypoplastic model describes the mechanical behaviour of granular materials. The first version of the hypoplastic model was formulated by Kolymbas [16]. The most widely used version was developed by von Wolffersdorff [31]. The hypoplastic model is well suited to model the nonlinear and inelastic behaviour of dry granular soils.

Typical soil characteristics such as dilatancy, contractancy, different stiffnesses for loading and unloading and the dependency of stiffness on pressure and void ratio can be modelled. In the hypoplastic model the objective stress rate tensor T˚ is defined as a tensor-valued function h of the effective Cauchy stress T′, the deformation rate D and the void ratio e: T˚ ′ = h(T′, D, e)

(2)

The hypoplastic model has the following general form, which fulfils demands such as independency in strain rate and irreversibility: T˚ = ᑦ(T, e): D + N(T, e)||D||

(3)

The tensors L (fourth order) and N (second order) are positive homogeneous in T and void ratio e. Formula (3) is nonlinear in D and has no switching function to distinguish loading and unloading. This means that in the hypoplastic model the stress-strain diagram of soil is not di-

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J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

vided into an elastic area and a plastic area. The hypoplastic model is very suitable for solving geotechnical boundary value problems such as ship grounding [25], pile soil interaction [12], spudcan installation [23] and so on.

To perform an undrained analysis, the constraint of isochoric (or nearly isochoric) deformation should be satisfied. This can be modelled by using a Poisson’s ratio close to, but not equal to, 0.5 in FE analyses. For more complex boundary value problems, an alternative method called the penalty approach is used here. With this approach, excess pore pressures in nearly incompressible materials were computed by Naylor [21] in terms of effective stress parameters and an independently specified pore fluid stiffness. This strategy is used in many geotechnical finite element codes, e.g. Plaxis [6], to solve problems with undrained soils. This strategy is implemented by Qiu and Grabe [24] in user subroutines of the hypoplastic model Vumat to improve the abilities for undrained analysis in Abaqus/Explicit.

4 4.1

Numerical model Geometry

For the modelling of soil, a Eulerian domain of size 28 m × 6 m × 14 m was generated, with the upper 2.0 m as voiddomain and the lower 12.0 m as soil-domain at the beginning state (Fig. 2). According to the preliminary studies the soil-domain is large enough so that the boundary does not influence the numerical results. Finite element discretization was done with element type EC3D8R. Using mirror symmetry this model has only half the width (6.0 m) of that originally needed. Asymmetric movements, such as roll-over instability, which is often encountered when anchors are dragged, are now prevented from developing.

The anchor AC14 (8.5 t) was modelled as a discrete rigid body to save calculation time (Fig. 3). The geometries of the shank, ring and chains were simplified to combinations of simple geometrical bodies. The connection be-

Fig. 2. Three-dimensional finite-element model used in numerical simulations in Abaqus CEL Bild 2. 3D-FE-Modell der numerischen Simulationen in Abaqus CEL

Fig. 3. Geometry of the anchor AC14 used in numerical simulations Bild 3. Geometrie des Ankers AC14 in den numerischen Simulationen

38

geotechnik 38 (2015), Heft 1

J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

tween the shank and the flukes was simulated using “connector hinge” in Abaqus, with limited opening angle (max. ± 35°). The anchor’s initial position was set as in Fig. 2, which allows the anchor to penetrate immediately, as the calculation begins, and thus saves calculation time.

4.2

Soil parameters

The soil parameters for Cuxhaven Sand, which is typical of the seabed in the German North Sea, are shown in Table 1. Several laboratory tests such as triaxial and oedometer tests at loose and dense soil state were used to derive the hypoplastic parameters for Cuxhaven Sand. These tests were compared with numerical simulations using the hypoplastic constitutive model and the results show good agreement [7]. Fig. 4 shows the results of the element tests for Cuxhaven Sand.

4.3

Boundary conditions and contact formulation

The anchor chain was pulled in a displacement controlled manner with a constant velocity of 1.0 m/s (about two knots). The influence of the dragging velocity on the penetration mechanism was studied in [34]. It showed that

Table 1. Hypoplastic parameters of Cuxhaven Sand according to Bubel and Grabe [7] Tabelle 1. Stoffparameter von Cuxhaven-Sand nach Bubel und Grabe [7] Parameter

Value

Critical state friction angle

ϕc

[°]

33

Granular hardness

hs

[MPa]

4767

Exponent

n

[–]

0.116

Minimum void ratio

ed0

[–]

0.6

Critical void ratio

ee0

[–]

1.22

Maximum void ratio

ei0

[–]

1.403

Exponent

α

[–]

0.147

Exponent

β

[–]

1.36

(a)

1.0 m/s is slow enough to achieve the maximum penetration of the anchor as far as inertia effects are concerned.

In practice the displacement rate, together with the anchor size and soil permeability determines the degree of drainage. This degree of drainage has a large effect on penetration depth as will become clear in the remainder of this paper. The penetration depth was defined from the original seabed surface downwards. The interaction between the soil and the anchor was described using the penalty method with a friction coefficient of 0.289 according to [23] [34].

4.4

Mesh dependency

A set of preliminary calculations was carried out to study the dependency of the solution on the mesh density using five meshes with different coarseness (Fig. 5). In this simplified model the anchor fluke was forced to penetrate the seabed soil at a constant velocity of 0.2 m/s and with a fixed fluke orientation of 15°. The development of the resistance force of the soil was measured and fitted (Fig. 6).

The convergence of the maximum resistance force with different degrees of coarseness of the FE-mesh is shown in Fig. 7. It can be seen, that the FE-solutions converge with decreasing element size. Considering the calculation time, Mesh C will be used. The discretization errors are small enough to be neglected.

5 5.1

Results Penetration mechanism

The penetration process for a drained analysis with medium dense sand sediment is shown in Fig. 8. A similar penetration mechanism can be observed in drained analyses with dense and very loose sand, and undrained analysis with very loose sand. The development of penetration can be divided into four phases (Fig. 8, Table 2). At the beginning, the anchor penetrates the seabed surface under selfweight. Then the anchor gradually unfolds its fluke as it is dragged forward. The third phase is a stabilizing phase with the maximal penetration depth reached, followed by a surfacing phase where the anchor moves upwards to the seabed surface.

(b)

Fig. 4. Numerical simulation of element test for Cuxhaven Sand: (a) oedometric test; (b) drained triaxial test Bild 4. Numerische Simulationen von Elementversuchen mit Cuxhaven-Sand: (a) Ödometerversuche; (b) dränierte Triaxialversuche

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39

J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

(b)

(c)

(a)

Fig. 5. Finite-element model used in mesh-dependency analysis: (a) geometry; (b) boundary conditions; (c) variation of the number of elements Bild 5. Finite-Elemente Modell in der Analyse der Netzweite-Abhängigkeit: (a) Geometrie; (b) Randbedingungen; (c) Variation der Elementanzahl

Fig. 6. Variation of reaction force results with different mesh coarseness Bild 6. Reaktionskräfte bei variierenden Netzweiten

Fig. 7. Convergence of reaction force with increasing number of mesh elements Bild 7. Konvergenz der Reaktionskraft mit steigender Elementanzahl

5.2

chor damage risk to cables. The trench immediately behind the fluke has a smaller depth of d2. The trench depth after the “sand wall” collapses is noted as d3. In the field tests, the seabed was scanned with SES at least two hours after the anchor tests. Therefore it is safe to assume that the sand has had enough time to change into a stable form.

Fig. 10 from the BAW test report shows typical results for SES measurement. The red area denotes the sand in very loose state. The surface of the seabed is at about –34.4 m. A loose backfill can be observed between –35.1 m and –35.3 m. It is caused by the above-men-

Definition of penetration depth

To study the risk of anchor damage to submarine cables it is necessary to define the penetration depth and its corresponding measurement methods. As the anchor fluke passes by, the ploughed seabed will not maintain its form, since it consists of many unstable slopes (Fig. 9). The grooves in the seabed will fill up, fed by material that slides down from the steep side slopes, forming new slopes with slope angles that equal the critical friction angle [27]. The maximum depth of the fluke tip is defined as maximum penetration depth d1, which is critical for the study of an-

40

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J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

Fig. 10. Definition of penetration depth from SES measurement, modified from BAW test report [9] Bild 10. Definierung der Penetrationstiefe aus SES-Vermessung, modifiziert aus BAW-Bericht [9]

Fig. 8. Penetration process of the anchor in drained analysis Bild 8. Penetrationsprozess des Ankers in dränierter Analyse

tioned collapse of the “sand wall”. The trench depth d3 represents the sinking of the seabed surface caused by the anchor. A much deeper position d1 (d1 > d3) has been reached by the fluke tip (Fig. 11).

Table 2. Four Phases of the penetration development Tabelle 2. Die vier Phasen der Penetrationsentwicklung

5.3

Phase

Penetration depth

Fluke angle

Holding force

1

developing

not opened

very small

2

developing

opening to maximum

developing

3

developing slowly

maximum

developing

4

declining

maximum

stable

The drag tests from BAW in the German North Sea were recalculated with a variation of relative density from very loose to dense. Field test observations show that the seabed sediment was partly drained [18]. Therefore the sands of different densities were simulated under drained and undrained condition to obtain the upper and lower boundary of the penetration depth. The penetration depths d1 of the fluke tip from the numerical simulations

Variation of soil density and drainage condition

Fig. 9. Behaviour of sand after anchor penetration; ϕ is the critical friction angle of the sand Bild 9. Formänderung des Sandsediments nach dem Ankern; ϕ ist der kritische Reibungswinkel vom Sand

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J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

Fig. 11. Illustration of deepest point of the anchor in numerical simulations Bild 11. Darstellung des tiefsten Ankerpunkts in numerischen Simulationen

Fig. 12. Penetration depth d1 with variation of relative density in drained analysis Bild 12. Penetrationstiefe d1 bei variierender Lagerungsdichte des Sandsediments in dränierter Analyse

Fig. 13. Penetration depth d1 with variation of relative density in undrained analysis Bild 13. Penetrationstiefe d1 bei variierender Lagerungsdichte des Sandsediments in undränierter Analyse

Table 3. Comparison of results from field tests and numerical simulations [9] [18] Tabelle 3. Vergleich der Ergebnisse aus Feldversuchen und numerischen Simulationen [9] [18] Relative Density

Penetration depth [m] Dr

e0

Field tests

[%]

[–]

very loose

15

medium loose dense

Drained analysis d1

Undrained analysis d1

Field tests

Drained analysis

Undrained analysis

d3

Drained analysis d3

1.127

0.69 ± 0.11

0.89

1.82

0.88

720

961

507

50

0.910

0.34 ± 0.11

0.52

1.39

0.30

817

605

705

80

0.724

–

0.36

1.08

0.08

–

379

188

are plotted in Figs. 12 and 13. The density of seabed soil has significant influence on the maximum penetration depth. The penetration develops deeper in loose sediments than in dense sediments. Another important influence factor is the drainage condition. Considerable differ-

42

Holding Power [kN]

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ences are found between results for drained and undrained analyses. In undrained analysis the penetration of the anchor was confined to the seabed surface. Negative penetration depth can be observed too, as the anchor jumped on the seabed surface, which means that the an-

J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

chor totally failed to penetrate the seabed. It shows that the real penetration process of an anchor in sand is more likely under drained conditions. Furthermore, it is important to note that the aim of this study is to find the maximum possible penetration depth. If a ship drags its anchor slowly enough, which often happens in emergency anchoring in a windstorm, the soil will have enough time for drainage. In this condition the maximum penetration of drained analysis may occur. While it is safe to use the results of drained analysis for the study of possible cable damage from anchors, in practice also the probability of an anchor crossing and damaging a cable should be taken into account: slow-moving anchors travel only short distances over the seabed and often sufficient time is available to react to a possible cable encounter, while fast-moving anchors cover large distances, but achieve only minimal penetration depths.

5.4

Comparison with field measurements

In Table 3 [9] [18] the simulation results are summarized and compared with the field test data from BAW. The penetration depths d3 of the field tests are slightly smaller than those of numerical simulations, whereas their maximum pulling forces are of the same order of magnitude. As in numerical simulations, the anchor penetration in field tests depends heavily on the density of the seabed sediment. As a result, the numerical method in this text is appropriate for simulating and supplementing the anchor dragging tests, as field tests could not take all unfavourable conditions into account due to economic and technical limitations.

6

Fig. 14. Relationship between penetration depth and relative density in drained analysis Bild 14. Zusammenhang zwischen der Penetrationstiefe und der relativen Lagerungsdichte in dränierter Analyse

Numerically based correlations to estimate holding power as a function of penetration depth

The density of seabed soil has significant influence on penetration development. In drained analysis a linear relationship between relative density and maximum penetration depth is observed (Fig. 14). The penetration depth d1 decreases with the increasing relative density Dr. The best fitted line for the three points can be expressed as: d1 (in [m]) = 1.955 – 0.0108 × Dr

(4)

This relationship should be further validated with more simulation data. It could be used for an estimation of the anchor penetration risk based on CPT results of the seabed. In Fig. 15 the anchor’s holding power F in drained analysis is plotted against its penetration depth d1. A linear relationship is observed: F (in [kN]) = –543.9 + 831.8 × dr

(5)

Similar relationships between holding power and penetration depth are often found in the anchor producing industry [28] [32].

As discussed in Section 5.3, the real penetration process of an anchor in sand is more likely under drained conditions. In undrained analysis, no direct relationship between penetration depth and holding power or relative

Fig. 15. Relationship between anchor holding power and penetration depth in drained analysis Bild 15. Zusammenhang zwischen der Ankerhaltekraft und der Penetrationstiefe in dränierter Analyse

density could be found, as the anchor was very unstable and the penetration could not develop successfully.

7

Conclusions

Three-dimensional finite element simulations by using the coupled Eulerian-Lagrangian method were carried out to study the penetration process of ship anchors in a sandy seabed. The penetration mechanism of an anchor in sand has been illustrated. Four different phases can be observed. Different methods of measuring penetration depth are discussed, and the critical penetration depth is defined at the anchor fluke tip instead of at the surface of the anchor trench.

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43

J. Grabe/G. Qiu/L. Wu · Numerical simulation of the penetration process of ship anchors in sand

The comparison of drained and undrained analyses with field test data suggests that two-phase material models should be employed in the future, so that the effects of excess pore pressure, partial drainage and local liquefaction etc. can be precisely modelled [11]. The parametric studies show that the anchor’s penetration depth and holding power depend on the density of the sand. With higher density of the sand, the penetration depth and the holding power decreases. Numerical simulations according to [34] show that the dragging speed of the anchor also plays a significant role in the development of penetration.

Within a certain range, a slower dragging leads the anchor to dig deeper.

A penetration depth of 1.8 m was calculated for a typical anchor, AC14, in very loose Cuxhaven sand, whereas in the recommendation of BSH [8] the burial depth of submarine cables is suggested to be 1.5 m outside the Traffic Separation Scheme (TSS) area. Therefore this burial depth does not guarantee protection against anchor damage in all circumstances, especially for anchors in very loose sediment with low dragging speed. However, the probability of occurrence of the extreme unfavourable conditions is still to be studied, which will enable the achievement of a balance between installation costs and reliability of submarine cables.

With the increase of computing capacity, the numerical model can be improved with more anchor chains, more anchor types and finer mesh. Another challenge for further researches is the study of anchor penetration in soft clay sediment, which is meaningful considering the geotechnical conditions of the German North Sea [10]. The rheological properties of soft clay (creep, stress relaxation and dependency of strain rate) increase the complexity of the numerical calculation and often lead to instability, although the problem of partial drainage can be avoided as the clay is fully undrained.

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44

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Authors Dr.-Ing. Jürgen Grabe Institut für Geotechnik und Baubetrieb TU Hamburg-Harburg Harburger Schloßstraße 20 21079 Hamburg grabe@tuhh.de Dr.-Ing. Gang Qiu IMPaC Offshore Engineering GmbH Hohe Bleichen 5 20354 Hamburg Gang.Qiu@IMPaC.de B.Eng. Lingyue Wu TU Hamburg-Harburg Forstweg 21a 21075 Hamburg lingyue.wu@tuhh.de Submitted for review: 8 August 2014 Revised: 19 November 2014 Accepted for publication: 20 November 2014

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Fachthemen Eugen Perau Nils Meteling

DOI: 10.1002/gete.201400028

Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM Bei der Erstellung von Baugruben im Grundwasser ist es sinnvoll, die Verbauwände in eine schwächer durchlässige Bodenschicht einzubinden und eine Restwasserhaltung zu betreiben. Mit der Finiten-Elemente-Methode (FEM) lassen sich dazu sowohl eindringende Wassermengen als auch Potenziale und Porenwasserdrücke bestimmen, die für verschiedene Nachweise der Standsicherheit benötigt werden.

Derartige numerische Berechnungen erfordern jedoch die Wahl eines Modellgebiets sowie den Ansatz von Randbedingungen, deren Einflüsse auf die Berechnungsergebnisse im vorliegenden Beitrag untersucht werden. Eine Optimierung der durchgeführten Parameterstudie für ebene und rotationssymmetrische Zustände mit isotropem und anisotropem Baugrund war möglich, indem das Strömungsproblem zunächst als parametrisiertes Randwertproblem definiert wurde. Eine Auswertung der mathematischen Eigenschaften des Randwertproblems sowie der Dimensionsanalyse ermöglichte die Reduzierung der Anzahl der Parameter. Abschließend werden auf Basis der Parameterstudie Schlussfolgerungen zu erforderlicher Modellgröße und Randbedingungen gezogen und dem Anwender Empfehlungen hierzu gegeben.

Model size and boundary conditions for geohydraulic calculation of a residual-water drainage system using the FEM. It is rational, in excavations in the subsoil beneath the groundwater table, to embed the pit wall in a less permeable soil stratum and operate a residual-water drainage system. The Finite Element Method (FEM) can be used to determine both the influx of groundwater and the potentials and pore-water pressures relevant for various analyses of stability. Such numerical calculations require the selection of a model size and the assumption of certain boundary conditions, however. The influence of these on the results of the calculation are examined in this paper. A study has been performed for the cases of plane and axis-symmetrical states with isotropic and anisotropic subsoil, and is firstly optimised by formulating the task as a parameterised boundary value problem. Evaluation of the mathematical characteristics of the boundary value problem and dimensional analysis are then used to reduce the number of parameters. Finally, conclusions concerning the necessary model size and boundary conditions are drawn on the basis of the parameter study, and recommendations then provided for the user.

1

Einführung

Die Erstellung von Baugruben, die tief ins Grundwasser einbinden, führt bei nicht abgedichteten Sohlen grund-

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sätzlich zu einer Umströmung der Verbauwände. Steht dabei in erreichbarer Tiefe eine schwächer durchlässige und über die Tiefe ausgedehnte Baugrundschicht an, so ist es sinnvoll, die Verbauwände über die Erfordernis der Wandstatik hinaus in diese Schicht einbinden zu lassen. Diese Maßnahme führt zu einer Verminderung der Grundwasserabsenkung im Umfeld der Baugrube sowie zu einer Reduzierung der einströmenden Wassermenge, weshalb dann auch von einer „Restwasserhaltung“ gesprochen wird [1], [2]. Nach diesem Konzept wird seit vielen Jahren erfolgreich verfahren, vgl. z. B. [3], [4], [5], [6]. Insbesondere kommt es zur Anwendung, wenn Kiese und Sande des Quartärs als sehr durchlässige Bodenschichten von Feinsanden des Tertiärs als schwach durchlässige Bodenschicht unterlagert werden.

Die Umströmung der als nahezu undurchlässig unterstellten Verbauwände führt zur Notwendigkeit, den Grundwasserzufluss zu prognostizieren sowie die Wirkung, die das strömende Grundwasser auf die Verbauwände und den Baugrund im Bereich des Erdwiderlagers und der Baugrubensohle hat, zu berechnen. Diese Wirkung muss bei verschiedenen Nachweisen zur Standsicherheit berücksichtigt werden. Auf dieser Basis sind z. B. der Nachweis gegen hydraulischen Grundbruch, die Berechnung der Wandbelastung durch Wasser- und Erddrücke, der Nachweis gegen Versagen des Erdwiderlagers sowie der Nachweis der Gesamtstandsicherheit zu führen [1].

Grundlage für die Ermittlung der erforderlichen Standrohrspiegelhöhen, Wasserdrücke, hydraulischen Gradienten, Strömungskräfte, Filtergeschwindigkeiten und Wasserzuflüsse ist eine Berechnung des Strömungsfelds auf Basis der Potenzialtheorie. Analytische Lösungen für entsprechende Randwertprobleme lassen sich angesichts der komplexen Geometrie des Strömungsgebiets nur für wenige Spezialfälle finden, so dass zur Lösung früher auf Analogmodelle [7], [8] zurückgegriffen wurde und heute auf numerische Verfahren, vor allem auf die FEM [9], zurückgegriffen wird.

Da numerische Berechnungen im Einzelfall aufwendig sein können und vom Anwender Expertenkenntnisse verlangen, die nicht immer vorliegen, wurden in der Vergangenheit auf Basis von Analogmodellen, z. B. [8], oder FEM-Berechnungen, z. B. [10], [11], [12], empirisch unterlegte Diagramme und Gleichungen entwickelt, um spezielle Ergebnisse wie z. B. Wasserzuflüsse oder erforderliche Einbindetiefen unmittelbar zu bestimmen.

© 2015 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 38 (2015), Heft 1

E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

Die Anwendung derartiger Ansätze bleibt naturgemäß stets auf spezielle Systeme und Fragestellungen beschränkt. So lassen sich z. B. die Diagramme und Gleichungen von Ziegler und Aulbach [11], [12] trotz einer relativ flexiblen Baugrubengeometrie nur zur Ermittlung der erforderlichen Einbindetiefe von Verbauwänden in homogenem Baugrund verwenden. Die Diagramme von Schmitz [10] sind nur bei bestimmten Kombinationen von Teilsicherheitsbeiwerten anwendbar. Es ist also evident, dass individuelle FEM-Berechnungen nach wie vor erforderlich sein werden.

Bei der Erstellung eines FEM-Modells stellt sich zunächst die Frage, wie groß das geohydraulische Modell, das immer nur einen Ausschnitt aus dem tatsächlichen Strömungsgebiet darstellt, gewählt werden muss. Das reale Strömungsgebiet muss also für das FEM-Modell wie in Bild 1 angedeutet künstlich beschnitten werden, wobei falsche Annahmen später zu fehlerhaften Ergebnissen oder bestenfalls zu erhöhtem Berechnungsaufwand führen können. Interessant ist also auch die Frage, wie groß die Abweichungen der Ergebnisse bei einem fälschlich zu klein gewählten FEM-Modell sind und welche Tendenz sie einnehmen.

Grundsätzlich gilt der Ansatz, dass das FEM-Modell so groß gewählt werden muss, dass eine Beeinflussung der Endergebnisse ausgeschlossen werden kann [13], [9]. Ohne ausreichende Erfahrungen lässt sich diese Empfehlung jedoch nicht leicht umsetzen, da hier verschiedene Faktoren eingehen. Deren Einfluss lässt sich zwar durch Parameterstudien ermitteln [13], diese sind jedoch aufwendig und sollten wenn möglich durch Erfahrungswerte eingegrenzt werden, wie dies z. B. für einen homogenen Baugrundaufbau und die damit verbundene Grundwasserabsenkung in [9] beschrieben steht. Auf den hier diskutierten geschichteten Baugrundaufbau können diese Empfehlungen jedoch nicht übertragen werden.

Bild 2 zeigt ein parametrisiertes FEM-Modell im ebenen Strömungszustand (x2-x3-Ebene), welches auf die für die geohydraulischen Berechnung erforderlichen Merkmale reduziert ist. So beschränkt sich das Strömungsgebiet auf den orange dargestellten Bereich des Baugrunds mit der deutlich geringeren Durchlässigkeit, weil nur dort ein nennenswerter Potenzialabbau stattfindet. Die Modelltiefe tm darin ergibt sich automatisch bei Existenz einer unterlagernden Schicht noch weit geringerer Durchlässigkeit, ansonsten muss sie gezielt angesetzt werden, und ihre Wahl unterliegt somit der gleichen Schwierigkeit wie bei der Modellbreite bm, die ebenfalls für das FEM-Modell festgesetzt werden muss. Eine erste Abschätzung für eine Beziehung zwischen diesen beiden Geometrieparametern des Modells geben Franke u. a. [14] mit bm ≥ 3tm. Abgesehen davon, dass diese Empfehlung bei einem sehr tiefen Strömungsgebiet keinen Hinweis auf die zu wählende Tiefe tm erlaubt, spielt auch die Geometrie der Baugrube merkwürdigerweise keine Rolle!

Der vorliegende Beitrag untersucht für ebene und rotationssymmetrische Systeme den Einfluss der Baugrubengeometrie, der Anisotropie des Baugrunds sowie der angesetzten seitlichen Randbedingungen auf die erforderlichen Abmessungen des FEM-Modells. Dies geschieht auf Basis einer systematischen Parametervariation, bei der die Auswirkung unterschiedlicher Modellabmessungen und

Bild 1. Unendlich ausgedehntes, reales Strömungsgebiet mit Baugrubengeometrie Fig. 1. Infinitely expanded, real flow region with excavation geometry

Bild 2. FEM-Modell Fig. 2. FEM-model

Randbedingungen auf typische Berechnungsergebnisse durch FEM-Berechnungen untersucht werden. Im Umkehrschluss werden daraus erforderliche Modellabmessungen und Tendenzen abgeleitet.

Methodisch geht der vorliegende Beitrag einen anderen Weg als z. B. [10], [11], [12] und lehnt sich eher an die Arbeitsweise McNamees [7] an, die auch heute noch als vorbildlich bezeichnet werden kann. So werden neben der Festlegung eines Koordinatensystems einheitliche und konsistente Bezeichnungen für die Geometrieparameter verwendet (Großbuchstaben für Punkte, Kleinbuchstaben für Strecken, griechische Buchstaben für Potenziale). Auf die Eindeutigkeit und Erweiterbarkeit dieser Bezeichnungen wurde ebenso Wert gelegt wie auf die mathematischphysikalische Schreibweise – insbesondere auch was die Formulierung des Randwertproblems angeht. Eine systematische Definition der Parameter und die Formulierung der Aufgabenstellung als Randwertproblem erlauben die konsequente Ausnutzung spezieller mathematischer Eigenschaften dieses Randwertproblems sowie die Anwendung der Dimensionsanalyse [15]. Der Aufwand für die Parameterstudie kann auf diese Weise minimiert werden und zukünftige Erweiterungen der Überlegungen bergen nicht die Gefahr verdeckt enthaltener Annahmen. Die dokumentierten Herleitungen erfolgen an ebenen Strömungsmodellen, lassen sich jedoch leicht entsprechend auf rotationssymmetrische Modelle übertragen.

geotechnik 38 (2015), Heft 1

47

E. Perau/N. Meteling ¡ ModellgrĂśĂ&#x;e und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

2 2.1

Formulierung der StrĂśmungsaufgabe als Randwertproblem Kennwerte und Geometrie des StrĂśmungsgebiets

In Komponentenschreibweise und unter Anwendung der Produktregel fĂźr die Ableitung lautet Gl. (1): 3

Der entscheidende Widerstand gegen die UnterstrÜmung der Verbauwände im System (Bild 1) erfolgt durch die orange dargestellte, als schwächer durchlässig definierte Bodenschicht. Als Parameter fßr das Randwertproblem ergeben sich fßr diese Schicht daraus die Werte der Durchlässigkeit in vertikaler und horizontaler Richtung (kv und kh). Es wird hierbei unterstellt, dass die Hauptrichtungen der Durchlässigkeit horizontal bzw. vertikal verlaufen.

Fßr die in Bild 1 gelb dargestellte Bodenschicht wird vorgegeben, dass sie eine wesentlich hÜhere Durchlässigkeit aufweist als kh und kv. Dann baut sich das Potenzial nur in der schwächer durchlässigen Schicht ab, und das Grundwasser wird darauf gestaut. Die Grenze zwischen diesen beiden Schichten kann fßr das FEM-Modell dann als obere Begrenzung angesetzt werden.

Die Geometrie der Baugrube (Bild 2), soweit sie fĂźr die geohydraulische Berechnung wichtig ist, kann beschrieben werden durch deren Breite (b), die Dicke der Verbauwand (dw), sowie die Einbindetiefe der Verbauwand in die schwächer durchlässige Schicht (ti), welche gemäĂ&#x; Bild 1 von der gesamten Einbindetiefe abweichen kann.

Die Abmessungen des Modells, das zu beiden Seiten der Baugrube gleich groĂ&#x; sein soll, werden durch die Tiefe der schwächer durchlässigen Schicht (tm) und die Breite des gesamten Modells (bm) beschrieben.

2.2

Beschreibende Differentialgleichung

Geeignete GrĂśĂ&#x;en, mit denen sich der StrĂśmungszustand beschreiben lässt, sind die StandrohrspiegelhĂśhe ÎŚ [m] und die Filtergeschwindigkeit vá Ź [m/s]. Physikalisch verallgemeinert stellt ÎŚ das Potenzial und vá Ź den Fluss dar [16].

Mit diesen beiden FeldgrĂśĂ&#x;en kĂśnnen StrĂśmungsprobleme beschrieben werden, und es lassen sich alle anderen FeldgrĂśĂ&#x;en wie z. B. hydraulische Gradienten, PorenwasserdrĂźcke und WasserzuflĂźsse aus dem Potenzial ÎŚ ableiten.

Die bestimmenden Gleichungen des vorliegenden StrĂśmungsproblems basieren zum einen auf der Massenerhaltung des inkompressiblen Wassers und dem starren, inkompressiblen KorngefĂźge. Bei einem quellenfreien Gebiet ergibt sich daraus die Kontinuitätsgleichung (div vá Ź = 0). Zum anderen findet die verallgemeinerte Gleichung nach Darcy (vá Ź = K ¡ iá Ź) ihre Anwendung, welche die Filtergeschwindigkeit mit Hilfe des Durchlässigkeitstensors K und des hydraulischen Gradienten (iá Ź = â&#x20AC;&#x201C;grad ÎŚ) beschreibt. Hierbei ist K ein symmetrischer Tensor 2. Stufe, der die Eigenschaften eines Bodens in Bezug auf die Durchlässigkeit gegenĂźber Wasser beschreibt [16].

Die bestimmende Differentialgleichung (DGL) fßr die StandrohrspiegelhÜhe Ό ergibt sich durch Einsetzen der Gleichung nach Darcy in die Kontinuitätsgleichung.

Daraus entsteht die folgende partielle DGL, die im Allgemeinen eine Sonderform der Poissonâ&#x20AC;&#x2122;schen-DGL [16] darstellt: div(K ¡ grad ÎŚ) = 0

48

geotechnik 38 (2015), Heft 1

(1)

3

§ wk ij w) ¡ Â&#x2DC; ¨ ¸ wx i wx j š 1Š

ÂŚÂŚ i 1j

3

3

§

§

¡¡

ÂŚ ÂŚ ¨¨Š kij Â&#x2DC; wwx i ¨Š ww)x j ¸š ¸¸š

0

(2)

i 1j 1

Eine sich Ăśrtlich nicht verändernde Durchlässigkeit, wie sie in der Geotechnik in aller Regel angesetzt werden kann, bedeutet, dass die Terme der ersten Doppelsumme in (2) allesamt zu null werden. Fallen darĂźber hinaus die Durchlässigkeitshauptachsen mit den Achsen des Koordinatensystems zusammen, was hier unterstellt werden soll, so ist der Durchlässigkeitstensor K nur auf der Hauptdiagonalen besetzt, so dass fĂźr dessen Komponenten mit unterschiedlichen Indizes (i â&#x2030; j) gilt: kij = 0. Die bezĂźglich der Indizes gemischten Terme entfallen somit. Es verbleiben die drei Komponenten kii.

FĂźr das hier untersuchte StrĂśmungsproblem in der x2-x3-Ebene (vgl. Bild 1) ergibt sich aus den Durchlässigkeitsbeiwerten in horizontaler bzw. vertikaler Richtung: k11 = k22 = kh und k33 = kv als Spezialfall die folgende quasi-harmonische DGL [7]: kh Â&#x2DC;

w2) w2) kv Â&#x2DC; 2 wx 3 2 wx 2

0

(3)

Gl. (3) ist eine homogene lineare partielle DGL zweiter Ordnung [17] fĂźr die StandrohrspiegelhĂśhe ÎŚ, welche eine stationäre GrundwasserstrĂśmung ohne freie Oberfläche beschreibt. Im Spezialfall der Isotropie (kh = kv) ergibt sich daraus die bekannte Laplaceâ&#x20AC;&#x2122;sche DGL.

2.3

Randbedingungen

Bei Gl. (3) handelt es sich um eine elliptische DGL, deren LÜsung durch die Geometrie und die Vorgabe der Randbedingungen eindeutig gelÜst werden kann [17], wenn zumindest an einer Stelle die Vorgabe eines Potenzials Ό erfolgt. Als StrÜmungsgebiet dient ein definiertes Modellgebiet. Es werden zwei verschiedene Modelltypen untersucht (Bild 3 und Bild 4), die sich lediglich in der Randbedingung an den beiden Rändern E-F unterscheiden.

Bei dem Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; (Bild 3) wird an den seitlichen Rändern E-F durch eine Dirichletâ&#x20AC;&#x2122;sche Randbedingung das Potenzial so vorgegeben, dass es dem äuĂ&#x;eren Wasserstand entspricht, d. h. auf diesen Rändern, wie in Bild 3 durch seitlich anstehendes Wasser dargestellt ist, gilt: ÎŚ = ÎŚD. Das Modell wird hier â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; (fĂźr superior) genannt, weil zu erwarten ist, dass sich das Potenzial im StrĂśmungsgebiet angesichts der Vorgabe des hohen Potenzials ÎŚD an den seitlichen Rändern hĂśher einstellt, als es sich bei dem realistischen, unendlich groĂ&#x;en StrĂśmungsgebiet einstellen wĂźrde. Diese Variante wurde beispielsweise von [18] verwendet. Auch [19] formuliert in einer ähnlichen Problemstellung auf diese Art die Randbedingung am seitlichen Rand.

Abweichend davon werden bei dem Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;infâ&#x20AC;&#x153; (Bild 4) die seitlichen Ränder E-F durch eine NeumannRandbedingung als undurchlässig modelliert. Hier gilt mit einem Normalenvektor zum Rand ná Ź fĂźr die Filterge-

E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

Wert ΦP = Φ(x2P, x3P). Dieser Wert ΦP hängt neben den Koordinaten (x2P, x3P) nur von der Geometrie der Baugrube (ti, b, dw) sowie des Modellgebiets (tm, bm), der Art der Randbedingungen (Modelltyp „inf“ oder „sup“) und den Werten für die Randpotenziale (ΦA, ΦD) sowie den Durchlässigkeitsbeiwerten (kh, kv) ab, d. h. für den Modelltyp „sup“ (Bild 3) existiert für das Potenzial im Punkt P ein funktionaler Zusammenhang: )P,sup Bild 3. Modelltyp „sup“ (Seitenränder E-F mit Potenzialvorgabe) Fig. 3. Model type ‘sup’ (boundaries E-F with given potential)

Bild 4. Modelltyp „inf“ (Seitenränder E-F undurchlässig) Fig. 4. Model type ‘inf’ (boundaries E-F impervious)

schwindigkeit also: vᠬ · nᠬ = 0. In Abweichung von der Realität erfolgt demnach von den Seiten kein Zufluss. Das Modell wurde hier „inf“ (für inferior) genannt, weil zu erwarten ist, dass sich das Potenzial hier angesichts des undurchlässigen Seitenrands eher stark abbauen und im Vergleich zum Modelltyp „sup“ zu tendenziell geringeren Potenzialen im Strömungsgebiet führen wird. So wurde z. B. bei [7], [8], [10], [12] verfahren.

Die Bedingungen an den anderen Rändern sind für die beiden Modelltypen identisch: Innerhalb der Baugrube soll an der Obergrenze der schwachdurchlässigen Schicht (A-A) das Potenzial durch eine Dirichlet’sche Randbedingung mit dem Wert Φ = ΦA erfolgen. Ebenso soll außerhalb der Baugrube am Rand D-E das Potenzial mit Φ = ΦD vorgegeben werden. Die beiden Potenziale werden entsprechend den Wasserständen an den Punkten A bzw. D festgelegt und müssen sich wie alle Potenziale auf ein und dasselbe frei wählbare Höhenniveau beziehen.

Die Untergrenze des Modells F-F sowie die Baugrubenwände entlang der Punkte A-B-C-D werden als undurchlässig unterstellt und mit einer Neumann-Randbedingung (vᠬ · nᠬ = 0) versehen.

3

Lösungsansatz für das Randwertproblem

Das Randwertproblem (Modellgebiet mit definierten Rändern, DGL, Randbedingungen) ergibt als Lösung ein Potenzialfeld, d. h. eine ortsabhängige Standrohrspiegelhöhe Φ(xᠬ ) = Φ(x2, x3) für das Modellgebiet. Für jeden Punkt P mit den Koordinaten (x2P, x3P) existiert ein eindeutiger

)sup (x 2P , x 3P ) fP,sup (x 2P , x 3P , t i, b, d w , t m , bm , ) A , )D, k h , k v )

(4)

Für den Modelltyp „inf“ (Bild 4) existiert analog dazu ein Zusammenhang für ΦP,inf = fP,inf mit den gleichen Parametern. Da sich als Lösung eines Randwertproblems für alle Koordinaten (x2P, x3P) im Strömungsgebiet Werte für das Potenzial Φ(x2, x3) ergeben, müssen bei der Berechnung die verbleibenden neun Parameter aus (4) variiert werden.

Idealerweise würden diese Zusammenhänge durch eine analytische Funktionsvorschrift ausgefüllt, die sich jedoch nur für spezielle Konstellationen bestimmen lässt und praktisch damit kaum relevant werden kann.

Zur Ermittlung von empirischen, durch FEM-Berechnungen gewonnenen Näherungsfunktionen empfiehlt sich die Ausnutzung verschiedener Eigenschaften dieser Funktionen. Dadurch werden Parametervariationen und damit Rechenaufwand reduziert und Lösungsfunktionen konsistent.

3.1

Auswertung der Invarianz des Bezugsniveaus

Die Definition von Φ basiert auf der Festlegung eines beliebigen horizontalen Bezugsniveaus. Daraus folgt, dass die Lösung für das Potenzial ΦP invariant bezüglich der Höhenlage des Bezugsniveaus sein muss. Von allen Potenzialen in Gl. (4) kann daher eine beliebige Konstante abgezogen werden. )sup (x 2P , x 3P ) ) A fP,sup (x 2P , x 3P , t i, b, d w , t m , bm , )D ) A , k h , k v )

(5)

Als beliebige Konstante wurde für Gl. (5) ΦA gewählt. Das Bezugsniveau liegt dann in der Spiegelhöhe des Grundwassers in der Baugrubensohle, so dass ΦA = 0 als eigenständiger Parameter entfällt.

3.2

Auswertung der Linearität der DGL

Aus der Linearität der DGL (3) folgt, dass bei identischer Geometrie des Strömungsgebiets und gleichen Materialparametern des Randwertproblems bei unterschiedlichen Werten für die Randpotenziale (ΦD – ΦA) auf den Rändern D-E bzw. D-E-F und 0 auf dem Rand A-A die Lösungen affin sind, also nur mit einem konstanten Faktor multipliziert und somit ineinander überführt werden könnten. Anschaulich bedeutet dies, dass die Linien im Strömungsnetz nicht von den Werten der Potenziale am Rand abhängen.

In Gl. (5) lässt sich daher aus der Funktion fP,sup der Parameter (ΦD – ΦA) als Faktor vor die Funktion ziehen. Aus (5) ergibt sich damit, wenn dieser Vorfaktor in den Nenner der linken Seite gebracht wird, eine dimensionslose Funktion φP,sup:

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

)sup (x 2P , x 3P ) ) A )D ) A IP,sup (x 2P , x 3P , t i, b, d w , t m , bm , k h , k v )

(6)

Anhand von Gl. (6) wird ersichtlich, dass sich alle möglichen Kombinationen von Werten für die Dirichlet’schen Randbedingungen (ΦA, ΦD) auf eine fest vorgegebene Kombination ΦA = 0 und ΦD = 1 zurückführen lassen, vgl. auch [7]. Die Werte für die Randpotenziale ΦA und ΦD müssen also im Zuge einer Parameterstudie nicht variiert werden, um trotzdem eine diesbezüglich allgemeingültige Aussage zu erreichen. Das Vorgehen unterscheidet sich daher von dem Aulbachs [12], wo die Standrohrspiegelhöhe am Rand mit in die Dimensionsanalyse einbezogen wurde, was im vorliegenden Fall jedoch nicht notwendig ist. Die gewählte Vorgehensweise erspart Eingangsparameter und damit Berechnungsaufwand.

3.3

Eliminierung der Durchlässigkeitsbeiwerte

Die beiden Materialparameter kh und kv sind in der Formulierung des Randwertproblems nur in der DGL (3) enthalten. Aus dem Term der linken Seite von (3) lässt sich daher kv ausklammern und somit zeigen, dass die Lösung für ΦP nur vom Verhältnis der beiden k-Werte abhängen darf und keineswegs von den absoluten k-Werten.

Zur besseren Handhabbarkeit wird daher ein Materialparameter αk eingeführt, der das Verhältnis von horizontaler zu vertikaler Durchlässigkeit des Bodens im Berechnungsmodell darstellt. Es wird definiert: Dk

k h /k v

(7)

Demgemäß entspricht αk = 1 isotropen Verhältnissen und z. B. αk = 10 einer 10-fach größeren horizontalen Durchlässigkeit. Über die Auswertung der verallgemeinerten Darcy’schen Gleichung sind die absoluten k-Werte dennoch Teil der Strömungsberechnung – aber streng genommen kein Bestandteil des oben definierten Randwertproblems zur Bestimmung von Φ. Gl. (6) kann somit weiter vereinfacht werden, indem ΦP statt von den beiden Durchlässigkeitsbeiwerten kh und kv nur noch von deren Quotienten αk gemäß Gl. (7) abhängt. Daraus ergibt sich: )sup (x 2P , x 3P ) ) A )D ) A

IP,sup (x 2P , x 3P , t i, b, d w , t m , bm , D k ) (8)

Somit hat sich die Anzahl der problemspezifischen Parameter bereits auf sechs reduziert.

3.4

Koordinatentransformation zur Behandlung der Anisotropie

Aufgrund der mathematischen Ähnlichkeit der quasi-harmonischen DGL (3) mit der Laplace’schen DGL kann ein Randwertproblem mit anisotroper Durchlässigkeit durch eine Koordinatentransformation auf ein fiktives äquivalentes Randwertproblem mit isotroper Durchlässigkeit zurückgeführt werden [20]. Eine mögliche Transformation

50

geotechnik 38 (2015), Heft 1

zu diesem Zweck führt zu einem Koordinatensystem (x2*, x3*) mit x2* = x2/兹苵苵苵 αk und x3* = x3 [20]. Hierbei ist jedoch eine Transformation aller Systemkoordinaten und damit Strecken, die Horizontalanteile besitzen, notwendig. Während alle Vertikalkomponenten im Originalzustand verbleiben (x3* = x3), müssen hier die Parameter in Gl. (8) x2P, αk dividiert werden. Aber es entfällt b, dw, bm durch 兹苵苵苵 durch diese Transformation αk als gesonderter Parameter, da dieser angesichts der Isotropie des Ersatzsystems 1 beträgt. Somit stellt sich der folgende Zusammenhang mit fünf Parametern dar: )sup (x 2P , x 3P ) ) A )D ) A § x d b b , w , t m, m IP,sup ¨ 2P , x 3P , t i, ¨© D Dk Dk Dk k

· ¸ ¸¹

(9)

Es reicht also aus, bei der Parametervariation ein isotropes Berechnungsmodell zugrundezulegen. Anisotrope Systeme können mittels Gl. (9) auf isotrope Systeme zurückgeführt werden. Bei der Berechnung von Zuflüssen gilt es dann zu beachten, dass ein fiktiver Durchlässigkeitsbeiwert gemäß kh苵苵苵 ·k 苵苵v苵 für das ebene [20] und k* = kh für das räumk* = 兹苵苵苵 liche Strömungsproblem angesetzt werden muss, der bei der Bestimmung des Potenzials in (9) jedoch keine Rolle spielt. Die Baugrube, die Verbauwand und das Strömungsgebiet erscheinen in dem Ersatzmodell bei den für Böden typischen Anisotropieverhältnissen αk > 1 also schmaler [20]. Aus Berechnungen für isotropen Baugrund mit einer Variation der problemspezifischen Parameter kann also ohne gesonderte Berechnungen auf Ergebnisse für einen beliebigen anisotropen Baugrund geschlossen werden – und umgekehrt. Diese Konstellation wurde z. B. von [10] und [12] erwähnt, aber nicht konsequent umgesetzt.

3.5

Dimensionsanalyse

Der dimensionslose Parameter auf der linken Seite von Gl. (9) hängt ab von sieben dimensionsbehafteten Variablen, die allesamt in der Einheit „[m]“ auftreten. Mit Hilfe der Dimensionsanalyse [15] kann eine derartige Funktion zurückgeführt werden auf eine Funktion, die von einem dimensionslosen Parameter weniger abhängt. Hier wurden nach Möglichkeit horizontale Strecken auf andere horizontale Strecken bezogen, um das Auftreten des 兹苵苵苵 αk-Terms zu minimieren. Aus Gl. (9) ergibt sich durch Anwendung der Dimensionsanalyse: )sup (x 2P , x 3P ) ) A )D ) A § x 2P x 3P t d t b · IP,sup ¨ , , Dk i , w , m , m ¸ ti b b ti b ¹ © b

(10)

Statt der Anisotropie des Baugrunds kann also auch die Schlankheit der Baugrube ti/b modifiziert werden. Bei der Parametervariation muss dann das Verhältnis der Durchlässigkeiten horizontal zu vertikal nicht gesondert berücksichtigt werden. Es wird offenkundig, dass sich durch diesen überschaubaren sowie flexiblen Ansatz eine erhebliche Anzahl von FEM-Berechnungen einsparen lässt und insbesondere Fehlschlüsse vermeidbar werden.

E. Perau/N. Meteling ¡ ModellgrĂśĂ&#x;e und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

3.6

Funktionsansatz

Das Potenzial ÎŚ an jedem Punkt P des StrĂśmungsgebiets kann also fĂźr den Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; durch Umformung von (10) bestimmt werden durch:

§x x ) A )D ) A Â&#x2DC;IP,sup ¨ 2P , 3P , b ti Š )sup x 2P , x 3P

Dk Â&#x2DC;

t i d w t m bm ¡ , , , (11) b b t i b ¸š

Die Gleichung enthält neben den Werten fĂźr die Randpotenziale (ÎŚA, ÎŚD) innerhalb der Funktion Ď&#x2020;P,sup zwei dimensionslose Koordinaten des Punktes P sowie folgende vier Parameter, die bei den FEM-Berechnungen variiert werden mĂźssen: ein Parameter, der sowohl die Schlankheit der Baugrube als auch die Anisotropie des Baugrunds enthält, ein Verhältnis der Wanddicke zur Baugrubenbreite und zwei dimensionslose Abmessungen fĂźr die ModellgrĂśĂ&#x;e. Der Wert der dimensionslosen Funktion Ď&#x2020;P,sup nimmt auf dem Rand A-A den Wert 0 und auf dem Rand D-E den Wert 1 an. Im gesamten Modellgebiet liegen die Funktionswerte gemäĂ&#x; dem Maximumprinzip fĂźr elliptische DGL [17] dann zwischen 0 und 1. Die Funktion ist darĂźber hinaus symmetrisch bezĂźglich der x1-x3-Ebene, d. h., es gilt Ď&#x2020;P,sup(-x2P) = Ď&#x2020;P,sup(x2P). Zusammen mit den Randpotenzialen ÎŚA und ÎŚD kann aus Ď&#x2020;P,sup nach (11) fĂźr alle Punkte P das Potenzial eindeutig formuliert werden.

Genauso wie fĂźr den Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; (nach Bild 3) ÎŚP,sup aus einer Funktion fĂźr Ď&#x2020;P,sup entwickelt wird, kann fĂźr den Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;infâ&#x20AC;&#x153; (nach Bild 4) ÎŚP,inf aus einer Funktion fĂźr Ď&#x2020;P,inf entwickelt werden, wobei sich die Funktionen Ď&#x2020;P,sup und Ď&#x2020;P,inf in ihren einzelnen Werten im allgemeinen unterscheiden. Hinsichtlich der oben geschilderten Eigenschaften sind sie jedoch gleich.

Auf rotationssymmetrische StrĂśmungsprobleme, also kreisrunde Baugruben mit entsprechender Geometrie und Randbedingungen, sind die Beziehungen Ăźbertragbar, wenn in den Bildern 1 bis 4 der Durchmesser der Baugrube mit b und der Durchmesser des Modellgebiets mit bm bezeichnet wird. Es gelten fĂźr beide Modelltypen ebensolche Ansätze fĂźr Ď&#x2020;P,sup,rot und Ď&#x2020;P,inf,rot, die zwar im Allgemeinen unterschiedliche Werte fĂźr Ď&#x2020; liefern, aber ebensolche Eigenschaften besitzen.

4 4.1

Untersuchungsprogramm fĂźr FEM-Berechnungen Konzept und Wahl der Parameter

Bei den hier in Rede stehenden FEM-Berechnungen stehen als Ergebnis StandrohrspiegelhĂśhen, hydraulische Gradienten, StrĂśmungskräfte, PorenwasserdrĂźcke in der Nähe von Verbauwand und Baugrubensohle sowie WasserzuflĂźsse im Fokus. Um den Einfluss von Modelltyp und -grĂśĂ&#x;e auf die Berechnungserbnisse insgesamt zu ermitteln, sollten also repräsentativ diese EinflĂźsse z. B. auf das Potenzial am WandfuĂ&#x; (ÎŚB) und den Grundwasserzufluss (q) untersucht werden. Die Einwirkung auf ÎŚB kann direkt nach Gl. (11) ermittelt werden. Beim Einfluss auf den Wasserzufluss q kann berĂźcksichtigt werden, dass diese sich Ăźber eine Integration der Filtergeschwindigkeit Ăźber einen geschlossenen Schnitt Ăźber die Baugrubensohle ergibt. Die Auswertung des Wasserzuflusses stellt infolge der Integration Ăźber die Baugrubenfläche eine Art Mit-

telung der Potenziale in der Ebene A-A, der Ebene B-B oder beliebigen anderen geschlossenen Schnitten dar.

Es reicht aus, die in der Funktion Ď&#x2020;P,,sup nach Gl. (10), enthaltenen Parameter zu variieren und deren Einfluss auf die Funktionswerte im Punkt B, also Ď&#x2020;B,sup, Ď&#x2020;B,inf (fĂźr ebene Systeme) und Ď&#x2020;B,sup,rot, Ď&#x2020;B,inf,rot (fĂźr rotationssymmetrische Systeme) sowie den Wasserzufluss q fĂźr diese vier Kombinationen von Systemen und Modelltypen zu untersuchen.

FĂźr die vorliegende Studie werden die einzelnen Parameter wie folgt behandelt: â&#x2C6;&#x2019; Die auf die Baugrubenbreite bezogene Wanddicke kann als sehr klein eingestuft werden, d. h.: dw/b â&#x2020;&#x2019; 0. Bei Ăźblichen Verbauwänden ist dw/b â&#x2030;&#x2C6; 0 zumindest eine gute Näherung, die auf der sicheren Seite liegt! In den vorliegenden Berechnungen liegen die Werte zwischen dw/b = 0,005 und 0,02. AusfĂźhrlichere Untersuchungen zur Wanddicke wurden z. B. von [8] und [12] vorgenommen. â&#x2C6;&#x2019; Die auf die Einbindetiefe der Wand bezogene Modellabmessung zur Tiefe tm/ti wurde beginnend bei einem Wert von 2,0 so weit gesteigert, dass kein Einfluss mehr aus einer Steigerung zu erkennen war, sodass dies als tm/ti â&#x2020;&#x2019; ⏠interpretiert werden konnte. â&#x2C6;&#x2019; Die auf die Breite der Baugrube bezogene Modellbreite bm/b wurde beginnend bei einem Wert von 1,10 so weit gesteigert, dass kein Einfluss mehr aus einer Steigerung zu erkennen war, sodass dies als bm/b â&#x2020;&#x2019; ⏠interpretiert werden konnte. â&#x2C6;&#x2019; FĂźr den Parameter, der den Schlankheitsgrad der Baugrube und die Anisotropie des Bodens abbildet, ĺ&#x2026;šč&#x2039;ľč&#x2039;ľč&#x2039;ľ Îąk ¡ ti/b, wurden exemplarische Fälle gerechnet: mit ĺ&#x2026;šč&#x2039;ľč&#x2039;ľč&#x2039;ľ Îąk ¡ ti/b = 0,25 eine relativ breite Baugrube sowie mit ĺ&#x2026;šč&#x2039;ľč&#x2039;ľč&#x2039;ľ Îąk ¡ ti/b = 2,0 eine relativ schmale Baugrube.

Bei einem zunehmend groĂ&#x;en Modellgebiet steht zu erwarten, dass der Einfluss des Modelltyps (â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; oder â&#x20AC;&#x17E;infâ&#x20AC;&#x153;), also der Randbedingungen an den entfernt liegenden Rändern, auf das Berechnungsergebnis tendenziell verschwindet [14], [13].

4.2

FEM-Berechnungen und Ergebnisse

Es wurden fĂźr die Parameterstudie 300 Berechnungen auf Basis der Theorie der PotenzialstrĂśmung mit dem FEMProgramm PLAXIS 2D [21] durchgefĂźhrt. Ein wesentlicher Teil der Berechnungen wurde in zuverlässiger Weise von Herrn Costin Niculescu-Valeanu absolviert. Eine zusätzliche Reduktion des Rechenaufwandes war durch die Ausnutzung der Symmetrie des Systems mĂśglich. Die Diskretisierung des Gebiets erfolgte mit einem Netz von etwa 3.000 bis 9.000 15-knotigen Dreieckselementen, das entsprechend [9] im Bereich des WandfuĂ&#x;es verfeinert wurde, sodass sich Ăźber die HĂśhe der Einbindetiefe ti mindestens zehn Elemente befanden.

Zunächst wurden aus den FEM-Berechnungen die WasserzuflĂźsse q abgelesen, um deren Abhängigkeit von dem jeweiligen Modelltyp â&#x20AC;&#x17E;supâ&#x20AC;&#x153; bzw. â&#x20AC;&#x17E;infâ&#x20AC;&#x153; sowie der ModellgrĂśĂ&#x;e zu ermitteln. FĂźr die Bilder 5 bis 7 wurden diese WasserzuflĂźsse auf den Wasserzufluss q⏠⏠bezogen, der sich bei tm/ti â&#x2020;&#x2019; ⏠und bm/b â&#x2020;&#x2019; ⏠fĂźr beide Modelltypen jeweils einheitlich ergab. Die Ergebnisse dieser numerisch

geotechnik 38 (2015), Heft 1

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E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

Bild 5. Wasserzufluss bei einer ebenen breiten Baugrube αk · ti/b = 0,25) (兹苵苵苵 Fig. 5. Inflow rate for a plane wide excavation αk · ti/b = 0,25) (兹苵苵苵

Bild 7. Wasserzufluss bei einer ebenen schmalen Baugrube αk · ti/b = 2,0) (兹苵苵苵 Fig. 7. Inflow rate for a plane narrow excavation αk · ti/b = 2,0) (兹苵苵苵

Bild 6. Wasserzufluss bei einer kreisrunden breiten Bauαk · ti/b = 0,25) grube (兹苵苵苵 Fig. 6. Inflow rate for an axis-symmetric wide excavation (兹苵苵苵 αk · ti/b = 0,25)

nähert sich von unten asymptotisch einem Wert, der von der Modelltiefe tm abhängt.

– Die asymptotischen Grenzwerte nach a) und b) sind identisch, so dass die Werte für beide Modelltypen für bm → ⬁ ein und demselben Grenzwert entgegen streben, der von der Modelltiefe tm abhängt und jeweils vom Modelltyp „sup“ nicht unterschritten und vom Modelltyp „inf“ nicht überschritten wird. Daraus rechtfertigt sich auch die Bezeichnung der beiden Modelltypen „sup“ und „inf“.

– Mit der Modelltiefe tm steigt der Grenzwert für den Wasserzufluss q nach c) stetig an und läuft asymptotisch einem absoluten Grenzwert zu, der zu tm → ⬁ und bm → ⬁ gehört.

– Bei der ebenen breiten Baugrube im isotropen Baugrund (kleine Werte für 兹苵苵苵 αk · ti/b) sind die zuvor geschilderten Merkmale der Kurvenverläufe am stärksten ausgeprägt, sie nehmen tendenziell ab bei der kreisrunden Baugrube, bei anisotropem Baugrund sowie insbesondere bei der schmalen Baugrube.

bestimmten Wasserzuflüsse wurden anhand analytischer Lösungen, die als Diagramme vorliegen [22], verifiziert.

Bild 5 beschreibt den Einfluss von Modelltyp und Modellgröße (tm, bm) auf den Wasserzufluss für eine ebene, breite Baugrube, Bild 6 für eine kreisrunde, breite Baugrube und Bild 7 für eine ebene, schmale Baugrube.

Trotz der unterschiedlichen Baugrubengeometrie sind die Kurvenverläufe in den Bildern 5 bis 7 in allen drei Fällen sehr ähnlich. Die Verläufe können wie folgt charakterisiert werden: – Bei dem Modelltyp „sup“ fällt mit zunehmender Modellbreite bm der berechnete Wasserzufluss ab und nähert sich von oben asymptotisch einem Wert, der von der Modelltiefe tm abhängt.

– Bei dem Modelltyp „inf“ steigt mit zunehmender Modellbreite bm der berechnete Wasserzufluss an und

Bild 7 zeigt, dass bei sehr schmalen Baugruben oder bei stark anisotropem Baugrund der Einfluss der Modelltiefe auf den Wasserzufluss verschwindend gering ist im Vergleich zum Einfluss bei breiten Baugruben. Gewiss liegt der Einfluss unterhalb der Ungenauigkeiten beim ebenfalls einfließenden k-Wert. Aus diesem Grund wurden mit ergänzenden Berechnungen der Einfluss der Modelltiefe tm und der Baugrubenschlankheit 兹苵苵苵 αk · ti/b untersucht. Dabei wurden Modellbreiten für die berechneten Grenzwerte mit bm → ⬁ herangezogen.

Ausgewertet wurden neben den Wasserzuflüssen (Bild 8) auch die Potenziale im Punkt B, also an der Innenseite der Wandunterkante (Bild 1), die zum Beispiel für den Nachweis gegen hydraulischen Grundbruch relevant sind (Bild 9).

Bild 8 zeigt, dass bei ausreichend groß gewählter Modellbreite bm der Einfluss der Modelltiefe tm auf den Wasserzufluss nur bei großen Werten für 兹苵苵苵 αk · ti/b, also bei

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geotechnik 38 (2015), Heft 1

E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

Bild 8. Wasserzufluss in Abhängigkeit von der Modelltiefe für schmale und breite Baugruben (kreisrund/eben) Fig. 8. Inflow rate in relation to model depth for narrow and wide excavations (axis-symmetric/plane)

Bild 9. Potenzial am Punkt B in Abhängigkeit von der Modelltiefe für schmale und breite Baugruben (kreisrund/eben) Fig. 9. Potential at point B in relation to model depth for narrow and wide excavations (axis-symmetric/plane)

schmalen Baugruben oder stark anisotropem Baugrund, gering ist. Bei kleinen Werten für 兹苵苵苵 αk · ti/b, also breiten Baugruben mit isotropem Baugrund, ist der Einfluss der Tiefe tm signifikant.

Stellvertretend für die Standrohrspiegelhöhe an der Wandunterkante ΦB ist in Bild 9 die Abhängigkeit der Funktion φB nach Gl. (10) von der Modelltiefe dargestellt.

Der Abbildung ist zu entnehmen, dass die Funktion φB und damit auch die Standrohrspiegelhöhe an der Wandunterkante ΦB nur relativ schwach von der Modelltiefe beeinflusst werden, wenn tm/ti > 1,5 gilt. Hier reicht eine Modelltiefe tm/ti = 5,0 bereits aus, um höchstens 5 % Abweichung vom absoluten Grenzwert für tm → ⬁ zu erreichen. Beachtet werden muss allerdings, dass die in Bild 9 dargestellte Funktion im Bereich kleiner Werte (tm/ti → 1)

Bild 10. Potenzialfunktion φ(x2 ) in Höhe der Wandunterkante für ebene Baugruben unterschiedlichen Schlankheitsgrads Fig. 10. Potential function φ(x2 ) in level of the bottom of the pit wall for plane excavations with different degree of slenderness

sehr empfindlich auf Variationen für tm/ti und dw sowie auf die Netzgeometrie reagiert. Baupraktisch sind diese Fälle i. d. R. nicht relevant, da die Verbauwand dann die schwächer durchlässige Schicht fast durchteuft hätte und tunlichst in die darunterliegende quasi undurchlässige Schicht einbinden sollte. Bei FEM-Berechnungen muss auf diese Anfälligkeit beim Berechnungsmodell jedoch geachtet werden.

Ergänzend ist in Bild 10 die Verteilung des Potenzials in Höhe der Unterkante der Verbauwand (Strecke MB nach Bild 2) dargestellt. Diese Potenzialverteilung wird in Nähe der Verbauwand zum Beispiel für die Berechnung des hydraulischen Gradienten beim Nachweis gegen hydraulischen Grundbruch benötigt. Die Abbildung zeigt für ebene Baugruben mit unterschiedlicher Schlankheit den Einfluss der Gebietstiefe auf die Potenzialverteilung, die auch repräsentativ für die vertikale Komponente des hydraulischen Gradienten steht. Wie zu erwarten, zeigt sich, dass Potenziale an der Wandunterkante und hydraulische Gradienten bei schmalen Baugruben verhältnismäßig groß und gleichförmig und bei breiten Baugruben eher gering und veränderlich sind, vgl. z. B. [7], [8], [10]. Diese numerischen Lösungen streben der analytischen Lösung für den folgenden theoretischen Grenzfall [23] zu: die unendlich breite Baugrube (兹苵苵苵 αk · ti/b → 0) mit einer Verbauwand geringer Dicke (dw/b → 0). Demnach beträgt die Potenzialfunktion an der Wandunterkante φB = 0,5 und in Höhe der Wandunterkante in unendlichem Abstand von der Wand φM = 0. Dieser theoretischen Lösung kommt die numerische Lösung für die sehr breite Baugrube (ti/b = 0,05) bereits sehr nahe.

Bild 10 zeigt darüber hinaus, dass die Modelltiefe tm bei unterschiedlicher Baugrubengeometrie unterschiedliche Auswirkungen auf die Potenzialverteilung hat. Während bei schmalen Baugruben in Übereinstimmung mit Bild 9 der Einfluss grundsätzlich sehr klein ist, beschränkt sich dieser geringe Einfluss bei breiten Baugruben nur auf den Bereich nahe der Verbauwand (Punkt B) – während

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E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

hin zur Mitte x2/b = 0 (Punkt M) der Einfluss der Modelltiefe tm stark ansteigt. Da die Wasserzuflüsse sich durch eine Integration über die in Bild 10 präsentierten Kurven darstellen lassen, erklärt sich auch die in Bild 8 erkennbare starke Abhängigkeit des Wasserzuflusses von der Modellgröße und die in Bild 9 erkennbare schwache Abhängigkeit des Potenzials im Punkt B.

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Schlussfolgerungen

Durch die gezielte Anwendung von mathematisch-physikalisch motivierten Verfahren wie die Formulierung einer Aufgabe als Randwertproblem und eine Auswertung dessen mathematischer Eigenschaften sowie die Anwendung der Dimensionsanalyse ließ sich die Anzahl der zu variierenden Parameter des Problems von zunächst neun auf vier reduzieren.

Aus den hier lediglich exemplarisch durchgeführten FEM-Berechnungen lassen sich auf Basis der zuvor getätigten Gedanken und Herleitungen einige grundlegende Schlussfolgerungen ziehen, die dem in der Praxis tätigen Ingenieur als Empfehlung mitgegeben werden: – Der Einfluss der Größe des Modellgebiets auf die Ergebnisse der Strömungsberechnung ist signifikant und muss daher beachtet werden. Vorsicht ist geboten, falls stärker durchlässige Schichten unterhalb der Baugrubenwände anstehen könnten – derartige Fälle wurden hier nicht untersucht! Das gleiche gilt für die Richtungen zu den Seiten; hier könnten Randbedingungen z. B. durch Gewässer den Wasserzufluss signifikant beeinflussen.

– FEM-Modelle nach dem Typ „inf“ (Bild 4), also mit undurchlässigen Seitenrändern, liefern für Potenzialverteilung und Wasserzufluss Werte, die kleiner als die Lösungen für das unendlich große Strömungsgebiet sind; FEM-Modelle nach dem Typ „sup“ (Bild 3) liefern umgekehrt größere Werte für Potenzialverteilung und Wasserzufluss. Mit zunehmender Gebietsgröße nähern die beiden Modelltypen sich asymptotisch den gleichen Werten.

– Die Berechnungen mit dem Modelltyp „sup“ liegen – was die Berechnung von Wasserzuflüssen und Potenzialen und damit auch hydraulischen Gradienten und Strömungskräften im Bereich der Baugrube angeht – also auf der sicheren Seite und wären im Zweifelsfalle zu bevorzugen. Durch eine ergänzende Berechnung mit dem Modelltyp „inf“ kann über einen Vergleich der Ergebnisse – selbst bei einem „zu klein“ gewählten Modellgebiet – erkannt werden, wie unwirtschaftlich eine Berechnung mit dem Modelltyp „sup“ sein könnte. Wenn ein – im Rahmen der Berechnungsgrundlagen – „genaues“ Ergebnis erforderlich ist, sind beide Berechnungen durchzuführen, falls die ausreichende Größe des Gebiets – etwa unter Ausnutzung der Bilder 5 bis 10 nicht evident ist.

– Grundlage für ein geeignetes FEM-Modell ist die richtige Wahl der FEM-Modelltiefe tm, die wiederum auf einer aussagekräftigen Baugrunderkundung und einem zutreffenden Baugrundmodell beruht. Besonders bei breiten Baugruben und isotropem Baugrund ist die richtige Abschätzung der Modelltiefe tm relevant.

– Auf Basis der Modelltiefe tm lässt sich eine erforderliche FEM-Modellbreite bm ermitteln. Das Verhältnis der er-

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forderlichen Modellbreite bm zur Baugrubenbreite b nimmt mit folgenden Tendenzen zu: große Modelltiefe tm bezogen auf die Einbindetiefe der Wand ti, ebener Strömungszustand im Vergleich zum rotationssymmetrischen Strömungszustand, schmale Baugrube im Vergleich zu breiter Baugrube sowie ein großes Verhältnis der Anisotropie αK. Eine Abschätzung für die Einflüsse der Modellbreite bm auf die Ergebnisse der FEM-Berechnung lässt sich anhand der Bilder 5 bis 10 vornehmen.

Die vorliegenden Untersuchungen und Empfehlungen können nicht den Anspruch erheben, für alle denkbaren Fälle die optimale Lösung bereitzustellen. Dennoch werden sich auch im Sonderfall auf Basis der vorliegenden Empfehlungen rasch Lösungen für Modellgröße und geeigneten Modelltyp entwickeln lassen.

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Kolloquium ,,Bauen in Boden und Fels“, S. 45–59, 2010.

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[6] Danieli, S.: Die Wehrhahn-Linie in Düsseldorf – U-Bahnbau im innerstädtischen Ballungsraum. Wuppertal: Beiträge zum RuhrGeo Tag 2012, Innerstädtischer Tunnelbau und Spezialtiefbau, Universität Wuppertal, Berichte des Lehr- und Forschungsgebietes Geotechnik, Mitteilungsheft-Nr. 32, S. 1–18, 2012.

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E. Perau/N. Meteling · Modellgröße und Randbedingungen bei der geohydraulischen Berechnung einer Restwasserhaltung mit der FEM

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[23] Kézdi, Á.: Handbuch der Bodenmechanik, Band 1, Bodenphysik. Berlin: VEB Verlag für Bauwesen, 1969.

Autoren Univ.-Prof. Dr.-Ing. Eugen Perau M. Sc. Nils Meteling Universität Duisburg-Essen Fachgebiet Geotechnik Universitätsstraße 15 45141 Essen eugen.perau@uni-due.de nils.meteling@uni-due.de

Eingereicht zur Begutachtung: 2. Oktober 2014 Überarbeitet: 19. November 2014 Angenommen zur Publikation: 20. November 2014

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Bericht Martin Krentz

DOI: 10.1002/gete.201400035

Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens Etwa 35 Jahre nach der ersten Anwendung auf einer Baustelle in Deutschland ist das Düsenstrahlverfahren heute im Spezialtiefbau etabliert und gehört zum Portfolio vieler Unternehmen. Für dessen Anwendung gelten DIN EN 12716 als zentrales technisches Regelwerk sowie DIN 18321 für die Regelung technisch/ vertraglicher Belange. Erfahrungen aus Streit- und Schadensfällen machen die Fortschreibung und Ergänzung der Regelwerke erforderlich. Der vorliegende Bericht zeigt anhand wesentlicher verfahrensbedingter Zusammenhänge in Beispielen, dass bei der Befolgung der vorliegenden und zukünftigen Regelwerke auch verfahrensspezifische handwerkliche Gesichtspunkte zu beachten sind.

On the skilled application of jet grouting. Some 35 years ago jet grouting was introduced on a construction site in Germany for the first time. Ever since then it has become an approved method in special ground engineering and is now being offered and applied by many companies. As to its application DIN EN 12716 refers to the central technical guidelines whereas DIN 18321 deals with the technical and/or contractual issues. Experiences with events of damage and disputes show that the regulations need further updates and supplements. This report explains in examples which process-specific craft aspects have to be observed when applying present and future rules.

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Einleitung

Zur Diskussion um die Fortschreibung und Ergänzung der das Düsenstrahlverfahren betreffenden Regelwerke haben jüngst Schulze und Jud in geotechnik 37 (2014) mit ihren „Kritischen Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten“ [1] beigetragen. Sehr prägnant benennen die Autoren die Besonderheit des Düsenstrahlverfahrens, nämlich dass „mit einem vom Auftragnehmer zu wählenden Verfahren … und dem vom Auftraggeber bereitgestellten Baugrund ein neuer Baustoff bzw. Bauteile … hergestellt werden sollen“. Dem ist als technische Besonderheit hinzuzufügen, dass dabei die von vielen Variablen beeinflussten Medien Hochdruckstrahl und Baugrund in eine hoch komplexe Interaktion treten. Die Vielzahl der von den Autoren aufgegriffenen Gesichtspunkte zeigt, welche unterschiedlichen Aspekte aus dieser Besonderheit resultieren – also bei der Planung, Ausführung und Abrechnung von Düsenstrahlarbeiten bedacht werden müssen und welche Fallstricke bei der Vertragsabwicklung

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zu Meinungsverschiedenheiten zwischen den Beteiligten führen können.

Unbestritten besteht in einzelnen Bereichen der geltenden Normen Konkretisierungs- bzw. Korrekturbedarf.

Jedoch sollte umsichtig nach dem rechten Maß gesucht werden. Denn zunehmend enger gefasste Regelwerke könnten den eingebundenen Geotechniker zu der Annahme verleiten, das Düsenstrahlverfahren könne nach „Schema F“ angewendet werden. Bevor weiter verdeutlicht wird, dass dem nicht so ist, soll ein kleiner Rückblick auf die Entwicklung des Düsenstrahlverfahrens geworfen werden.

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Rückblick

Ende der 1970er-Jahre wurden die ersten Düsenstrahlarbeiten auf deutschen Baustellen ausgeführt. Aufgrund technischer und wirtschaftlicher Vorteile ersetzte es rasch in weiten Bereichen die bis dahin, z. B. für Unterfangungen, angewendeten konventionellen Injektionsverfahren und wurde fortan von wenigen, namhaften Spezialtiefbauunternehmen in umsichtiger Pionierarbeit weiterentwickelt. Spätestens mit dem Mauerfall und dem dadurch ausgelösten Bauboom nahm die Anzahl der DSV-Anbieter stetig zu. Auch die Ansprüche an die mit DSV zu lösenden Aufgaben stiegen stetig – beispielsweise hinsichtlich Bohrtiefen, Dichtigkeit und statischer Beanspruchung – und es kam häufiger zu kapitalen Schäden. Vor der Jahrtausendwende erschienen vermehrt wissenschaftliche Beiträge zum DS-Verfahren und im Jahr 2000 fasste Kluckert in seinem Beitrag „Quo Vadis HDI?“ [2] die vielfältigen Probleme des DSV zusammen. Im folgenden Jahr wurde DIN EN 12716 [3] als erstes allgemein gültiges Regelwerk für das DS-Verfahren eingeführt, und 2002 folgte die erste Fassung der ATV DIN 18321 [4] für technisch/vertragliche Regelungen. DSV-Anbieter müssen zur Herstellung von Tragelementen über eine gültige allgemeine bauaufsichtliche Zulassung des Deutschen Instituts für Bautechnik verfügen, solange noch keine nationale Anwendungsnorm bauaufsichtlich eingeführt worden ist. Gegenwärtig erfüllen mindestens 20 Unternehmen diese Voraussetzung.

Unzählige wissenschaftliche Arbeiten liegen international über das Düsenstrahlverfahren vor, darunter mindestens sechs deutschsprachige Dissertationen. Doch inwieweit sind die Erkenntnisse all dieser Arbeiten normativ verwendbar, und wieweit haben sie zum allgemein aner-

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M. Krentz · Zur guten fachlichen Praxis des Düsenstrahlverfahrens

kannten Stand der Technik beigetragen? Konkrete Vorgaben, z. B. hinsichtlich der DS-Parameter und der damit erreichbaren Strahlreichweiten, fehlen bis heute, und das hat seinen Grund, wie nachfolgend noch dargelegt wird.

Beobachtet man die Vorgänge auf manchen Baustellen und die häufig dabei entstehenden Kontroversen, so besteht Grund zur Annahme, dass viele Planer, Überwacher und zuweilen selbst Ausführende sich der verfahrensbedingten Zusammenhänge nicht bewusst sind. Oft werden die bereits jetzt bestehenden Regelungen unter gegenseitiger Duldung der Beteiligten unterlaufen und die möglichen Folgen unterschätzt. Mit den folgenden ausgewählten Aspekten soll das veranschaulicht werden.

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der Strahlqualität, infolge von Auswaschungen sowie durch Abplatzungen an den Düsen, können auf diese Weise jedoch nicht sicher festgestellt werden. Dafür ist mindestens eine visuelle Kontrolle der Werkzeuge oder besser noch die messtechnische Überprüfung der Strahleigenschaften erforderlich.

Selten wird auf Baustellen thematisiert, inwieweit der Auftragnehmer Kontrollen durchführt oder in anderer Weise eine gleichbleibende Strahlqualität sicherstellt hinsichtlich – Düsendurchmesser und -beschaffenheit (Rundheit), – Verschleiß (Auswaschungen) im Düsenträger, – Beschädigungen der Düsen, z. B. Abplatzungen nach Anprall von Feststoffen.

Strahlfokussierung

Die Wirksamkeit des DS-Verfahrens hängt maßgeblich von der Qualität des erzeugten Hochdruckstrahls ab, die wiederum von der strömungstechnischen Beschaffenheit der eingesetzten Werkzeuge bestimmt wird. In den derzeit standardmäßig verwendeten Düsenträgern (sogenannte Monitore, Düsenstöcke) wird die Suspension durch das Düsgestänge geführt und dann abrupt bis zu rechtwinklig zur Schneiddüse hin umgelenkt. Konstruktionsbedingt entstehen dabei verhältnismäßig hohe Reibungsverluste (Bild 1). Auch die Bauart der Schneiddüsen selbst hat erheblichen Einfluss auf die Effektivität der Umwandlung von Druck- zu Strahlenergie [6].

Etwa seit der Jahrtausendwende werden in Europa zuweilen strömungstechnisch optimierte Düsenträger eingesetzt, die einen extrem fokussierten Strahl erzeugen [5].

Diese Verbesserungen führten zu erheblichen Energieeinsparungen bei der Anwendung des DS-Verfahrens. Zudem können nach dieser Optimierung DS-Säulen mit bis zu 7 m Durchmesser hergestellt werden.

Durch Verwirbelungen im Kontaktbereich des Strahls und des bereits verflüssigten Bodens entsteht weiterer erheblicher Energieverlust. Dieser Verlustanteil ist maßgeblich von der Fokussierung des Strahls abhängig (Bild 2). Die Schneiddüsen und Düsenträger werden teilweise von den DSV-Anbietern selbst entwickelt und optimiert. Einfach konstruierte Werkzeuge werden häufig auch von Zulieferern beschafft. In Abhängigkeit von der Konstruktion der Düswerkzeuge können also große Unterschiede hinsichtlich der Strahlfokussierung und somit der tatsächlich im Boden erosiv wirksam werdenden Strahlenergie bestehen.

Die Strahleffizienz wird durch weitere Faktoren beeinflusst: – Rotationsgeschwindigkeit des Düsgestänges, – Druck und Förderrate der für die Ummantelung des Schneidstrahls eingesetzten Druckluft [7], – Rheologie der Schneidflüssigkeit, – Bauart der Pumpe (rhythmische Druckschwankungen bei Zweikolbenpumpen [7]), – Verschleißgrad der Düswerkzeuge [8] (vgl. Bilder 1 und 2).

Das allmähliche Aufweiten der Schneiddüsen kann bei achtsamer Ausführung und Überwachung erkannt werden, wenn bei konstanter Pumprate der an der Schneiddüse erzeugte Druck abnimmt. Eventuelle Veränderungen

Burke und Yoshida weisen in [9] darauf hin, dass der Zustand der Düsen vor und nach jedem DS-Vorgang geprüft

Bild 1. Schematischer Schnitt durch einen konventionellen Düsenträger (Zweiphasensystem), mögliche Verschleißzonen angedeutet Fig. 1. Schematic longitunial section of a conventional nozzle holder (2-phase system), indicating abrasive wear spots

Bild 2. Strahlqualität in Abhängigkeit vom Zustand der Düswerkzeuge (Düsenträger und Düse), unterschiedlich hohe Energieverluste durch Verwirbelung innerhalb der frischen Säule Fig. 2. Jet formation depending on the state of the jettingtools (nozzle holder and nozzle) with differing energy losses due to swirl in the jet flow

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werden muss. Sie erwähnen in diesem Zusammenhang ein Prüfverfahren unter Verwendung von druckempfindlichen Folien. Offenbar hinterlässt der Strahl nach zeitlich und räumlich definierter Einwirkung einen reproduzierbaren farblichen Abdruck, so dass der wirksame Strahlquerschnitt bei unterschiedlichen Werkzeugkonfigurationen oder Verschleißzuständen verglichen werden kann. Einen Prüfstand zur Messung der Schneidkraft des Düsenstrahls beschreibt Beck in [7] im Zusammenhang mit der Untersuchung des Einflusses der Luftummantelung. Sondermann beschreibt in [8] eine Kombination aus beiden Methoden und zeigt eine Vergleichsmessung an einem neuen bzw. verschlissenen Düsenträger.

In den oben zitierten Veröffentlichungen wurden keine konkreten Angaben zur Strahlbeschaffenheit gemacht, die als Soll-Vorgaben für standardisierte Düsenstrahlwerkzeuge Verwendung finden könnten. Eine allgemein anerkannte, geschweige denn allgemein eingesetzte Methode zur Überprüfung der Strahleffizienz gibt es bis jetzt also nicht. Über das „Innenleben“ ihrer Düswerkzeuge sowie über Häufigkeit von Verschleißkontrollen oder Strahlprüfungen schweigen sich sämtliche DSV-Anbieter weitgehend aus – womöglich auch, weil sie nur sehr selten danach gefragt werden. Damit nehmen sie in Kauf, dass sie die Verantwortung für die DS-Parameterfestlegung regelmäßig allein tragen müssen.

Angesichts uneinheitlicher Konstruktionsarten der Düswerkzeuge und unternehmensspezifischer Weiterentwicklungen kann nicht ausgeschlossen werden, dass Unternehmen A mit gleichem DS-Parametersatz in gleichem Boden andere Strahlreichweiten erzeugt als Unternehmen B. Die bereits von Schulze und Jud erörterte Frage, ob der Auftragnehmer die DS-Parameter/Verfahren erfolgreicher Probedüsungen anderer Unternehmer übernehmen muss [1], ist daher aus technischer Sicht derzeit eindeutig zu verneinen. Grauvogl und Schwarz weisen in ihrem Kommentar zu DIN 18321 [10] unter § 3.2.1 auf die rechtlichen Folgen hin, die eintreten, wenn Parameter aus vorangegangenen Probedüsungen einer Ausschreibung zugrunde gelegt werden.

Wenn der vereinbarte Säulendurchmesser mit den durch Probedüsungen festgelegten DS-Parametern im Verlauf einer Bauaufgabe später nicht mehr erreicht wird, ist der Aspekt der gleichbleibenden Strahlfokussierung zu beleuchten, bevor auf veränderte Baugrundverhältnisse als Ursache geschlossen werden darf.

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Festlegung der Düsenstrahlparameter

Die Festlegung der anzuwendenden DS-Parameter ist gemäß DIN 18321, § 3.2.1 vom Auftragnehmer vorzunehmen. Aus den zuvor erläuterten Gründen kann nur er selbst beurteilen, wie effizient die von ihm eingesetzten Gerätschaften sind. Grundlage für diese Beurteilung sind Erfahrungswerte aus früheren Bauaufgaben bzw. Probedüsungen. Für unterschiedliche Bodenarten ist den Auftragnehmern erfahrungsgemäß bekannt, welches Bodenvolumen beim DS-Verfahren mit ihrer Gerätekonfiguration je Zeiteinheit gelöst werden kann (sogenannte Erosionsleistung). Häufig werden betriebsinterne Standardwerte für Pumpendruck und Förderrate verwendet, so dass mit der Erosionsleistung in m³/min als Erfah-

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rungswert aus dem vorgegebenen Solldurchmesser die erforderliche Ziehgeschwindigkeit rückgerechnet werden kann. Die Abnahme der Erosionsleistung mit größer werdender angestrebter Strahlreichweite wird ebenfalls aus Erfahrung berücksichtigt.

Sollen die hydraulischen Parameter Druck und Förderrate von Baustelle zu Baustelle variiert werden, so kann eine Betrachtung auf Grundlage der eingetragenen hydraulischen Energie erfolgen. Der bereits oben angesprochene, durch Verwirbelung innerhalb der frischen Säule entstehende Energieverlust wird in [11] mit dem Effektivitätsindex μ berücksichtigt. Dieser Wert sowie die Lösbarkeit des zu behandelnden Bodens sind nach gegenwärtigem Stand Erfahrungssache, womit der Ball wiederum im Feld der Auftragnehmer liegt. Ähnliche Ansätze wie die Energiebetrachtung auf Grundlage der hydraulischen Lösearbeit [12] vernachlässigen den Einfluss der Strahlfokussierung ganz. Zwar mag auf diese Weise ein Vergleich verschiedener Projekte angestellt werden, welche mit identischer und verschleißloser Gerätekonfiguration in gleichen Bodenverhältnissen ausgeführt wurden – unkritische Rückschlüsse auf abweichende Konfigurationen werden jedoch zwangsläufig mit mehr oder weniger folgenreichen Fehlern behaftet sein.

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Rückflusskontrolle

Aus DIN EN 12716, § 8.6 ist Satz 8.6.4 hervorzuheben: „Eine unerwartete Verringerung des Rückflusses muss unverzüglich untersucht und beseitigt werden. Sie kann auf ein Verstopfen des Ringraums im Bohrloch hinweisen“.

Infolge einer solchen Verstopfung entsteht bei fortgesetztem Düsen in der frisch geschnittenen Säule sehr rasch Staudruck. Dieser kann hydraulische Rissbildung bewirken, also Beschädigung des Baugrunds und Gelände- sowie Bauwerkshebungen [13]. Zudem beeinträchtigt unnötiger Staudruck die Wirksamkeit des Schneidstrahls, nicht zuletzt weil die ggf. zur Strahlummantelung eingesetzte Druckluft sich nicht zu ihrem maximal möglichen Volumen entspannen kann. Ringraumverstopfungen sind daher umgehend durch Ziehen und Wiedereinfahren des Düsstrangs aufzuwaschen. Unter Umständen müssen Suspensionsrezeptur und DS-Parameter an die tatsächlichen Baugrundverhältnisse angepasst werden.

Jedoch kann der Rückfluss auch gemindert sein, weil der frische DS-Mörtel bzw. die Schneidflüssigkeit aus dem Bohrloch bzw. der Säule abfließt. Sowohl baugrundbedingte Erscheinungen wie Klüfte oder stark durchlässige Grobschichten kommen als Fließwege in Frage als auch künstliche Gegebenheiten wie beschädigte Rohrleitungen, durchlässige Kellersohlen oder Bauwerkstrümmer. Daher ist zunächst eine Sichtprüfung der im Einflussbereich befindlichen, unterirdischen Bauwerke erforderlich.

Erst nachdem die Ursache für verringerten Rückfluss festgestellt und behoben ist, darf der Düsvorgang fortgesetzt werden. In besonderen Fällen kann das Düsen ohne Rückfluss erfolgen, beispielsweise wenn Klüfte oder Schuttlagen planmäßig mit Überschusssuspension aufgefüllt werden sollen. Das setzt jedoch voraus, dass andere Ursachen auszuschließen sind, die Standsicherheit der frischen Säule gewährleistet ist und darüber Einvernehmen zwischen Auftragnehmer und -geber besteht.

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Sedimentationsausgleich

„Nach Abschluss des Düsvorgangs ist der erforderliche Suspensionsspiegel bis zum Erhärten zu halten. …“ (DIN 18321, § 3.2.4) Nicht selten ist zu beobachten, dass die frischen Säulen pünktlich ab Feierabend sich selbst überlassen, also nicht weiter aufgefüllt werden. Bis zum Erhärten werden frische DS-Elemente durch den hydrostatischen Druck des frischen DS-Mörtels gestützt. Entfällt diese Stabilisierung, so können die Wände und/oder die Firste des Elements einbrechen und unverfestigter Boden in frisches DS-Material einsinken. Das Ausmaß dieses Vorgangs kann bis zum Verbruch der Geländeoberfläche führen. Selbst wenn diese Elemente später wieder mit Bindemittelsuspension aufgefüllt werden, können Fehlstellen verbleiben (Bild 3).

Es ist also ständig eine ausreichende Füllung der Säule erforderlich. Bei Unterfangungen und Nachgründungen muss die Füllung aus Gründen der sicheren Überwachung bis zum Bohransatzpunkt reichen.

Verfahrensbedingt sedimentieren grobe Bodenteile innerhalb der frischen Säule je nach Korngröße mehr oder weniger stark und besonders, weil häufig instabile Bindemittelsuspension verwendet wird. In rolligen Böden filtert zudem Überschusswasser über die Mantelfläche der Säule ab, was je nach Durchlässigkeit zu großem Volumenverlust führen kann. Dieser ist durch Nachfüllen von Bindemittelsuspension auszugleichen. Eventuelles „Aufhängen“ zähflüssigen DS-Mörtels innerhalb der Bohrstrecke ist dabei zu verhindern und ggf. die Bohrlochverstopfung mit Spüllanzen oder dem Bohrgestänge zu durchfahren. Sofern ausreichende Qualität gewährleistet ist, kann Rückflussmaterial aus der anschließenden Produktion für das Auffüllen verwendet werden. Wenn es die Festigkeitsanforderungen zulassen, kann Sedimentation auch durch Stabilisierung der Schneidsuspension mit Bentonit gemindert werden.

Bild 3. Prinzipdarstellungen einer durch Flüssigkeitsdruck gestützen Säule und einer infolge fehlender Stützung verbrochenen Säule Fig. 3. Principle illustration of a column supported by fluid pressure and illustration of collapsing soil in case of missing fluid pressure

Hinsichtlich der Definition besonderer Leistungen gemäß DIN 18321, § 3.2.4/4.2.1 sollte klargestellt sein, dass der Sedimentationsverlust an sich verfahrensbedingt ist und nicht als unvermutet angesehen werden kann. Wie im Kommentar [10] vertiefend erläutert wird, sind weitere Maßnahmen nur aufgrund unvermuteter Suspensionsverluste besondere Leistungen.

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Umgang mit Unterbrechungen

„Wenn der Düsvorgang unterbrochen wird, sind beim Fortsetzen des Düsens Maßnahmen zu ergreifen, die die Kontinuität des Düsenstrahlelementes sicherstellen.“ (DIN EN 12716 in § 8.5.8). In älteren allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen für das DS-Verfahren werden Unterbrechungen erlaubt, „wenn der restliche Teil des Elementes vor Beginn des Abbindevorganges fertig gestellt wird und der Düsenträger mindestens 0,5 m in den bereits hergestellten Teil wieder eintaucht.“ Nach neueren Zulassungen ist bei Unterbrechungen „sicherzustellen, dass die Elemente ohne Fehlstellen übereinander liegen.“ Insbesondere bei längeren Unterbrechungen in rolligen Böden sollte das Augenmerk auf die noch zu behandelnde Bohrlochstrecke gerichtet sein; denn durch den im ersten Vorgang aufsteigenden Rückfluss wird der Bohrlochquerschnitt über das zunächst aufgebohrte Maß hinaus erosiv aufgeweitet. Zudem kann die Bohrlochwandung durch Penetration mit abgefilterten Bindemittelanteilen über eine nicht bestimmbare Dicke verkrusten. Falls das früher eingebrachte Bindemittel bereits Festigkeit entwickelt hat, kann es den später fortgesetzten Herstellprozess beeinträchtigen; denn beim späteren Wiedereinfahren wird zunächst mechanisch nicht viel mehr als der Querschnitt der Bohrkrone aufgewältigt. In der Umgebung kann dann noch ein vorverfestigter Mantel vorhanden sein, welcher beim anschließenden Düsen zu Beeinträchtigungen des Strahls, bis hin zu Strahlschattenbildung führen kann (Bild 4).

Bei Arbeitsunterbrechungen muss die Festigkeitsentwicklung mit Feldmethoden an einer Rückstellprobe des letzten Rückflusses bis zur Wiederaufnahme der Arbeiten beobachtet werden. Dabei ist zu berücksichtigen, dass die Festigkeit sich in situ durch das Abfiltern von Zugabewasser sowie durch die Hydratationswärme des bereits hergestellten DS-Mörtels schneller entwickeln kann.

Im Zweifel müssen ggf. neue DS-Bohrungen mit Versatz neben der unterbrochenen Bohrung hergestellt werden, um die bereits verfestigte Bohrlochkerze ohne Strahlschatten in den DS-Körper einzubinden.

Gelegentlich wird der Düsvorgang „leichtfertig“ aus vermeidbaren Gründen, z. B. verzögerter Bindemittellieferung, für längere Zeit unterbrochen. Mechanische Durchmesserbestimmungen sind im Übergangsbereich alt/neu aufgrund des bereits erhärteten Anteils dann nicht mehr sicher möglich. Sofern keine Freilegung erfolgen kann, bleibt der Übergangsbereich dann ungeprüft. Grundsätzlich ist in Betracht zu ziehen, dass die Strahlreichweite beim Düsen in einem durch Unterbrechung vorverfestigten Bohrloch gegenüber der Reichweite in ungestörtem Baugrund abweichend sein kann. Längere Unterbrechungen sind daher kritisch zu bewerten, insbesondere wenn es sich um Probedüsungen handelt, große Durchmesser an-

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Bild 4. Schematischer Schnitt durch eine mit mehrstündiger Unterbrechung hergestellte Säule, mit Andeutung möglicher Beeinträchtigungen Fig. 4. Schematic longitudinal section of a column produced with several hours of interruption, illustrating several impairments

gestrebt werden und/oder stark durchlässiger Boden ansteht.

Vertraglich sollten Vorkehrungen getroffen werden, die den Auftragnehmer verpflichten, die Folgen aus von ihm zu vertretenden Unterbrechungen zu tragen.

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Durchmesserkontrolle

Das Freilegen und Aufmessen der DS-Elemente ist die zuverlässigste Methode der Durchmesserbestimmung. Sie sollte nach Möglichkeit den Vorrang vor den nachfolgend beschriebenen Verfahren haben.

Viele Anbieter vermessen frische Primärsäulen bis ca. 1,2 m Durchmesser und ca. 5 bis 7 m Teufe mit manuell betriebenen Tastschirmen. Dafür sind nur kurze Arbeitsunterbrechungen erforderlich. Einschränkungen bestehen z. B. bei stark sedimentierendem, grobkörnigem Boden und bei starker Eindickung des frischen DS-Materials durch ausgeprägt bindigen Boden. Trotz gegenteiliger Regelung in DIN 18321, § 3.3.2/4.2.1 werden diese einfachen Messungen, beispielsweise bei Unterfangungen, von den Auftragnehmern oft als Nebenleistung erbracht, wobei meistens vertragliche Vereinbarungen hinsichtlich der Häufigkeit fehlen.

Für größere Tiefen und Durchmesser werden maschinell betriebene Tastschirme unterschiedlicher Bauweisen eingesetzt, wie z. B. in [14] dargestellt. Alternativ oder ergänzend kann der erreichte Säulendurchmesser durch Drucksondierungen oder sogenannte Tastbohrungen mit dem Düsbohrgestänge ermittelt werden, wobei eine exakte Feststellung des Richtungsverlaufes bei sämtlichen Bohrungen unabdingbar ist. Zum gleichen Zweck können Kernbohrungen angewendet werden, mit denen zusätzlich der Gewinn von Probekörpern zur Druckfestigkeitsbestimmung möglich ist.

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Neben den vorgenannten direkten Methoden werden indirekte Verfahren vorzugsweise an tiefen, nicht freilegbaren DS-Säulen angewendet. Darunter hat sich das patentierte Hydrophonverfahren der Fa. Bilfinger Spezialtiefbau GmbH [15] weitgehend bewährt [16]. Hierfür sind sand- oder bentonitgestützte Bohrungen mit eingestellten „Horchpegelrohren“ in unterschiedlichen Abständen und möglichst parallel zur DS-Säule herzustellen, die den periodischen Kontakt des rotierenden Schneidstrahls während des Düsens anzeigen. Alternativ werden in derartige Pegelbohrungen auch temporär, zuweilen mit Farbe überzogene Stangen oder Rohre eingestellt, an deren Mantelfläche nach dem Düsen Erosionsspuren darauf schließen lassen, ob der Düsenstrahl den Pegel erreicht hat. Beide Pegelmethoden können mit Fehlern behaftet sein, wenn z. B. Bindemittel im Ringraum der Pegelbohrungen aufsteigen und erhärten kann.

Ebenfalls für nicht freilegbare Tiefenlagen wurde ein thermisches Verfahren entwickelt [17]. Seine Anwendung setzt die genaue Kenntnis physikalischer Kenngrößen des zu behandelnden Bodens und des verwendeten Bindemittels voraus. Über die Verlässlichkeit dieser Methode bestehen daher unterschiedliche Ansichten. Unter der Voraussetzung einer abgesicherten Kalibrierung kann es als Ergänzung zu anderen Bestimmungsverfahren zur Informationsdichte beitragen.

Weitere indirekte Verfahren wie die in [18] beschriebenen akustischen oder elektronischen Widerstandsmessungen werden nördlich der Alpen bislang höchstens in Einzelfällen eingesetzt.

Der erreichte Säulendurchmesser kann auch an Hand der Düsparameter und der Eigenschaften des Baugrunds und der Bindemittelrezeptur aus der Dichte der Rücklaufsuspension rechnerisch abgeschätzt werden. Obwohl diese Methode in den ältesten allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen sogar vorgesehen war, verlor sie mit der Zeit an Beachtung, weil exakte Werte für die Dichte des Rückflusses sowie des behandelten Bodens die Voraussetzung sind, deren Bestimmung mit Aufwand und gewissen Toleranzen verbunden ist. Bei einem ausgeführten Projekt lag die Toleranz hinsichtlich der Durchmesserabweichung beispielsweis bei 20 % [16]. Von Lesnik wurde diese Methode eingehend untersucht [19]. Obwohl sie zum Vergleich mit den direkten Methoden immer noch nützlich sein könnte, wird von ihr gegenwärtig selten Gebrauch gemacht.

Grundsätzlich sollten vorrangig direkte und ggf. ergänzend indirekte Methoden eingesetzt werden, wobei nicht vergessen werden darf, dass bei sämtlichen derzeit verfügbaren Methoden zur Durchmesserbestimmung durch unsachgemäße Anwendung oder unzureichende Kenntnis der Baugrundverhältnisse Fehler entstehen können. Über Verfahren und Häufigkeit der Messungen sowie mögliche Alternativen bei ausbleibendem Erfolg sollte vor Beginn der DS-Arbeiten zwischen den Vertragspartnern Einigkeit bestehen.

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Dokumentation

Da Qualitätskontrollen an den fertiggestellten DS-Elementen zumeist nur stichprobenweise möglich sind, kommt der Dokumentation der Arbeiten besondere Be-

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Bild 5. Tiefenabhängige Darstellung der an einer DS-Säule erfassten Düsparameter Fig. 5. Records of jet grouting parameters depending on the depth

deutung zu. Gemäß DIN EN 12716, § 9.1.5 „darf davon ausgegangen werden, dass unter vergleichbaren Bodenbedingungen bei gleichen Parametern des DS-Verfahrens und gleichem Rückfluss Elemente mit gleichen Maßen und Eigenschaften entstehen.“ Die Vollständigkeit der Leistung, als Voraussetzung für die Abnahme, kann also nur anhand der aufgezeichneten Arbeitsdaten beurteilt werden. Die Dokumentation selbst – als Teil der Leistung – ist nur vollständig, wenn gemäß DIN 18321, § 3.3.1.2 u. a. „…Für jeden Düsvorgang … zeitlicher und tiefenabhängiger Verlauf von Zieh- und Drehgeschwindigkeit … Druck und Menge der beim Düsen verwendeten Medien durch kontinuierliche Aufzeichnung…“ erfasst worden sind.

Diese Daten werden nach dem Stand der Technik zumeist automatisch digital erfasst und in Diagrammform ausgegeben. Die tiefenabhängige Darstellung (Bild 5) ist allgemein gebräuchlich geworden, weil sie augenscheinlich eine gute Übersicht über die Vollständigkeit und Richtigkeit der Parameter an jeder Einzelsäule liefert. Oft wird verkannt, dass dabei nur die Daten der letzten in der jeweiligen Tiefe ausgeführten Bohr- bzw. Düsarbeit abgebil-

det werden, nicht jedoch die bei eventuell vorangegangen Abläufen registrierten Daten.

Ursprünglich wurde vorrangig die zeitabhängige Darstellung des Düsvorgangs für die Überwachung verwendet. Sie ist vergleichbar mit den in der konventionellen Injektionstechnik gebräuchlichen Zeit-Mengen-, bzw.

Zeit-Druck-Diagrammen, wenngleich sich das erosiv wirkende DS-Verfahren ansonsten grundlegend von den Injektionsverfahren unterscheidet. In der ersten Spalte des Diagramms in Bild 6. ist z. B. erkennbar, dass der Düsvorgang mehrfach zum Ziehen und Wiedereinfahren unterbrochen wurde. Heute wird leider oft auf zeitabhängige Diagramme verzichtet, weil mit ihrer Auswertung ein höherer Zeitaufwand verbunden ist. Jedoch können nur mit dieser Diagrammform sämtliche Vorgänge erkannt und interpretiert werden. So sind beispielsweise auch wiederholte Düsvorgänge ersichtlich, die zu Durchmesserüberschreitungen führen können.

Zuweilen sind die Beteiligten sich nicht darüber einig, welche Form die gemäß DIN EN 12716, § 10.2 sowie DIN 18321, § 3.3 zu erstellenden Aufzeichnungen haben müssen. Es sollte als Stand der Technik angesehen wer-

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Bild 6. Zeitabhängige Darstellung der an einer DS-Säule erfassten Düsparameter Fig. 6. Records of jet grouting parameters depending on the production time

den, dass dazu für jedes DS-Element eine vollständige Darstellung der Düsparameter in Diagrammform gehört.

Zukünftige Regelwerke sollten unmissverständlich zeitund tiefenabhängige Düsdiagramme für jedes DS-Element fordern.

Auch Rückflussverringerungen und sämtliche dagegen getroffenen Maßnahmen sowie Veränderungen, z. B. hinsichtlich Fließverhalten, Feststoffanteil und Farbe, sind vollständig aufzuzeichnen, um bei etwaigen Mängeln später Verdachtszonen lokalisieren zu können. Die in DIN EN 12716 als Anlage D beigefügte Tagesarbeitsberichtsvorlage reicht dafür in vielen Fällen nicht aus. Bewährt haben sich Herstellprotokolle als Ergänzung zu den bereits thematisierten Düsdiagrammen. In diesen Formblättern, auch als Tagesarbeitsanweisung bezeichnet, sind die arbeitstäglich herzustellenden DS-Elemente mit den erforderlichen Maßangaben vom Bauführer vorzugeben und die erbrachte Leistung ist einzutragen, ergänzt durch die Beobachtungen des Geräteführers. Die auf diese Weise gesammelten Hinweise können zur Lokalisierung möglicher Schwachzonen in Bauzeichnungen übernommen werden, wie z. B. in [20] gezeigt wurde.

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Die Art der Messdatenerfassung kann zu Fehleinschätzungen hinsichtlich der Schneidleistung führen. Zuweilen ist zu beobachten, dass der Druck an der Pumpe gemessen wird, die Zuleitung zum Bohrgerät über längere Strecken mit Schläuchen von geringem Durchmesser erfolgt und die Anwender keinerlei Aussagen über die bis zur Düse hin anfallenden Rohrreibungsverluste geben können.

Bei der Revision von Streit- oder Schadensfällen wird sehr häufig sichtbar, dass Daten fehlen oder in weiten Teilen unplausibel sind; die Aufzeichnungen aber ungeachtet dessen kritiklos sowohl von den Erstellern als auch den Überwachern zu den Akten genommen wurden. Eine wahrheitsgemäße Feststellung der Ursache für Mängel durch die Interpretation der Ausführungsangaben wird meistens unmöglich, wenn diese selbst mangelhaft sind.

Für eine Zuordnung möglicher Schadensursachen in Risikosphären fehlen dann die erforderlichen Grundlagen.

Soll im Streitfall etwa nach der „Englertschen“ 5-M-Methode [21] geklärt werden, ob eine Schadensursache in der Verwirklichung des Baugrundrisikos liegt, so ist dabei u. a. zu prüfen, ob das Verfahren und die Maschinen einwand-

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frei eingesetzt worden sind. Eben dies kann jedoch nur auf einer vollständigen Datengrundlage erfolgen, wie auch dargelegt in [10], § 3.3. Wird bei Tatsachenfeststellungen im Streitfall übersehen, dass Vorgänge auf der Baustelle nicht oder unvollständig dokumentiert wurden, so kann u. U. fälschlicherweise die Verwirklichung des Baugrundrisikos als Schadensursache benannt werden, obwohl tatsächlich anderweitige Ursachen zu berücksichtigen gewesen wären.

Einer genaueren Betrachtung würdig erscheinen hier die Ausführungen von Schulze und Jud [1] hinsichtlich der Bedeutung der „Düsprotokolle“ für die Vertragsparteien. Denn demnach kann der Eindruck entstehen, dass der Auftragnehmer mit der Interpretation der erfassten Arbeitsdaten und den ggf. zu treffenden Entscheidungen weitgehend allein gelassen werden soll. Zur vollständigen und kompetenten Abnahme muss es jedoch gehören, dass der Auftraggeber die Richtigkeit und Vollständigkeit der zuvor im Verantwortungsbereich des Auftragnehmers eigengeprüften Aufzeichnungen rechtzeitig abnimmt und umgehend eventuell vom Auftragnehmer übersehene Mängel bzw. Auffälligkeiten anzeigt. Nur dadurch ist der Auftraggeber in der Lage, die Richtigkeit und Notwendigkeit ggf. zu treffender Maßnahmen (DIN 18321, § 3.2) beurteilen und diese „auf Augenhöhe“ gemeinsam mit dem Auftragnehmer festlegen zu können.

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Ausblick

Auf weitere spezifische Besonderheiten des DS-Verfahrens, z. B. die Bedeutung der Luftmengenmessung, Qualitätssicherung bei Kontrollkernbohrungen, Umgang mit Prüfkörpern oder Einfluss des Grundwassers, kann im Rahmen dieses Beitrags nur verwiesen werden.

Wie gezeigt wurde, verwenden die Ausführenden für Herstellung und Kontrolle häufig nicht standardisierte Werkzeuge. Um bei Planung, Ausführung und Überwachung die für die jeweilige Bauaufgabe wichtigen Gesichtspunkte angemessen zu werten, Schlussfolgerungen zu ziehen und erforderliche Vorkehrungen sicher zu treffen, sind Erfahrung und kreativer Ingenieurverstand nötig, was die Regelwerke nicht vermitteln können. So vielfältig wie die Anwendungsmöglichkeiten des DS-Verfahrens sind auch die dabei zu berücksichtigenden Randbedingungen. Verfahrensspezifische Besonderheiten müssen daher bereits im Planungsstadium vorausschauend beachtet und je nach Anwendungsfall beurteilt werden ([10], § 0). Zumeist sind bei anspruchsvolleren Vorhaben individuell gestaltete QS-Konzepte und Vertragsbedingungen erforderlich.

Nur durch fachkundige Beobachtung des Herstellprozesses und Interpretation der erfassten Arbeitsdaten kann der Auftraggeber seinem Recht bzw. seiner Pflicht zur Überwachung nachkommen und so etwaige Mängel rechtzeitig erkennen und beheben lassen. Das setzt einerseits örtliche Präsenz sowie technisches Interesse des Auftraggebers an dem Verfahren voraus und andererseits die Auskunftsbereitschaft der Ausführenden.

Zuweilen stehen Geheimhaltungsinteressen des Auftragnehmers einer transparenten Kommunikation entgegen. Ebenso mangelt es gelegentlich auf der Auftraggeberseite am Interesse, sich mit den Notwendigkeiten des

Verfahrens zu beschäftigen und nicht selten fällt es den Fachleuten schwer, sich beim Bauherrn Gehör für die verfahrensspezifischen Notwendigkeiten und die damit verbundenen Kosten zu verschaffen. Eine Präzisierung der DIN 18321 bezüglich Umfang und Vergütung der Qualitätssicherung mag in dieser Hinsicht hilfreich sein.

Bei der Anwendung des zuweilen resignierend als „schwarze Magie“ bezeichneten DS-Verfahrens darf jedoch auch der menschliche Aspekt, also das Miteinander aller Beteiligten, nicht unberücksichtigt bleiben. Unstimmigkeiten sollen oft nachträglich durch Auslegung der Vertrags- und Regelwerke geheilt werden. Heilvoller wäre es jedoch, wenn alle Beteiligten kompetent und vorausschauend auf die verfahrensbedingten Unwägbarkeiten eingehen und Risiken gemeinschaftlich minimieren.

Transparenz kann nur durch offene Kommunikation, umfassende Dokumentation und gegenseitiges (verfahrenstechnisches) Verständnis erreicht werden. Bei einem in [20] vorgestellten Projekt wurde beispielsweise ein Schritt in diese Richtung unternommen. Regelwerke allein werden das DS-Verfahren nicht beherrschbar machen, sondern sie müssen als Leitfaden dienen und die zu beachtenden Aspekte aufzeigen.

Laut DIN EN 12716, § 8.5.1, darf das DS-Verfahren „nur durch entsprechend ausgebildetes und erfahrenes Personal ausgeführt und beaufsichtigt werden“. Es bleibt jedoch offen, was genau die Ausbildung zum Inhalt haben muss und inwieweit auch Planer und Überwacher geschult sein sollten. Die definierten Berufsbilder des Spezialtiefbauers und des geotechnischen Sachverständigen allein vermögen diese Forderungen nicht zu erfüllen. Ein Blick auf andere Sparten des Tiefbaus bietet sich an. So hat sich z. B. für das ebenfalls junge Horizontalspülbohrverfahren (HDD) der Verband Güteschutz Horizontalbohrungen e.V. (DCA) aus Anbietern und Planern zusammengeschlossen, praxisorientierte Qualitätsrichtlinien erarbeitet und den Deutschen Verein des Gas- und Wasserfaches bei der Erstellung von Arbeitsblättern für die Qualifikation ausführender Unternehmen sowie über Schulungsprogramme für Fachaufsicht und Fachpersonal unterstützt [22]. Die Funktion des DVGW ist in dieser Hinsicht ein etwa vergleichbar mit der der DGGT. Die Gründung eines Güteschutzverbands für das DS-Verfahren wäre eine Überlegung wert.

Ein Echtzeit-Messverfahren zur Bestimmung des Säulendurchmessers während der Herstellung ist weiterhin nicht in Sicht. Greifbarer wäre eine allgemein anerkannte und angewendete Methode zur Überwachung der kontinuierlichen Strahlqualität beim DS-Verfahren, zumindest innerhalb der einzelnen Bauaufgaben. Ein Güteschutzverband könnte die Einführung einer solchen Methode forcieren. Ein derartiger Rahmen würde auch zukünftig Innovation durch Wettbewerb ermöglichen, denn Unternehmen dürften weiterhin die Geheimnisse des „Innenlebens“ ihrer Werkzeuge hüten. Mit einer standardisierten Überwachung wäre jedoch kontrollier- und vergleichbar, „was hinten (an der Düse) herauskommt“.

Es darf nicht darüber hinweg gesehen werden, dass das DS-Verfahren gegenüber einigen anderen In-situ-Verfahren zur Herstellung verfestigter Bodenkörper mehr Planungs- und Überwachungsaufwand und damit verbundene Kosten mit sich bringt. Da auch sein Energie- und Ma-

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terialverbrauch vergleichsweise hoch ist, sollte die Anwendung auf Aufgaben beschränkt bleiben, für die die Vorteile des DS-Verfahrens entscheidend sind, z. B. die Ausführbarkeit unter Fundamenten und die Anpassbarkeit an vorhandene Strukturen.

Heute, fast fünfzehn Jahre nach der bedeutungsvollen Frage „Quo Vadis HDI?“ [2], sind einige der dem DSVerfahren anhaftenden Zweifel ausgeräumt und es hat seinen Platz in der Normung weitgehend gefunden. Es bietet vielfache Anwendungsmöglichkeiten – bringt jedoch auch diverse Eventualitäten mit sich, die sich im Zusammenspiel mit dem schwer durchschaubaren Baugrund noch vervielfachen. Darum erfordert die Anwendung des Düsenstrahlverfahrens die Kreativität, Umsichtigkeit und das Verantwortungsbewusstsein der Beteiligten, wie detailliert die Regelwerke auch sein mögen.

Literatur [1] Schulze, B., Jud, H.: Kritische Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten. geotechnik 37 (2014), Nr. 3, S. 198– 203.

[2] Kluckert, K. D.: Quo Vadis HDI?. In Riedmüller, Schubert, Semprich (Hrsg.): Düsenstrahlverfahren – Möglichkeiten und Grenzen der Anwendung. Beiträge zum 15. Christian-VederKolloquium. S. 15–30. Graz, 2000.

[3] DIN EN 12716:2001-12: Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau) – Düsenstrahlverfahren (Hochdruckinjektion, Hochdruckbodenvermörtelung, Jetting); Deutsche Fassung EN 12716:2001. Berlin: Beuth, 2001.

[4] DIN 18321:2012-09: VOB Vergabe- und Vertragsordnung für Bauleistungen – Teil C: Allgemeine Technische Vertragsbedingungen für Bauleistungen (ATV) – Düsenstrahlarbeiten. Berlin: Beuth, 2012.

[5] Yoshida, H.: Recent Developments in Jet Grouting. Proceedings of the 4th International Conference on Grouting and Deep Mixing 2, ASCE Geotechnical Special Publication 228, pp. 1548–1561.

[6] Momber, A.: Handbuch Druckwasserstrahl-Technik. Düsseldorf: Beton-Verlag, 1993.

[7] Beck, C.: Untersuchung der Auswirkung von Luftummantelung und Pumpencharakteristik auf die Schneidkraft des Düsenstrahls. Dissertation TU Cottbus 2006.

[8] Sondermann, W.: Die Reichweite des Schneidstrahls beim Düsenstrahlverfahren – Einflussfaktoren. Vorträge der Baugrundtagung 2012 in Mainz, S. 89–94.

[9] Burke, J. K., Yoshida, H.: Jet grouting. In Kirsch, Bell (eds.): Ground Improvement, 3. Aufl.: CRC Press, 2013.

[10] Grauvogl, J., Schwarz, W.: DIN 18321 Düsenstrahlarbeiten.

In Englert, Katzenbach, Motzke (Hrsg.): Beck’scher VOB- und Vergaberechts-Kommentar VOB Teil C, 3. Auflage 2014.

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[11] Raabe, E. W., Stockhammer, P.: Einsatz von Soilcrete und Soilfrac im Tiefbau – Möglichkeiten und Grenzen beider Injektionstechniken. In Semprich (Hrsg.): Innovationen in der Geotechnik – Entwicklungen der letzten Jahre. Beiträge zum 10. Christian-Veder-Kolloquium, S. 127–144. Graz 1995.

[12] Borchert, K. M., Mittag, J., Richter, Th.: Erfahrungen und Risiken bei Düsenstrahlsohlen in Trogbaugruben. Vorträge der Baugrundtagung 2006 in Bremen, S. 119–126.

[13] Krentz, M.: Hydraulische Rissbildung in oberflächennahen Bohrlöchern – Gefahr, Beherrschung und Nutzbarmachung eines natürlichen Phänomens. Bi-UmweltBau 5/14, S. 36–48.

[14] Knitsch, H., Tsiolakis, A.: Messtechnische Überwachung von Düsenstrahlarbeiten. Fachaufsatz GT06-10D. Fa. GeTec, Aachen 2006.

[15] Bilfinger Spezialtiefbau GmbH: Kurzbeschreibung: HDIReichweitentest (Hydrophonverfahren). Mannheim 2014.

[16] Langhorst, O. S. et. al.: Design and validation of jet grouting for the Amsterdam Central Station. ECSMGE Geotechniek Special: 14th European Conference on Soils Mechanics and Geotechnical Engineering, 2007 Madrid, S. 18–21.

[17] Meinhard, K., Lackner, R., Adam, D.: Thermisches Berechnungsmodell zur Durchmesserbestimmung von Düsenstrahlsäulen. Vorträge der Baugrundtagung 2008 in Dortmund, S. 165–170.

[18] Croce, P., Flora, A., Madoni, G.: Jet Grouting – Technology, Design and Control. CRC Press, 2014.

[19] Lesnik, M.: Ermittlung der Reichweite beim Düsenstrahlverfahren unter Berücksichtigung der Herstellparameter und der Bodeneigenschaften mittels Rückflussanalyse. Mitteilungsheft 17, TU Graz 2003.

[20] Schulze, B., Jud, H.: Qualitätssicherung bei Dicht- und Stützsohlen im Düsenstrahlverfahren bei der Realisierung des Stadtbahntunnels in Karlsruhe. Vorträge der Baugrundtagung 2014 in Berlin, S. 225–234.

[21] Englert, K.; Schalk, G.: Probleme mit dem „Überraschungsbaustoff“ Baugrund – Die 5-M-Methode zur Beweisführung im Tiefbau. GEO LEX 2 (2003), Nr. 1, S. 15–24.

[22] Krentz, M.: Erfahrungen aus Schadensfällen in der modernen Bohrtechnik an Beispielen des Horizontalspülbohrverfahrens. Bi-UmweltBau 3/2014, S. 22–30.

Autor Dipl.-Ing. (FH) Martin Krentz ÖbvSV f. Bohr-, Injektions- und Düsenstrahltechnik im Spezialtiefbau Mediator für Planen und Bauen Ingenieurdienst für Spezialtiefbau Maschweg 30 29342 Wienhausen mail@martinkrentz.de

DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen re“ (maximal eine DIN A4-Seite) können ebenfalls bis zum 20. November 2015 bei der DGGT eingereicht werden (E-Mail: i.piechottka@dggt.de). Auch hier werden längere Kurzfassungen nicht berücksichtigt. Alle Einsender von Kurzfassungen erhalten eine Eingangsbestätigung ihrer Vortragsanmeldung.

Die Ankündigung der 34. Baugrundtagung ist der vorliegenden Ausgabe der geotechnik beigefügt.

35. Baugrundtagung 2018 in Stuttgart

Ausstellungs- und Stadthalle Bielefeld: Tagungsort der 34. Baugrundtagung (Quelle: Stadthalle Bielefeld)

Fachsektion Kunststoffe in der Geotechnik

34. Baugrundtagung 2016 in Bielefeld Die 34. Baugrundtagung wird vom 14. bis 16. September 2016 (Mittwoch bis Freitag) in der Stadthalle Bielefeld durchgeführt werden. Die technischen Exkursionen finden am 17. September 2016 statt.

Nachdem die 33. Baugrundtagung durch die Verbindung mit der 10th International Conference on Geosynthetics in Berlin mit dem einer internationalen Konferenz entsprechend größeren Verpflegungsangebot für die Teilnehmer und dadurch höheren Teilnehmergebühren und mit einer viertägigen Fachausstellung stattgefunden hat, wird die 34. Baugrundtagung nun wieder in regulärem Umfang mit den für die Baugrundtagung üblichen Teilnehmergebühren und mit einer wie bisher zweitägigen Fachausstellung durchgeführt werden.

Call for Papers der 34. Baugrundtagung Ab sofort können Abstracts zu den Themenschwerpunkten der 34. Baugrundtagung 2016 eingereicht werden. Es sind sowohl nationale als auch internationale Beitragsthemen willkommen.

Die Themenschwerpunkte lauten: – Innovation, – Spezialtiefbau, – Erd- und Grundbau, – Tunnelbau, – Infrastrukturprojekte, – Geotechnik für regenerative Energie und nachhaltiges Wirtschaften, – Normung, – Prognosen und Qualitätssicherung.

Save the date Die 35. Baugrundtagung findet vom 26. bis 28. September 2018 (Mittwoch bis Freitag) im Internationalen Congresscenter Stuttgart statt. Die technischen Exkursionen werden am Folgetag durchgeführt.

FS-KGEO 2015 in München Die 14. Informations- und Vortragstagung der Fachsektion „Kunststoffe in der Geotechnik“ (FS-KGEO 2015) und des deutschen IGS Chapters findet als eintägige Veranstaltung am 26. März 2015 an der Technischen Universität München statt. Weitere Informationen finden Sie auf der Website der Fachsektion www.gb.bv.tum.de/fskgeo/.

Am Folgetag wird an gleicher Stelle der „13. Geotechnik-Tag“ der TU München durchgeführt.

Fachsektion Umweltgeotechnik

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

Kurzfassungen von Vortragsvorschlägen für die Hauptvortragsveranstaltung werden mit einem Umfang von maximal einer DIN A4-Seite bis zum 20. November 2015 an die Geschäftsstelle der DGGT erbeten (E-Mail: i.piechottka@dggt.de).

Längere Kurzfassungen werden nicht berücksichtigt.

Kurzfassungen für die Spezialsitzung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieu-

Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion „Umweltgeotechnik“ für die Amtsperiode 2015 bis 2018 fand im vierten Quartal 2014 statt. Als Leiter wurde Univ.-Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach, als 1. Stellvertreter Univ.-Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt und als 2. Stellvertreter Dr.-Ing. Holger Mansel gewählt.

DGGT-Vorsitzender zum Mitglied der Geotechnischen Gesellschaft von Singapur berufen Der Vorsitzende der DGGT, Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann, besuchte im Dezember 2014 die geotechnischen Gesellschaften von Singapur und Malaysia und hatte dort die Gelegenheit, die Ak-

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DGGT-Mitteilungen lich über die Konferenz-Website xvi-ecsmge-2015.org.uk. Bei einer Anmeldung bis zum 29. Mai 2015 wird den Teilnehmern ein Frühbucherrabatt eingeräumt.

Dr. Sondermann in Singapur als Gast der dortigen Geotechnischen Gesellschaft (Foto: Dr. Kam Weng Leong, Vizepräsident der Geotechnischen Gesellschaft von Singapur)

ISSMGE Bulletin In der Dezember-Ausgabe 2014 (Vol. 8, Issue 6) des ISSMGE-Bulletins wird in der Rubrik „Research Highlights“ das „Centre for Offshore Foundation Systems (COFS) der „University of Western Australia“ in Perth, Australien, vorgestellt. Dieses wurde 1997 gegründet als eine besondere Forschungsstelle des Australischen Forschungsrates und wird seit 2006 als unabhängige Forschungseinheit von inzwischen bedeutendem Ausmaß fortgeführt.

Des Weiteren enthält die genannte Ausgabe einen Bericht von Marcelo Sanchez über das Projekt „ChacaoBrücke – längste Hängebrücke in SüdAmerika“. Diese Brücke soll die chilenische Insel Chiloe mit dem chilenischen Festland verbinden.

Die Dezember-Ausgabe kann ebenso wie die älteren Ausgaben unter www.issmge.org abgerufen werden.

ISSMGE Webinars Das erste Webinar der ISSMGE im Jahr 2015 wurde am 2. Februar 2015 von Prof. Peter K. Robertson, Kalifornien, USA, zum Thema „Introduction to Cone Penetration Testing“ gehalten. Alle Webinare sind auf der ISSMGE-Website www.issmge.org verfügbar.

ISRM International Society for Rock Mechanics

Dr. Sondermann besuchte in Kuala Lumpur die Geotechnische Gesellschaft von Malaysia (Foto: Ir. Yew Weng Yee, Secretary General of the Malaysian Geotechnical Society)

tivitäten und Ziele der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik vorzustellen.

Am 2. Dezember 2014 nahm er am „7th GeoSS Annual General Meeting“ der Geotechnical Society of Singapore (GeoSS) in Singapur teil und wurde dort zum Mitglied dieser Gesellschaft berufen.

Am Folgetag (3. Dezember 2014) war Dr. Sondermann in Kuala Lumpur, Malaysia, Gast der Malaysian Geotechnical Society. Die Gesellschaft steht bisher nur Inländern für eine Mitgliedschaft offen.

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ISSMGE International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 16. ECSMGE 2015 in Edinburgh Die 16. European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (16. ECSMGE) findet vom 13. bis 17. September 2015 in Edinburgh, Schottland, statt. Das Thema der Konferenz lautet: „Geotechnical Engineering for Infrastructure and Development“.

Die Langfassungen waren bis zum 17. Oktober 2014 einzureichen. Die Teilnehmerregistrierung ist online mög-

ISRM Newsletter In der Dezember-Ausgabe 2014 (No. 28) des ISRM Newsletters, der unter www.isrm.net abgerufen werden kann, berichtet ISRM-Präsident Prof. Xia-Ting Feng über die Entwicklungen und Aktivitäten der ISRM im Jahr 2014. Zudem informiert die genannte Ausgabe über die am 10. Mai 2015 anstehenden Wahlen der ISRM Vizepräsidenten für die Amtsperiode 2015 bis 2019 und die hierfür nominierten Kandidaten. Für das Amt des Vizepräsidenten Europa wurde Prof. Charlie Li, Norwegen, nominiert.

Ferner enthält die Ausgabe Informationen über den 13th International ISRM Congress, der vom 10. bis 13. Mai 2015 in Montreal, Kanada, zum Thema „Innovations in Applied and Theoretical Rock Mechanics“ durchgeführt wird.

ISRM Online Lectures Der achte Vortrag der ISRM Online Lectures wurde von Prof. Resat Ulusay, Hacettepe Universität in Ankara, Türkei,

DGGT-Mitteilungen und zugleich Vorsitzender der „Commission on Testing Methods“ der ISRM am 18. Dezember 2014 über das Thema „Rock Characterization, Testing and Monitoring: Highlighting the ISRM Suggested Methods“ gehalten. Dieser Vortrag und die sieben vorausgegangenen Online-Lectures sind auf der ISRMWebsite www.isrm.net verfügbar.

IGS International Geosynthetics Society IGS News Die aktuell vorliegende Ausgabe (Volume 30, No. 3/2014) der IGS News berichtet über die Ergebnisse der IGS Wahlen für die Amtsperiode 2014 bis 2018. Die Mitglieder der IGS konnten in der Zeit vom 1. Mai bis zum 1. Juli 2014 den Präsidenten und den Vize-Präsidenten sowie acht Council-Mitglieder per Direktwahl wählen.

Die Wahlergebnisse wurden auf der IGS Mitgliederversammlung am 24.

September 2014 in Berlin bekannt gegeben: Als Nachfolger von Prof. Jorge Zornberg wurde Dr. Russell Jones, UK (vormals IGS Vice-President), zum Präsidenten gewählt. Neuer IGS Vice President wurde Prof. Chungsik Yoo, Korea.

Unter der Rubrik „Conference Reports“ berichtet Chris Kelsey, Mitglied des IGS Communications Committee, über die 10th International Conference on Geosynthetics – 10. ICG (21. bis 25. September 2014) in Berlin.

Die aktuellen IGS News können ebenso wie die vorausgegangenen Ausgaben von der Website der IGS unter www.geosyntheticssociety.org abgerufen werden.

Dr. Kirsten Laackmann

Aus der DGGT-Nachwuchsförderung 33. Baugrundtagung 2014 aus der Sicht der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ Die 33. Baugrundtagung (23. bis 26.

September 2014) fand gemeinsam mit der 10. ICG – 10th International Conference on Geosynthetics (21. bis 25. September 2014) der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik und des German Chapters der IGS International Geosynthetics Society im Estrel Convention Center in Berlin statt. Folglich wurden die Fachausstellungen beider Veranstaltungen zu einer gemeinsamen viertägigen Ausstellung zusammengelegt und diese bot damit ein sehr großes Spektrum an ausstellenden Firmen und zu-

gleich viele mögliche Ansprechpartner für junge Geotechnik-Ingenieure – sei es auf der Suche nach Projektpartnern als auch nach Jobs, Praktika oder auch Forschungskooperationen. Mit insgesamt 59 Studenten, die sich für die Baugrundtagung bzw. für das Kombiticket der beiden Veranstaltungen angemeldet hatten, sowie 65 Jungingenieuren unter 35 Jahren waren die jungen Geotechnik-Ingenieure vertreten.

Wie bereits in den Vorjahren fand zum Auftakt der Baugrundtagung am Nachmittag des 23. September 2014 die Spezialsitzung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ statt. Es wurden viele interessante Vorträge junger Geotechnik-Ingenieure aus Praxis und Forschung geboten. Der Regionalbeauftragte aus unserer Arbeitsgruppe, in dessen Region die Baugrundtagung fällt, ist Mitglied der Jury, die die drei besten Vorträge auswählt. Dipl.-Ing. Markus Uhlig, TU Dresden, und zugleich Regionalbeauftragter Ost war diesmal Jury-Mitglied seitens unserer Arbeitsgruppe.

Dank der Tagungsteilnehmer, die zwischen der Spezialsitzung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ und der Fachausstellung pendelten, freuten wir Regionalbeauftragten uns sehr, an diesem Tag besonders zahlreiche Besucher an unserem Ausstellungsstand der „Jungen Geotechniker in der DGGT“ begrüßen zu dürfen, um im Gespräch die Möglichkeiten aufzuzeigen, die unser Netzwerk insbesondere dem geotechnischen Nachwuchs und den Außerordentlichen Mitgliedern der DGGT bietet. Bei Köstlichkeiten aus unseren Regionen, wie Braunschweiger Mettwurstbroten und hessischem Apfelwein, Dresdner „Kalter Hund“ und Aachener Printen, konnten diverse Fragen beantwortet werden und die Inhalte, Möglichkeiten und Perspektiven unserer Arbeit aufgezeigt werden.

Im Anschluss an das „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ luden wir Regionalbeauftragte als Repräsentanten der DGGT-Nachwuchsförderung zur „Informellen Zusammenkunft der jungen Geotechnik-Ingenieure und der jungen IGS-Mitglieder“ ein. Geladen waren außerdem die vor Ort anwesenden Vertreter der Außerordentlichen Mitglieder (AOM) der DGGT, um ihnen einen direkten, lockeren und ungezwungenen Kontakt zu jungen Geotechnikern und damit zu potenziellen neuen Mitarbeitern zu ermöglichen.

Mit Getränkegutscheinen ausgestattet, die von der DGGT finanziert wurden, trafen sich rund 180 angemeldete Teilnehmer im Restaurant Nolle und kamen bei leckerem Essen mit den zahlreichen Bekannten, Forschungs- und Projektpartnern, Ex-Kommilitonen, Ex-

Kollegen und weiteren Personen ins Gespräch. Besonders freuten wir uns, dass fünf Kollegen aus der „Jungen HTG“ unserer Einladung gefolgt waren und ebenfalls an der Zusammenkunft teilnahmen.

Der Abend fand derart großen Anklang, dass sich nach Ende der Veranstaltung im Restaurant Nolle um 23:00 Uhr noch eine große Anzahl an jungen Geotechnik-Ingenieuren zusammentat und in nahegelegene Kneipen weiterzog.

Das ist ein wichtiger Aspekt von Networking und zeugt von einem gelungenen Abend, der in dieser Form sicherlich auch bei den folgenden Baugrundtagungen Bestand haben wird!

Nach zahlreichen gut besuchten Fachvorträgen und Messestandbesuchen wurde am Mittwochabend (24. September 2014) zum gemeinsamen Festabend der 33. Baugrundtagung und der 10. ICG ins Hofbräu in Berlin-Mitte geladen. Die unkonventionelle Atmosphäre des Festabends mit Gästen aus dem In- und Ausland ermöglichte ein schnelles Vermischen der Tischbesetzungen und war somit auch für junge Geotechniker eine wunderbare Gelegenheit, neue Bekanntschaften zu machen und alte Gesichter zwischen vielen neuen ausfindig zu machen.

Insbesondere für uns junge Geotechniker ist die Baugrundtagung das Großereignis in der Geotechnik-Welt, welches vor allem im Hinblick auf die Schaffung eines Netzwerkes bereits in jungen (Geotechnik-)Jahren außerordentlich wichtig ist.

Wir als Regionalbeauftragte der Arbeitsgruppe sehen uns als Bindeglieder zwischen den Studierenden und jungen Geotechnik-Ingenieuren einerseits und den Außerordentlichen Mitgliedern der DGGT anderseits. Wir hoffen, den einen oder anderen jungen Geotechniker oder Angehörigen der AOM im direkten Gespräch von unserer Arbeit überzeugt zu haben und streben an, dass wir auch zukünftig als Bindeglied in Anspruch genommen werden.

Die Zeit bis zur nächsten Baugrundtagung 2016 in Bielefeld ist noch lang. Wir aber stehen Ihnen jederzeit gerne zur Verfügung. Sie erreichen uns über unsere Homepage www.junge-geotechniker.de.

Dipl.-Ing. Isabel M. Wagner, (Regionalbeauftragte Süd)

Die Regionalbeauftragten der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ zu Gast bei der „Jungen HTG“ Am 27. November 2014 fand in Kiel der „5. Workshop der Jungen HTG“ mit dem Thema „Zukunft Baustelle – Vom Hör-

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DGGT-Mitteilungen/Persönliches saal in den Beruf“ statt. Die Mitglieder der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ reisten in den hohen Norden, um die Nachwuchsorganisation unserer Schwestergesellschaft, der Hafentechnischen Gesellschaft e.V. (HTG), zu besuchen und die Kontakte zwischen beiden Fachgesellschaften zu festigen.

Am Vorabend der Veranstaltung wurde ein Come-Together im Ratskeller Kiel angeboten, durch welches ein Kennenlernen sowie ein erster Austausch zwischen den Teilnehmern ermöglicht wurden. Schon hier wurde deutlich, dass neben (meist jungen) Ingenieurinnen und Ingenieuren aus den Bereichen Wasserbau und Geotechnik auch viele Studierende den Workshop besuchen würden.

Der Workshop begann am Tag darauf mit einer Podiumsdiskussion junger Bauingenieure aus Universitäten, Behörden, Ingenieurbüros und Bauunternehmen, die sich über ihren Berufseinstieg und den Arbeitsalltag austauschten. Der Nachmittag wurde mit einem Vortrag über den Nord-Ostsee-Kanal (NOK) eingeleitet, auf den eine Poster-Session zu verschiedenen Projekten am NOK folgte, die von beteiligten Jungingenieuren vorgestellt wurden. In den hierbei entstandenen kleinen Gruppen kam es zu einem regen Austausch zwischen Vortragenden und Zuhörern. Abgeschlossen wurde der Workshop mit der Vorstellung einiger ausgewählter „Leuchtturmprojekte“, bei dem die verschiedenen Herausforderungen bei der Realisierung von Projekten des Bauingenieurwesens aufgezeigt wurden.

Mit ihrem 5. Workshop hat die „Junge HTG“ eine gelungene Veranstaltung organisiert und durchgeführt, bei welcher die Anforderungen an Bauingenieure, aber auch der große Bedarf an fähigen Absolventen zum Ausdruck kamen.

Besonders positiv ist die rege Teilnahme und das Interesse von Studierenden zu bemerken. Für die Einladung der „Jungen HTG“ und das interessante Programm möchten wir uns an dieser Stelle herzlich bedanken. Der gegenseitige Austausch ist für uns eine große Bereicherung.

Nach Ende der Veranstaltung blieben die Mitglieder der DGGT-Arbeitsgruppe zur Nachwuchsförderung einen weiteren Tag in Kiel, um sich über die eigene zukünftige Arbeit zu beraten. Hierzu waren, wie üblich, neben den Regionalvertretern auch die Vertreter der Geschäftsstelle, namentlich Frau Dr. Kirsten Laackmann als Geschäftsführerin, und der Vorstandsvorsitzende, Herr Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann, anwesend. Besonders erwähnt sei hier auch die Anwesenheit des vormaligen DGGTVorsitzenden, Herrn Prof. Dr.-Ing. Georg

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Heerten, der die „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ 2009 ins Leben gerufen und seitdem geleitet hat. Für seinen Einsatz über die Jahre hinweg, in denen er uns stets mit Rat und Tat zur Seite stand, gilt ihm unser besonderer Dank. Herr Dr. Sondermann, der die Arbeitsgruppe seit 2015 leitet, hat uns zugesagt, dass wir für die DGGT-Nachwuchsarbeit in Zukunft die gleiche Unterstützung wie bisher erwarten dürfen. Unsere Beratungen begannen schon am Abend des 26. Novembers 2014 in geselliger Runde, wurden dann am 28. November 2014 ganz offiziell als mittlerweile 12. Sitzung der Arbeitsgruppe weitergeführt. Hierbei flossen auch einige Anregungen aus dem Workshop der „Jungen HTG“ ein. Über die entstandenen Ideen wird hier und an anderer Stelle bald mehr zu lesen sein.

Dipl.-Wirtsch.-Ing. Philipp Stein (Regionalbeauftragter Nord)

Persönliches Rudolf Floss – 80 Jahre

Am 19. Januar 2015 vollendete Univ.Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Rudolf Floss sein 80. Lebensjahr. Freunde und Kollegen gratulieren ganz herzlich dem fachlich und menschlich hochgeachteten Hochschullehrer, herausragenden Wissenschaftler und Forscher, der immer auch mit der Ingenieurpraxis eng verbunden geblieben ist. Zu verschiedenen Anlässen, wie Ehrungen und runden Geburtstagen, wurde Prof. Floss bereits in der Vergangenheit in den verschiedensten Fachzeitschriften und Medien gewürdigt. In besonderer Weise hat er zum Ansehen der Geotechnik und seiner Universität, der TU München, als Ordinarius am Lehrstuhl für Grundbau, Bodenmechanik und Felsmechanik sowie Direktor des gleichnamigen Prüfamts von seiner Berufung zum 01. August 1980 bis zu seiner Emeritierung im Juli 2001 beigetragen.

Rudolf Floss wurde 1935 in Sachsen geboren und hat in Dresden Bauinge-

nieurwesen studiert. Im ersten Teil seiner beruflichen Laufbahn war er von 1960 bis 1980 bei der Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt) zunächst als wissenschaftlicher Mitarbeiter und dann als Leiter der Abteilung Erd- und Grundbau tätig. In diese Zeit fällt auch seine Promotion an der Universität Stuttgart über das Verdichtungs- und Verformungsverhalten von Kiessanden. Das berufliche Umfeld bei der BASt ermöglichte Rudolf Floss bereits frühzeitig, Fragestellungen aus der Ingenieurpraxis im Rahmen von anwendungsbezogenen Forschungs- und Entwicklungsprojekten zu bearbeiten und durch zahlreiche Publikationen als wissenschaftlich orientierter Ingenieur auf sich aufmerksam zu machen. Dies führte dann folgerichtig zu seiner Berufung als Universitätsprofessor.

Durch die Entwicklung des Lehrstuhls und des Prüfamts zeigte sich schnell, mit welcher Dynamik und Innovationskraft Prof. Floss die vielfältigen Aufgaben eines Hochschullehrers und Wissenschaftlers in Angriff nahm. Es ist kaum möglich, die ganze Vielfalt und Breite seiner wissenschaftlichen und fachlichen Aktivitäten in angemessener Weise zu würdigen. Stellvertretend für die von Rudolf Floss maßgeblich national und international geprägten geotechnischen Entwicklungen sei verwiesen auf − die Optimierung und Einführung von Qualitätssicherungssystemen im Erdund Verkehrswegebau, insbesondere die ausführungsintegrierte flächendeckende Verdichtungskontrolle; − die wissenschaftliche und gutachterliche Begleitung der Einführung der Verbundbauweisen mit Geokunststoffen; − Methoden zur Abdichtung und Kontrolle für den Boden- und Grundwasserschutz; − Untersuchungen zum Baugrundverhalten unter zyklischen und dynamischen Einwirkungen; − sicherheitstheoretische Forschungen auf probabilistischer Grundlage; − Forschungen und Entwicklungen zu zahlreichen Themenfeldern im Deponiebau, wie z. B. Bentonitdichtungsbahnen, Kunststoff-Rohrsysteme, Reibungsverhalten mehrschichtiger Systeme u.v.m.

Das hohe fachliche Engagement, verbunden mit neuen Ideen sowie seiner aufgeschlossenen und verbindlichen Persönlichkeit, haben sehr dazu beigetragen, dass die vielen Themen auch durch entsprechende Mittelgeber, wie z. B. Deutsche Forschungsgemeinschaft, Bundes- und Landesministerien, Institut für Bautechnik, Deutsche Bahn, Bau- und Kunststoffindustrie usw., in angemesse-

Persönliches ner Weise unterstützt wurden. Prof.

Floss und mit ihm das Prüfamt haben es verstanden, die wissenschaftlichen Ergebnisse interaktiv in zahlreiche praktische Projekte einfließen zu lassen und dadurch wiederum die Forschung für Optimierungen und ergänzende Themen anzuregen. Parallel dazu tragen weit über einhundert Publikationen als Autor oder Mitautor seinen Namen.

Fast eine „Herzensangelegenheit“ ist ihm bis zu seiner Emeritierung die bereits bei der BASt begonnene fachliche Betreuung des Forschungsprogramms des Bundesministeriums für Verkehr sowie die federführende Bearbeitung der Erdbauvorschrift ZTVE-StB in den verschiedenen Ausgaben.

Auf dieser wissenschaftlichen und ingenieurpraktischen Grundlage konnte der Lehrer Rudolf Floss seine Studierenden für die Faszination des Bauwesens, und der Geotechnik im Besonderen, begeistern. Viele seiner Studenten, Schüler und ehemaligen Doktoranden sind heute an maßgeblichen Stellen in Bauindustrie, Behörden, Ingenieurbüros und Hochschulen mit geotechnischen Schwerpunkten tätig.

Seine ehrenamtliche Tätigkeit und Mitgliedschaft in zahlreichen nationalen und internationalen Fachausschüssen und Gremien führten zu Berufungen in den Vorstand der International Geosynthetics Society (IGS), den Vorstand der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik, aber auch als Fachgutachter der Deutschen Forschungsgemeinschaft für das Fachgebiet Bodenmechanik. Sein unermüdliches Engagement führte 1988 zur Gründung eines Deutschen Chapters der IGS und gleichzeitig zur Fachsektion Kunststoffe in der Geotechnik in der DGGT, deren Fachsektionsleiter er viele Jahre war. Neben der Ausrichtung und Leitung vieler Weiterbildungsveranstaltungen auf allen Gebieten der Geotechnik hat Prof. Floss bereits in den 1980er Jahren den im Zweijahresrhythmus stattfindenden Kongress Kunststoffe in der Geotechnik (K-GEO) ins Leben gerufen und damit die wichtige Plattform für die Präsentation von Forschungsergebnissen und den Erfahrungsaustausch für die sich rasant entwickelnde moderne Verbundbauweise geschaffen. Diese Aktivitäten führten dann 2004 zur maßgeblichen Mitarbeit im Wissenschafts- und Organisationskomitee bei der Ausrichtung der EuroGeo 3 in der Stadt seiner wissenschaftlichen Tätigkeit und würdigte gleichzeitig am Ende seiner aktiven Forschertätigkeit sein beispielloses Wirken besonders auf dem Gebiet der Entwicklung der Geokunststoffbauweisen.

Vor dem Hintergrund seiner beeindruckenden wissenschaftlichen Arbeit

wurde Prof. Floss folgerichtig als Gutachter und Berater in nahezu allen geotechnischen Fragestellungen hinzugezogen. Insbesondere seine ingenieurpraktischen Tätigkeiten beim Bau der Flughäfen München und Leipzig, beim Bau der Neubau- und zahlreicher Ausbaustrecken der Deutschen Bahn, im UBahnbau, bei Wasserbaumaßnahmen und natürlich bei vielen Straßen- und Autobahnmaßnahmen tragen seine geotechnische Handschrift.

Zahlreiche persönliche und fachliche Ehrungen wurden Prof. Floss zuteil.

Stellvertretend sei genannt das Verdienstkreuz am Bande des Verdienstordens der Bundesrepublik Deutschland, die Ehrenmitgliedschaft in der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik (DGGT) und der Forschungsgesellschaft für Straßen und Verkehrswesen (FGSV) sowie die Ehrendoktorwürde, verliehen von der Brandenburgischen Technischen Universität Cottbus.

Nach dem Ausscheiden aus dem aktiven Dienst als Hochschullehrer nutzte er die gewonnenen Freiräume für weitere umfangreiche geotechnische Beratungstätigkeiten. Gleichzeitig überarbeitete und aktualisierte er sein „Standardwerk“ Handbuch ZTVE-StB – Kommentar und Leitlinien mit Kompendium Erdund Felsbau 2011 in der nunmehr vierten Auflage. Ungebrochen sind seine fachlichen Interessen, die Rudolf Floss durch regelmäßige Teilnahme an den maßgeblichen Fachtagungen zeigt, wichtig dabei sind ihm aber auch die kollegialen und menschlichen Kontakte. Ein weiterer Schwerpunkt seines aktiven „Ruhestands“ war und ist der Hochwasserschutz im Tegernseer Tal. Diese Region ist ihm zu einer wirklichen, wenn auch späten, Heimat geworden.

Sein berufliches Engagement wäre sicherlich nicht in dieser Intensität möglich gewesen, wenn ihn seine liebe Frau Gerlinde nicht stets umfassend und sorgend dabei unterstützt hätte. Leider musste Rudolf Floss kurz vor Vollendung seines 80. Lebensjahres den Tod seiner geliebten Ehefrau verkraften. Wer Rudolf Floss kennt, weiß welch’ großer Schicksalsschlag ihn damit getroffen hat. Wir wünschen ihm, dass er, eingebettet in seine tiefe Religiosität, in der Beziehung zu seinen Kindern und Freunden, zu dem Lebensmut zurückfindet, der auch immer seine Schaffenskraft mit ausgemacht hat.

Der Kreis seiner noch aktiven und pensionierten Hochschullehrer-Kollegen sowie die jetzigen und ehemaligen Mitarbeiter des Prüfamts für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Tunnelbau der TU München wünschen dem Jubilar alles erdenklich Gute und besonders Gesundheit, um auch weiter-

hin sein Leben aktiv gestalten zu können.

Hans-Georg Kempfert und Peter Schwarz

Dr.-Ing. Klaus-Jürgen Melzer – 80 Jahre Am 30. Januar 2015 vollendete Dr. Klaus-Jürgen Melzer sein 80. Lebensjahr. Mit seinem Studium in Aachen und der Promotion bei Prof. Dr.-Ing. Edgar Schultze über „Sondenuntersuchungen in Sand“ war seine berufliche Zukunft im Bereich der Geotechnik vorgezeichnet. Bereits zu Beginn seiner beruflichen Karriere ging er in die USA und arbeitete unter anderem an dem Fahrwerk für die Mondfahrzeuge der NASA. Wer kann schon von sich sagen, dass seine Entwicklungen für die Erforschung auf dem Mond eingesetzt wurden! Auch wenn er seine Forschungen nicht an Ort und Stelle durchführen konnte, waren seine Prognosen zum Materialverhalten des Mondgesteins, wie des Staubes auf der Oberfläche des Mondes, so exakt, dass die Fahrten des Lunar Roving Vehicle (LRV) ab 1971 wesentlich zum großen Erfolg der Missionen von Apollo 15, Apollo 16 und Apollo 17 beitrugen.

Die Beweglichkeit und der Aktionsradius der Astronauten wurden deutlich erhöht und es konnten auch größere Nutzlasten auf dem Mond transportiert werden. Somit konnten nun mehr Gesteinsproben vom Mond zur Erde gebracht werden.

Zurück in Deutschland, war Dr. Melzer seit Mitte der 1970er Jahre beim Battelle-Institut in Frankfurt/Main als Geotechniker zuständig für den Bereich Fahrzeugtechnik. Der Bereich wurde schließlich als eigenständige Battelle Motor- und Fahrzeugtechnik GmbH ausgegliedert, die er als Geschäftsführer sieben Jahre leitete. Interdisziplinäres Arbeiten war für ihn Berufsalltag, noch bevor es die Denker jener Zeit als Strategie für die künftige Arbeitswelt entdeckten.

Als Anerkennung seiner Reputation wurde er u. a. 1984 zum Präsidenten der International Society for Terrain-Vehicle Systems gewählt.

Seine umfangreichen Erfahrungen und internationalen Kontakte – auch in der Normung (ASCE, ASTM, ISSMGE) – brachte Dr. Melzer seit 1976 in die Arbeit des DIN-Ausschusses NA 005-05-09 AA, des sogenannten „Sondenausschusses“ ein, den er als Nachfolger von Dr. Zweck von 1983 bis 1993 leitete.

Von ihm stammen auch im Wesentlichen die Quantifizierungen, die bis heute unverändert im Anhang Teil der DIN 4094-3 bzw. DIN EN ISO 22476-2

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Persönliches/Tagungsberichte/CBTR-Nachrichten sind. Dr. Melzer hat diesen Bereich mit kurzen Unterbrechungen bis heute auch in der europäischen Normung des CEN vertreten. Stets pflegte er seine guten Kontakte zu den Fachleuten in aller Welt, um herauszufinden, welche Untersuchungen und welche Geräte in den einzelnen Ländern genutzt werden. Auf diese Erfahrungen konnte der CEN Ausschuss TC 250/SC7 zurückgreifen, als die Arbeiten am EC 7-2 begonnen wurden, an denen Dr. Melzer selbstredend großen Anteil hatte. Weiterhin gehört er zu den Initiatoren des Ausschusses CEN/TC 341 Geotechnical Investigation and Testing, die in den späten 90er Jahren darauf drängten, Geräte und Verfahren zur Untersuchung des Baugrunds zur Unterstützung des EC 7-2 auf europäischer/internationaler Ebene zu standardisieren. Herr Dr. Melzer gehört noch heute diesem Ausschuss an und leitet dort die Arbeitsgruppe Dynamic Probing and Standard Penetration Test.

Um seine Erfahrungen einem größeren Kreis zugänglich zu machen, beteiligte Dr. Melzer sich neben seinen etwa 80 Veröffentlichungen u. a. an dem Band des Beuth Verlags „Erkundung und Untersuchung des Baugrundes“, Kommentar zu DIN EN 1997-2 sowie im Grundbautaschenbuch am Kapitel 2 „Baugrunduntersuchungen im Feld“.

Als derzeitiger Obmann des DIN Ausschusses NA 005-05-09 AA danke ich Herrn Dr. Melzer für seine bis heute segensreiche Mitarbeit und seinen nach wie vor unermüdlichen Einsatz für die Arbeit im DIN und im Arbeitskreis 1.10 „Baugrund, Feldversuche“ der DGGT. Die Mitglieder im Normenausschuss wünschen ihm weitere schöne und bereichernde Jahre zusammen mit seiner Frau Anna Maria im Kreise seiner Familie, sowie selbstverständlich Gesundheit, Zufriedenheit und viel Glück – auch bei seinem Hobby, dem Fliegenfischen. Und wir hoffen weiter auf seine Mitarbeit, seine unverzichtbaren Kommentare und seine Unterstützung unserer gemeinsamen Arbeit.

Dr.-Ing. Tilman Westhaus, Mainz-Kastel

Tagungsberichte 14. Altbergbau-Kolloquium in Gelsenkirchen Im Zentrum des Ruhrgebiets fand vom 6. bis 8. November 2014 das jährliche Altbergbau-Kolloquium im Hans-SachsHaus statt. Als Ausrichter fungierte die

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Technische Fachhochschule Georg Agricola zu Bochum. Gemeinsam mit den Veranstaltern, dem Institut für Geotechnik und dem Institut für Markscheidewesen und Geodäsie der TU Bergakademie Freiberg, dem Institut für Geotechnik und Markscheidewesen der TU Clausthal sowie dem Arbeitskreis „Altbergbau“ in der Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT (nur wiss. Teil) in Kooperation mit dem DMV konnte die altbergbauliche Fachtagung mit wiederum etwa 450 Teilnehmern erfolgreich durchgeführt werden. Seit Jahren ist dieses Altbergbau-Kolloquium die größte Fachtagung Deutschlands zu geotechnischen, markscheiderischen und bergtechnischen Inhalten. Sie führt auch zunehmend Fachleute aus zahlreichen europäischen und asiatischen Ländern zur komplexen Thematik „Altbergbau“ zusammen. Bei Fachvorträgen, persönlichen Gesprächen und einem Exkursionsteil werden die neuesten Erkenntnisse und Erfahrungen zur Erkundung, Bewertung sowie Sanierung von altbergbaulichen Hinterlassenschaften ausgetauscht und neue Kontakte geschlossen. Fünf Aussteller präsentierten in Gelsenkirchen ihre Produkte zur Altbergbau-Thematik und gaben dazu Erläuterungen aus erster Hand. In einem umfangreichen Tagungsband wurden alle Fachvorträge veröffentlicht.

Im Rahmen der zweitägigen Vortragsreihe standen folgende Themenschwerpunkte im Fokus der Veranstaltung: – Erkundung, Bewertung und Prognose von altbergbaulichen Hinterlassenschaften; – Sicherung und Verwahrung; – Altbergbau und Grubenwasseranstieg; – Nachnutzung von Altbergbau und unterirdischen Hohlräumen; – Sonderschwerpunkt: Hinterlassenschaften des Steinkohlenbergbaus als „StartUp“ für die Zukunft NordrheinWestfalens.

Als Exkursionspunkte wurden das Deutsche Bergbau-Museum Bochum, die Zeche Zollverein – Ruhr-Museum Essen, das Besucherbergwerk Graf Wittekind Dortmund und aktuelle Sanierungsstandorte im Ruhrgebiet angeboten.

Den kulturellen Höhepunkt bildete am Ende des ersten Vortragstags das abendliche Bergbier im Maritim Hotel Gelsenkirchen mit einer musikalischbergmännischen Umrahmung einschließlich des traditionellen „Schichtwechsels“.

Allen Organisatoren des 14. Altbergbau-Kolloquiums sei an dieser Stelle für den reibungslosen und gelungenen Ablauf der dreitägigen Veranstaltung in Gelsenkirchen gedankt. Besonderer Dank gebührt Frau Otto und Prof. Dr.

Otto für ihren großen organisatorischen Einsatz.

Der 14. Tagungsband kann im Buchhandel unter der ISBN 978-3-93839014-6 oder bei den Veranstaltern bezogen werden.

Das 15. Altbergbau-Kolloquium wird vom 5. bis 7. November 2015 in Leoben (Österreich) stattfinden.

Günter Meier

CBTR-Nachrichten

CBTR lädt im Juni zur Baugrunddiskussion nach Wien Insbesondere Probleme im Tiefbau lassen sich nur lösen, wenn nicht nur die Ingenieure und die Baujuristen für sich ihr eigenes Süppchen kochen, sondern frühzeitig alle an einem Tisch sitzen und konstruktiv an einer Lösung arbeiten. Das war der Grundgedanke, aus dem heraus das Centrum für deutsches und internationales Baugrund- und Tiefbaurecht (CBTR) entstand. Seitdem treffen sich Ingenieure, Planer, Sachverständige, Bautechniker, Bauanwälte, Richter und Baubetriebler alle zwei Jahre zu einer gemeinsamen Fachtagung. Aktuelle Baustellen werden vorgestellt, Tiefbauprobleme diskutiert und Meinungen ausgetauscht. Apropos: Natürlich bleibt für einen intensiven Austausch der Teilnehmer auch abseits des Vortragsprogramms viel Zeit.

Am 25. und 26. Juni 2015 treffen sich – diesmal in Wien im Steigenberger Hotel Herrenhof – wieder Vertreter von großen und kleinen Tiefbauunternehmen, Bauingenieure, Baujuristen, Sachverständige, Geologen, Geotechniker und alle anderen, die mit Tiefbau zu tun haben. Neben fünf Fachvorträgen und dem Festabend mit Verleihung des CBTR-Tiefbaurechtspreises steht vor allem ein intensiver Austausch auf dem Programm. Als Referenten ist unter anderem der Wiener Diplom-Ingenieur Dr.Ing. Dr. mont. Georg-Michael Vavrovsky zu hören zum Thema geistiger Leistungen im Spannungsfeld zwischen geschuldetem Bemühen und erwartetem Ergebnis beim Bauen in die Tiefe. Das Thema Kampfmittel greift Dipl.-Ing. Uwe Hinzmann von der Firma Keller

CBTR-Nachrichten Grundbau auf. Prof. Dr. jur. Rainer Schröder von der Humboldt-Universität Berlin referiert zum Spannungsfeld zwischen Bautechnik und Baurecht. Dipl.Ing. Wolfgang Wiesner von der Porr AG in Wien behandelt die „Kooperation und die Systematik österreichischer Tunnelbauverträge“ mit einer Reihe von Besonderheiten. Prof. Dr. jur. Klaus Englert stellt abschließend die Frage: „Müssen Juristen geotechnische Gegebenheiten bei der Entscheidungsfindung berücksichtigen?“. Im Nachmittagsprogramm der Tagung befahren die Teilnehmer die große Donauschleife per Schiff.

Dabei erfahren sie Wissenswertes über Wiener Baustellen sowie über die Geologie der Wiener Landschaft.

Einen weiteren Höhepunkt hält das CBTR schließlich am 26. Juni bereit: Beim Festabend werden ein weiteres Mal zwei hochkarätige Vertreter von Bautechnik und Baurecht mit den CBTR-Tiefbaurechtspreisen geehrt.

Anmeldungen für die Tagung werden bereits jetzt entgegengenommen. Der Tagungspreis beträgt 495 Euro. Dieser umfasst die Vortragsveranstaltung, die Schiffsfahrt sowie den Festabend mit Gala-Dinner. Die Anmeldung ist am schnellsten möglich unter kontakt@cbtr.de oder per Telefax unter 08252/894640.

Dr. jur. Günther Schalk, Schrobenhausen

§ Das aktuelle Urteil § Nachtrag verweigert – darf die Baufirma doch die Leistung verweigern?

Die Situation könnte klassischer nicht sein: Die Baufirma als Auftragnehmer (AN) stellt einen Nachtrag, der Auftraggeber (AG) zeigt kein gesteigertes Interesse, den Nachtrag zu beauftragen.

Aber Druck entfaltet er dennoch und weist dezent darauf hin, dass auf den AN nicht unerhebliche Schadensersatzansprüche zukommen würden, wenn er denn nicht zeitnah die Leistung dennoch ausführe. Wie schön wäre es, wenn der AN in einem solchen Fall guten Gewissens den Hammer bzw. die Schaufel aus der Hand legen und eine schöpferische Pause einlegen könnte, bis der AG die Nachtragsvereinbarung akzeptiert hat. Eine solche Leistungsverweigerung ist regelmäßig auf Grund der Rechtsprechung nicht zu empfehlen. Regelmäßig nehmen Gerichte nicht an, dass ein Leistungsverweigerungsrecht des AN besteht. Ausnahme bestätigen die Regel, wie eine Entscheidung des OLG

Koblenz zeigt (Urteil vom 06.11.2014 – 6 U 245/14).

Der Fall betrifft zwar keine klassische Tiefbauleistung, ist aber selbstverständlich auch auf solche entsprechend anwendbar. Die Protagonisten des Falles sind ein öffentlicher AG und ein AN, der mit Dachdeckerarbeiten beauftragt wurde. Ein Bestandsgebäude war neu einzudecken. Der AN stellte nach Beginn der Arbeiten fest, dass ein Kiespressdach vorlag, obwohl nach der Ausschreibung von einer losen Kiesschüttung auf einer Kunststoffbahn auszugehen war. Die Konsequenz hieraus waren erhebliche Mehrkosten für die Entsorgung des eingebauten Materials, die der AN als Nachtrag anmeldete. Der AG wies die Mehrvergütungsforderung zurück, lehnte die Nachtragsbegründung inhaltlich ab und setzte dem AN eine Frist zur Fortführung der Arbeiten mit Androhung der Kündigung. Der AN beharrte auf seinem Nachtrag und führte das Gewerk nicht weiter fort. Daraufhin kamen die Kündigung und die Forderung für Mehrkosten für die Fertigstellung in Höhe von 32.000 Euro. Diese wollte der AN nicht bezahlen, sodass die Gerichte entscheiden mussten.

Das OLG Koblenz tat das auch und entschied in seinem Urteil vom 06.11.2014 – 6 U 245/14 zu Gunsten der beklagten Baufirma. Die Klage des AG hatte keinen Erfolg: Der AN hatte zu Recht die Leistung verweigert. Somit lag kein Verzug vor. Die Kündigung des AG war in der Folge unberechtigt. Das OLG argumentierte im vorliegenden Urteil vor allem mit dem Grundsatz von Treu und Glauben. Somit soll die Leistungsverweigerung ausnahmsweise zulässig sein, wenn die Leistungsaufnahme oder die Leistungsfortführung bei objektiver Betrachtung und unter Berücksichtigung der Umstände des Einzelfalls unzumutbar ist.

Der AN kann somit trotz der Regelung des § 18 Abs. 5 VOB/B („Streitfälle berechtigen den Auftragnehmer nicht, die Arbeiten einzustellen.“) die Leistung ausnahmsweise verweigern, wenn der AG schon die Diskussion über einen erheblichen Nachtrag verweigert und zudem der Vertrag, basierend auf dem LV, eine andere, kostengünstigere Lösung vorgesehen hätte. Der AG verletzt durch diese „Blockadehaltung“ nicht zuletzt auch die dem Bauvertrag immanente Kooperationspflicht. Auch dies ist ein Grund für diese Entscheidung.

Trotz dieser für den AN ausnahmsweise sehr erfreulichen Entscheidung des OLG Koblenz ist dennoch vor einer Leistungsverweigerung in vergleichbaren Fällen zu warnen – das ist eine grundsätzlich sehr riskante Marschroute für den AN, da eben die Regelung des

§ 18 Abs. 5 VOB/B eindeutig die Leistungsverweigerung bei Streitfällen untersagt. Auch die Rechtsprechung bestätigt dies in zahlreichen Urteilen. Ob die komplette Verweigerung des Streits durch die Verweigerung der Kommunikation – wie hier der Fall – vorliegt oder nicht, ist immer am einzelnen Fall zu prüfen. Wäre der AG gesprächsbereit gewesen, so hätte der Fall eventuell eine andere Wendung genommen. Grundsätzlich sollte über eine Leistungsverweigerung nur dann nachgedacht werden, wenn der AG endgültig nicht dazu bereit ist, eine zusätzliche Leistung zu vergüten und die neue Vergütung von der ursprünglichen vereinbarten Vergütung nicht nur unerheblich abweicht, denn dann ist die Unzumutbarkeit (nach dem OLG Koblenz) gegeben. Es bleibt abzuwarten, wie es der BGH sehen wird.

Baugrund ist anders als beschrieben: Baufirma bekommt Mehrvergütung!

Baufirmen, die im Tiefbau oder Spezialtiefbau arbeiten, können ein (leidvolles) Lied davon singen: Nicht selten treffen sie bei der Ausführung auf einen Baugrund, den sie so nicht erwartet hatten.

Dabei stützen sie ihre Erwartung nicht etwa auf Ergebnisse aus der Kristallkugel, sondern auf klare Vorgaben aus den Bodengutachten, die der Auftraggeber mit der Ausschreibung oder den Kalkulationsvorgaben übergeben hatte. Baugrundrisiko ja oder nein? Immer wieder diskutieren „Experten“, ob es denn so eine Erscheinung überhaupt gebe. Fakt ist: Der Baugrund ist, wie die DIN EN 1997-2 mit der DIN 4020 für Baugrunduntersuchungen klar vorgibt, ein inhomogener Werkstoff, der auch mit Hilfe von Baugrunduntersuchungen – selbst wenn sie normgerecht und damit mangelfrei durchgeführt wurden – nur in Form von Stichproben aufschließbar ist. Diese Probeergebnisse können damit naturgemäß nicht Auskunft über den kompletten Baugrund geben, sondern nur Wahrscheinlichkeitsaussagen. So steht es klar in der Norm. Dennoch halten sich Auftraggeber immer noch sehr häufig zurück, wenn es um die Begleichung von Mehrvergütungsansprüchen geht, die eine Baufirma in einem solchen Fall geltend macht.

Jetzt gibt es eine aktuelle Entscheidung des OLG Celle (Urteil vom 09.08.2012 – 5 U 34/12), die nun der Bundesgerichtshof durch die Zurückweisung der Nichtzulassungsbeschwerde gegen das Urteil faktisch bestätigt hat (Beschluss vom 06.03.2014 – VII ZR 255/12 – Nichtzulassungsbeschwerde zurückgewiesen). Damit ist das Urteil

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CBTR-Nachrichten/Dissertationen des OLG Celle nunmehr rechtskräftig, das besagt: – Der AN darf sich auf die Angaben in einem vom AG zur Verfügung gestellten Bodengutachten grundsätzlich verlassen.

– Wird der AN auf der Grundlage eines vom AG erstellten Leistungsverzeichnisses mit der Ausführung von Bohrarbeiten beauftragt, fallen nicht erkennbare Erschwernisse in die Risikosphäre des AG. Der damit verbundene Mehraufwand ist zusätzlich zu vergüten. Das gilt auch dann, wenn die Parteien als Vergütung einen Pauschalpreis vereinbart haben.

– Die Klausel eines Bauvertrags, wonach „die vorliegende Baumaßnahme hinsichtlich ihrer Ausführung in der örtlichen Situation vom Auftragnehmer geprüft wurde und Nachforderungen aufgrund von Unkenntnis ausgeschlossen sind“, verpflichtet den AN nicht dazu, Bodenuntersuchungen vorzunehmen, wenn der AG bereits ein Baugrundgutachten eingeholt hat und dieses Vertragsgrundlage ist.

Das Urteil ist erfreulich klar und deutlich. Es quittiert auch die leider in der Praxis immer wieder gängige Vorgehensweise, mit der AG durch Klauseln versuchen, die Baugrunderkundungspflicht zumindest teilweise auf die AN abzuwälzen. Die Systematik ist hier klar: Der AG stellt regelmäßig den Baugrund als Baustoff bei – damit gibt bereits die Grundregel in §§ 644, 645 BGB vor, dass er damit für seinen Baustoff auch die Verantwortung trägt. Präsentiert sich der Baugrund unerwartet anders, als nach den (normgerecht durchgeführten) Bodenuntersuchungen anzunehmen war, fällt das nicht in die Risikosphäre der Baufirma – diese kann entsprechend Mehrvergütungsansprüche erfolgreich geltend machen.

Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und Architektenrecht, Lehrbeauftragter für Bau-, Vergabe- und Architektenrecht

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

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Dissertationen Winfried Schepers, Technische Universität Berlin

Berechnungsverfahren für praxisnahe Boden-Bauwerks-Interaktionsprobleme im Frequenzbereich Die Arbeit behandelt die numerische Komplexität der Algorithmen zur Lösung von SSI-Problemen im Frequenzbereich, insbesondere der Kopplung der Finite-Elemente-Methode (FEM) mit der Randelementemethode (BEM), sowie deren Anwendung auf die Ermittlung der Wirksamkeit von Erdwällen als Minderungsmaßnahme gegen Erschütterungen aus Schienenverkehr. In der Arbeit wird zunächst ein Algorithmus vorgestellt, mit dem eine BEM-Flexibilitätsmatrix mit äußerst geringem Aufwand aufgebaut werden kann. Es wird nachgewiesen, dass für gemischte Gleichungssysteme aus einer FEM-Steifigkeitsmatrix für ein Bauwerk und einer BEM-Flexibilitätsmatrix für den Baugrund iterative Gleichungslöser gegenüber den direkten Lösungsverfahren überlegen sind. Dadurch sind hocheffiziente Vorkonditionierer unter Ausnutzung der besonderen Struktur der BEM-Flexibilitätsmatrix möglich. Anschließend werden Erdwälle als Alternative zu gängigen Minderungsmaßnahmen gegen Verkehrserschütterungen untersucht. Erdwälle werden in der Praxis häufig als Lärmschutzwall eingesetzt werden. Es wird eine umfangreiche Parameterstudie mit Variation der geometrischen Abmessungen, Böschungsneigungen und Materialeigenschaften zur Ermittlung der Abschirmkapazität eines Erdwalls durchgeführt. Es zeigt sich, dass bei sehr niedrigen Frequenzen die Abschirmkapazität vernachlässigbar gering ist, oder die Erschütterungen sogar durch Erdwälle verstärkt werden können. Oberhalb einer Anregungsfrequenz von ca. 10 Hz hingegen verwandeln sich Erdwälle schnell in eine ausgezeichnete Maßnahme zur Absorbierung oder Ableitung von Wellenenergie in den Untergrund. Damit wird nachgewiesen, dass Erdwälle eine sinnvolle Alternative zu herkömmlichen Minderungsmaßnahmen sind.

Prof. Dr.-Ing. habil. Stavros Savidis, 7. Januar 2015

Long Nguyen-Tuan, Ruhr-Universität Bochum

Coupled thermo-hydro-mechanical analysis: experiment and back analysis Die Forschung in dieser Arbeit betrachtet die theoretische und experimentelle Untersuchung von gekoppelten THMPhänomenen mit Anwendung in der Geotechnik. Der erste Teil dieser Studie umfasst eine Modifizierung der bestehenden experimentellen Geräte, um die Prozesse, die in ungesättigten Böden bei nicht-isothermen Bedingungen stattfinden, besser nachzuvollziehen.

Im zweiten Teil wird ein neues Modell vorgeschlagen, welches die Saugspannungs-Wassergehaltsbeziehung von Böden unter Berücksichtigung der Hysterese, welche innerhalb einer Zweiphasen-Strömung auftritt, beschreibt. Das Modell bildet die Hysterese mit dem Phänomen von Lufteinschlüssen sowie eine Variation des Lufteintrittspunkts unter zyklischer hydraulischer Belastung ab. Dadurch wird eine bessere Simulation der Zweiphasen-Strömung in ungesättigten Böden ermöglicht. Dieses neu entwickelte Modell wurde in die FiniteElemente-Software Code-Bright implementiert. Anschließend wurde das Modell anhand der experimentellen Daten aus den Säulenversuchen validiert.

Im dritten Teil dieser Studie wird ein Beitrag zur Parameter-Identifikation für eine gekoppelte THM Analyse basierend auf inversen Analyseverfahren geleistet.

Die Studie schlägt dabei eine neue Strategie für die Identifikation sowie die Bewertung von Zuverlässigkeit und Genauigkeit der identifizierten Modellparameter vor. Der Ansatz der inversen Analyse besteht aus einer Sensitivitätsanalyse, einer Auswahl an Optimierungs-Algorithmen und zu optimierenden ParameterSets sowie der Einrichtung eines Parameter-Suchraums und einer Bewertung von Zuverlässigkeit und Genauigkeit der identifizierten Modell- und Materialparameter.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 17. Januar 2014

Robert-Balthasar Wudtke, Bauhaus-Universität Weimar

Hydraulischer Grundbruch in bindigem Baugrund In der Arbeit wird ein neuer Ansatz zur Einschätzung der Sicherheit gegen ein Versagen durch Hydraulischen Grundbruch in bindigen Böden vorgestellt.

Ziel ist es, eine Erweiterung des gültigen Nachweises zu entwickeln, um die speziell in bindigen Böden gegebenen Bodenwiderstände zu berücksichtigen.

Dissertationen Das Phänomen Hydraulischer Grundbruch in bindigen Böden wurde an verschiedenen bindigen Böden in einem eigens entwickelten Versuchsstand untersucht. Als Ergebnis wurde eine Differenzierung der Versagensabfolge für nichtbindige und bindige Böden möglich. Die Abhängigkeit der Zugfestigkeit bindiger Böden vom Wassergehalt wurde mit verschiedenen indirekten und direkten Zugversuchen untersucht. Zur Untersuchung der Festigkeitsentwicklung bindiger Böden bei sinkenden effektiven Spannungen wurden Triaxialversuche durchgeführt. Aufbauend auf Erkenntnissen der Versuche wird ein Verfahren vorgestellt, mit welchem das für den Grenzzustand an einer unterströmten Baugrubenwand gültige Referenzvolumen ermittelt werden kann. In der Arbeit werden hierzu ein ebener und ein räumlicher Ansatz betrachtet. In Abhängigkeit der am Referenzvolumen wirksamen hydraulischen Einwirkung werden zusätzlich zum Bodeneigengewicht die Berücksichtigung kohäsiven Bodenverhaltens und die baugrubenseitige Widerlagerwirkung berücksichtigt. Der vorgestellte Berechnungsansatz wird in Vergleichsrechnungen für ein Spektrum unterschiedlich bindiger Böden der allgemeingültigen Nachweismethode gegenübergestellt, um das Optimierungspotenzial aufzuzeigen.

Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt, 24. Januar 2014

Guofang Xu, Universität für Bodenkultur, Wien

Hypoplastic constitutive models for frozen soil In dieser Studie werden mit Hilfe der Hypoplastizitätstheorie drei Grundlagenmodelle für gefrorene Böden präsentiert.

Das erste Modell, „Erweitertes Hypoplastic Constitutive Model“ genannt, wurde, basierend auf dem Pioniermodell von Wu (1992), durch Erweiterung um einen temperaturabhängigen Kohäsionstensor sowie eine verformungsabhängige Skalarfunktion entwickelt. Durch dreiaxiale Kompressionsversuche bei unterschiedlichen Temperaturen und Radialdrücken konnte gezeigt werden, dass sich dieses erweiterte Modell gut zur Beschreibung des Festigkeitsverhaltens und der Volumenänderungen von Permafrostböden eignet.

Da bei diesem Modell die Belastungsgeschwindigkeit unberücksichtigt bleibt, ist es nicht möglich, Belastungseffekte und ihre rheologischen Wirkungen für Permafrostböden darzustellen. Aus diesem Grund wurde ein zweites Modell entwickelt. Es wird als „Visco-Hypoplas-

tic Constitutive Model“ bezeichnet. Dieses viskose Modell wurde durch die Aufteilung der Spannungszunahme in einen statischen und einen dynamischen Teil gewonnen, bzw. durch ein einfaches und ein höhergradiges numerisches Modell zur Berücksichtigung der Spannungsbeschleunigung. Die Gültigkeit dieses viskosen Modells wurde durch Kompressionsversuche mit unterschiedlichen Belastungsraten und mehreren Kriechversuchen geprüft.

Das dritte Modell, als „Hypoplastic Creep Modell“ bezeichnet, wurde speziell für die Simulation der rheologischen Eigenschaften von Permafrostböden entwickelt. Anhand von DruckKriechversuchen konnte gezeigt werden, dass dieses Modell ebenso zur Beschreibung des Kriechverhaltens von Permafrostböden geeignet ist, wie z. B. der Zeit bis zum Kriechversagen und der minimalen Kriechrate im sekundären Kriechen.

Prof. Dr.-Ing. Wei Wu, 4. März 2014

Philipp Schober, Universität der Bundeswehr München

Zum hydraulischen Grundbruch an Baugrubenumschließungen bei luftseitiger Sicherung durch einen Auflastfilter in nichtbindigen Böden Numerische Untersuchungen zum hydraulischen Grundbruch an Baugrubenumschließungen mit geringer Einbindung der Baugrubenumschließung und baugrubenseitiger Sicherung durch einen Auflastfilter haben gezeigt, dass die herkömmlichen Nachweise nach DIN EN 1997-1:2009-09 (Eurocode 7) und DIN 1054:2010-12 bzw. nach EAU für geringe Einbindetiefen und bei luftseitiger Sicherung durch einen Auflastfilter auf der unsicheren Seite liegen können.

Dies kann auf die vereinfachte Form des Ersatzkörpers zurückgeführt werden, bei welcher die Strömungskräfte unterhalb des Wandfußes nicht berücksichtigt werden. Des Weiteren werden bei den herkömmlichen Nachweisen keine rückhaltenden Reibungskräfte im Boden oder im Auflastfilter angesetzt. Anhand von eigenen theoretischen und experimentellen Untersuchungen zum Versagen vertikal durchströmter Bodensäulen in einem Zylinder sowie zum Versagen durch hydraulischen Grundbruch an einer Baugrubenumschließung konnte der Einfluss eines Auflastfilters auf die im Boden und im Auflastfilter wirkenden Reibungskräfte sowie auf die Bruchkörperform beim hydraulischen Grundbruch bestimmt werden. Die gewonnenen Erkenntnisse aus den theoretischen

und experimentellen Untersuchungen dienten als Grundlage zur Entwicklung eines modifizierten Verfahrens zum Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch an Baugrubenumschließungen bei baugrubenseitiger Sicherung durch einen Auflastfilter in nichtbindigen Böden.

Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley, 10. März 2014

Houman Soleimani Fard, Ruhr-Universität Bochum

Study on the hydro-mechanical behavior of fiber reinforced fine grained soils, with application to the preservation of historical monuments Die Lehmziegel werden aus tonhaltigen Böden geformt. Kommt die Gründung von Gebäuden aus Lehmziegeln mit Wasser in Kontakt, steigt dieses in den Wänden auf. Ziel dieser Arbeit ist es, die Grundlagen zu legen, den Aufstieg der Feuchtigkeit in einem solchen Mauerwerk zu beschreiben und den Einfluss des erhöhten Wassergehalts auf die Scherfestigkeit von Lehmziegeln mit und ohne Bewehrung aus Naturfasern zu erfassen. Die Wirksamkeit ausgewählter Gegenmaßnahmen wird untersucht.

Um den Feuchtetransport zu beschreiben, wird die Wassergehalts-Sättigungsbeziehung des Lehmmaterials in Abhängigkeit vom Bewehrungsanteil experimentell ermittelt. Die Scherfestigkeit wird aus Biaxialversuchen in Abhängigkeit des Wassergehalts sowie des Bewehrungsgehalts abgeleitet. In Anschauungsversuchen wird der kapillare Aufstieg in einer Modellwand beobachtet und das Verformungsverhalten messtechnisch erfasst.

Mit einem numerischen Modell werden die Anschauungsversuche nachgerechnet. Der Vergleich der Ergebnisse zeigt, dass das numerische Modell in der Lage ist, die beobachteten Phänomene abzubilden. Das Modell wird dann genutzt, um den Wasseraufstieg in Wänden mit realistischen Dimensionen sowie die Wirksamkeit von Gegenmaßnahmen zu beobachten.

Die Untersuchungen zeigen, dass der Wasseraufstieg Höhen von mehreren Metern erreichen kann. Die Öffnung von verfliesten Fassaden ist eine wirksame Methode, die Höhe der durchfeuchteten Zone zu reduzieren. Unauffälliger, aber ebenfalls wirksam ist das Schaffen von Ventilationsbohrungen in regelmäßigen Abständen durch das Mauerwerk.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 21. März 2014

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Dissertationen Dong Chen, Technische Universität Kaiserslautern

Flachgründungen auf Böden mit tiefenabhängiger Steifigkeit unter vertikaler dynamischer Belastung: Ergebnisse von numerischen Berechnungen im Frequenz- und Zeitbereich In der Arbeit werden Probleme der dynamischen Boden-Bauwerk-Wechselwirkung behandelt, insbesondere der Einfluss einer mit der Tiefe zunehmenden Bodensteifigkeit. Zunächst werden elastische Platten unter vertikaler harmonischer Belastung untersucht. Die Platte wird mithilfe der Finite-Elemente-Methode (FEM) modelliert. Die Baugrundantwort wird mithilfe von Einflussfunktionen erfasst. Im Kontaktbereich wird die Kompatibilität an den Mittelpunkten der Bodenelemente hergestellt. Die Antwort der Platte an verschiedenen Punkten wird über die Frequenz ermittelt.

Des Weiteren wird die dynamische Wechselwirkung zwischen mehreren starren Fundamenten auf der Baugrundoberfläche untersucht. Der Einfluss der Baugrundinhomogenität wird mit Hilfe von dimensionslosen Parametern erfasst.

In dem zweiten Teil der Arbeit werden dynamische Steifigkeitsfunktionen für Einzelfundamente unter Zuhilfenahme der FEM im Zeitbereich ermittelt.

Ziel ist es dabei, ein Verfahren zu entwickeln, mit dem später auch nicht-lineare dynamische Probleme numerisch gelöst werden können. Mit dem vorgestellten Fensterverfahren wird aus der komplexen Antwort des Fundaments, berechnet mit der FEM im Zeitbereich, die Lösung im Frequenzbereich für das in der Anregung enthaltene Frequenzspektrum bestimmt. Hierzu wird eine eindeutige Vorgehensweise vorgeschlagen, und die erforderlichen Angaben zur Wahl der Diskretisierungsfeinheit und des Zeitschrittes gemacht. Schließlich wird das Fensterverfahren für inhomogene Böden eingesetzt. Vorhandene halb-analytische Lösungen für starre Fundamente werden mit ausreichender Genauigkeit reproduziert.

Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, 30. April 2014

Wiebke Baille, Ruhr-Universität Bochum

Hydro-mechanical behaviour of clays – Significance of mineralogy In der vorliegenden Arbeit wurde der Einfluss der Mineralogie und der damit zusammenhängenden physiko-chemischen und mikrostrukturellen Eigen-

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schaften von ausgewählten Tonen auf deren makroskopisches Verhalten bei verschiedenen Belastungspfaden untersucht. Die Tone bestanden jeweils hauptsächlich aus einem der Minerale Kaolin, Illit und Montmorillonit. Es wurden die Quelldrücke unter volumenkonstanten Randbedingungen sowie das Volumenänderungsverhalten der Tone infolge mechanischer Belastung in einem speziell entwickelten Hochdrucködometer sowohl für initial gesättigte als auch initial ungesättigte, verdichtete Proben über einen großen Spannungsbereich untersucht, der repräsentativ für die Verwendung des montmorillonitischen Tones in Untertagedeponien in tiefen geologischen Formationen ist.

Des Weiteren wurden die das hydraulische Verhalten von Böden bestimmende Saugspannungs-Wassergehalts-Beziehung sowie die durch Trocknung induzierten Volumenänderungen experimentell bestimmt. Die Änderung der Mikrostruktur der Tone wurde bei ausgewählten Zuständen der Tone mittels Elektronenrastermikroskop und Quecksilberporosimetrie untersucht. Der Einfluss der Mineralogie sowie der Spannungspfade auf das Volumenänderungsverhalten wurde diskutiert. Hierzu wurden die experimentellen Daten zusätzlich im Kontext des Konzepts der effektiven Spannungen für teilgesättigte Böden interpretiert. Die Anwendbarkeit von verschiedenen Ansätzen basierend auf der Theorie der diffusen Doppelschicht zur Berechnung der Volumenänderung und des Quelldrucks in Tonen wurde untersucht. Es wurden wesentliche Schlussfolgerungen hinsichtlich des Einflusses der Mineralogie auf das hydromechanische Verhalten der Tone gezogen.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 17. Juni 2014

Florian Köppl, Technische Universität München

Abbauwerkzeugverschleiß und empirische Verschleißprognose beim Vortrieb mit Hydroschild-TVM in Lockergesteinen Der Verschleiß der Abbauwerkzeuge ist eine häufige Ursache für Vortriebsunterbrechungen beim Vortrieb mit Hydroschild-Tunnelvortriebsmaschinen (TVM) in Lockergesteinen. Dabei sind die Kosten für die Vortriebsunterbrechungen zur Inspektion und für den Wechsel der Abbauwerkzeuge insbesondere bei Druckluftarbeiten in der Abbaukammer häufig um ein Vielfaches höher als die Kosten für die zu wechselnden Abbauwerkzeuge. Zusätzlich liegen aufgrund

der Unzugänglichkeit der beteiligten Prozesse und der hohen Bandbreite an Einflussfaktoren bisher keine zuverlässigen Prognosemethoden für die Standgrößen der Abbauwerkzeuge, die Anzahl an Werkzeugwechseln und die dafür benötigten Vortriebsunterbrechungen vor.

Die Ziele der vorliegenden Arbeit waren deshalb für Vortriebe mit HydroschildTVM in Lockergesteinen, eine Identifikation und Quantifizierung der maßgeblichen Einflussfaktoren auf die Standgrößen der Abbauwerkzeuge vorzunehmen und ein Prognosemodell für den Verschleiß der Abbauwerkzeuge zu erstellen. Als Grundlage für die Datenanalyse konnten in zehn Referenzprojekten mit 13 Hydroschild-TVM mit einem Durchmesser von 6,3 bis 15,4 m in einer Vortriebsstrecke von 45,4 km und einem Ausbruchvolumen von ca. 5,6 Mio. m³ in Summe 5.850 Werkzeugwechsel recherchiert und dokumentiert werden.

Durch eine empirische, prozessorientierte Analyse dieser Daten in Kombination mit Baustellenversuchen können die Haupteinflussfaktoren auf den Primärund Sekundärverschleiß der Abbauwerkzeuge aus den Boden- und Gebirgseigenschaften, der Auslegung der Hydroschild-TVM und aus der Steuerung des Abbauprozesses qualifiziert und weitgehend quantifiziert werden.

Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro, 27. Juni 2014

Jean Gautray, ETH Zürich

Influence of smear and compaction zones on the performance of stone columns in lacustrine clay Stone columns have proven to be an efficient ground improvement method in soft soils, as they increase the stiffness and strength of the subsoil, as well as reducing the consolidation time through shorter (radial) drainage paths. This allows higher loads to be carried, with lower post-construction settlements.

The load-settlement behaviour of composite foundations with stone columns was investigated in the geotechnical drum centrifuge at the ETH Zürich. Stone columns were installed inflight and subsequently loaded with rigid footings, while monitoring the footing load and the pore water pressures in the clay specimen.

The outcomes of the physical modelling, under enhanced gravity, as well as those of the subsequent micromechanical investigations, were used for the preparation of a numerical model aiming to reproduce the results obtained from centrifuge tests and to carry out some parametric analyses.

Dissertationen The numerical model developed in the course of this research allows the installation effects to be considered in a simplified form as it does not require the simulation of the installation phase of the inclusions to be modelled.

Jinyang Fu, TU Bergakademie Freiberg

using distortions and smeared crack patterns to show the distinct responses of buildings subject to different conditions.

To arrive at a proper prediction of building response to tunnelling induced ground movements numerical analysis should take account of both non-linear material behavior and non-linear boundary condition. It is essential to include both horizontal displacement and settlement to accounting for tunnel-soil-structure interaction.

Modelling ground movement and associated building response due to tunnelling in soils

Prof. Dr.-Ing. Herbert Klapperich, 18. Juli 2014

Prof. Dr. Sarah M. Springmann, 9. Juli 2014

Tunnelling induced ground movements and consequently their impact on adjacent buildings is one of the major concerns for tunnelling in urban areas. Different methods, varying from empirical formulations and analytical solutions to advanced finite element analyses, tend to be used for determining surface ground movement profile and evaluating potential building damage. However, the non-linear deformation of the tunnel and the complex surface surroundings form a crucial boundary condition for the problem of tunnels under-passing nearby structures. The analysis of such interaction problem not only requires proper consideration to obtain realistic displacement field of the ground, but also it is required to take account of the features of the interface and the structure. This thesis focuses on two research areas of tunnelling in soil ground. The first is the accurate prediction of tunnelling induced ground movements. The second area is the modelling of soilstructure interaction when subject to tunnel induced settlement profile. First, a non-uniform tunnel deforming model for considering the three tunnel deforming modes is developed to account for the non-linear distribution of ground loss around a tunnel. The applicability of the model was checked by the use of analytical solutions. Second, the nonuniform tunnel deforming model was also investigated by using numerical analysis in which constitutive model subroutine accounting for the strain-dependent stiffness degradation was used to produce realistic ground movement profiles. Third, with the help of nonlinear material mode which can take account of small strain stiffness degradation, and the use of non-uniform tunnel deforming pattern, nonlinear interface and smeared cracking model, intensive two dimensional finite element (FE) analyses were performed to explore the interaction between tunnelling induced ground movements and adjacent infilled frame structures. The structure behavior was presented and compared by

Abdelazim Makki Ibrahim, TU Bergakademie Freiberg

Geotechnical site characterization and combined pile raft foundation modelling on Khartoum clay (Sudan) The diversity and complexity of subsurface soil in the study area Khartoum town, Sudan, which consists of alluvial deposits means many difficulties for foundation engineering. Most of the surface is covered by clay and silt soils, which varies in thickness. These types of soil known of its low bearing capacity, high water content, and high compressibility. The foundations on these types of soils experience high and differentiation settlement. This thesis, presented for the purpose of geotechnical evaluation of subsurface soils in Khartoum town, Sudan, of enabling the choice of foundation system, of specifying bearing capacities of raft, piles, piled raft, and of investigation settlement problems. In Sudan raft foundation represents the basic and most widespread shallow foundation method for engineering structures except for bridges where the pile foundation is used. In recent years after the discovery of petroleum in the Sudan, the major advance in foundation design is needed due to intensive building of large numbers of precast high-rise tower. To fully understand the thickness and the extension of the subsurface soils in the study area a geo-electrical resistivity survey using Vertical Electrical Sounding (VES) was conducted at Khartoum town. To understand the engineering characteristic of the subsurface soil in the study area, field work and laboratory tests were conducted.

The physical and mechanical tests were carried out at Building and Research Institute (BRI) Sudan and TU Bergakademie Freiberg, Germany. Data collected from eighteen boreholes extend to 35 m depth was used in this study.

Geotechnical parameters for the subsoil are estimated from fieldwork and laboratory analysis. The behaviours of engi-

neering properties of subsurface soils in Khartoum town are fully evaluated. Correlation between physical and mechanical characteristics of the soil is provided. To evaluate the most economic and safe design to be used for foundation design, a comparison study between a working stress design approach using global factor of safety and the Ultimate Limit State (ULS) using Eurocode 7 design approaches with Serviceability Limit State verification (SLS) is done. A simulation of three pile load tests using the finite element method Software “Plaxis” are used in this study to determine the characteristic value of pile resistance and demonstrate pile foundation design using static pile load tests following the Eurocode 7. To analysis the load settlement behaviour and predict the bearing capacity of the raft, piles, and piled raft foundation on Khartoum clay a series of finite element models with different foundation configurations and stiffness’s were established. Numerical modelling was used to study the behaviour of the piled raft foundation due to complexity of piles, raft, and soil interaction and also due to the lack of reliable analytical method that can predict the behaviour of the piled raft foundation systems.

Simple analytical models are developed to predict the average settlement and the load sharing between the piles and the raft in piled raft foundation systems.

The analytical models were validated with numerical analysis and measure values of buildings settlements available in the literature.

Prof. Dr.-Ing. Herbert Klapperich, 18. Juli 2014

Dirk Zapf, Leibniz Universität Hannover

Dimensionierung von Gasspeicherkavernen im Salzstockrandbereich In der Arbeit wird die Frage, wie nah eine in einem Salzstock angeordnete Kaverne für die Speicherung von Gas zum Salzstockrand angeordnet werden kann und wie bei der Dimensionierung einer solchen Kaverne vorzugehen ist, systematisch untersucht. Dazu werden gebirgsmechanische Berechnungen unter Berücksichtigung typischer Betriebsszenarien von Gaskavernen durchgeführt und dabei sowohl der Abstand der Kaverne zum Salzstockrand als auch die Steifigkeit des umgebenden Gesteins variiert. Zunächst wird der Stand des Wissens dargestellt und daran aufgezeigt, dass für Kavernen im Salzstockrandbereich keine quantitativ belegten Dimensionierungskriterien existieren. Deshalb werden thermo-mechanisch gekoppelte numerische Simulationsberechnungen

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Dissertationen durchgeführt, in denen das zeit-, spannungs- und temperaturabhängige Materialverhalten von Steinsalz mit dem Stoffgesetz Lubby2 modelliert wird. Es wird eine Parameterstudie zum Einfluss des Abstands der Kaverne vom Salzstockrand durchgeführt. Die relevanten Nachweise betreffen den maximal und den minimal zulässigen Kaverneninnendruck sowie die maximale Druckänderungsrate in der Kaverne. Anhand der Ergebnisse werden Empfehlungen zum erforderlichen Abstand von Kavernen vom Salzstockrand abgeleitet. Danach sollte ein Bereich mit einer Breite vom 1,5-Fachen des Kavernendurchmessers im Salzgestein liegen, der eine Beanspruchung unterhalb der Dauerfestigkeit des Steinsalzes aufweist. Daneben sollte eine Übergangszone von mindestens 50 m Breite berücksichtigt werden, um die Ungenauigkeiten in der Bestimmung der genauen Lage des Salzstockrands zu berücksichtigen.

Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 30. Juli 2014

Natalie Nakaten, Rheinisch Westfälische Technische Hochschule Aachen

Economic competitiveness of underground coal gasification combined with carbon capture and storage (UCG-CCGT-CCS) in the Bulgarian energy network Untertagevergasung von Kohle (UTV) ermöglicht die Nutzung tiefliegender, durch den konventionellen Bergbau wirtschaftlich nicht erschließbarer Kohleflöze. Im Rahmen dieser Arbeit wird die Wirtschaftlichkeit der UTV-basierten Kohleumwandlung in Synthesegas und dessen Verstromung in einem Gas- und Dampfturbinenkraftwerk (GuD) mit anschließender CO²-Abscheidung und -Speicherung (CCS) analysiert. Dazu wird ein techno-ökonomisches Modell zur Berechnung der Stromgestehungskosten (StGK) des UTV-GuD-CCSProzesses entwickelt, welche, unter Berücksichtigung lokalspezifischer Daten eines Untersuchungsgebiets in Bulgarien, insgesamt 72 Euro/MWh betragen. Mittels Sensitivitätsanalysen wird der Einfluss standortspezifischer Rahmenbedingungen auf die StGK quantifiziert, wobei variierende geologische Randbedingungen StGK-Variationsbandbreiten von 0,4 bis 4 %, chemische von 13 %, technische von 8 bis 17 % und marktbedingte von 2 bis 25 % verursachen. Neben standortspezifischen Rahmenbedingungen beeinflussen Ressourcenverfügbarkeit und die Infrastruktur eines Energiesystems die Wirtschaftlichkeit des UTV-GuD-CCSProzesses. Eine modellbasierte Imple-

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mentierung von UTV-GuD-CCS und CCS-Kraftwerken in das bulgarische Energiesystem zeigt, dass beide Technologien essenzielle und wirtschaftliche Möglichkeiten zum Erreichen der EUKlimaschutzziele bieten und Gasimporte vollständig durch UTV-Synthesegasproduktion substituierbar sind.

Prof. Dr. Dr. h. c. Rafig Azzam, 14. August 2014

Qasim Abdulkarem Jassim Al-Obaidi, Ruhr-Universität Bochum

Hydro-mechanical behavior of collapsible soils Kollapsfähige Böden sind in der Geotechnik und in der Bautechnik weltweit sehr bedeutsam, da sie bei Befeuchtung, z. B. durch einen ansteigenden Grundwasserspiegel oder Niederschläge, plötzliche Volumenänderungen erfahren können. Klassisch wird das Kollapspotenzial durch Bewässerung einer kompaktierten Bodenprobe in einem Schritt bis zur Sättigung ermittelt. In der Realität wird eine vollständige Sättigung in einem Schritt jedoch nicht erreicht. In dieser Arbeit wurde das Kollapsverhalten verschiedener Böden unter schrittweiser Bewässerung untersucht. Die Arbeit liefert geotechnische Daten und Parameter, welche für numerische Analysen und die Bemessung von Grundbauwerken genutzt werden können.

In dieser Arbeit wird das Kollapspotenzial von drei verschiedenen Böden mittels klassischer Versuche als auch mittels saugspannungskontrollierter Ödometerversuche bei schrittweiser Bewässerung untersucht. Zusätzlich wurden Säulenversuche durchgeführt, um den zeitlichen Verlauf des hydromechanischen Prozesses zu bestimmen. Die hydromechanischen Eigenschaften wurden von der Saugspannungs-SättigungsBeziehung und der gemessenen gesättigten und teilgesättigten Durchlässigkeit abgeleitet. Es wurde die Struktur der Böden zu verschiedenen Versuchszeitpunkten untersucht. Die Ergebnisse zeigen, dass die Böden sowohl in den klassischen Versuchen als auch in den saugspannungskontrollierten Versuchen eine erhebliche Volumenverminderung als Reaktion auf die Bewässerung aufwiesen. Das Kollapspotenzial ist spannungspfadabhängig und ist eine Funktion der Nettovertikalspannung, der Anfangsporenzahl, der Saugspannung und des Sättigungsgrades. Bei gipshaltigen Böden erhöht sich das Risiko eines Kollapses aufgrund von Auswaschungen.

Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz, 18. August 2014

Friedemann Sandig, Bauhaus-Universität, Weimar

Strukturbedingte geotechnische Eigenschaften von Controlled Low Strength Material für Dichtungen in Deichen Für die Herstellung vertikaler Dichtwände im Flussdeich ist eine strukturelle Aufmischung des Bestandsmaterials möglich. Die optimalere, geneigte Ausführung einer innenliegenden Dichtung kann durch ein Verfahren der vorübergehenden Bodenverflüssigung umgesetzt werden. Diese herkömmlichen und als Controlled Low Strength Material bezeichneten Gemische sind jedoch für den Einsatz als Deichdichtung in bestimmten Eigenschaften gezielt zu verändern. Dabei wird deutlich, dass die für natürliche Mineralbaustoffe formulierten Anforderungen für diese Materialien nicht genügen oder nicht anwendbar sind. Die Dissertation behandelt die Erfassung und Beschreibung der mechanischen Eigenschaften einer Deichdichtung aus Controlled Low Strength Material und die systematischen Ansätze der Kennwertbeeinflussung. Es werden umfassend stoffliche und mechanische Eigenschaften dieses Mehrphasensystems definiert sowie eine Methode der strukturellen und geotechnischen Bewertbarkeit auf Basis der räumlichen Einlagerung grober Kornanteile im Stoffsystem vorgestellt. Dafür werden zweidimensionale Partikelverteilungen durch einen statistisch-heuristischen Algorithmus erstellt und mehrere neue, strukturbedingte Kennwerte für das Material eingeführt. Der Schwerpunkt der Experimente liegt auf dem verfestigten Material und orientiert sich an klassischen bodenmechanischen Methoden. Zusätzlich werden mehrere – für den Bereich der Bodenprüfung nicht übliche – Modelle, Verfahrens- und Sichtweisen genutzt.

Für dieses dann in seinen Eigenschaften definierte Stoffgemisch wird abschließend eine Bewertung seiner praktischen Eignung als geneigte Innendichtung anhand von Freilandversuchen an einem Versuchsdeich vorgenommen.

Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt, 7. November 2014

Christina Rudolph, Technische Universität Hamburg Harburg

Untersuchungen zur Drift von Pfählen unter zyklischer, lateraler Last aus veränderlicher Richtung Vor dem Hintergrund zyklisch belasteter Offshore-Monopiles wird das Verformungsverhalten zyklisch lateral belasteter Pfähle bei veränderlicher Lastrich-

Dissertationen tung untersucht. Bisherige Untersuchungen haben i. d. R. eine konstante Lastrichtung untersucht. Aus Voruntersuchungen ist bekannt, dass eine veränderliche Lastrichtung zu einer Vergrößerung der Verschiebungsakkumulation führen kann. Es werden Versuche mit Pfählen (Modellversuche und Feldversuche), Elementversuche und numerische Untersuchungen durchgeführt. Im Gesamtbild kann daraus neben dem Einfluss der Lastrichtung auch untersucht werden, ob die Pfahldrift ein Systemverhalten (Pfahl-Boden) oder eher Materialverhalten ist.

Die Modellversuche (kleinmaßstäbliche Versuche und Zentrifugenversuche) und Feldversuche zeigen eine vergrößerte Verschiebungsakkumulation bei zyklischer Last aus veränderlicher Richtung verglichen mit einer konstanten Lastrichtung. Die Einfachscherversuche mit veränderlicher Scherrichtung zeigen in ähnlicher Weise eine Vergrößerung der Scherdehnungsakkumulation bei veränderlicher Scherrichtung gegenüber einer konstanten Scherrichtung. Die Zunahme der Dehnungsakkumulation infolge der Scherrichtungsänderung fällt jedoch kleiner aus als in den Modell- und Feldversuchen. Die numerischen Untersuchungen ergänzen die Versuche und zeigen das Verdichtungsverhalten im Nahbereich des Pfahls.

Die Forschungsprojekte wurden von der DFG (DFG GR 1024/12-1) und dem BMU (FKZ 0325240) gefördert. Die Dissertation erscheint als Heft 32 in der Veröffentlichungsreihe des Instituts für Geotechnik und Baubetrieb der Technischen Universität Hamburg-Harburg.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 14. November 2014

Gertraud Medicus, Universität Innsbruck

Barodesy and its application for clay Die Barodesie ist ein neues Materialmodell zur Beschreibung von Bodenverhalten und kann als Weiterentwicklung der Hypoplastizität gesehen werden. Der mathematischen Formulierung liegt das asymptotische Bodenverhalten zugrunde: Wird Boden durch einen proportionalen Deformationspfad verformt, resultiert daraus ein Spannungspfad, der sich asymptotisch einem proportionalen Spannungspfad nähert.

Im Zuge der Arbeit wurde ein vorhandener Ansatz, der proportionale Deformationspfade mit proportionalen Spannungspfaden verknüpft, erweitert. Die Ergebnisse werden einigen weit verbreiteten Spannungs-Dilatanz-Beziehungen gegenübergestellt.

In weiterer Folge wurde die Barodesie für Ton entwickelt. Bodenmechanische Eigenschaften, wie kritische Zustände oder der Einfluss des Spannungsniveaus und der Lagerungsdichte, sind im Modell enthalten. Die Kalibrierung ist einfach: Fünf bekannte Bodenparameter werden benötigt und können anhand eines konsolidierten, undrainierten Triaxialversuchs bestimmt werden.

In der Arbeit werden Elementversuche numerisch simuliert und Laborversuchsergebnissen von verschiedenen Tonarten gegenübergestellt. Außerdem dienen zwei Materialmodelle, das hypoplastische Modell von Mašín und das elastoplastische Modified Cam Clay model, als Vergleich.

Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dimitrios Kolymbas, 27. November 2014

Chien-Hsun Chen, Universität Innsbruck

Development of soft particle code (Sparc) Das Ziel dieser Arbeit ist, eine numerische Simulationsmethode, den Soft Particle Code (Sparc), zu entwickeln. Der Begriff „soft“ hebt hervor, dass keine festen Partikel betrachtet werden (wie bei DEM). Die Unbekannten im Programm Sparc sind die Geschwindigkeiten der Partikel. Polynom-Interpolationen werden verwendet, um die räumlichen Ableitungen (z. B. des Stretchingtensors und der Divergenz des Cauchy’schen Spannungentensors) unter Berücksichtigung der Information der angrenzenden Partikel, zu bilden. Die Barodesie, ein Materialmodell für granulare Stoffe in Ratenformulierung, wird zur Beschreibung der Spannungs-Verzerrungsbeziehung verwendet. Das nichtlineare Gleichungssystem, bestehend aus den Gleichgewichtsbedingungen, wird in Sparc iterativ gelöst und kann parallelisiert werden. Durch die Simulationen von Laborversuchen (Ödometerversuche, Biaxialversuche und Triaxialversuche) werden die Anwendungen und die Einschränkungen der aktuellen SparcVersion gezeigt. Zusätzlich zu den Simulationen von Standard- Laborversuchen wurden Modellversuche mit Feinsand durchgeführt: Eine zyklische Kippbewegung einer Stützwand erzeugt eine bestimmte Bewegung in der Hinterfüllung (Sand). Die Sandpartikel bewegen sich entlang geschlossener Trajektorien. Die Bewegung wurde optisch aufgezeichnet und mit der „Particle Image Velocimetry“ aufgewertet.

Silvia Beer, Technische Universität München

Entwicklung von 2D- und 3DGeoinformationssystemen für geologische Anwendungen im kommunalen Bereich am Beispiel der Stadt Straubing und des Landkreises Straubing-Bogen Im Fokus der Arbeit steht die Implementierung geologisch-geotechnischer Fachdaten in kommunale Geoinformationssysteme. Dafür wurden die geologischen, geotechnischen und hydrogeologischen/geothermalen Fachdaten aus unterschiedlichen Quellen wie Fachplaner, kommunale Ämter und Archive zusammengetragen und – wo fehlend – durch eigene Erhebungen und Untersuchungen ergänzt. Dabei wurde insbesondere die historische anthropogene Überprägung des Raumes Straubing z. B. durch Rohstoffabbau (Lösslehm), Auffüllung von Abbaugruben und die industrielle Fertigung von Mauersteinen und Dachziegeln sowie das Bombardement im Zweiten Weltkrieg (Blindgängerproblematik) einbezogen. Die zeitgemäße Darstellung dieser Daten mit räumlichem Bezug erfolgt in geographischen Informationssystemen. Dabei geht das Funktionsspektrum derartiger Systeme weit über den geographischen Sektor hinaus. Sie stellen die Brücke zur Abbildung der realen Welt in Kartenanwendungen und Datenbanken, in denen die Eigenschaften von Objekten gespeichert sind insbesondere zur Bereitstellung von geowissenschaftlichen Datenbeständen zur Unterstützung kommunaler Entscheidungsprozesse. Dafür wurde ein Datenmodell zur interoperablen Nutzung von Geodaten entwickelt, das den Anforderungen der Inspire-Richtlinie der Europäischen Union genügt. Dies wird auf der Basis einer zweckmäßigen interoperablen Geodatenbereitstellung bei der interkommunal-regionalen Zusammenarbeit der Stadt Straubing und des Landkreises Straubing-Bogen angewandt. Abschließend wird auf die dreidimensionale Darstellung geologischer Sachverhalte im Stadtgebiet von Straubing eingegangen und Nutzungsbeispiele aus dem Tiefbau- und Umweltsektor in der kommunalen Planung mit Hilfe von 3D-GIS vorgestellt.

Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro, 9. Dezember 2014

Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dimitrios Kolymbas, 1. Dezember 2014

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Dissertationen Sylvia Kürten, Rheinisch Westfälische Technische Hochschule Aachen

Zur thermischen Nutzung des Untergrunds mit flächigen thermoaktiven Bauteilen Während der Energiepfahl weltweit bereits eine weite Verbreitung findet, ist die Nutzung von flächigen Bauteilen bisher nur vereinzelt bekannt, obwohl Wände, Bodenplatten oder Tunnel über große erdberührende Flächen und damit ein großes Energiepotential verfügen.

Im Rahmen der Arbeit wurden konventionelle Abdichtungsplatten zu thermoaktiven Abdichtungselementen erweitert und in einem eigens entwickelten Versuchsstand großmaßstäblich erprobt.

Weiterhin wurde ein Berechnungsansatz auf Basis von thermischen Widerständen allgemein für flächige thermoaktive Bauteile entwickelt, der es ermöglicht, alle Wärmetransportvorgänge im System zu berücksichtigen. Somit ist erstmalig eine ganzheitliche Systembetrachtung möglich. Der Berechnungsansatz wurde durch die Geophysica Beratungsgesellschaft mbH (Aachen) in die Software Shemat-Suite implementiert. Der Ansatz wurde durch numerische Vergleichsrechnungen und anhand der Ergebnisse der Laborversuche verifiziert und kalibriert. Durch die Kopplung von semianalytischen und numerischen Methoden können die Rechenzeiten im Vergleich zu vollständig diskretisierten Modellen deutlich reduziert werden. Da flächige thermoaktive Bauteile hauptsächlich oberflächennah eingesetzt werden, wurde in der Arbeit eine Berechnungsmethode zur Bestimmung der jahreszeitlichen Erdoberflächentemperatur in Abhängigkeit der geographischen Lage entwickelt. Weiterhin wurden mithilfe einer umfangreichen Parameterstudie die maßgebenden Einflussfaktoren auf die Leistungsfähigkeit von flächigen thermoaktiven Bauteilen identifiziert. Die Ergebnisse können dem planenden Ingenieur als Grundlage für eine effiziente und wirtschaftliche Anlagenauslegung dienen.

Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler, 9. Dezember 2014

Hauke Anbergen, Technische Universität Darmstadt

Prüfverfahren zur Bestimmung des Frost-Tau-Wechseleinflusses auf Hinterfüllbaustoffe für Erdwärmesonden In der Arbeit wird ein Prüfverfahren zur Bestimmung der hydraulischen Eigenschaften des Systems Erdwärmesonde vor und nach Frost-Tau-Wechselbelas-

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tungen entwickelt. Die entwickelte Prüfzelle basiert auf einem triaxialen Ansatz und simuliert die maßgeblichen in-situSpannungsrandbedingungen sowie die realen Durchfrostungsrichtungen und cryostatischen Saugprozesse in Hinterfüllungen für Erdwärmesonden. Dabei können die hydraulischen Messungen und die Temperierung der Prüfkörper sowohl sequentiell als auch simultan durchgeführt werden. Die achsensymmetrischen Prüfkörper sind maßstabsgetreu zu realen Erdwärmesonden konstruiert und ermöglichen eine Erfassung der Systemdurchlässigkeit mittels einer standardisierten Prüfung. Die thermischen Auswirkungen der Frost-TauWechselsimulationen wurden experimentell und numerisch validiert. Für die numerische Validierung wurde ein Phasenwechsel-Algorithmus für die FE-Software Feflow entwickelt, welcher das Programm zur thermisch-hydraulisch gekoppelten Berechnung von Frost-Tau-Wechseln in porösen Medien befähigt. Dabei werden die transienten thermischen Materialeigenschaften in einem Vier-Phasen-System berücksichtigt und anhand analytischer sowie numerischer Benchmarkmodelle validiert.

Das entwickelte Prüfverfahren wurde in drei Erdbaulaboratorien implementiert und die Standortunabhängigkeit über Ringversuche bewiesen. Das umfangreiche Versuchsprogramm an Hinterfüllmaterialien belegt neben der Funktionalität des Prüfverfahrens, einen eindeutig materialabhängigen Frost-TauWechselwiderstand der geprüften Produkte. Die Übertragbarkeit der Untersuchungsergebnisse auf den Realmaßstab wird diskutiert und über einen Abgleich mit Technikumversuchen hergeleitet.

Auf Grundlage des entwickelten Prüfverfahrens wurde von der Behörde für Stadtentwicklung und Umwelt der Freien und Hansestadt Hamburg eine Eignungsprüfung des Frost-Tau-Wechselwiderstands von Hinterfüllbaustoffen verbindlich eingeführt.

Prof. Dr. Ingo Sass, 12. Dezember 2014 Bettina Sellmeier, Technische Universität München

Quantitative parameterization and 3Drun-out modelling of rockfalls at steep limestone cliffs in the Bavarian Alps Die Arbeit beschäftigt sich mit der Steinschlag- und Felssturz-Gefährdungsbeurteilung in Siedlungsräumen und entlang von Bahntrassen und Straßenzügen. In drei Abschnitten wird ein Beitrag zu dieser Thematik geleistet: Im ersten Teil werden die Ablöseprozesse größerer Felsvolumina (sogenannter „Mid-Magni-

tude-Events“) unter Berücksichtigung der Scherparameter analysiert. Danach werden die Sturzkubaturen durch die Aufnahme von Blockabmessungen im Hangschutt sowie durch Trennflächenaufnahmen im Anrissbereich quantitativ bestimmt. Darauf basiert schließlich im dritten Abschnitt eine 3D-Modellierung bzw. Simulation möglicher Stein- und Blockschlagereignisse, die unter Verwendung der Codes Rockyfor3D und Ramms::Rockfall durchgeführt wurde.

Dafür werden Sensitivitätsanalysen potentieller Steinschlagereignisse basierend auf quantitativ im Gelände ermittelten Parametern und Reichweiten-Analysen eines 200m3-Blocks unter Berücksichtigung möglicher Zerteilungsgrade durchgeführt. Das bearbeitete Projektgebiet befindet sich zwischen Unterjettenberg und Ramsau und erstreckt sich oberhalb der Bundesstraße B305, in der sich immer wieder kleinere und größere Felsmassen lösen (zuletzt am 9. Januar 2015). Im oberen Bereich des Hangs befinden sich steile Felswände aus Karbonaten der Dachstein-Formation, die das Steinschlagmaterial bereitstellen. Die Ergebnisse zeigen einen Einfluss der Blockvolumina und des Waldbestandes sowohl auf die Reichweiten als auch auf die Streubreite möglicher Sturzablagerungen. Zusammenfassend beschreibt die vorgelegte Arbeit einen Ansatz zu einer ganzheitlichen Gefährdungsanalyse von Steinschlagereignissen unterschiedlicher Magnitude entlang von Verkehrswegen im alpinen Gelände.

Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro, 12. Dezember 2014

Judith Festl, Technische Universität München

Analysis and evaluation of the geosensor network’s data at the Aggenalm landslide, Bayerischzell, Germany Im Rahmen des alpEWAS Projektes (Entwicklung und Erprobung eines integrativen Frühwarnsystems für instabile Hänge im alpinen Raum) wurde in den bayerischen Alpen ein Monitoringsystem aufgebaut, in dem sowohl innovative als auch etablierte Messsysteme Anwendung fanden. Neben Messeinrichtungen zur Überwachung der Deformationen an der Oberfläche (reflektorloses Videotachymeter, kostengünstiges GPS) kamen auch Systeme zur Aufzeichnung der Deformationen im Untergrund (Time Domain Reflectometry, Inklinometer) zum Einsatz. Des Weiteren wurden mögliche Triggerfaktoren wie Niederschlag und Porenwasserdruck überwacht. Von den verschiedenen Messsys-

Dissertationen/geotechnik aktuell temen liegen seit 2009 Daten vor. In dieser Arbeit wurde ein ganzheitlicher Ansatz für die Auswertung der Daten des Geosensornetzwerkes gewählt, um das geomechanische Modell zu verifizieren und zu verbessern und um die Einflussfaktoren besser fassen und einschätzen zu können – mit der Absicht, Grenzwerte für ein Frühwarnsystem abzuleiten.

Die zeitliche Differenz zwischen Niederschlagsereignissen und dem Einsetzen von Bewegungen wurde mit Hilfe einer Zeitreihenanalyse erfasst und ausgewertet. Neben einer Recherche der historischen Hangbewegungsereignisse wurde der Bereich umfassend ingenieurgeologisch kartiert und die Materialeigenschaften in geotechnischen Versuchen ermittelt (insbesondere Rahmenscherversuche des potentiellen Gleithorizonts). Damit konnte ein detailliertes geomechanisches Modell entwickelt werden, das als Basis für die nachfolgende numerische Modellierung (FLAC, Itasca) diente. Mit dem numerischen Modell konnte das Bewegungsverhalten nachvollzogen und der Versagensmechanismus bestätigt werden.

Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro, 18. Dezember 2014

geotechnik aktuell Berufliche Weiterbildung am BSZ „Julius Weisbach“ Mit dem Beginn des neuen Schuljahres 2015/16 besteht am Beruflichen Schulzentrum „Julius Weisbach“ in Freiberg wieder die Möglichkeit, eine Ausbildung zum/zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“ in den beiden Fachrichtungen Bohrtechnik oder Geologietechnik zu beginnen.

In der zweijährigen, in Deutschland an öffentlichen Schulen einmaligen Aufstiegsfortbildung werden Fachkräfte der mittleren Ebene praxisorientiert ausgebildet. Der Einsatz erfolgt z. B. in Ingenieurbüros, Bohrunternehmen, geologischen Landesämtern oder kommunalen Einrichtungen. Die Technikerabschlüsse werden – wie die Bachelorabschlüsse an den Hochschulen – in die Niveaustufe 6 des „Deutschen Qualifikationsrahmens für lebenslanges Lernen“ (DQR) eingeordnet.

Die berufliche Weiterbildung zum/ zur „Staatlich geprüften Techniker/-in“ in den Fachrichtungen Bohrtechnik und Geologietechnik ist zertifiziert. Somit können Bewerber in Freiberg auch ihren Bildungsgutschein der Agentur für Arbeit

einlösen. Grundsätzlich besteht die Fördermöglichkeit nach BAföG oder Meister-BAföG. Es werden keine Lehrgangsgebühren fällig. Die Kosten betreffen lediglich bestimmte Arbeitsmaterialien und ggf. die Unterkunft in Freiberg.

Voraussetzung für die Ausbildung zum/zur „Staatlich geprüften Techniker/-in sind in der Regel eine abgeschlossene Berufsausbildung und mindestens einjährige Praxiserfahrungen oder eine mehrjährige Berufstätigkeit auf gewerblich-technischem Gebiet.

Dienstzeiten bei der Bundeswehr werden berücksichtigt.

Techniker für Bohr- oder Geologietechnik üben keinen Massenberuf aus und sind bei den Unternehmen begehrt.

In Abhängigkeit von den Einsatzbedingungen ist die Ausbildung für Frauen und Männer gleichermaßen geeignet.

Derzeit überarbeitet ein Lehrerteam der Fachschule die Lehrpläne. Veränderte Anforderungen der Wirtschaft werden aufgegriffen. Der ohnehin enge Praxisbezug soll noch mehr betont werden. Nach Maßgabe der Schulbehörden werden die Ziele und Inhalte der Ausbildung daher künftig in sogenannten Lernfeldern dargestellt, in denen sich die typischen Handlungsbereiche der Berufe widerspiegeln. Praxispartner werden einbezogen. Im Rahmen dieses mehrjährigen Projekts wird auch ein Lehrplan für die Fachrichtung Bergbautechnik konzipiert, die bei entsprechender Genehmigung durch die Schulbehörden ab 2016 das Bildungsangebot der Freiberger Fachschule erweitern soll.

Weitere Informationen: Berufliches Schulzentrum für Technik und Wirtschaft „Julius Weisbach“ info.bsz-freiberg@landkreismittelsachsen.de www.bsz-freiberg.de

Ausgezeichnet: Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim Der Verlag Ernst & Sohn verleiht seit 1988 alle zwei Jahre den Ingenieurbaupreis für herausragende Leistungen im Konstruktiven Ingenieurbau. In diesem Jahr trägt der Preis erstmals den Namen des Betonbaupioniers Ulrich Finster walder. Neben dem Siegerprojekt, das Kaeng Krachan Elefantenhaus im Züricher Zoo, wurden im Rahmen der Festveranstaltung am 30. Januar in München vier weitere Bauprojekte ausgezeichnet – darunter auch die Baugruben zur Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim. Dr.-Ing. Marc Raithel nahm die Auszeichnung für Kempfert + Partner Geotechnik entgegen. Die weiteren ausgezeichneten Ingenieurbauprojekte sind: Ultimate Trough Test Loop, Harper Lake, Kalifornien; die Grubentalbrücke im Zuge der Neubaustrecke Ebensfeld-Erfurt, Goldisthal im Thüringer Wald sowie die Sanierung und Instandsetzung der Saarbrücke in Mettlach.

Begründung der Jury Im Zuge der Erweiterung des Rheinkraftwerks Iffezheim wurde die Herstellung von drei Baugruben erforderlich, die sich sämtlich innerhalb eines an das bestehende Kraftwerk anschließenden Inseldamms innerhalb des Rheins befinden. Aufgrund der Form der Hauptbaugrube, der asymmetrischen Belastungsrandbedingungen sowie der gegenseitigen Interaktion der Baugruben während der verschiedenen Bauphasen war eine vereinfachte Berechnung unter Verwendung von Strukturmodellen aus dem Konstruktiven Ingenieurbau nicht möglich. Grundlage der Modellierung war, dass neben den Bauteilen zusätzlich der

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geotechnik aktuell/Zuschrift umgebende Boden in einem dreidimensionalen Kontinuumsmodell erfasst wurde.

Dieses Vorgehen des Ingenieurbüros Kempfert + Partner zeigt beispielhaft, wie das Management der Baugruben durch die besondere Ingenieurleistung eines interdisziplinär aufgestellten Ingenieurteams getragen wird. Die Jury würdigt das Projekt mit einer Auszeichnung, um die Bedeutung der Baustelle als Innovationspool zu würdigen und das Bauen als Prozess zu veranschaulichen, der in allen Phasen nach kreativen Ingenieurlösungen verlangt.

Ingenieure: Kempfert + Partner Geotechnik (D) Architekten: RmD-Consult GmbH (Vorplanung) (D) Bauherr: Rheinkraftwerke Iffezheim GmbH (Projektabwicklung EnBW AG) (D) Ausführung: ARGE RKW Iffezheim: Schleith GmbH (D) und Implenia AG (CH) Weitere Informationen: http://momentum-magazin.de http://structurae.de/bauwerke/ rheinkraftwerk-iffezheim

Zuschrift Zuschrift zum Bericht „Kritische Anmerkungen zu DIN 18321-ATV Düsenstrahlarbeiten“ von Bertram Schulze und Holger Jud (geotechnik 3/2014) Bevor wir auf einzelne Inhalte des Berichtes eingehen, möchten wir grundsätzlich anmerken, dass seit Einführung der DIN 18321 weder von Auftragnehmer- noch von Auftraggeberseite Änderungs- oder Verbesserungsvorschläge an den Obmann oder an den Hauptausschuss Tiefbau (HAT) herangetragen wurden. Der Bericht ist der erste uns bekannte Einwand, der auch öffentlich dargelegt wurde.

Jetzt möchten wir zu den einzelnen Abschnitten Stellung nehmen, damit die dargestellten Sichtweisen bzw. Auslegungen aus den kritischen Anmerkungen in der geotechnik zur DIN 18321 sich nicht in der Fachwelt festsetzen.

Es ist richtig, dass die DIN 18321 für Düsenstrahlarbeiten die Zusammenarbeit zwischen Auftraggeber und Auftragnehmer regeln soll; dies aber nur in Bezug auf die Ausschreibung, Ausführung und Abrechnung. Wir haben den Eindruck, dass die DIN 18321 in dem Be-

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richt auch als eine Planungsrichtlinie angesehen werden soll. Dies kann, wie auch die geforderte Hilfestellung für gerichtliche Auseinandersetzungen, nicht in der DIN 18321 geregelt werden. Die Normen im Teil C der VOB sind Vertragsbedingungen für Bauleistungen.

Im Abschnitt 2 des Berichts werden die Besonderheiten des Düsenstrahlverfahrens beschrieben. Die Düsung ist je Meter für einen vorgegebenen Durchmesser zu vergüten (siehe Abschnitt 0.5 und 5.1 der DIN 18321). Den Düsdurchmesser legt der Planer fest. Dies ist so einvernehmlich im Arbeitsausschuss der DIN 18321 und vom HAT beschlossen worden. Hiermit wird kein Risiko auf den Auftragnehmer verlagert. Ein sachverständiger Planer kann Düsdurchmesser vorgeben. Wenn dies nicht möglich sein sollte, sind vor der Planung und Ausschreibung Probesäulen auszuführen, wie es auch bei anderen Spezialtiefbauverfahren, z. B. bei Pfählen, üblich ist. Anzumerken ist noch, dass das Bohren für die Düsarbeiten nach DIN 18301 auszuschreiben ist und es daher auch erforderlich ist, in der Planung ein Düsraster anzugeben [1].

Die Beschreibung des Düsverfahrens erfolgt im Abschnitt 4 des Berichts, demnach würde die DIN 18321 den Planungs-, Ausführungs- und Abrechnungsprozess erschweren. Wenn sich Bauherr und Planer für das Düsenstrahlverfahren entschieden haben, so ist es deren Pflicht, die Randbedingungen und Einflüsse in der Planung zu berücksichtigen. Die DS-Verfahren der einzelnen Firmen sind nicht so unterschiedlich, dass relevante Unterschiede in der Gerätetechnik, insbesondere deren Größe, vorhanden sind. Hier sollten Planer, die keine Erfahrung mit dem DS-Verfahren haben, sachverständige Geotechniker hinzuziehen.

Wie zuvor erwähnt, wird je Meter Düssäule abgerechnet und die Beseitigung des Überprofiles je m². Dies ist sinnvoll, da der Auftragnehmer bestrebt sein wird, so wenig wie möglich Überprofil zu erzeugen. Nur das Entsorgen der Rücklaufsuspension mit Schadstoffen aus dem Boden ist eine „Besondere Leistung“. Dies ist erforderlich, um bei vorher nicht bekannten Schadstoffen den Auftragnehmer nicht zu benachteiligen. Wenn die Schadstoffe bekannt sind, können diese mit ausgeschrieben werden und dann wäre auch keine Mengenangabe extra erforderlich, sondern die Abrechnung könnte nach Düsmetern erfolgen, da die Beseitigung des Rückflusses dann eine Nebenleistung ist.

Die Leistung mit m³ Düskubatur auszuschreiben, ist zwar eine oft gewählte Vorgehensweise in Leistungsverzeichnissen; sie ist aber nicht VOB-konform, da

dann der Umfang der Bohrarbeiten, die nach DIN 18301 auszuschreiben sind, für die Bieter nicht bekannt ist. Wie zuvor erläutert, ist es eine Planungsaufgabe, die Düsdurchmesser festzulegen. Wie der Auftragnehmer diesen Durchmesser erreicht, ist Sache seiner Gerätetechnik.

Nur durch eine vorherige Planung kann der Planer erkennen, ob ein Düskörper in der statisch erforderlichen Form unter bestimmten Randbedingungen hergestellt werden kann. Oft werden statisch erforderliche Düskörper bestimmt, die mit Düssäulen, Düssegmenten oder Düslamellen nicht herstellbar sind. Wenn z. B. Einzelfundamente mit kleinen Abmessungen unterdüst werden sollen, muss der Planer nachweisen, wie groß der frische Düsbereich sein kann, um die Standsicherheit des Fundamentes zu gewährleisten. Dies kann nicht erst im Rahmen der Herstellung erfolgen. Für das Düsenstrahlverfahren wie auch für andere Spezialtiefbauarbeiten ist für eine VOB-gerechte Ausschreibung eine Ausführungsplanung oder zumindest eine erweiterte Entwurfsplanung erforderlich.

Im Abschnitt 5 des Berichts wird auf die qualitätssichernden Arbeiten eingegangen und es wird kritisiert, dass keine ausreichenden Angaben zur Qualitätssicherung enthalten sind. Die DIN 18321 kann nur den Mindeststandard zur Qualitätssicherung regeln und wird eine Nebenleistung. Die Qualitätssicherung ist vor der Ausführung vom Planer zu bearbeiten. Hier sind dann die Abschnitte 3.3.2 bzw. 4.2.1 der DIN 18321 anzuwenden.

Es ist richtig, dass neben dem Führen und der Übergabe der Protokolle auch eine Auswertung und Bewertung der Düsungen zu erfolgen hat. Dies ist für den Auftragnehmer eine Selbstverständlichkeit und wird auch so durchgeführt.

Wenn der Auftraggeber eine eigene Auswertung haben möchte, kann er damit einen Sachverständigen beauftragen.

Dies ist aber keine Leistung, die in der VOB zu regeln ist. Durch die beispielhafte Aufzählung in Abschnitt 3.3.2 der DIN 18321 sollte erreicht werden, dass sich die Planer bereits vor der Ausführung Gedanken über die Qualitätssicherung machen und sie dann auch ausschreiben und es nicht dem Auftragnehmer überlassen wird, welche Überprüfungen er vornimmt.

Die Ausführungen zu den Probesäulen im Bericht belegen, dass die DIN 18321 in ihrem Regelungsbereich falsch verstanden wird. Es ist eine Planungsaufgabe, Probesäulen zu planen und Vorgaben zur Auswertung zu machen. Dies kann nicht die DIN 18321 regeln. Auch bei Bohrpfählen, die nach DIN 18301 Bohrarbeiten und DIN

Zuschrift 18331 Betonarbeiten abzurechnen sind, werden keine Vorgaben zu Probebelastungen der Pfähle gemacht.

Probesäulen sind von jedem Auftragnehmer, der die Düsung ausführt, zu erstellen (siehe DIN EN 12716, Abschnitt 7.1.8). Es können jedoch Ergebnisse von Probesäulen in vergleichbaren Böden und mit gleichen Düsparametern herangezogen werden. Probesäulen von anderen Firmen liefern Hinweise über die Erreichbarkeit von Düsdurchmessern, sind aber kein Ersatz für den Auftragnehmer, der die Düsung vor Ort mit seinem Gerät (Düsstock, Pumpen usw.) ausführt.

Es wird im Bericht vorgeschlagen, in Abhängigkeit von den Ergebnissen einer Probesäule und den übrigen Qualitätssicherungsmaßnahmen die Prüfmethoden festzulegen. Diese Leistungen sind dann besondere Leistungen und keine Nebenleistungen sowie gemäß Abschnitt 4.2.12 und 4.2.13 der DIN 18321 gesondert zu vergüten. Ein sachverständiger Planer erkennt dies frühzeitig und schreibt es entsprechend im Leistungsverzeichnis aus.

In einem weiteren Absatz des Abschnitts 5 wird zum Ausdruck gebracht, dass die Abrechnung der Probesäulen nicht als „Besondere Leistung“ angesetzt werden kann. Ein sachverständiger Planer wird Probesäulen, wie auch Probebelastungen bei Pfählen, ausschreiben und als Zielgröße den Durchmesser vorgeben. Wenn eine Probesäule den Durchmesser erreicht hat, dann hat der Auftragnehmer mit diesen Parametern zu düsen. Wenn sich die Baugrundverhältnisse ändern, so hat der Auftragnehmer Anspruch darauf, weitere Probesäulen vergütet zu bekommen. Uns ist bewusst, dass die Probesäulen als Nebenleistungen auch Sinn machen würden.

Der Arbeitsausschuss der DIN 18321 und der HAT haben sich aber nach längeren Diskussionen für eine Zuweisung zu den „Besonderen Leistungen“ entschieden.

Im Abschnitt 3.2.2 der DIN 18321 werden nicht erreichte Zielgrößen behandelt. Eine Zielgröße ist der Durchmesser. Wenn es also Probesäulen in repräsentativen Bodenschichten gibt, die einen Düsdurchmesser bestätigt haben und der Auftragnehmer die aus den Probesäulen ermittelten Parameter nicht geändert hat, dann haben sich die Baugrundeigenschaften geändert. Es ist dann erforderlich, dass sich Auftragnehmer und Auftraggeber über weitere Maßnahmen einigen; die daraus resultierenden Leistungen können nur „Besondere Leistungen“ sein.

Im Bericht wird gefordert, dass der Auftragnehmer sich das Raster der Düsungen selbst wählt. Wie zuvor bereits ausführlich erläutert, ist dies eine

Planungsleistung. Weiter soll in der DIN 18321 die Qualitätssicherung detaillierter berücksichtigt werden. Mit der DIN 18321 müssen alle Düsarbeiten abgedeckt werden, also auch eine Düsung für eine Unterfangung, die nicht wasserdicht sein muss und auch nicht freigelegt wird. Die DIN 18321 kann nicht alle Fälle der Qualitätssicherung behandeln, sondern regelt nur ein Mindestmaß für alle Düsungen. Wenn besondere Anforderungen vorliegen, ist es Aufgabe des Planers, diese zu planen und auszuschreiben. Wenn diese Leistungen sachverständig geplant werden, ist eine VOBgerechte Ausschreibung sehr gut möglich.

Die vorgebrachten Verbesserungsvorschläge beziehen sich im Wesentlichen nicht auf die DIN 18321. Wenn der Auftraggeber bzw. der Planer das Kapitel 0 der DIN 18321 berücksichtigt, müssen alle Angaben, die in dem Bericht als Kritikpunkte aufgeführt sind, in die Ausschreibungsunterlagen aufgenommen werden. Durch die Einführung der Baugrundbeschreibung mit Homogenbereichen in einem neuen VOB-Ergänzungsband, der wahrscheinlich Mitte 2015 erscheint, wird hinsichtlich der Baugrundproblematik auch in der DIN 18321 eine spürbare Verbesserung eintreten.

Ihr Aufsatz hat im HAT natürlich zu einer Diskussion geführt und die Vertreter der Auftragnehmer und Auftraggeber werden ihre Mitglieder befragen, ob sie unter Berücksichtigung des Berichtes in der Geotechnik einen grundsätzlichen Überarbeitungsbedarf der DIN 18321 sehen.

Wir sahen bisher keine Notwendigkeit, die DIN 18321 weiter zu ändern, da auch zu der überarbeiteten Fassung 2015 der DIN 18321 keine Einsprüche aus den Fachkreisen eingereicht wurden.

Literatur [1] Borchert, K.-M., Poppinga, H., Schwarz, W.: Abrechnung von Düsenstrahlarbeiten für Unterfangungen nach der neuen ATV (VOB Teil C). In: Beiträge zum 1. Geotechnik-Tag in München, Unterfangungen. Technische Universität München, Lehrstuhl und Prüfamt für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Tunnelbau, Schriftenreihe, H. 32, S. 7−20, 2002.

Bundesministerium für Verkehr und digitale Infrastruktur Referat StB 14 Robert-Schuman-Platz 1 53175 Bonn HAT@bmvi.bund.de Prof. Dr.-Ing. Kurt-Michael Borchert GuD Geotechnik und Dynamik Consult GmbH Darwinstr. 13 10589 Berlin borchert@gudconsult.de

Stellungnahme der Autoren In der Erwiderung des HAT und des Ausschusses DIN 18321 auf unseren Bericht in der geotechnik 3/2014 wird vor allem vermerkt, dass die DIN 18321 keine Planungsrichtlinie sei und sich viele unserer Kritikpunkte an die Planung richten. Dem stimmen wir zu, weisen aber gleichzeitig darauf hin, dass die DIN 18321 die Abrechnung der Leistungen regeln soll und dass zu Abrechnungen auch die zugehörigen Leistungen zu beschreiben sind.

Merkmal des Düsenstrahlverfahrens ist, dass das erforderliche Bauteil gemeinsam durch Auftraggeber (Baugrund) und Auftragnehmer (Verfahren und Baustoffe) hergestellt wird. Das Beispiel der unterschiedlichen Sichtweise für die Verantwortung für die Vorgabe der Düskörperdurchmesser zeigt, dass es, wie in unserem Beitrag hervorgehoben, Klärungsbedarf hinsichtlich der Verantwortlichkeiten bzw. der Schnittstellen zwischen Planung und Ausführung und damit auch der Abrechnung gibt. Die seither intensiven Diskussionen im Kreise der Fachkollegen zeigen, dass unser Beitrag hier einen wichtigen Anstoß gegeben hat, der hoffentlich zur weiteren Verbesserung des Verfahrens führen wird, wozu neben klaren Aufgabenverteilungen auch klare und faire Regeln für die Abrechnung zählen.

Autoren Dr.-Ing. Bertram Schulze schulze@smoltczykpartner.de Dipl.-Ing. Holger Jud jud@smoltczykpartner.de Beide: Smoltczyk & Partner GmbH Untere Waldplätze 14 70569 Stuttgart

Autoren Jan Gramer Geschäftsführer Hauptausschuss Tiefbau im Deutschen Vergabe- und Vertragsausschuss für Bauleistungen e.V.

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Termine

Termine

und Energie (Ehrenkolloquium Prof. Herbert Klapperich) http://tu-freiberg.de

14. Informations- und Vortragstagung über Kunststoffe in der Geotechnik − FS-KGEO 2015 München 26. März 2015

9th International Symposium on Field Measurements in Geomechanics Sydney, Australia 8 to 10 September 2015

http://old.gb.bv.tum.de/fskgeo

Geotechnik-Tag München 27. März 2015 www.gb.bgu.tum.de

30. Christian Veder Kolloquium Graz, Österreich 9. und 10. April 2015 Thema – Entwurf und Ausführung geotechnischer Maßnahmen zur Unterfangung und Erweiterung bestehender Bauwerke

Topics – Civil tunnelling – Slope stability – Underground mining – Surface mining – Coal mining and associated excavations – Water flow and monitoring – Underground space – Emerging technologies – Carbon sequestration – Coal seam gas – Dam stability – Transport corridors – Mine closure – Case studies

HTG-Kongress Deutscher Bautechnik-Tag 2015

Bremen 9. bis 11. September 2015

Düsseldorf 23. und 24. April 2015

www.htg-online.de

Thema – Städte und Regionen im Wandel – Herausforderungen an Gesellschaft und Technik

XVI European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 2015

www.betonverein.de/bautechniktag.php

Edinburgh, Great Britain 13 to 17 September 2015

Bochum 19. Mai 2015 Themen – Stoffgesetze und Materialverhalten – Boden als Mehrphasensystem – Anwendungsbezogene Herausforderungen in der Bodenmechanik

Salzburg, Austria 7 to 10 October 2015 Topics – Long-term behaviour of engineering structures in rock – Tunnelling under challenging conditions – Mass movements – Rock mechanical aspects of excavation – Monitoring and safety management – Determination of rock properties – Rock mechanical aspects of nuclear waste repositories – Micromechanics of rocks – Modelling in rock and rock masses – Mining rock mechanics – Young researchers session www.oegg.at

5th International Symposium for Geotechnical Safety and Risk Rotterdam, The Netherlands 13 to 16 October 2015

www.fmgm2015.com

http://cvk.tugraz.at/

2. Deutsche BodenmechanikTagung 2015

ISRM Regional Symposium Eurock 2015 & 64th Geomechanics colloquium

Topics – Infrastructure and development – Slopes, geohazards and problematic materials – Environment, water and energy – Investigation, classification, testing, and forensics – Parameters and modelling – Developments in education and practice http://xvi-ecsmge-2015.org.uk

www.gbf.rub.de

8. Freiberger Geotechnik Kolloquium

11. Hans Lorenz Symposium für Baugrunddynamik und Spezialtiefbau

Freiberg 18. Juni 2015

Berlin 24. September 2015

Thema – Neue bodenmechanische Herausforderungen in Bau, Bergbau, Umwelt

www.grundbau.tu-berlin.de/symposium

Topics – Geotechnical risk management and risk communication – Variability in ground conditions and site investigation – Reliability and risk analysis of geotechnical structures – Limit-state design in geotechnical engineering – Assessment and management of natural hazards – Contractual and legal issues of foundation and (under)ground works – Case studies, monitoring and observational method www.kivi.nl

STUVA-Tagung 2015 Dortmund 1. und 2. Dezember 2015 Themen – Aktuelle technische Entwicklungen – Internationale Großprojekte – Sicherheit beim Bau und Betrieb von Tunneln – Planung/Bau/Erhaltung/Sanierung/ Nachrüstung/Forschung – Maschineller Vortrieb/Bauverfahren in schwierigem Baugrund – Nachhaltigkeit, Energiegewinnung und Energienutzung beim Bau und Betrieb von Tunneln – Wirtschaftlichkeit/Vertragsgestaltung/ Finanzierung www.stuva-conference.com

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Impressum „geotechnik“ – Fachzeitschrift für Bodenmechanik, Erd- und Grundbau, Felsmechanik, Ingenieurgeologie, Geokunststoffe und Umweltgeotechnik.

Organ: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT), Gutenbergstraße 43, D-45128 Essen, Tel.: (02 01) 78 27 23, Fax.: (02 01) 78 27 43, www.dggt.de Herausgeber: Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann, Offenbach, DGGT-Vorsitzender Dr. rer. nat. Kirsten Laackmann, DGGT-Geschäftsführerin Editorial Board: • Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern (Head of Editorial Board), vrettos@rhrk.uni-kl.de • Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg, grabe@tu-harburg.de • Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, TU Dortmund, achim.hettler@tu-dortmund.de • Dipl.-Ing. Roland Jörger, Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH, Wiesbaden, roland.joerger@civil.bilfinger.com • Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter, GuD Consult GmbH, Berlin, richter@gudconsult.de Scientific Advisory Board: • Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt (TU München) • Dr.-Ing. Claus Erichsen (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr. rer. nat. Dr. h.c. Rafig Azzam (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach (TU Darmstadt) • Dipl.-Ing. Christof Sänger (Ed. Züblin AG, Stuttgart) • Dipl.-Ing. Heinz Kaltenecker (Bauer AG, Schrobenhausen) • Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, Neustadt i. H. • Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder • Prof. Dr.-Ing. Dietmar Placzek (ELE Beratende Ingenieure GmbH, Essen) • Dr.-Ing. Peter Ruland (IMS Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg) • Prof. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff (Baugrund Dresden Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden) • Dr.-Ing. Michael Heibaum (Bundesanstalt für Wasserbau BAW, Karlsruhe) • Dipl.-Ing. Wolfgang Feldwisch (DB Netz AG, Frankfurt am Main) • Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou (ETH Zürich) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas (Universität Innsbruck) • Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus (Universität Hannover) • Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle (TU Dresden) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing.E.h. Walter Wittke (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr.-Ing. E.h. Manfred Nußbaumer MSc., München • Dipl.-Ing. Wolfgang Wegner (Bilfinger Spezialtiefbau GmbH, Frankfurt am Main) Verlag: Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel. +49 (0)30/47031-200, Fax +49 (0)30/47031-270 info@ernst-und-sohn.de, www.ernst-und-sohn.de Redaktion Managing Editor: Dr.-Ing. Helmut Richter Tel.: +49 (0)30/47031-265, Fax: +49 (0)30/47031-227, helmut.richter@wiley.com Technical Editor: Jost Lüddecke Tel.: +49 (0)30/47031-244, Fax: +49 (0)30/47031-227, jost.lueddecke@wiley.com Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Tel.: +49 (0)30/4 70 31-2 73, Fax: +49 (0)30/4 70 31-2 29 btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung: Fred Doischer, Tel.: +49 (0)30/47031-234 Anzeigenleiterin: Sigrid Elgner Tel.: +49 (0)30/47031-254, Fax: +49 (0)30/47031-230 sigrid.elgner@wiley.com Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Arbeiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In-

noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stelle bereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätze können mit Quellenangabe für den Abschnitt Berichte angenommen werden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder aus dem Internet geladen werden.

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Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochen hat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt. geotechnik, ISSN 0172-6145, is published quarterly. US mailing agent: SPP, PO Box 437, Emigsville, PA 17318. Periodicals postage paid at Emigsville PA. Postmaster: Send all address changes to geotechnik, John Wiley & Sons Inc.,C/O The Sheridan Press, PO Box 465, Hanover, PA 17331.

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Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilage(n): DGGT, 45128 Essen; Verlag Ernst & Sohn, 10245 Berlin (2 Beilagen).

geotechnik 38 (2015), Heft 1

Vorschau

Themen Heft 2/2015 Michael Goldscheider Darstellung von Wasserdrücken im Boden mit strömendem Grundwasser Gereon Behnen, Tobias Nevrly, Oliver Fischer Soil-structure-interaction in tunnel lining analyses Sylvia Kürten, Darius Mottaghy, Martin Ziegler Besonderheiten bei der Planung und Berechnung von oberflächennahen thermo-aktiven Bauteilen Mrunal A. Patki, J. N. Mandal, D. M. Dewaikar A simple approach based on the limit equilibrium method for the evaluation of passive earth pressure coefficients Stefan Irngartinger, Walter Steiner Hangsicherung Roggwil-Wynau: Stabilisierung eines seit 150 Jahren bekannten Rutschhangs Hubert Quick, Simon Meißner, Simon Hippe, Dietrich Fahlbusch, Arno Jaeger Innerstädtischer Tunnelbau – Herausforderungen des Spezialtiefbaus am Beispiel der S-Bahnlinie S21 in Berlin

Das Projekt S21 ist eines der wichtigsten Infrastrukturprojekte in Berlin. Aufgrund der bereits vorhanden unter- und oberirdischen Bebauung nördlich des Hauptbahnhofs und der geplanten städtebaulichen Entwicklung ergeben sich für die Teilbaugruben des Projektes S21 unterschiedlichste Randbedingungen und herausfordernde Aufgaben für den Spezialtiefbau. So wurden beispielsweise zur Erhöhung der Tragfähigkeit der KPP-Gründungspfähle sowie der Doppelpfähle Mantel- und Fußverpressungen durchgeführt. Für die Mantelverpressung wurden jeweils drei Ventile in unterschiedlichen Tiefen angeordnet.

Annette Oberle, Stefan Krieg Geothermische Simulation einer Energiepfahlanlage (Änderungen vorbehalten)

Zeitschrift: Geotechnik

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Hrsg.: Ernst & Sohn 90 Jahre Bautechnik-

Meilensteine des Bauwesens

geschichte Bautechnik Sonderheft 2013. 124 S. Bestell-Nr. 50910213

Aus Anlass des 90. Jahrgangs der Bautechnik erschien ein besonderes Sonderheft der „Bautechnik“. Einige der bedeutendsten Meilensteine der vergangenen 90 Jahre auf dem Gebiet der Bautechnik (neue Verfahren, Materialien, Tragwerkskonzepte) werden in besonderer Weise vorgestellt. Renommierte Autoren kommentieren und bewerten den jeweiligen Meilenstein aus heutiger Sicht und schlagen die Brücke zu den Entwicklungen in der Bautechnik in Gegenwart und Zukunft.

€ 25,–* Sonderpreis für Abonnenten der Bautechnik € 14,90* Auch als

journal erhältlich.

WU-Beton – ein aktueller Überblick Hrsg.: Ernst & Sohn Wasserundurchlässige Bauwerke aus Beton 2014 Beton- und Stahlbetonbau Sonderheft Oktober 2014.

Bestell-Nr. 5093 0114 € 25,–* journal erhältlich.

Auch als

Der aktuelle Wissensstand der WU-Bauweise wird in diesem Sonderheft umfassend dargestellt. Die Fachbeiträge behandeln dabei alle wesentlichen Teilbereiche, beginnend bei den Grundlagen der Bemessung, betontechnologischen und ausführungstechnischen Hinweisen sowie Fragen im Rahmen der Planung über Fugenabdichtungssysteme, Weiße Wannen und Elementwände bis hin zur Abdichtung von Rissen und Fehlstellen sowie rechtlichen Fragen.

Erneuerbare Energien 2014

Hrsg.: Ernst & Sohn Erneuerbare Energien 2014 Stahlbau Sonderheft März 2014.

Bauingenieure sorgen für wirtschaftliche und umweltverträgliche Lösungen bei der Analyse und beim Bau von Windenergieanlagen. Im von Professor Ummenhofer editierten Sonderheft der Zeitschrift Stahlbau finden Sie Resultate aus F+E im Bereich der Gründung und Tragstrukturen von Offshore-Windenergieanlagen für Ihre Ingenieurpraxis verständlich aufbereitet. Dabei stehen Monopiles der nächsten Generation im Fokus, die die Kosten von Gründungen deutlich reduzieren.

Bestell-Nr. 509214 € 25,–* journal erhältlich.

Auch als

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

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* Der €-Preis gilt ausschließlich für Deutschland. Inkl. MwSt. Inkl. Versandkosten. Irrtum und Änderungen vorbehalten. 1077116_dp

Otl Aicher (1922–1991) – einer der herausragenden Vertreter des modernen Designs!

Otl Aicher ist einer der herausragenden Vertreter des modernen Designs. Was er seit den 1950er Jahren, seit seiner Zeit an der von ihm mitbegründeten und heute legendären Ulmer Hochschule für Gestaltung, etwa auf dem Gebiet des Corporate Design, geschaffen hat – erinnert sei hier nur an die Erscheinungsbilder für die Firma Braun, die Lufthansa, das Zweite Deutsche Fernsehen und die Firma ERCO – gehört zu den ganz großen Leistungen der visuellen Kultur unserer Zeit. Ein wesentlicher Aspekt der Arbeiten von Aicher ist deren Verankerung in einer von Denkern wie Ockham, Kant oder Wittgenstein inspirierten „Philosophie des Machens“, die die Voraussetzungen und Ziele sowie die Gegenstände und Ansprüche von Gestaltung zum Thema hat.

analog und digital mit einer Einführung von Wilhelm Vossenkuhl 2. Auflage 2015. 196 S. € 24,90 ISBN 978-3-433-03118-6

die welt als entwurf mit einer Einführung von Wolfgang Jean Stock 2. Auflage 2015. 198 S. € 24,90 ISBN 978-3-433-03116-2

“Aichers Schriften zu Fragen des Designs (wobei hier alle Bereiche der visuellen Gestaltung bis hin zur Architektur gemeint sind) liegen in diesem Band in geschlossener Form vor.”

“Otl Aichers Texte sind Erkundungen einer “Welt als Entwurf”. Sie gehören substantiell zu seiner Arbeit. In der Bewegung durch die Geschichte von Denken und Gestalten, Bauen und Konstruieren versichert er sich der Möglichkeiten, die Existenz menschlich einzurichten.”

Wilhelm Vossenkuhl

Wolfgang Jean Stock

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2014

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik

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

Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

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

Inhaltsverzeichnis 2014

geotechnik: Inhaltsverzeichnis des 37. Jahrgangs 2014 Verfasserverzeichnis (A = Aufsatz, B = Bericht, E = Editorial)

Abramova, Anna; Schneider, Wilfried; Maximov, German: Kombination von Ultraschallund Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen Heft 1 Achmus, Martin; s. Thieken, Klaus Aulbach, Benjamin; Ziegler, Martin: Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper Heft 1 Blaschko, Michael: Bauen ist Mannschaftssport Heft 3 Boley, Conrad; s. Schober, Philipp Döring, Ina; s. Missal, Christian Edel, Thomas; s. Stahlmann, Joachim Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 Heft 4 Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils, based on Smoothed Particle Hydrodynamics (SPH) – Part 1: Seepage analysis Heft 3 Gussmann, Peter; s. v. Blumenthal, Achim Hahn, Peter; s. Stahlmann, Joachim Heerten, Georg; Sondermann, Wolfgang: Liebe Mitglieder und Freunde der DGGT Heft 4 Herle, Ivo; s. Schwiteilo, Erik Herle, Ivo; s. Wegener, Dirk Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen Heft 4 Jud, Holger; s. Schulze, Bertram Kleine Vennekate, Gisa; Noorsalehi-Garakani, Sohrab; Urai, Janos L.; Ziegler, Martin: Numerische Simulationen des Clay-Smear-Prozesses in Sandboxversuchen Heft 2 Kolymbas, Dimitrios: Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen Heft 1 Kolymbas, Dimitrios; Polymerou, Iliana: Untersuchung des insta-

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E

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B

tionären Grundwasserspiegels in einem Hele-Shaw-Gerät Heft 3 König, Diethard; s. v. Blumenthal, Achim Lavasan, Arash Alimardani; s. v. Blumenthal, Achim Löwen, Martin; s. Herrmann, Richard A. Maximov, German; s. Abramova, Anna Merz, Kai; s. Vrettos, Christos Missal, Christian; Döring, Ina; Stahlmann, Joachim: Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Steinsalz aus der flachen und steilen Lagerung Heft 3 Missal, Christian; s. Stahlmann, Joachim Männer, Jörg; s. Schwiteilo, Erik Noorsalehi-Garakani, Sohrab; s.

Kleine Vennekate, Gisa Polymerou, Iliana; s. Kolymbas, Dimitrios Richter, Thomas; s. Schuppener, Bernd Ruppert, Franz R.; s. Schuppener, Bernd Schanz, Tom; s. v. Blumenthal, Achim Schanz, Tom; s. Viefhaus, Hanna Schenkengel, Kay-Uwe; Vrettos, Christos: Simulation of liquefied sand by the Lattice Boltzmann method Heft 2 Schmoor, Kirill Alexander; s.

Thieken, Klaus Schneider, Wilfried; s. Abramova, Anna Schober, Philipp; Boley, Conrad: Der Einfluss eines Auflastfilters auf den Bruchvorgang beim hydraulischen Versagen nichtbindiger Böden Heft 4 Schulze, Bertram; Jud, Holger: Kritische Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten Heft 3 Schuppener, Bernd; Richter, Thomas; Ruppert, Franz R.; Ziegler, Martin: Verbesserung der Nutzerfreundlichkeit des Eurocodes 7, Geotechnische Bemessung – Stand der Bearbeitung durch die Initiative PraxisRegelnBau e.V. (PRB) Heft 4 Schweiger, Helmut F.: Influence of EC7 design approaches on the design of deep excavations with FEM Heft 3

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geotechnik 37. Jahrgang

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Inhaltsverzeichnis 2014

Schweiger, Helmut F.; s.

Schädlich, Bert Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden Heft 1 Schädlich, Bert; Schweiger, Helmut F.: Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface Heft 1 Sondermann, Wolfgang; s.

Heerten, Georg Stahlmann, Joachim; Missal, Christian; Hahn, Peter; Edel, Thomas: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge Heft 2 Stahlmann, Joachim; s. Missal, Christian Stefanova, Bozhana; s. Grabe, Jürgen Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Schmoor, Kirill Alexander: On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles Heft 1 Urai, Janos L.; s. Kleine Vennekate, Gisa v. Blumenthal, Achim; Gussmann, Peter; Lavasan, Arash Alimardani; König, Diethard; Schanz, Tom: Zur Tragfähigkeit einzelner und benachbarter Streifenfundamente – Berechnungen zum Einfluss der Sohlreibung und von Wechselwirkungsfaktoren mittels der KEM Heft 4 Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quell-

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geotechnik 37. Jahrgang

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potenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation Heft 2 Vollmert, Lars: Stabilisierung ungebundener Tragschichten im Straßen- und Wegebau – eine Standortbestimmung Heft 3 Vrettos, Christos: Kontinuität des Wissens Heft 1 Vrettos, Christos; Merz, Kai: Grenzen der Anwendbarkeit der DIN 4019 für geschichtete Böden Heft 3 Vrettos, Christos; s. Schenkengel, Kay-Uwe Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model Heft 2 Wilden, Ulrich; s. Herrmann, Richard A. Wölfle, Gunther: GKM Mannheim – Spezialtiefbau im Kraftwerksbau Heft 2 Ziegler, Martin: Bauingenieur quo vadis?

Heft 2 Ziegler, Martin; s. Aulbach, Benjamin Ziegler, Martin; s. Kleine Vennekate, Gisa Ziegler, Martin; s. Schuppener, Bernd ohne Verfassernennung Berichte der Arbeitskreise der DGGT – Berichtszeitraum 04/2012-03/2014 Liebe Mitglieder und Freunde der DGGT

105–112

A

210–213

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B

Heft 2

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Inhaltsverzeichnis 2014

Fachgebiete und Stichworte

Baugruben – Excavations Aulbach, Benjamin; Ziegler, Martin: Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper [Hydraulischer Grundbruch; Baugrube; Bruchkörper; Nachweis; Sicherheit] Heft 1 Kolymbas, Dimitrios; Polymerou, Iliana: Untersuchung des instationären Grundwasserspiegels in einem Hele-Shaw-Gerät [Groundwater flow; non-steady flow; Hele-Shaw apparatus] Heft 3 Schober, Philipp; Boley, Conrad: Der Einfluss eines Auflastfilters auf den Bruchvorgang beim hydraulischen Versagen nichtbindiger Böden [hydraulisches Versagen; hydraulischer Grundbruch; Auflastfilter; Verflüssigung] Heft 4 Schweiger, Helmut F.: Influence of EC7 design approaches on the design of deep excavations with FEM [Eurocode 7; deep excavations; finite element method] Heft 3

Setzung; Scherfestigkeit; Klassifizierung] Heft 4 Wölfle, Gunther: GKM Mannheim – Spezialtiefbau im Kraftwerksbau [Baugrund; Spezialtiefbau; Kraftwerksbau] Heft 2

123–128

Berechnungsverfahren – Calculation methods 6–18

185–190

250–258

169–176

Baugrunddynamik – Soil dynamics Schenkengel, Kay-Uwe; Vrettos, Christos: Simulation of liquefied sand by the Lattice Boltzmann method [Verflüssigung; Numerische Methoden; GitterBotzmann-Methode] Heft 2 Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model [hypoplasticity; intergranular strain; accumulation effects; volumetric strains; excess pore pressures] Heft 2 Wölfle, Gunther: GKM Mannheim – Spezialtiefbau im Kraftwerksbau [Baugrund; Spezialtiefbau; Kraftwerksbau] Heft 2

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96–104

113–122

123–128

Baugrunduntersuchungen – Ground investigation Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen [Organik;

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Abramova, Anna; Schneider, Wilfried; Maximov, German: Kombination von Ultraschallund Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen [Regenerierung von Brunnen; Ultraschall; Druckwellen; Kombiniertes Verfahren] Aulbach, Benjamin; Ziegler, Martin: Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper [Hydraulischer Grundbruch; Baugrube; Bruchkörper; Nachweis; Sicherheit] Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 [Bodenmechanik; Berechnungsverfahren; Böschungen; Slopes; Ingenieurgeologie; Eigenschaften der Böden] Kleine Vennekate, Gisa; Noorsalehi-Garakani, Sohrab; Urai, Janos L.; Ziegler, Martin: Numerische Simulationen des Clay-SmearProzesses in Sandboxversuchen [Clay Smear; FE-Berechnungen; Sandboxversuche; Shale Gouge Ratio] Kolymbas, Dimitrios: Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen [Constitutive equations; Numerical simulations; Sand] Kolymbas, Dimitrios; Polymerou, Iliana: Untersuchung des instationären Grundwasserspiegels in einem Hele-Shaw-Gerät [Groundwater flow; non-steady flow; Hele-Shaw apparatus] Schuppener, Bernd; Richter, Thomas; Ruppert, Franz R.; Ziegler, Martin: Verbesserung der Nutzerfreundlichkeit des Eurocodes 7, Geotechnische Bemessung – Stand der Bearbeitung durch die Initiative PraxisRegelnBau e.V. (PRB) [Geotechnische Bemessung;

Heft 1

40–46

Heft 1

6–18

Heft 4

259–270

Heft 2

83–95

Heft 1

3–5

Heft 3

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geotechnik 37. Jahrgang

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Inhaltsverzeichnis 2014

Eurocode 7; Bauwerksbemessung] Heft 4 Schweiger, Helmut F.: Influence of EC7 design approaches on the design of deep excavations with FEM [Eurocode 7; deep excavations; finite element method] Heft 3 Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Schmoor, Kirill Alexander: On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles [Laterally loaded piles; ULS design proof; DIN 1054; Subgrade reaction method] Heft 1 Vrettos, Christos; Merz, Kai: Grenzen der Anwendbarkeit der DIN 4019 für geschichtete Böden [Setzungsberechnung; Numerische Verfahren; Berechnungsverfahren nach DIN] Heft 3 Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model [hypoplasticity; intergranular strain; accumulation effects; volumetric strains; excess pore pressures] Heft 2

271–282

169–176

19–31

204–209

113–122

Boden-Bauwerk Interaktion – Soil-structure interaction Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen [Organik; Setzung; Scherfestigkeit; Klassifizierung] Heft 4 Stahlmann, Joachim; Missal, Christian; Hahn, Peter; Edel, Thomas: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge [Felsmechanik; Endlager; Beobachtungsmethode; Untertägiges Bauen; Ausbaukonzept] Heft 2 Vrettos, Christos; Merz, Kai: Grenzen der Anwendbarkeit der DIN 4019 für geschichtete Böden [Setzungsberechnung; Numerische Verfahren; Berechnungsverfahren nach DIN] Heft 3

239–249

129–137

204–209

Bodenmechanik – Soil mechanics Aulbach, Benjamin; Ziegler, Martin: Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper [Hydraulischer Grundbruch; Baugrube; Bruchkörper; Nachweis; Sicherheit] Heft 1 6

geotechnik 37. Jahrgang

6–18

Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 [Bodenmechanik; Berechnungsverfahren; Böschungen; Slopes; Ingenieurgeologie; Eigenschaften der Böden] Heft 4 Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils, based on Smoothed Particle Hydrodynamics (SPH) – Part 1: Seepage analysis [seepage; vertical dam; Darcy’s law; SPH; numerical simulation; meshfree method] Heft 3 Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen [Organik; Setzung; Scherfestigkeit; Klassifizierung] Heft 4 Kolymbas, Dimitrios: Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen [Constitutive equations; Numerical simulations; Sand] Heft 1 Kolymbas, Dimitrios; Polymerou, Iliana: Untersuchung des instationären Grundwasserspiegels in einem Hele-Shaw-Gerät [Groundwater flow; non-steady flow; Hele-Shaw apparatus] Heft 3 Schädlich, Bert; Schweiger, Helmut F.: Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface [Überkonsolidierte Tonböden; overconsolidated clays; Hvorslev-Fliessfläche; Hvorslev surface; Multilaminates Stoffgesetz; multilaminate constitutive model] Heft 1 Schober, Philipp; Boley, Conrad: Der Einfluss eines Auflastfilters auf den Bruchvorgang beim hydraulischen Versagen nichtbindiger Böden [hydraulisches Versagen; hydraulischer Grundbruch; Auflastfilter; Verflüssigung] Heft 4 Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden [Thermische Leitfähigkeit; Laborversuche; Boden; Messungen] Heft 1 v. Blumenthal, Achim; Gussmann, Peter; Lavasan, Arash Alimardani; König, Diethard; Schanz, Tom: Zur Tragfähigkeit einzelner und benachbarter Streifenfundamente – Berechnungen zum Einfluss der Sohlreibung

259–270

191–197

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Inhaltsverzeichnis 2014

und von Wechselwirkungsfaktoren mittels der KEM [Grundbruch; benachbarte Fundamente; Sohlreibung; Kinemetische Elemente Methode; KEM; Superposition; ebener Verformungszustand; Bruchmechanismus] Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quellpotenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation [Bodenmikroorganismen; biologisch-bodenmechanische Kopplung; Deponieabdichtung; Bodenverbesserung] Vollmert, Lars: Stabilisierung ungebundener Tragschichten im Straßen- und Wegebau – eine Standortbestimmung [Böden; Stabilisierung; Rechtliche Aspekte] Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model [hypoplasticity; intergranular strain; accumulation effects; volumetric strains; excess pore pressures]

Heft 4

229–238

geologie; Eigenschaften der Böden] Schenkengel, Kay-Uwe; Vrettos, Christos: Simulation of liquefied sand by the Lattice Boltzmann method [Verflüssigung; Numerische Methoden; GitterBotzmann-Methode]

Heft 4

259–270

Heft 2

96–104

Deponietechnik – Landfills

Heft 2

Heft 3

105–112

Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quellpotenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation [Bodenmikroorganismen; biologisch-bodenmechanische Kopplung; Deponieabdichtung; Bodenverbesserung] Heft 2

105–112

210–213

Dämme – Dams

Heft 2

113–122

Bodenverbesserung – Ground improvement Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen [Organik; Setzung; Scherfestigkeit; Klassifizierung] Heft 4 Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quellpotenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation [Bodenmikroorganismen; biologisch-bodenmechanische Kopplung; Deponieabdichtung; Bodenverbesserung] Heft 2 Vollmert, Lars: Stabilisierung ungebundener Tragschichten im Straßen- und Wegebau – eine Standortbestimmung [Böden; Stabilisierung; Rechtliche Aspekte] Heft 3

Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils, based on Smoothed Particle Hydrodynamics (SPH) – Part 1: Seepage analysis [seepage; vertical dam; Darcy’s law; SPH; numerical simulation; meshfree method] Heft 3

191–197

Eigenschaften der Böden – Soil properties

239–249

105–112

210–213

Böschungen – Slopes Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 [Bodenmechanik; Berechnungsverfahren; Böschungen; Slopes; IngenieurArtikel recherchieren und lesen unter: www.ernst-und-sohn.de

Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 [Bodenmechanik; Berechnungsverfahren; Böschungen; Slopes; Ingenieurgeologie; Eigenschaften der Böden] Heft 4 Herrmann, Richard A.; Löwen, Martin; Wilden, Ulrich: Untersuchungen zum Setzungs- und Scherverhalten sowie zur Klassifizierung von feinkörnigen Böden mit organischen Bestandteilen [Organik; Setzung; Scherfestigkeit; Klassifizierung] Heft 4 Kolymbas, Dimitrios: Die Rolle der Stoffgesetze bei geotechnischen Simulationen [Constitutive equations; Numerical simulations; Sand] Heft 1 Schädlich, Bert; Schweiger, Helmut F.: Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface [Überkonsolidierte Tonböden; overconsolidated clays; Hvorslev-Fliessfläche; Hvorslev surface; Multilaminates Stoffge-

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geotechnik 37. Jahrgang

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Inhaltsverzeichnis 2014

setz; multilaminate constitutive model] Schenkengel, Kay-Uwe; Vrettos, Christos: Simulation of liquefied sand by the Lattice Boltzmann method [Verflüssigung; Numerische Methoden; GitterBotzmann-Methode] Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden [Thermische Leitfähigkeit; Laborversuche; Boden; Messungen] Vollmert, Lars: Stabilisierung ungebundener Tragschichten im Straßen- und Wegebau – eine Standortbestimmung [Böden; Stabilisierung; Rechtliche Aspekte] Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model [hypoplasticity; intergranular strain; accumulation effects; volumetric strains; excess pore pressures]

Heft 1

47–56

Heft 2

96–104

Heft 1

32–39

Heft 3

210–213

Heft 2

113–122

Missal, Christian; Döring, Ina; Stahlmann, Joachim: Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Steinsalz aus der flachen und steilen Lagerung [Salzmechanik; Festigkeitsversuche; Steinsalz; Dilatanz; anisotrope Schädigung] Heft 3 Stahlmann, Joachim; Missal, Christian; Hahn, Peter; Edel, Thomas: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge [Felsmechanik; Endlager; Beobachtungsmethode; Untertägiges Bauen; Ausbaukonzept] Heft 2

Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden [Thermische Leitfähigkeit; Laborversuche; Boden; Messungen] Heft 1

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geotechnik 37. Jahrgang

32–39

Schulze, Bertram; Jud, Holger: Kritische Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten [Jet grouting works; terms of contract; quality management] Heft 3 Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Schmoor, Kirill Alexander: On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles [Laterally loaded piles; ULS design proof; DIN 1054; Subgrade reaction method] Heft 1 v. Blumenthal, Achim; Gussmann, Peter; Lavasan, Arash Alimardani; König, Diethard; Schanz, Tom: Zur Tragfähigkeit einzelner und benachbarter Streifenfundamente – Berechnungen zum Einfluss der Sohlreibung und von Wechselwirkungsfaktoren mittels der KEM [Grundbruch; benachbarte Fundamente; Sohlreibung; Kinemetische Elemente Methode; KEM; Superposition; ebener Verformungszustand; Bruchmechanismus] Heft 4

198–203

19–31

229–238

Grundwasser – Groundwater 177–184

129–137

Gefrierverfahren – Ground freezing

Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden [Ther-

Heft 1

Grundbau – Foundation engineering

Felsmechanik – Rock mechanics

Geothermie – Geothermy

mische Leitfähigkeit; Laborversuche; Boden; Messungen]

32–39

Abramova, Anna; Schneider, Wilfried; Maximov, German: Kombination von Ultraschallund Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen [Regenerierung von Brunnen; Ultraschall; Druckwellen; Kombiniertes Verfahren] Heft 1 Aulbach, Benjamin; Ziegler, Martin: Versagensform und Nachweisformat beim hydraulischen Grundbruch – Plädoyer für den Terzaghi-Körper [Hydraulischer Grundbruch; Baugrube; Bruchkörper; Nachweis; Sicherheit] Heft 1 Kolymbas, Dimitrios; Polymerou, Iliana: Untersuchung des instationären Grundwasserspiegels in einem Hele-Shaw-Gerät [Groundwater flow; non-steady flow; Hele-Shaw apparatus] Heft 3 Schober, Philipp; Boley, Conrad: Der Einfluss eines Auflastfilters auf den Bruchvorgang beim hydraulischen Versagen nichtbindiger Böden [hydraulisches Versagen; hydraulischer Grundbruch; Auflastfilter; Verflüssigung] Heft 4

40–46

6–18

185–190

250–258

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Inhaltsverzeichnis 2014

Wölfle, Gunther: GKM Mannheim – Spezialtiefbau im Kraftwerksbau [Baugrund; Spezialtiefbau; Kraftwerksbau] Heft 2

123–128

Gründungen – Foundations Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Schmoor, Kirill Alexander: On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles [Laterally loaded piles; ULS design proof; DIN 1054; Subgrade reaction method] Heft 1 v. Blumenthal, Achim; Gussmann, Peter; Lavasan, Arash Alimardani; König, Diethard; Schanz, Tom: Zur Tragfähigkeit einzelner und benachbarter Streifenfundamente – Berechnungen zum Einfluss der Sohlreibung und von Wechselwirkungsfaktoren mittels der KEM [Grundbruch; benachbarte Fundamente; Sohlreibung; Kinemetische Elemente Methode; KEM; Superposition; ebener Verformungszustand; Bruchmechanismus] Heft 4 Vrettos, Christos; Merz, Kai: Grenzen der Anwendbarkeit der DIN 4019 für geschichtete Böden [Setzungsberechnung; Numerische Verfahren; Berechnungsverfahren nach DIN] Heft 3

Heft 4

271–282

Schulze, Bertram; Jud, Holger: Kritische Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten [Jet grouting works; terms of contract; quality management] Heft 3

198–203

Injektionen – Grouting

19–31

Laborversuche – Laboratory tests

229–238

204–209

Ingenieurgeologie – Engineering geology Goldscheider, Michael: Mechanik des Kriechens von Böschungen und Hängen Nach einem Vortrag am KIT, Institut für angewandte Geowissenschaften, am 30. Januar 2014 [Bodenmechanik; Berechnungsverfahren; Böschungen; Slopes; Ingenieurgeologie; Eigenschaften der Böden] Heft 4 Kleine Vennekate, Gisa; Noorsalehi-Garakani, Sohrab; Urai, Janos L.; Ziegler, Martin: Numerische Simulationen des Clay-SmearProzesses in Sandboxversuchen [Clay Smear; FE-Berechnungen; Sandboxversuche; Shale Gouge Ratio] Heft 2 Missal, Christian; Döring, Ina; Stahlmann, Joachim: Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Steinsalz aus der flachen und steilen Lagerung [Salzmechanik; Festigkeitsversuche; Steinsalz; Dilatanz; anisotrope Schädigung] Heft 3 Schuppener, Bernd; Richter, Thomas; Ruppert, Franz R.; Ziegler, Martin: Verbesserung

der Nutzerfreundlichkeit des Eurocodes 7, Geotechnische Bemessung – Stand der Bearbeitung durch die Initiative PraxisRegelnBau e.V. (PRB) [Geotechnische Bemessung; Eurocode 7; Bauwerksbemessung]

Missal, Christian; Döring, Ina; Stahlmann, Joachim: Spannungs-Dehnungs-Verhalten von Steinsalz aus der flachen und steilen Lagerung [Salzmechanik; Festigkeitsversuche; Steinsalz; Dilatanz; anisotrope Schädigung] Heft 3 Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quellpotenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation [Bodenmikroorganismen; biologisch-bodenmechanische Kopplung; Deponieabdichtung; Bodenverbesserung] Heft 2 Schwiteilo, Erik; Männer, Jörg; Herle, Ivo: Experimentelle Bestimmung der thermischen Leitfähigkeit von Böden [Thermische Leitfähigkeit; Laborversuche; Boden; Messungen] Heft 1

177–184

105–112

32–39

Messverfahren – Measurement methods 259–270

83–95

177–184

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Schuppener, Bernd; Richter, Thomas; Ruppert, Franz R.; Ziegler, Martin: Verbesserung der Nutzerfreundlichkeit des Eurocodes 7, Geotechnische Bemessung – Stand der Bearbeitung durch die Initiative PraxisRegelnBau e.V. (PRB) [Geotechnische Bemessung; Eurocode 7; Bauwerksbemessung] Heft 4 Stahlmann, Joachim; Missal, Christian; Hahn, Peter; Edel, Thomas: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge [Felsmechanik; Endlager; Beobachtungsmethode; Untertägiges Bauen; Ausbaukonzept] Heft 2

271–282

129–137

geotechnik 37. Jahrgang

9

Inhaltsverzeichnis 2014

Numerische Verfahren – Numerical methods Grabe, Jürgen; Stefanova, Bozhana: Numerical modeling of saturated soils, based on Smoothed Particle Hydrodynamics (SPH) – Part 1: Seepage analysis [seepage; vertical dam; Darcy’s law; SPH; numerical simulation; meshfree method] Heft 3 Kleine Vennekate, Gisa; Noorsalehi-Garakani, Sohrab; Urai, Janos L.; Ziegler, Martin: Numerische Simulationen des Clay-SmearProzesses in Sandboxversuchen [Clay Smear; FE-Berechnungen; Sandboxversuche; Shale Gouge Ratio] Heft 2 Schädlich, Bert; Schweiger, Helmut F.: Modelling the shear strength of overconsolidated clays with a Hvorslev surface [Überkonsolidierte Tonböden; overconsolidated clays; Hvorslev-Fliessfläche; Hvorslev surface; Multilaminates Stoffgesetz; multilaminate constitutive model] Heft 1 Schenkengel, Kay-Uwe; Vrettos, Christos: Simulation of liquefied sand by the Lattice Boltzmann method [Verflüssigung; Numerische Methoden; GitterBotzmann-Methode] Heft 2 Schweiger, Helmut F.: Influence of EC7 design approaches on the design of deep excavations with FEM [Eurocode 7; deep excavations; finite element method] Heft 3 Stahlmann, Joachim; Missal, Christian; Hahn, Peter; Edel, Thomas: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge [Felsmechanik; Endlager; Beobachtungsmethode; Untertägiges Bauen; Ausbaukonzept] Heft 2

10

geotechnik 37. Jahrgang

Wegener, Dirk; Herle, Ivo: Prediction of permanent soil deformations due to cyclic shearing with a hypoplastic constitutive model [hypoplasticity; intergranular strain; accumulation effects; volumetric strains; excess pore pressures] Heft 2

113–122

191–197

Pfähle/Piles

83–95

Thieken, Klaus; Achmus, Martin; Schmoor, Kirill Alexander: On the ultimate limit state design proof for laterally loaded piles [Laterally loaded piles; ULS design proof; DIN 1054; Subgrade reaction method] Heft 1

19–31

Umweltgeotechnik – Environmental geotechnics

47–56

96–104

169–176

Abramova, Anna; Schneider, Wilfried; Maximov, German: Kombination von Ultraschallund Druckwellenverfahren zur innovativen Regenerierung von Brunnen [Regenerierung von Brunnen; Ultraschall; Druckwellen; Kombiniertes Verfahren] Heft 1 Viefhaus, Hanna; Schanz, Tom: Untersuchungen zum Quellpotenzial von Bentoniten unter dem Einfluss von Biostimulation [Bodenmikroorganismen; biologisch-bodenmechanische Kopplung; Deponieabdichtung; Bodenverbesserung] Heft 2

40–46

105–112

Unterfangungen – Underpinning

129–137

Schulze, Bertram; Jud, Holger: Kritische Anmerkungen zu DIN 18321 – ATV Düsenstrahlarbeiten [Jet grouting works; terms of contract; quality management] Heft 3

198–203

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Inhaltsverzeichnis 2014

Rubrikenliste Dissertationen Linking DEM with micropolar continuum Heft 1 Numerical investigation of dynamic railway vehicle-track-subgrade interaction Heft 1 Über die Abrasivität von Lockergestein und den Werkzeugverschleiß im Spezialtiefbau Heft 1 Combination of methodologies for three-dimensional geological and geotechnical modelling exempli – fied at the Inner Aachen City, Germany Heft 1 Exposure estimation for rapid seismic vulnerability assessment: An integrated approach based on multi-source imaging Heft 1 Scale effect of cavity expansion in soil with application to plant root growth Heft 1 Stoffmodell zur Modellierung von stetigen Materialübergängen im Rahmen der Optimierung geotechnischer Strukturen Heft 1 Investigation of granular flow using silo centrifuge models Heft 1 Analysis of dynamic loading behavior for pavement on soft soil Heft 1 An Arbitrary Lagrangian-Eulerian Method for penetration into sand at finite deformation Heft 1 Hydraulischer Grundbruch – Zur erforderlichen Einbindetiefe bei Baugruben in nichtbindigem Baugrund Heft 1 Zum Spannungs-Dehnungsverhalten des Verbundbaustoffs „geogitter – bewehrter Boden“ Heft 1 Numerische Simulationen zur Scherfugenentwicklung in SandTon-Wechselfolgen Heft 1 Development of a Thermo-Mechanical Model for Rocks Exposed to High Temperatures during Underground Coal Gasification Heft 1 Failure mechanisms in unsaturated silty sand slopes triggered by rainfall Heft 1 Reibung und plastische Härtung von Ton Heft 1 Beitrag zum Tragverhalten von Mikropfählen unter axial zyklischer Belastung in bindigen Böden Heft 1 Verhalten eines Flussdammes unter wiederholter Hochwasserbelastung Heft 1 River dyke failure modelling under transient water conditions Heft 1 Centrifuge modelling of ground improvement for double porosity clay Heft 1

66–67

Instabilities in alpine permafrost: Strength and stiffness in a warming regime Heft 1 Interaktion der Ringspaltverpressung mit dem umgebenden Baugrund und der Tunnelauskleidung Heft 1

67

Erratum

67

zu J. Stahlmann, C. Missal, P. Hahn und T. Edel: Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge Heft 3

66

72

72

224

67

Persönliches 67–68

68 68 68–69 69

69 69–70 70

70 70 70–71

Prof. Dr.-Ing. Christoph Heckötter verstarb im Alter von 66 Jahren Heft 1 Anton Weißenbach 85 Jahre Heft 1 Eine 100-Jahr-Feier mit Victor Rizkallah und seiner Stiftung Heft 1 Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten 65 Jahre Heft 1 Professor Dr.-Ing. habil. Theodoros Triantafyllidis wurde 60 Heft 1 Professor Dr.-Ing. Martin Ziegler 60 Jahre Heft 1 Professor Dr.-Ing. habil. Fritz-Ferdinand Zitscher verstorben Heft 2 Nachruf auf Prof. Dr.-Ing. Dietmar Grießl Heft 2 Zum 80. Geburtstag vom Ehren – vorsitzenden der DGGT Prof.

Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing. E.h.

Walter Wittke Heft 2 Professor Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas wurde 65 Heft 2 Gerhard Reik (1938–2014) Heft 3 Dr.-Ing. Erwin Gartung 75 Jahre Heft 3 Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann neuer Vorsitzender der DGGT Heft 4 Nachruf Dr. Schwinn Heft 4 Prof. Dr. Dr. h.c. Karl-Heinrich Heitfeld 90 Jahre Heft 4 Zum 70. Geburtstag von Univ.-Professor Dr.-Ing. habil. Stavros A. Savidis Heft 4 Professor Pieter Vermeer – 70 Jahre Heft 4

59–60 60–61 61 62 62–63 63–64 157–158 158

158–159 159–160 220 220–221 293–294 294 295 295–296 296–297

71

Zuschrift 71 71 72

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zu J. Stahlmann, C. Missal, P. Hahn und T. Edel: „Geotechnische Bedingungen in der Schachtanlage Konrad – Auffahrung von Strecken und Kammern in druckhaftem Gebirge“ Heft 3

223–224

geotechnik 37. Jahrgang

11

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