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Grundbau-Taschenbuch 1: Geotechnische Grundlagen
 

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Karl-Josef Witt

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    Grundbau-Taschenbuch 1: Geotechnische Grundlagen Grundbau-Taschenbuch 1: Geotechnische Grundlagen Document Transcript

    • 7. Auflage GRUNDBAU-TASCHENBUCH Teil 1: Geotechnische Grundlagen Karl Josef Witt (Hrsg.)
    • 7. Auflage GRUNDBAU-TASCHENBUCH Teil 1: Geotechnische Grundlagen Karl Josef Witt (Hrsg.)
    • IV Herausgeber und Schriftleiter: Univ.-Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt Bauhaus-Universität Weimar Professur Grundbau Coudraystraße 11 C 99421 Weimar Umschlagbild: Punktlastversuch Quelle: Fachgebiet Geotechnik, MFPA-Weimar Bibliografische Information Der Deutschen Nationalbibliothek Die Deutsche Nationalbibliothek verzeichnet diese Publikation in der Deutschen Nationalbibliografie; detaillierte bibliografische Daten sind im Internet über http://dnb.d-nb.de abrufbar.  2008 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin Alle Rechte, insbesondere die der Übersetzung in andere Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieses Buches darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder irgendein anderes Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsmaschinen, verwendbare Sprache übertragen oder übersetzt werden. Die Wiedergabe von Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder sonstigen Kennzeichen in diesem Buch berechtigt nicht zu der Annahme, dass diese von jedermann frei benutzt werden dürfen. Vielmehr kann es sich auch dann um eingetragene Warenzeichen oder sonstige gesetzlich geschützte Kennzeichen handeln, wenn sie als solche nicht eigens markiert sind. Umschlaggestaltung: Sonja Frank, Berlin Satz: Dçrr + Schiller GmbH, Stuttgart Druck: betz-druck GmbH, Darmstadt Bindung: Litges & Dopf GmbH, Heppenheim Printed in Germany ISBN 978-3-433-01843-9
    • V Vorwort zur 7. Auflage „In den letzten Jahrzehnten ist die Grundbautechnik durch lebhafte Forschungstätigkeit in der Wissenschaft vom Baugrund und durch die Verbesserung alter sowie die Schaffung neuer Bauverfahren zu einem umfangreichen, selbständigen Wissensgebiet erweitert worden, dessen theoretische Grundlagen im Großen und Ganzen als gesichert gelten kçnnen. Der Entwurf und die Ausführung von Grundbauwerken kann so gestaltet werden, dass Sicherheit und Wirtschaftlichkeit in einem ausgewogenen Verhältnis stehen.“ Mit diesen Ausführungen begann Dipl.-Ing. H. Schrçder 1955 sein Vorwort als Herausgeber der ersten Auflage des Grundbau-Taschenbuches. Sein Ziel war damals, das in vielfältigen Verçffentlichungen zusammengetragene Wissen themenorientiert dem planenden und bauenden Ingenieur in einem umfassenden Werk zusammenzustellen. Dies ist mit der ersten Auflage in hervorragender Weise gelungen und wurde von Prof. U. Smoltczyk konsequent und mit großem Erfolg bis zur 6. Auflage fortgesetzt. Es ist mir ein besonderes Anliegen, das Grundbau-Taschenbuch in dieser Tradition fortzuführen, neue Entwicklungen, Erkenntnisse, Berechnungsgrundlagen und Nachweismethoden mit den Erfahrungen der Praxis zu vereinen. Das Wissen um den Baugrund und dessen Interaktionen mit dem Bauwerk ist fortgeschritten, die internationale Forschung ist weiterhin sehr aktiv, sowohl auf dem Gebiet der Bodenmechanik als auch im gesamten Feld des Erd-, Grund- und Felsbaus. Die Erkundungsmethoden, die Nachweismethoden und die Bauverfahren haben sich verändert, neue Methoden der Berechnung, der Beschreibung und der Darstellung wurden entwickelt. Die für die Geotechnik charakteristische Unsicherheit und Unschärfe der quantitativen Prognose müssen aber weiterhin akzeptiert werden. Dem planenden und bauenden Ingenieur bleibt nach wie vor die Aufgabe, die Risiken auf der Grundlage von fundiertem theoretischem Wissen und praktischer Erfahrung mit dem rechten Maß zu beurteilen. Dieses umfassende Standardwerk der Geotechnik soll ihn dabei unterstützen. Teil 1 trägt die geotechnischen Grundlagen zusammen. In den Teilen 2 und 3 folgen die Kapitel zu Verfahren des Spezialtiefbaus und zur Gründung von Bauwerken. Da das Teilsicherheitskonzept mittlerweile für alle Nachweisverfahren umgesetzt ist, wurde dem Teil 1 eine Erläuterung der Grundsätze vorangestellt. Für die meisten der in den letzten Auflagen traditionell behandelten Themen konnten neue Autoren oder Koautoren gewonnen werden. Die Kapitel felsmechanische Grundlagen und Phänomene der Massenbewegungen sowie ein Beitrag zur Charakterisierung von Schadstoffen im Baugrund sind neu hinzugekommen. Das Grundbau-Taschenbuch lebt von den thematisch abgegrenzten Beiträgen, in denen die Autoren mit großem Engagement ihr Expertenwissen zusammengetragen haben. Ihnen allen, dem Verlag Ernst & Sohn und der Lektorin, Frau Dipl.-Ing. R. Herrmann, gilt mein besonderer Dank. Weimar, August 2008 Karl Josef Witt
    • VII Inhaltsverzeichnis 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Martin Ziegler 1 1.1 1.2 2 2.1 2.2 3 3.1 3.2 3.3 3.4 4 4.1 4.2 4.3 4.4 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6 6 7 Einführung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1 Historischer Rückblick . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3 Das neue Sicherheitskonzept. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 8 Globales Sicherheitskonzept . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 8 Teilsicherheitskonzept . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9 Aufbau und Inhalte der neuen Sicherheitsnorm DIN 1054. . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11 Inhaltsübersicht . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11 Anwendungsbereich. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11 Geotechnische Kategorien. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 12 Wichtige Begriffe der neuen Sicherheitsnorm. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 13 Grenzzustände und Nachweise . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 25 Duktilität. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 25 Grenzzustände der Tragfähigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 26 Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit GZ 2 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 28 Teilsicherheitsbeiwerte nach DIN 1054 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 30 Zukünftige Normung im Umfeld des EC 7-1 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 31 Einwirkungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 31 Widerstände . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 33 Bemessungssituationen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 33 Grenzzustände . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 34 Teilsicherheitsbeiwerte nach Normenhandbuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 37 Weitere ¾nderungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 40 Zitierte Normen und Empfehlungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 41 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker 1 1.1 1.2 1.3 1.4 2 2.1 2.2 2.3 2.4 Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 43 Normen und Richtlinien . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 43 Voruntersuchung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 45 Hauptuntersuchung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 46 Berichterstattung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 49 Baugrundaufschluss durch Schürfe, Bohrungen und Probenentnahmen . . . . . . . . 50 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 50 Bohrgeräte und Ausrüstung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 51 Allgemeine Anforderungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 51 Aufschluss im Boden. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 52
    • VIII Inhaltsverzeichnis 2.5 2.6 2.7 2.8 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 4 4.1 4.2 5 5.1 5.2 6 6.1 6.2 7 Aufschluss im Fels . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 56 Aufschluss der Grundwasserverhältnisse . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 59 Behandlung, Transport und Aufbewahrung der Proben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 61 Berichterstattung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 61 Baugrundaufschluss durch Sondierungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 62 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 62 Rammsondierungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 64 Standard Penetration Test . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 69 Drucksondierungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 74 Flügelscherversuche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 84 Gewichtssondierungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 86 Bohrlochaufweitungsversuche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 90 Geräte und Versuchsdurchführung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 90 Auswertung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 96 Bestimmung der Dichte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 101 Gravimetrische Verfahren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 101 Radiometrische Verfahren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 102 Geophysikalische Verfahren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 104 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 104 Kurzbeschreibungen der wichtigsten Verfahren. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 109 Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 111 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Paul von Soos und Jens Engel 1 2 2.1 2.2 2.3 2.4 3 4 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6 5.7 5.8 5.9 Boden und Fels – Begriffe und Entstehung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Eigenschaften der Bçden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bodenschichten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bodenproben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Durchführen und Auswerten von Laborversuchen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bodeneigenschaften und Laborversuche. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Eigenschaften von Fels . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kennwerte und Eigenschaften der festen Bodenkçrner . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Korngrçßenverteilung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Korndichte. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Mineralaufbau . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kornform und Kornrauigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Spezifische Kornoberfläche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Gehalt an organischen Bestandteilen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kalkgehalt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kennwerte und Eigenschaften des Kornhaufens . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Gefüge des Bodens . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Porenanteil und Porenzahl . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ermittlung der Dichte des Bodens . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Grenzen der Lagerungsdichte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Wassergehalt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Konsistenzgrenzen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Wasseraufnahmevermçgen nach Enslin . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Verdichtungsverhalten in Abhängigkeit vom Wassergehalt . . . . . . . . . . . . . . . . Absolute Porengrçße und Filterwirkung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 123 123 123 126 127 127 128 129 129 132 133 134 135 136 136 137 137 137 140 140 142 142 145 146 147
    • Inhaltsverzeichnis IX 5.10 5.11 5.12 6 6.1 6.2 6.3 6.4 6.5 6.6 7 7.1 7.2 7.3 7.4 7.5 7.6 8 9 9.1 9.2 9.3 9.4 9.5 9.6 9.7 9.8 9.9 9.10 9.11 10 10.1 10.2 10.3 10.4 11 Kapillarität . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 148 Wasserdurchlässigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 151 Luftdurchlässigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 155 Versuche zur Ermittlung des Spannungs-Verformungs-Verhaltens . . . . . . . . . . . 156 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 156 Kompressionsversuch (Druckversuch mit verhinderter Seitendehnung) . . . . . . . 159 Dreiaxialer Druckversuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 167 Einaxialer Druckversuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 171 Dreiaxialer Druckversuch mit s2 > s3 und zweiaxialer Druckversuch . . . . . . . . 171 Messen von Kriechverformungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 172 Scherfestigkeit; Ermittlung der Scherparameter . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 173 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 173 Dreiaxialer Druckversuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 180 Ermittlung der einaxialen Druckfestigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 182 Rahmenscherversuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 182 Kreisringscherversuch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 183 Versuch mit dem „Einfachschergerät“ (simple shear) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 184 Ermittlung der Zugfestigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 184 Eigenschaften – Felsmechanische Laborversuche. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 185 Vorbemerkung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 185 Einaxialer Druckversuch an Gesteinsproben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 186 Punktlastversuche an Gesteinsproben. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 187 Dreiaxialer Druckversuch an Gesteinsproben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 187 Scherwiderstand in Felstrennflächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 189 Festigkeit des geklüfteten Fels . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 190 Zugversuche an Gesteinsproben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 192 Kriechversuche an Gesteinsproben. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 192 Einaxiale Relaxationsversuche an Gesteinsproben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 193 Quellversuche an Gesteinsproben. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 193 Ermittlung der Zerfall-Beständigkeit von Gesteinen – Siebtrommelversuch . . . 193 Benennen, Beschreiben und Klassifikation von Boden und Fels . . . . . . . . . . . . . 194 Benennen und Beschreiben von Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 194 Benennen und Beschreiben von Fels . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 196 Bodenklassifikation . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 198 Felsklassifikation . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 201 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 210 1.4 Charakterisierung von Schadstoffen im Baugrund und Grundwasser Andreas Claussen 1 2 3 4 5 6 6.1 6.2 6.3 6.4 Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 219 Anorganische Matrix des Untergrundes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 219 Organische Matrix des Untergrundes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 221 Schadstoff . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 223 Anorganische Schadstoffe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 224 Organische Schadstoffe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 227 Mineralçlartige Kohlenwasserstoffe (KW-Index) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 227 Einkernige aromatische Kohlenwasserstoffe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 230 Mehrkernige aromatische Kohlenwasserstoffe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 232 Halogenierte Kohlenwasserstoffe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 232
    • X Inhaltsverzeichnis 7 8 9 10 Bewertungsgrundlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Auswirkungen auf den Baugrund . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zusammenfassende Bewertung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1.5 Stoffgesetze für Bçden Dimitrios Kolymbas und Ivo Herle 1 2 3 4 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 4.8 4.9 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6 5.7 5.8 6 6.1 6.2 6.3 6.4 7 7.1 7.2 7.3 7.4 7.5 7.6 7.7 8 8.1 8.2 8.3 8.4 8.5 Symbolverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Einführung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Frequently Asked Questions . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bedeutung von Stoffgesetzen für die Geotechnik . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Merkmale des Bodenverhaltens. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Elementversuche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kompressionsverhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Scherverhalten. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Druck- und Dichteabhängigkeit. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Verhalten undränierter Proben. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kritische Zustände . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Einfluss der Deformationsgeschichte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zyklisches Verhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Realität . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Mathematische Struktur von Stoffgesetzen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Grundbegriffe, Tensoren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Elastische Stoffe im Allgemeinen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Einfluss der Geschichte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Homogenität . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Invarianz, Isotropie, Objektivität . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Eindeutigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Maßstabseffekt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kontinuumsmechanische und diskrete Betrachtungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Hierarchie und Bestandteile von Stoffgesetzen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Lineare Elastizität . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Elastoplastische Stoffgesetze . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Hypoplastische Stoffgesetze . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Antwortumhüllende . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Besondere Fragestellungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Wassergesättigter Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Stoffgesetze für teilgesättigten Boden. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Stoffgesetz für schnelle Verformungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zeitabhängigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zementierung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kornbruch . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Hçhere Kontinua. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ergänzende Aspekte von Stoffgesetzen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeinheit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kalibrierung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Stoffkonstanten und Zustandsgrçßen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Thermodynamische Konsistenz . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Große Verformungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 234 236 240 242 243 244 244 246 247 247 248 250 252 253 255 256 257 257 258 258 259 259 261 261 262 263 263 264 264 265 275 276 277 277 279 279 279 280 280 280 281 281 281 282 282 283
    • Inhaltsverzeichnis XI 8.6 9 10 Entfestigung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 283 Stoffgesetze in der Praxis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 284 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 285 1.6 Erddruck Achim Hettler 1 2 2.1 2.2 2.3 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 4 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 4.8 4.9 5 5.1 5.2 6 6.1 6.2 Einführung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 289 Begriffe, Formelzeichen und Indizes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 289 Begriffe. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 289 Formelzeichen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 291 Indizes. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 292 Methoden zur Ermittlung des Erddrucks . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 292 Übersicht. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 292 Kinematische Methoden beim aktiven Erddruck. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 293 Kinematische Methoden beim passiven Erddruck. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 296 Statische Methoden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 299 Versuche und Messungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 304 Finite-Elemente-Methode . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 314 Ebener, aktiver Erddruck. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 322 Grundsätzliche Überlegungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 322 Bodeneigengewicht, großflächige Auflasten und Kohäsion . . . . . . . . . . . . . . . . . 324 Kohäsion, rechnerische Zugspannungen und Mindesterddruck . . . . . . . . . . . . . . 326 Vertikale Linien- und Streifenlasten. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 329 Horizontale Linien- und Streifenlasten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 334 Geschichteter Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 335 Geknickter Geländeverlauf . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 336 Geknickte Wandflächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 338 Verteilung des aktiven Erddrucks. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 338 Erdruhedruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 339 Bodeneigengewicht und großflächige Auflasten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 339 Punkt-, Linien- und Streifenlasten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 340 Ebener passiver Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 342 Grundsätzliche Überlegungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 342 Eigengewicht, großflächige Auflasten und Kohäsion bei Parallelbewegung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 344 Drehung um den Kopf- oder Fußpunkt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 346 Verteilung des passiven Erddrucks. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 349 Räumlicher aktiver Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 349 Grundsätzliche Überlegungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 349 Kreiszylindrische Flächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 351 Stützwände quer zur Bçschung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 353 Räumlicher passiver Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 354 Übersicht. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 354 Fußwiderstand vor Bohlträgern nach Weißenbach . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 356 Verfahren nach DIN 4085 für begrenzte Wandabschnitte . . . . . . . . . . . . . . . . . . 356 Sonderfälle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 358 Verdichtungserddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 358 Silodruck. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 359 Wiederholte quasistatische Beanspruchungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 361 6.3 6.4 7 7.1 7.2 7.3 8 8.1 8.2 8.3 9 9.1 9.2 9.3
    • XII Inhaltsverzeichnis 9.4 9.5 9.6 9.7 10 10.1 10.2 10.3 10.4 11 11.1 11.2 11.3 11.4 12 Dynamische Beanspruchungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Einfluss des Grundwassers auf den Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Winkelstützwände. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Weitere Hinweise . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Mobilisierung des Erddrucks . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Übersicht . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Grenzwerte der Verschiebung bei Erreichen des aktiven Erddrucks . . . . . . . . . Grenzwerte der Verschiebung bei Erreichen des passiven Erddrucks . . . . . . . . Mobilisierungsfunktionen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Anwendungshinweise . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Erddruckneigung und Wandreibungswinkel . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ansatz des Erddrucks in Abhängigkeit der Verschiebung . . . . . . . . . . . . . . . . . Erddruckumlagerung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Erddruck als günstige Einwirkung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Anhang: Erddrucktabellen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1.7 Stoffgesetze und Bemessungsansätze für Festgestein Erich Pimentel 1 2 2.1 2.2 2.3 2.4 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 3.7 4 4.1 4.2 4.3 4.4 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6 6 Einführung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeine Eigenschaften . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Fels und Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Diskontinuitäten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Genität, Tropie und Betrachtungsbereich . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bruch- und Verformungsverhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Stoffgesetze . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Elastisches Materialverhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Elastoplastisches Materialverhalten. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Viskoplastisches Materialverhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Trennflächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Homogenisierung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Schädigungsmodelle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Durchstrçmung des Gebirges. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Durchstrçmung von Gestein und einer Trennfläche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Homogenisierung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Nicht homogenisierbare Fälle und Sonderfälle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bemessungsansätze. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Gleiten – ebener Fall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Gleiten – räumlicher Fall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kippen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Knicken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Steinfall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 362 363 364 367 370 370 371 371 374 378 378 380 380 383 384 388 397 397 397 399 405 407 410 410 411 412 417 418 426 428 429 429 430 431 432 433 433 435 437 440 445 446 448
    • Inhaltsverzeichnis XIII 1.8 Bodendynamik Christos Vrettos 1 2 2.1 2.2 2.3 2.4 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 4 4.1 4.2 4.3 4.4 5 5.1 5.2 6 6.1 6.2 6.3 Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 451 Schwingungen einfacher Systeme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 452 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 452 Freie Schwingungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 453 Erzwungene, gedämpfte Schwingungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 455 Viskose Dämpfung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 457 Wellenausbreitung im Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 458 Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 458 Eindimensionale Wellenausbreitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 459 Verhalten von Wellen an Trennflächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 460 Ausbreitung von vertikal propagierenden Wellen in einer Bodenschicht . . . . . . 461 Oberflächenwellen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 462 Bodenverhalten bei zyklischer Belastung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 464 Spannungs-Dehnungs-Verhalten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 464 ¾quivalent-lineares Modell . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 467 Nichtlineare Modelle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 475 Zyklische Setzungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 479 Messung von dynamischen Bodenkenngrçßen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 481 Feldversuche. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 481 Laborversuche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 486 Dynamisch belastete Fundamente. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 488 Steifigkeitsfunktionen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 488 Boden-Bauwerk-Interaktion . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 493 Pfahlgründungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 495 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 495 1.9 Numerische Verfahren in der Geotechnik Peter-Andreas von Wolffersdorff und Helmut F. Schweiger 1 2 3 3.1 3.2 4 4.1 4.2 4.3 4.4 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 6 7 Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 501 Besonderheiten der Geotechnik . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 502 Die maßgeblichen numerischen Verfahren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 504 Übersicht über numerische Verfahren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 504 Kurzbeschreibung mathematischer Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 512 Verformungsberechnungen typischer geotechnischer Aufgaben . . . . . . . . . . . . . 527 Vorbemerkungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 527 Gründungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 527 Dämme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 534 Gesicherte Bçschungen und Einschnitte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 540 Standsicherheitsberechnungen typischer geotechnischer Aufgaben. . . . . . . . . . . 546 Vorbemerkungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546 Verkehrsbauliche Dämme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546 Wasserbauliche Dämme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546 Bçschungen und Einschnitte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 550 Baugrubenwände . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 553 Schlussbemerkungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 554 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 555
    • XIV 1.10 1 2 2.1 2.2 2.3 2.4 2.5 2.6 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 4 4.1 4.2 4.3 5 Inhaltsverzeichnis Geodätische Überwachung von geotechnischen Bauwerken Otto Heunecke, Klaus Linkwitz und Willfried Schwarz Vorbemerkung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Aufgabe und Zielsetzung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zur praktischen Organisation und Durchführung der Aufgaben. . . . . . . . . . . . . Einige Besonderheiten von Überwachungsmessungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Konzeptioneller Entwurf und Erkundung der Messungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . Auswahl der Vermessungspunkte und Vermarkung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Beobachtungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Zur Auswertung und Genauigkeitsbewertung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bezugs- und Koordinatensysteme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messverfahren und -geräte. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bestimmung einzelner Messgrçßen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Linienweise Messungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3-D-Koordinatenbestimmung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messverfahren zur quasi flächenhaften Erfassung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Geosensornetze . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Auswertemethoden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ausgleichung geodätischer Netze und Deformationsanalyse . . . . . . . . . . . . . . . Zeitreihenanalyse . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Integrierte Auswertemodelle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1.11 Geotechnische Messverfahren Arno Thut 1 2 3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 4 4.1 4.2 5 5.1 5.2 5.3 6 6.1 6.2 6.3 6.4 Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ziel geotechnischer Messungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen im Baugrund . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen während der Bauausführung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen in Tragteilen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen bei angrenzenden Objekten. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen bei permanenten Bauwerken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messgrçßen bei Sanierungen von Bauwerken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Messinstrumente, Installation, Aufwand. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Geodätische Messung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Geotechnische Messungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Durchführung der Messung, Berichterstattung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Manuelle Messungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Automatische Messanlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Datenvisualisierungs-Software. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Fallbeispiele . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Tiefe Baugruben, angrenzende Gebäude . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Probeschüttung, Beobachtungsmethode . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Adlertunnel – Sanierung eines Bauwerks . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Überwachung instabiler Hänge . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 559 559 561 561 562 562 563 563 563 568 569 593 602 624 631 632 634 642 646 649 653 654 655 655 656 656 657 657 657 658 658 660 687 689 689 690 691 691 701 703 707
    • Inhaltsverzeichnis 6.5 7 XV Probebelastung an Tragteilen, Pfahlversuche, Deformationsmessungen an Pfahlfundationen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 712 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 716 1.12 Massenbewegungen Dieter D. Genske 1 2 2.1 2.2 2.3 2.4 2.5 3 3.1 3.2 3.3 3.4 4 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 4.8 5 5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 6 7 Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 719 Mechanismen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 729 Gleiten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 729 Kippen, Knicken, Abscheren . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 738 Fallen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 743 Fließen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 744 Driften und Kriechen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 750 Auslçser . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 753 Veränderung der Hanggeometrie . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 753 Veränderung der Bergwasserverhältnisse. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 754 Veränderung der Lasten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 757 Veränderung der Festigkeit . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 758 Erkennen von Bewegungspotenzialen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 758 Erkundung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 758 Geomorphologische Ansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 759 Bodenansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 760 Gebirgsansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 763 Hydrogeologische Ansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 769 Biologische Ansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 769 Anthropogene Ansprache . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 770 Synthesekarte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 771 Gefahrenabwehr . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 771 Gefährdungskarten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 771 Monitoring . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 773 Schutzmaßnahmen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 775 Stabilisierungsmaßnahmen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 779 Geokompatible Bçschungsausbildung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 779 Zusammenfassung und Ausblick . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 781 Literatur . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 782 Stichwortverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 795 Inserentenverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 815
    • XVI Inhaltsverzeichnis
    • XVII Autoren-Kurzbiografien Ulf Bergdahl, geboren 1937, ist Senior Chief Engineer am Swedish Geotechnical Institut und leitete dort ab 1988 die Abteilung Erd- und Grundbau. Zuvor war er als Abteilungsleiter für die gesamte Felderkundung und -messtechnik verantwortlich. Von 1987 bis 1997 war er gleichzeitig Vizepräsident des Instituts. Er studierte Bauingenieurwesen am Royal Institut of Technology in Stockholm und hat über 40 Jahre Berufserfahrung in geotechnischer Beratung, Forschung und Entwicklung. Seine Forschungsschwerpunkte sind Methoden und Entwicklungen der Felderkundung, Tief- und Flachgründungen. Die Ergebnisse der angewandten Forschung bringt er bis heute in die Beratung für herausragende Projekte ein, beim Bau von Verkehrsdämmen auf weichem Baugrund, hohen Brücken und Hochhäusern, bei der Analyse der Standsicherheit von Einschnittsbçschungen in Tonbçden und in viele Spezialfragen der Gründungsberatung. Ulf Bergdahl war bei der Ausarbeitung zahlreicher nationaler und internationaler Normen und Empfehlungen beteiligt. Seine geotechnische Erfahrung hat er als Autor oder Koautor in mehr als 100 Publikationen weitergegeben. Andreas Claussen, Jahrgang 1960, studierte an der Albert-Ludwigs-Universität in Freiburg Diplom-Geographie in der Fachrichtung Hydrologie. Im Anschluss an das Studium promovierte er als wissenschaftlicher Angestellter des Instituts für Bodenkunde der Universität Hamburg über die bodenmechanischen und -chemischen Eigenschaften von thermisch und nassmechanisch gereinigten Bodenmaterialien. Vom Institut für Bodenkunde wechselte er in ein Ingenieurbüro für Grundbau, Bodenmechanik und Umwelttechnik und bearbeitete schwerpunktmäßig unterschiedlichste altlastverdächtige Flächen und Altlasten. Seit 2001 ist er in einem Planungsbüro mit Fragen des Bodenschutzes und der Bodenbewertung sowie der Altlastensanierung und des Flächenrecyclings befasst. Jens Engel, Jahrgang 1963, ist seit 2003 Professor für Geotechnik an der Hochschule für Technik und Wirtschaft (FH) Dresden. Zu den Schwerpunkten an der Hochschule gehçren Forschungsprojekte aus den Bereichen Eigenschaften von Bçden, Bauen mit Geokunststoffen, Entwicklung neuer Grundbaukonstruktionen, Geotechnische Datenbanken und Deponiebau. Im Rahmen der Mitwirkung in Ausschüssen und Arbeitsgruppen ist er u. a. in die Weiterentwicklung geotechnischer Untersuchungsverfahren eingebunden. Er ist Sachverständiger für Bodenmechanik, Erd- und Grundbau und betreut als selbstständiger beratender Ingenieur Baumaßnahmen aus den Bereichen Grundbau, Deponiebau, Erd- und Dammbau sowie Verkehrsbau. Nach dem Studium des Bauingenieurwesens in Dresden und einem Aufenthalt an der Universität Karlsruhe promovierte er an der Technischen Universität Dresden über die Entwicklung bodenmechanischer Datenbanken und habilitierte an der gleichen Universität über Verfahren zur Bestimmung der Eigenschaften von Bçden. Edwin Fecker, Jahrgang 1944, studierte an den Universitäten Freiburg und Karlsruhe Geologie. Am Institut für Boden- und Felsmechanik in Karlsruhe promovierte er mit einer Arbeit über den Spitzenreibungswiderstand auf großen Kluftflächen. Umfangreiche praktische Erfahrung hat er sich zunächst als Assistent am Institut für Boden- und Felsmechanik und schließlich als Geschäftsführer eines Ingenieurbüros für Baugeologie und Baumesstechnik erworben. 1991 wurde er zum Honorarprofessor der Universität Tübingen bestellt.
    • XVIII Autoren-Kurzbiografien Seit 1996 ist er Geschäftsführer und Gesellschafter des Geotechnischen Ingenieurbüros Prof. Fecker und Partner GmbH. Er ist Mitglied zahlreicher Ausschüsse und Arbeitsgruppen der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik und des DIN. Dieter D. Genske, geboren 1956, studierte Geo- und Ingenieurwissenschaften in Deutschland (Wuppertal, Aachen) und den USA und promovierte über ein probabilistisches Sicherheitskonzept für Bçschungen bei Bernhard Walz und Karl-Heinz Heitfeld. Im Rahmen eines Post-Doktorats der Alexander von Humboldt-Stiftung ging er an die Universität von Kyoto (Japan). 1990 wurde er Projektmanager bei der Deutschen Montan Technologie DMT Essen und leitete eine Reihe von Großprojekten, u. a. im Rahmen der Internationalen Bauausstellung IBA Emscher Park und der Entwicklung des Berliner Spreebogens als neuen Regierungssitz. Dieter D. Genske unterrichtete an verschiedenen Hochschulen in Deutschland, den Niederlanden und der Schweiz und wurde zu Forschungsaufenthalten nach Südafrika und Japan eingeladen. In Afrika und Osteuropa führte er eine Reihe von Projekten zur Entwicklungszusammenarbeit durch. Sein interaktives Distance Learning-Projekt wurde durch den Rat der Eidgençssischen Technischen Hochschulen ausgezeichnet. Seine Forschungsschwerpunkte sind Umwelt- und Geotechnik. Zurzeit lehrt er an der FH Nordhausen und der ETH Zürich. Ivo Herle, geboren 1966, hat sein Studium des Bauingenieurwesens an der Technischen Universität in Prag im Jahr 1989 abgeschlossen und war anschließend wissenschaftlicher Mitarbeiter des Instituts für Theoretische und Angewandte Mechanik (ITAM) der Tschechischen Akademie der Wissenschaften. 1993 wechselte er an das Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Karlsruhe, wo er im Jahr 1997 promovierte. Nach seiner Rückkehr an die Tschechische Akademie der Wissenschaften wurde er im Jahr 2000 stellvertretender Direktor und lehrte gleichzeitig an der Karls-Universität in Prag. Mit einer Fçrderung des Marie-Curie Individual Fellowship Programms forschte er ab 2002 am Institut für Geotechnik und Tunnelbau der Universität Innsbruck, wo er 2003 habilitierte. Seit 2004 ist er Professor für Bodenmechanik und Grundbau an der Technischen Universität Dresden. Seine Forschungsschwerpunkte sind theoretische und experimentelle Untersuchungen des mechanischen Bodenverhaltens, Standsicherheit von Bçschungen und numerische Modellierung von geotechnischen Randwertproblemen. Achim Hettler, Jahrgang 1953, leitet seit 1994 als Nachfolger von Prof. Weißenbach den Lehrstuhl für Baugrund – Grundbau an der Technischen Universität Dortmund. Er ist Mitglied in zahlreichen Normenausschüssen und Obmann des Arbeitskreises Baugruben. Forschungsschwerpunkte sind u. a. Themen zu Baugruben und Erddruckfragen. Nach dem Studium des Bauingenieurwesens in Karlsruhe und in Lyon Promotion und Habilitation am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik bei Prof. Gudehus in Karlsruhe. Seitdem über 20-jährige praktische Erfahrung u. a. bei einem großen Baukonzern im Spezialtiefbau, bei einem überregionalen Planungsbüro in der Geotechnik und bei der Sanierung von großen Altstandorten. In den letzten Jahren verstärkte Tätigkeit als Sachverständiger für Schäden im Grundbau und für Altlasten. Autor des Buches „Gründung von Hochbauten“ und Koautor des Buches „Der Bausachverständige vor Gericht“. Otto Heunecke, Jahrgang 1960, studierte von 1983 bis 1989 an der Universität Hannover Vermessungswesen. Von 1989 bis 2002 war er wissenschaftlicher Mitarbeiter, seit 1999 Oberingenieur am Geodätischen Institut in Hannover, an dem er 1995 mit einer Arbeit für die Anwendung der Kalman-Filterung auf die Auswertung von Überwachungsmessungen promovierte. Seit 2002 hat er die Professur für Ingenieurgeodäsie im Geodätischen Institut an der Universität der Bundeswehr München. Seine Forschungsschwerpunkte liegen im Bereich
    • Autoren-Kurzbiografien XIX automatisierter Verfahren bei Überwachungsaufgaben und der Nutzung neuer Messverfahren wie etwa dem terrestrischen Laserscanning. Er ist Mitglied in verschiedenen Arbeitskreisen zu Themen der Ingenieurgeodäsie. Dimitrios Kolymbas, geboren 1949 in Athen, besuchte dort die Deutsche Schule und studierte in Karlsruhe Bauingenieurwesen. Am Institut für Boden- und Felsmechanik dieser Universität hat er 1978 promoviert und 1988 habilitiert. Sein Hauptforschungsgebiet sind Stoffgesetze für Bçden, er hat die Theorie der Hypoplastizität als Alternative zur Elastoplastizität eingeführt. Als Oberingenieur am o. g. Institut befasste er sich u. a. mit der Gründung des Kernkraftwerks Neckarwestheim 2 und war Mitglied von zwei Sonderforschungsbereichen. Seit 1994 ist er ordentlicher Professor für Geotechnik und Tunnelbau an der Universität Innsbruck. Er hat zahlreiche Konferenzen und Kurse organisiert sowie mehrere Bücher, darunter die Lehrbücher „Geotechnik“ (letzte Ausgabe 2007) und „Tunnelling and Tunnel Mechanics“ (letzte Ausgabe 2008), verçffentlicht. Klaus W. Linkwitz, Jahrgang 1927, studierte in Stuttgart und München Geodäsie. Seine Berufspraxis begann er als Geodät und praktischer Bauingenieur in Afghanistan und Indien bei Projekten des Verkehrswege- und Tunnelbaus. 1961 promovierte er an der TH München. Als Partner eines Münchner Ingenieurbüros leitete er von 1960 bis 1964 Projekte des Verkehrswegebaus in Deutschland und im Ausland und war 2 Jahre in Kamerun Chef der Mission für den Europäischen Entwicklungsfonds. Diese erfolgreiche nationale und internationale Tätigkeit setzte er später als Beratender Ingenieur mit dem selbst gegründeten Büro fort. Von 1964 bis 1995 war er Ordinarius für Vermessungswesen und Direktor des Instituts „Anwendungen der Geodäsie im Bauwesen“ an der TH/Universität Stuttgart. Seine Hauptarbeitsgebiete sind Ingenieurgeodäsie, Photogrammetrie, Ausgleichungsrechnung und Sonderanwendungen im Bauwesen. Gastdozenturen, viele erfolgreiche und innovative Forschungsaktivitäten, die Mitbegründung von 3 Sonderforschungsbereichen, die Mitarbeit in wissenschaftlichen Gesellschaften und intensive Kontakte mit ausländischen Hochschulen sowie über 160 bedeutende Fachpublikationen kennzeichnen diese wissenschaftlich sehr aktive Zeit. Neben verschiedenen Ingenieurpreisen erhielt er die Ehrendoktorwürde der ETH Zürich und der TU Donetsk. Klaus-Jürgen Melzer, Jahrgang 1935, studierte an der RWTH Aachen Bauingenieurwesen. Am Institut für Verkehrswasserbau, Grundbau und Bodenmechanik promovierte er mit einer Arbeit über Sonden für Baugrunduntersuchungen, wobei er gleichzeitig praktische Erfahrung in der Grundbauberatung sammelte. 1968 ging er zur USA Waterways Experiment Station, Vicksburg, MI, wo sich der Schwerpunkt seiner Tätigkeit auf die Untersuchung der Mobilität geländegängiger Fahrzeuge verschob. 1974 bis 1993 arbeitete er bei der Battelle-Organisation, wo er u. a. sieben Jahre die Battelle Motor- und Fahrzeugtechnik GmbH als alleiniger Geschäftsführer leitete. Danach war er bis zum Erreichen des Ruhestands als Berater für mittelständische Industrieunternehmen tätig. In der gesamten Zeit hielt er die enge Verbindung zu seinem ursprünglichen Fachgebiet aufrecht. So leitete er u. a. von 1984 bis 1993 den Normenausschuss „Feldversuche“. Er gehçrte und gehçrt auch noch heute verschiedenen internationalen und nationalen Ausschüssen und professionellen Gesellschaften an. Erich Pimentel, geboren 1958, studierte an der Päpstlichen Katholischen Universität von Peru Bauingenieurwesen und arbeitete anschließend zweieinhalb Jahre in Lima für ein geotechnisches Ingenieurbüro. Danach absolvierte er ein Aufbaustudium am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Karlsruhe. Als wissenschaftlicher Mitarbeiter des Lehrstuhls für Felsmechanik dieses Instituts promovierte er mit einer Arbeit über
    • XX Autoren-Kurzbiografien das Quellverhalten von diagenetisch verfestigtem Tonstein. Seit 2004 ist er an der Professur für Untertagbau des Institutes für Geotechnik der ETH Zürich als Dozent und Oberassistent sowie als Leiter des dortigen Felslabors tätig. Willfried Schwarz, Jahrgang 1948, studierte von 1967 bis 1970 an der damaligen Staatlichen Ingenieurschule für Bauwesen in Recklinghausen die Fachrichtung Vermessungswesen und anschließend von 1971 bis 1976 an der Rheinischen Friedrich-Wilhelms-Universität Bonn die Fachrichtung Geodäsie. Nach seinem Referendariat in Nordrhein-Westfalen, das er 1978 mit der Prüfung zum Vermessungsassessor abschloss, war er wissenschaftlicher Assistent am Geodätischen Institut der RWTH Aachen, wo er 1985 mit einem Thema aus dem Bereich der geodätischen Messtechnik promovierte. In der Zeit von 1985 bis 1998 war er wissenschaftlicher Angestellter beim Deutschen Elektronen-Synchrotron DESY in Hamburg; er hat dort umfangreiche praktische Erfahrungen auf dem Gebiet der Präzisionsvermessung erworben. Im Jahr 1998 wurde er auf die Professur Geodäsie und Photogrammetrie an der Bauhaus-Universität Weimar berufen. Seine Forschungsfelder liegen u. a. in den Bereichen des Einsatzes der Industriephotogrammetrie im Technischen Versuchswesen und in der Baumesstechnik, der Erfassung von Gebäudegeometrien und des Einsatzes innovativer Sensorsysteme für Aufgaben des Bauwerkmonitorings. Er ist Mitglied in verschiedenen, zum Teil fachübergreifenden Arbeitskreisen. Helmut F. Schweiger, Jahrgang 1954, studierte Bauingenieurwesen an der Technischen Universität Graz und Finite-Elemente-Methoden an der University of Wales, Swansea (Dissertation 1989). Danach intensive Beschäftigung mit numerischen Methoden in der Geotechnik im Rahmen seiner Forschungs- und Lehrtätigkeit am Institut für Bodenmechanik und Grundbau der Technischen Universität Graz. Seine Habilitation erfolgte 1995, seit 1999 ist er Leiter der Arbeitsgruppe „Numerische Geotechnik“. Sein Forschungsschwerpunkt liegt in der Weiterentwicklung und Anwendung numerischer Methoden auf praktische Aufgabenstellungen in der Geotechnik, insbesondere unter Berücksichtigung moderner Stoffgesetze. Er ist im „Editorial Board“ einiger internationaler Fachzeitschriften, wie z. B. Computers and Geotechnics, International Journal of Geomechanics und war von 2004 bis 2007 im „Advisory Panel“ von Geotechnique. Er ist Mitglied mehrerer „Technical Committees“ der ISSMGE und war im internationalen Expertenkomitee zur Klärung des Einsturzes der tiefen Baugrube „Nicoll Highway“ in Singapur. Paul von Soos, Jahrgang 1925, begann 1944 das Studium das Bauingenieurwesen zunächst an der TU Budapest und setzte es an der TH München fort, wo er 1950 diplomierte. Der weitere Berufsweg führte ihn als Betriebsleiter zum Institut und heutigen Prüfamt für Grundbau und Bodenmechanik der TU München, das er als Akademischer Direktor bis zum Eintritt in den Ruhestand leitete. Die Schwerpunkte lagen nicht nur auf dem Gebiet des bodenmechanischen Versuchswesens, an dessen Entwicklung und Standardisierung er maßgeblich beteiligt war, er war ebenso wissenschaftlich, lehrend und beratend bei herausfordernden Projekten des über- und unterirdischen Verkehrswegebaus, des Wasserbaus und des Ingenieurbaus tätig. Seine Erfahrungen und sein sicheres Urteilsvermçgen brachte und bringt er auch in die Mitarbeit bei zahlreichen Arbeitskreisen und Ausschüssen ein, von denen er jene für „Laborversuche“ und für die „Untersuchung von Boden und Fels“ über Jahrzehnte als Obmann leitete. Arno Thut, geboren 1939, ist Geschäftsführer und Delegierter des Verwaltungsrates der SOLEXPERTS AG, 8617 Mçnchaltorf, Schweiz. Auf das Studium des Bauingenieurwesens an der ETH Zürich folgten eine 6-jährige Forschungstätigkeit, Promotion auf dem Gebiet der Geotechnik und mehrere Jahre Auslandstätigkeit mit Schwerpunkt Talsperrenbau. Seit
    • Autoren-Kurzbiografien XXI 1973 arbeitet er bei der SOLEXPERTS AG an praktischen Fragen des Präzisions-Geomonitorings, war entscheidend am Aufbau, der interdisziplinären sowie internationalen Ausrichtung dieses Experten-Büros beteiligt und übernahm es 1991. In seiner nunmehr über 40-jährigen Berufserfahrung entwickelte er für zahlreiche herausragende Projekte des Tunnelbaus, Spezialtiefbaus und der Entsorgung nuklearer Abfälle immer wieder neue Methoden, Geräte, Konzepte und Strategien für fortschrittliche geotechnische und hydrogeologische Messungen. Christos Vrettos, Jahrgang 1960, studierte Bauingenieurwesen an der Universität Karlsruhe. Als wissenschaftlicher Mitarbeiter am Institut für Boden- und Felsmechanik promovierte er dort im Jahre 1988. Postdoktorand an der Universität Kyoto in Japan und am M. I. T. in Boston, USA. Anschließend bis 1996 Oberingenieur am Grundbauinstitut der TU Berlin, an der er habilitierte. Umfangreiche praktische Erfahrung durch die nachfolgende Tätigkeit im Technischen Büro eines Baukonzerns und in einem großen geotechnischen Planungsbüro. Seit 2004 leitet er den Lehrstuhl für Bodenmechanik und Grundbau an der TU Kaiserslautern. Berater für bedeutende Projekte im In- und Ausland. Forschungsschwerpunkte umfassen die dynamische Boden-Bauwerk-Interaktion, die experimentelle Bodendynamik, die Modellierung von Gründungen und geotechnischen Bauwerken sowie das mechanische Verhalten teilgesättigter Bçden. Karl Josef Witt, geboren 1951, ist seit 1997 Universitäts-Professor am Lehrstuhl für Grundbau an der Bauhaus-Universität Weimar und leitet den Fachbereich Geotechnik der angegliederten Materialforschungs- und Prüfanstalt Weimar (MFPA-Weimar). Seine Forschungsschwerpunkte decken den Bereich Bodenstrukturen, Sicherheit von geotechnischen Bauwerken und Umweltgeotechnik ab. Er ist Mitglied zahlreicher Ausschüsse und Arbeitsgruppen, daneben Sachverständiger bei komplexen Schadens- und Streitfällen sowie Prüfingenieur für Erd- und Grundbau. Er studierte an der Universität Karlsruhe Bauingenieurwesen und promovierte am Institut für Grundbau, Bodenmechanik und Felsmechanik mit einer Arbeit über Filtrationseigenschaften weitgestufter Erdstoffe. Die über 20-jährige praktische Erfahrung und die Nähe zu Projekten des Erd- und Grundbaus im Schnittbereich zwischen Ingenieurpraxis und Wissenschaft hat er sich zunächst in einem wasserbaulichen Planungsbüro und schließlich als selbstständiger Beratender Ingenieur in einem geotechnischen Planungsbüro erworben. Peter-Andreas von Wolffersdorff, geboren 1951, ist seit 2000 Geschäftsführer der BAUGRUND DRESDEN Ingenieurgesellschaft GmbH. Er studierte an der HAB Weimar, der heutigen Bauhaus-Universität, Bauingenieurwesen und promovierte dort im Bereich kommunaler Tiefbau zu bodenmechanischen Stoffgesetzen. Seine wissenschaftliche Laufbahn setzte er Ende der 1980er-Jahre an der Universität Karlsruhe am Institut für Boden- und Felsmechanik bei Prof. Gudehus fort und schloss diese Zeit mit der Habilitation zu Verformungen von Stützkonstruktionen ab. Umfangreiche praktische Erfahrungen sammelte er während seiner Tätigkeit im technischen Büro der Ed. Züblin AG in Stuttgart, wo er an vielfältigen Bauvorhaben des Verkehrswegebaus, Wasserbaus und Grundbaus im In- und Ausland mitwirkte. Er ist ehrenamtlich in verschiedenen Ausschüssen des DIN und der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik tätig. Seine langjährigen Erfahrungen zur Anwendung numerischer Berechnungsmethoden bringt er u. a. in den Arbeitskreis Numerik der DGGT ein.
    • XXII Autoren-Kurzbiografien Martin Ziegler, Jahrgang 1954, studierte Bauingenieurwesen mit Vertiefungsrichtung Bodenmechanik und Grundbau an der Universität Karlsruhe. Er promovierte anschließend dort am Institut für Bodenmechanik und Felsmechanik mit einer Arbeit über den verschiebungsabhängigen Erddruck in Sand. Danach war er 13 Jahre in einer großen deutschen Baufirma in verschiedenen Positionen der Planung und Ausführung und an wechselnden Einsatzstellen tätig. Zuletzt war er Geschäftsführer der ausgegliederten Planungsgesellschaft mbH und zuständig für Infrastruktur, Baumanagement und kaufmännische Angelegenheiten. Seit April 2000 leitet er den Lehrstuhl für Geotechnik im Bauwesen und das Institut für Grundbau, Bodenmechanik, Felsmechanik und Verkehrswasserbau an der RWTH Aachen. Seine Forschungsschwerpunkte liegen im Bereich der Geokunststoffbewehrungen, der Bodenvereisung, verschiedener Aspekte des Tunnelbaus, der Geothermie sowie neuer Verfahren zur Datenakquisition und Risikosimulation in der Geotechnik.
    • XXIII Verzeichnis der Autoren Sen. Chief Engineer Ulf Bergdahl Department of Geotechnical Design and Safety Swedish Geotechnical Institute Olaus Magnus väg 35 58193 Linkçping Schweden (1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld) Dr. rer. nat. Andreas Claussen melchior + wittpohl Ingenieurgesellschaft Karolinenstraße 6 20357 Hamburg (1.4 Charakterisierung von Schadstoffen im Baugrund und Grundwasser) Prof. Dr.-Ing. habil. Jens Engel Hochschule für Technik und Wirtschaft Dresden (FH) FB Bauingenieurwesen/Architektur Friedrich-List-Platz 1 01069 Dresden (1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor) Prof. Dr.-Ing. Edwin Fecker Geotechnisches Ingenieurbüro Prof. Fecker & Patner GmbH Am Reutgraben 9 76275 Ettlingen (1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld) Dr.-Ing. Dieter D. Genske ETH Zürich Institute for Environmental Decisions (IED) Anthroposphere Dynamics Universitätsstraße 22 8092 Zürich Schweiz (1.12 Massenbewegungen) Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle Technische Universität Dresden Institut für Geotechnik Georg-Bähr-Straße 1 01069 Dresden (1.5 Stoffgesetze für Bçden) Univ. Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler Universität Dortmund Fakultät Bauwesen FG Baugrund – Grundbau August-Schmidt-Straße 6 44227 Dortmund (1.6 Erddruck) Univ.-Prof. Dr.-Ing. Otto Heunecke Universität der Bundeswehr München Institut für Geodäsie Werner-Heisenberg-Weg 39 85579 München (1.10 Geodätische Überwachung von geotechnischen Bauwerken) Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dimitrios Kolymbas Universität Innsbruck Institut für Infrastruktur Bereich Geotechnik und Tunnelbau Techniker Straße 15 6020 Innsbruck Österreich (1.5 Stoffgesetze für Bçden) Prof. Dr.-Ing. Dr. sc. techn. h. c. Dr. h. c. Klaus Linkwitz Universität Stuttgart Institut für Anwendungen der Geodäsie im Bauwesen Geschwister-Scholl-Straße 24D 70174 Stuttgart (1.10 Geodätische Überwachung von geotechnischen Bauwerken)
    • XXIV Dr.-Ing. Klaus-Jürgen Melzer Drosselweg 7a 61440 Oberursel (1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld) Dr.-Ing. Erich Pimentel ETH Zürich Institut für Geotechnik Professur für Untertagebau Postfach 133 8093 Zürich Schweiz (1.7 Stoffgesetze und Bemessungsverfahren für Festgestein) Prof. Dr.-Ing. Willfried Schwarz Bauhaus-Universität Weimar Professur Geodäsie und Photogrammetrie Marienstraße 9 99421 Weimar (1.10 Geodätische Überwachung von geotechnischen Bauwerken) Ao. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. M. Sc. Helmut Schweiger Technische Universität Graz Institut für Bodenmechnik und Grundbau AG Numerische Geotechnik Rechbauerstraße 12 8010 Graz Österreich (1.9 Numerische Verfahren der Geotechnik) Dipl.-Ing. Paul von Soos Reußweg 30 81247 München (1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor) Verzeichnis der Autoren Dr. Arno Thut Solexperts AG Mettlenbachstraße 25 Postfach 122 8617 Mçnchaltorf Schweiz (1.11 Geotechnische Messverfahren) Univ. Prof. Dr.-Ing. Christos Vrettos Technische Universität Kaiserslautern FG Bodenmechanik und Grundbau Erwin-Schrçdinger-Straße 6 7663 Kaiserslautern (1.8 Bodendynamik) Privat-Doz. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff Baugrund Dresden Ingenieurgesellschaft mbH Paul-Schwarze-Straße 2 01097 Dresden (1.9 Numerische Verfahren der Geotechnik) Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Martin Ziegler RWTH Aachen Geotechnik im Bauwesen Mies-van-der-Rohe-Straße 1 52074 Aachen (1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau)
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 1.1 1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Martin Ziegler 1 Einführung 1.1 Allgemeines Die Aufgabe des entwerfenden Ingenieurs liegt darin, ein Bauwerk so zu konzipieren, dass es sicher und gebrauchstauglich ist sowie wirtschaftlich erstellt und betrieben werden kann. Daneben sind die Umweltverträglichkeit und eine mçgliche Beeinträchtigung der Umgebung zu beachten. Für die Realisierung dieser Aufgabe gibt es keine eindeutige Lçsung. Einige der genannten Anforderungen konkurrieren unmittelbar miteinander und werden von den am Projekt Beteiligten durchaus auch unterschiedlich gesehen und bewertet (Bild 1). So wird beispielsweise der Investor die kostenoptimierte Errichtung eines Bauwerks mit eher billigen und kurzlebigen Elementen verfolgen, während der Betreiber im Hinblick auf die Instandhaltung und Wartung stärker an einer hçherwertigen Erstausstattung interessiert ist. ¾hnliche Spannungsfelder ergeben sich zwischen Investor und Bauausführendem, Betreiber und Nutzer, aber auch im Verhältnis zur allgemeinen Öffentlichkeit. Konflikte treten in diesem Zusammenhang insbesondere im Hinblick auf die Bewertung der Sicherheitsanforderungen an ein Bauwerk auf. Die Allgemeinheit fordert schnell die Einhaltung hçchster Sicherheitsvorkehrungen, muss dafür aber zumindest vordergründig meistens nicht direkt ins finanzielle Obligo bei der Umsetzung treten. Dabei muss man sich bewusst machen, dass die Verbesserung eines bereits hohen Sicherheitsniveaus ungleich schwieriger und vor allem kostspieliger ist, als ein entsprechender Sicherheitszuwachs von geringerem Niveau aus. Es Bild 1. Anforderungen und Beteiligte bei einem Bauprojekt
    • 2 Martin Ziegler liegt daher in der Natur der Sache, dass die Einschätzungen darüber, wie viel Sicherheit notwendig ist und die Einschätzungen darüber, was realisierbar ist, zwischen den Projektbeteiligten einerseits und im Verhältnis zur Allgemeinheit andererseits durchaus divergieren. Man muss sich auch darüber im Klaren sein, dass es unabhängig von der unterschiedlichen subjektiven Sicht der Dinge objektiv keine hundertprozentige Sicherheit geben kann. Denn unsere Modelle zur Abbildung des Tragverhaltens einer Konstruktion bleiben immer unvollständig und unvollkommen. Dies resultiert im Wesentlichen aus der mit Unschärfen behafteten Einschätzung der Einwirkungen und der ihnen entgegenwirkenden Widerstände sowie den zwangsläufigen Vereinfachungen bei der Abbildung des geometrischen Modells und den Einschränkungen bei dem verwendeten Rechenmodell. Die Unsicherheit bei der Bestimmung der Einwirkungen umfasst insbesondere die außergewçhnlichen Einwirkungen, da es geradezu Kennzeichen außergewçhnlicher Einwirkungen ist, dass sie nicht vollständig vorhersehbar sind. Viele Schadensfälle lassen sich im Nachhinein durch das unglückliche Zusammentreffen mehrerer gleichzeitig aufgetretener außergewçhnlicher Einwirkungen erklären, was so nicht erwartet wurde. Und oft ist es menschliches Versagen, das dabei letztlich zum entscheidenden Auslçser wurde. Eine Besonderheit ergibt sich zudem im Bereich der Geotechnik bei der Festlegung der den Einwirkungen entgegenwirkenden Widerstände im Boden. Denn der Baustoff des Geotechnikers ist mit Ausnahme nachträglich hergestellter Erdbauwerke der gewachsene Baugrund, der sich aufgrund seiner Entstehungsgeschichte mehr oder minder inhomogen mit wechselnden Eigenschaften darstellt. Diese kçnnen auch bei sorgfältiger und den Regeln der Technik genügender Erkundung niemals vollständig für jede Stelle mit letzter Sicherheit bestimmt werden, da die direkte Erkundung des Baugrunds immer nur punktweise durch Bohrungen und Schürfe erfolgt. Sondierungen und geophysikalische Methoden tragen zwar dazu bei, die Informationen über den Baugrund zwischen den Erkundungsstellen zu verdichten, es handelt sich dabei aber um indirekte Methoden, die andere Bodenparameter wie z. B. die elektrische Leitfähigkeit messen, als diejenigen, die direkt in die Standsicherheitsoder Verformungsberechnungen eingehen. Es bleibt also immer noch die Schwierigkeit und Unsicherheit bei der Interpretation und Umrechnung. Und nicht zuletzt liegt die besondere Schwierigkeit im Bereich der Geotechnik im komplexen Verhalten des Baustoffs Boden selbst. Aufgrund seines nichtlinearen und bei bindigen Erdstoffen auch zeitabhängigen Verhaltens ist es bislang nicht gelungen und wird auch in absehbarer Zeit kaum gelingen, ein für alle denkbaren Belastungspfade allgemein gültiges Stoffgesetz für die Beziehung zwischen Spannungen und Verzerrungen anzugeben. Hinzu kommt das Problem bei der Bestimmung der Stoffparameter. Während Grenzzustände der Tragfähigkeit durch Vorgabe einer meist nur vom aktuellen Spannungszustand abhängigen Grenzbedingung noch relativ gut erfassbar sind, wirkt sich die durch das Stoffgesetz verursachte Unsicherheit besonders bei der Bestimmung von Schnittgrçßen und Verformungen im Gebrauchszustand aus. Die Komplexität des für solche Berechnungen gewählten Rechenmodells kann dabei nicht über dieses Grundproblem hinweghelfen, denn auch jede von den Randbedingungen und der Diskretisierung her noch so realitätsnah aufgebaute Finite-Elemente-Berechnung kann nicht besser sein als die Qualität des verwendeten Stoffgesetzes und der darin verwendeten Stoffparameter. Lässt sich aufgrund der genannten Schwierigkeiten dann überhaupt verlässlich die Sicherheit eines Bauwerks angeben und reicht dafür die Angabe einer einzigen Zahl? Und besteht nicht die Gefahr, dass der entwerfende Ingenieur sich der Verantwortung für seinen Entwurf und seine Berechnungen dadurch zu entledigen versucht, dass er nur noch detailgetreu den Vorschriften einer Norm folgt und nicht mehr seinen Ingenieursachverstand zur oberen
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 3 Richtschnur seines Handelns macht? Diese Gefahr besteht zweifelsohne und ihr muss entschieden begegnet werden. Aber man muss auch sehen, dass Ingenieursachverstand keine objektive Grçße darstellt, sondern dass Wissenshintergrund und Erfahrung von zwei verschiedenen Menschen unterschiedlich ausgeprägt sind, sodass die gleiche Aufgabe mçglicherweise unterschiedlich gelçst wird. Und genau hieraus begründet sich die Notwendigkeit von Normen, denn Normen vereinheitlichen Annahmen, Berechnungsansätze und die Vorgehensweise bei der Bestimmung von Sicherheiten. Normen werden unter Beteiligung vieler verschiedener Gruppen des Bauwesens erstellt. Sie spiegeln daher mit ihren Vorgaben und Vorschriften auch die über Jahrzehnte gesammelte Erfahrung der Fachwelt wider. In diesem Sinn ist die neue Norm DIN 1054 „Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau“ zu verstehen. Wer sich näher mit ihr beschäftigt, wird feststellen, dass es nicht Sinn der Norm ist, anhand ihrer Vorgaben einen bestimmten Zahlenwert für die Sicherheit abzuleiten. Aufgabe des entwerfenden Ingenieurs ist es vielmehr nachzuweisen, dass gegenüber den verschiedenen Grenzzuständen ein ausreichender Abstand eingehalten wird. Dazu ist es erforderlich, dass in den Grenzzustandsgleichungen die Bemessungswiderstände immer grçßer bleiben als die Bemessungsbeanspruchungen. Bei den Bemessungsgrçßen handelt es sich um Hilfsgrçßen, die bei den Widerständen durch eine Verminderung und bei den Einwirkungen durch eine Erhçhung aus den tatsächlich vorhandenen aber vorsichtig abgeschätzten charakteristischen Grçßen entstanden sind. Die Norm legt somit nur die Vorgaben zur Bestimmung der Bemessungsgrçßen fest und wie diese in den Sicherheitsnachweis einzuführen sind. Was sie definitiv nicht festlegt, sind die tatsächlichen Zahlenwerte für die charakteristischen Grçßen und wie das Rechenmodell im Einzelnen aufgebaut wird. Hierfür werden allenfalls Hinweise gegeben. Es bleibt daher die wesentliche Aufgabe des Ingenieurs, die komplexen Verhältnisse eines Projekts in ein mçglichst einfaches, aber dennoch ausreichend genaues Modell umzusetzen und dafür die charakteristischen Grçßen realistisch festzulegen. In diesen Festlegungen steckt ein großer Teil der eigentlichen Sicherheit einer Konstruktion. Die dann nach den vereinheitlichenden Regularien der Norm berechnete Sicherheit ist lediglich ein vergleichbares Maß, welcher rechnerische Sicherheitsabstand zu einem mçglichen Grenzzustand besteht. 1.2 Historischer Rückblick Mit dem Ziel, technische Handelshindernisse in Europa zu beseitigen und eine Harmonisierung der technischen Ausschreibungen herbeizuführen, beschloss die Kommission der Europäischen Gemeinschaft 1975, technische Regeln u. a. für die Entwurfsplanung von Bauvorhaben aufzustellen, die in einer ersten Phase den Mitgliedsstaaten als Alternative zu den bestehenden nationalen Regelungen dienen und sie letzten Endes aber ersetzen sollten. Mit dieser Aufgabe wurde das Europäische Komitee für Normung CEN (ComitØ EuropØen de Normalisation) in Brüssel betraut. Das CEN bildet zur Erarbeitung einer fachspezifischen Normengruppe Technische Komitees (TC), die für bestimmte Teilbereiche Unterkomitees bilden, die ihrerseits weitere Untereinheiten in Form von Arbeitsgruppen und Projektteams einrichten, in denen die konkrete Normungsarbeit vorgenommen wird (Bild 2). Die für die Sicherheit im Bauwesen maßgebenden Eurocodes werden durch das TC 250 erstellt. In der Reihe der Eurocodes enthält der EC 0 die allgemeinen Grundsätze zum Sicherheitskonzept, der EC 1 die wesentlichen Ausführungen zu den Einwirkungen auf Tragwerke und die
    • 4 Martin Ziegler Bild 2. Struktur der europäischen Normung Eurocodes EC 2 bis EC 9 die fachspezifischen Regelungen. Maßgebend für die Sicherheitsbetrachtungen in der Geotechnik ist der EC 7 in Verbindung mit EC 0 und EC 1. Ein weiteres wichtiges Technisches Komitee für den Bereich der Geotechnik stellt das TC 288 dar, in dem die reinen Ausführungsnormen des Spezialtiefbaus erarbeitet werden, die unter dem gemeinsamen Begriff „Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau)“ im Einzelnen nur die verschiedenen Spezialgewerke abhandeln und die bekannten Ausführungsnormen, die z. T. auch noch Regelungen zur Berechnung und Bestimmung der Sicherheit enthalten, ersetzen. So lçst beispielsweise DIN EN 1536 aus dieser Normenreihe die bekannte Bohrpfahlnorm DIN 4014 ab. Im Jahr 1994 erschien die englische Ausgabe des EC 7-1. Zwei Jahre später wurde die deutsche Übersetzung als deutsche und europäische Vornorm unter dem Titel DIN V ENV 1997-1:1996-04 „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik; Teil 1: Allgemeine Regeln“ herausgegeben. Gleichzeitig wurde DIN V 1054-100:1996-04 „Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau –Teil 100: Berechnung nach dem Konzept mit Teilsicherheitsbeiwerten“ zusammen mit den entsprechenden Fachnormen als zugehçriges nationales Anwendungsdokument (NAD) in der Normenreihe mit dem Zusatz -100 ebenfalls als Vornorm verçffentlicht. In der neueren Nomenklatur wird das NAD als Nationaler Anhang (NA) bezeichnet. Der NA wird durch Nationale Anwendungsregeln ergänzt. Aufgabe des NA ist es, die zum Teil recht allgemein gehaltenen Grundsätze in den Eurocodes länderspezifisch zu konkretisieren, insbesondere dort, wo die Eurocodes Alternativen zulassen oder bewusst nationale Regelungen vorsehen. Obwohl DIN V 1054-100 insofern nur eine Ergänzung zu DIN V ENV 1997-1 sein sollte, zeigt der Vergleich der beiden Normenwerke, dass auch inhaltlich große Unterschiede bestanden. Dies liegt im Wesentlichen darin begründet, dass die Art der Nachweisführung
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 5 in den beiden Regelwerken unterschiedlich vorgenommen wurde. Auf deutscher Seite hatte man darauf bestanden, die überwiegende Anzahl der geotechnischen Nachweise nach dem später noch erläuterten Konzept des Grenzzustands GZ 1B zu führen. Dazu zählen z. B. der Gleit- und Grundbruchnachweis bei Fundamenten oder der Nachweis der Pfahltragfähigkeit. Bei dieser Vorgehensweise werden die Beanspruchungen eines Tragwerks und die mobilisierbaren Widerstände zunächst mit charakteristischen Grçßen berechnet. Erst unmittelbar vor der Durchführung des Sicherheitsnachweises werden dann mithilfe von Teilsicherheitsbeiwerten die Beanspruchungen erhçht und die Widerstände vermindert. Nach DIN V ENV 1997-1 in der Fassung von 1996 erfolgen diese Nachweise hingegen nach dem Grenzzustand GZ 1C, bei dem vor der eigentlichen Berechnung des Tragwerks bereits Bemessungsgrçßen gebildet werden, indem die Scherparameter abgemindert und die Einwirkungen erhçht werden. Diese Vorgehensweise wurde in Deutschland im Wesentlichen nur für den Nachweis der Geländebruchsicherheit übernommen. Aufgrund der Tatsache, dass Einwirkungen, wie z. B. der Erddruck, und Widerstände, wie z. B. der Grundbruchwiderstand, nichtlinear vom Reibungswinkel abhängen, erhält man zwangsläufig unterschiedliche Ergebnisse nach den beiden Konzepten. Hätte man durchgehend die Vorgehensweise von DIN V-ENV 1997-1 übernommen, wäre das in Deutschland bewährte Sicherheitsniveau aufgegeben worden, wobei sich das Konzept von DIN V ENV 1997-1 im Vergleich zu DIN V 1054-100 je nach den Randbedingungen sowohl als unwirtschaftlich, aber in anderen Fällen auch als unsicher darstellte [5]. Die zuvor genannten Gegensätze führten als Zwischenlçsung zur Entwicklung einer eigenständigen DIN 1054, bei der konsequent die von DIN V ENV 1997-1 abweichende Nachweisführung verfolgt wurde, wo dies aus deutscher Sicht sinnvoll war. Sie erschien im Dezember 2000 im Entwurf als E DIN 1054:2000-12. Der Gelbdruck enthielt allerdings noch sehr viele Fehler, die erst im Januar 2003 mit der Verçffentlichung von DIN 1054:2003-01 im Weißdruck bereinigt wurden. Einsprüche der Bauaufsicht, die sich im Wesentlichen auf die Rolle des Sachverständigen für Geotechnik bezogen, erforderten eine Überarbeitung, die zwei Jahre später als DIN 1054:2005-011) „Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau“ publiziert wurde. Im Gegensatz zur Vorgängernorm aus dem Jahr 1976, die eher als „Gründungsnorm“ bezeichnet werden kann, was auch schon durch den Titel „Zulässige Belastung des Baugrunds“ zum Ausdruck kommt, ist die neue DIN 1054 wesentlich umfassender und kann als übergeordnete Grundsatznorm der Geotechnik betrachtet werden, die erstmals alle relevanten Regelungen zu den Sicherheitsnachweisen im Erd- und Grundbau in sich vereint. In der Fassung von 2005 wurde DIN 1054 dann auch unverzüglich in die Musterliste der Technischen Baubestimmungen aufgenommen und anschließend von den einzelnen Bundesländern bauaufsichtlich eingeführt. Die Übergangsfrist, innerhalb derer noch die auf dem globalen Sicherheitskonzept beruhende alte DIN 1054 aus dem Jahr 1976 verwendet werden konnte, ist Ende des Jahres 2007 abgelaufen. Damit ist das Teilsicherheitskonzept von DIN 1054 für den Anwender in Deutschland verbindlich. 1) Im Folgenden wird bei erstmaligem Bezug auf eine Norm oder ein Regelwerk das zugehçrige Erscheinungsdatum entweder im Text oder in einer Fußnote angegeben. Alle folgenden Verweise beziehen sich dann auf diese Ausgabe des Regelwerks. Sofern zwischenzeitlich auf eine andere Ausgabe Bezug genommen wird, wird darauf entweder im Text oder in einer Fußnote gesondert hingewiesen. Verweise auf einen bestimmten Absatz eines Regelwerks erscheinen ebenfalls entweder direkt im Text oder als Fußnote.
    • 6 Martin Ziegler Allerdings waren zum Zeitpunkt der bauaufsichtlichen Einführung noch nicht alle begleitenden Normen und Empfehlungen auf das neue Konzept umgestellt, sodass DIN 1054 Übergangsregelungen enthält, die vorgeben, wie bis zum endgültigen Erscheinen der anzupassenden Regelwerke verfahren werden soll. Anhang F enthält dabei die Regelungen für Normen nach dem alten Nachweiskonzept mit globalen Sicherheitswerten, während Anhang G für Technische Baubestimmungen gilt. Danach sind bis zum Erscheinen eines an das neue Nachweiskonzept mit Teilsicherheitsbeiwerten angepassten Regelwerks weiterhin noch die am alten globalen Sicherheitskonzept orientierten Regelwerke zu beachten. Allerdings müssen dabei die alten Regelwerke in Verbindung mit DIN 1054 an das neue Teilsicherheitskonzept angepasst werden und zwar weitgehend durch den Anwender selbst. Mittlerweile sind aber einige der in den Übergangsbestimmungen genannten wichtigen Begleitwerke wie die EAU2), die EAB3), DIN 40174) oder DIN 40855) bereits in überarbeiteter und an DIN 1054 angepasster Form erschienen, sodass mçgliche Schwierigkeiten bei der Anpassung weitgehend ausgeräumt sein dürften. Parallel zur Neufassung von DIN 1054 ging auch die Überarbeitung des EC 7-1 weiter. Die überarbeitete deutsche Fassung wurde im Oktober 2005 als DIN EN 1997-1 verçffentlicht. Im Gegensatz zu früher sind jetzt bei den Sicherheitsnachweisen drei verschiedene Nachweisverfahren erlaubt, die auch die deutsche Methodik berücksichtigen. Damit ist DIN 1054 zwar weitgehend kompatibel mit DIN EN 1997-1, muss aber in der jetzigen Form als konkurrierende nationale Norm nach einer Übergangszeit zurückgezogen werden. Denn zukünftig ist neben dem EC 7-1 nur noch ein Nationaler Anhang (NA) zu DIN EN 1997-1 mit entsprechenden Anwendungs- bzw. Ergänzungsregelungen erlaubt. Darin dürfen nur noch Dinge aufgenommen sein, die in DIN EN 1997-1 nicht geregelt sind oder wo explizit nationale Festlegungen vorgesehen sind. Dazu zählen z. B. die Grçße der Sicherheitsbeiwerte selbst oder aber Verfahren und Werte, bei denen der Eurocode Alternativen zulässt. Außerdem gehçren geografisch und klimatisch bedingte Kenngrçßen, wie z. B. Erdbebenstärken oder Schneehçhenwerte, zu den national zu regelnden Elementen. Darüber hinaus kann im NA entschieden werden, ob informative Anhänge des EC 7-1 verpflichtend zur Anwendung kommen sollen. Erlaubt sind ferner ergänzende Hinweise zu einzelnen Regelungen, sofern sie dem Inhalt des Eurocode nicht widersprechen. Unter dieser Voraussetzung dürfen auch länderspezifische Erfahrungen mit eingebracht werden, wozu in Deutschland z. B. die Tabellenwerte mit aufnehmbaren Sohldrücken oder die Erfahrungswerte für die Pfahltragfähigkeit zählen. Dies bedeutet, dass DIN 1054 in der Fassung von 2005 grundlegend überarbeitet werden muss, indem all die Inhalte entfernt werden, die bereits im Eurocode geregelt sind. Die Norm wird daher zu einer Rumpfnorm schrumpfen, die nur noch die national zu regelnden Elemente enthält. Anfänglich war die Herausgabe dieser Rumpfnorm nach dem Ende der 2005 begonnenen zweijährigen Kalibrierungsphase noch im Jahr 2007 als DIN 1054:2007 geplant. Aufgrund der langwierigen Abstimmungen hat dies jedoch schon mit dem Gelbdruck bis Mitte 2008 gedauert, sodass zum Zeitpunkt der Drucklegung dieses Beitrags mit der endgültigen Fassung nicht vor 2009 zu rechnen war. Nach dem ursprünglichen Zeitplan müsste die derzeit bauaufsichtlich eingeführte DIN 1054 bis Ende 2009 zurückgezogen werden, was das Ende der sogenannten Koexistenzperiode kennzeichnet, innerhalb derer konkurrierende nationale Normen noch parallel zum Eurocode verwendet werden dürfen. 2) 3) 4) 5) EAU, 10. Auflage, 2004 EAB, 4. Auflage, 2006 DIN 4017:2006-03 DIN 4085:2007-10
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 7 Bild 3. Ursprünglicher Zeitplan für die Einführung des Nationalen Anhangs zum EC 7-1 und der zugehçrigen Ergänzungsnorm (in Anlehnung an Schuppener und Ruppert [4]) Aufgrund der Verzçgerungen bei der Erarbeitung der Anwendungsregeln in Form von DIN 1054:2009 wird sich dieser Termin aber noch nach hinten schieben (Bild 3). Der Anwender wird zukünftig drei Regelwerke parallel beachten müssen. Der Eurocode EC 7-1 in Form von DIN EN 1997-1 stellt die Grundnorm dar. An den Stellen, an denen DIN EN 1997-1 eine nationale Regelung vorsieht oder zulässt, findet sich eine entsprechende Regelung im Nationalen Anhang NA-1 zu DIN EN 1997-1. Sofern die nähere Spezifizierung nicht schon explizit im NA-1 vorgenommen ist, besteht sie nur aus einem Verweis auf die entsprechende Anwendungsregel, die ihrerseits meist in der Ergänzungsnorm DIN 1054:2009 zu finden ist. Darin gibt es dann weitere Verweise auf mitgeltende Normen oder einschlägige Empfehlungen aus Arbeitskreisen und Ausschüssen. Um für den Anwender die Handhabung der parallel zu beachtenden drei Regelwerke zu erleichtern, war zum Zeitpunkt der Drucklegung dieses Beitrags geplant, neben der Einzelverçffentlichung der drei Regelwerke diese auch in einem einzigen Normenhandbuch zusammenzufassen (Bild 4). In ähnlicher Weise wird mit DIN 4020:2003-09 „Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke“ verfahren werden, die auf europäischer Ebene dem EC 7-2 „Erkundung und Untersuchung des Baugrunds“ übergeordnet ist. Im Gegensatz zu DIN 1054:2005-01 ist DIN 4020 allerdings nicht bauaufsichtlich eingeführt worden, da die oberste Bauaufsichtsbehçrde der Meinung war, dass dies aufgrund der zahlreichen Hinweise in DIN 1054 auf DIN 4020 nicht mehr notwendig sei. Nach Erscheinen der deutschen Übersetzung des EC 7-2 als DIN EN 1997-2: Eurocode 7 – „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds“ im Oktober 2007 begann auch hier die zweijährige Kalibrierungsphase, innerhalb derer der Nationale Anhang DIN EN 1997-2-NA-1 in Verbindung mit einer grundlegend zu überarbeitenden DIN 4020 zu formulieren ist. Nach dem ursprünglichen Zeitplan ist das Erscheinen der Ergänzungsnorm DIN 4020 für Ende 2009 vorgesehen. Die derzeitige Fassung von DIN 4020 müsste dann
    • 8 Martin Ziegler Bild 4. Zukünftiges Normenhandbuch für die Anwendung von DIN EN 1997-1 (in Anlehnung an Schuppener und Ruppert [4]) spätestens Ende 2012 nach Ablauf der dreijährigen Koexistenzperiode zurückgezogen werden. Neben den Hinweisen auf die zukünftige Ergänzungsnorm DIN 4020:2009 wird der Nationale Anhang zum EC 7-2 auch Hinweise auf die bei der Baugrunduntersuchung zu beachtenden Normen wie DIN EN ISO 22476 „Felduntersuchungen“, DIN EN ISO 14688-1 „Benennung, Beschreibung und Klassifizierung von Bçden“ und DIN EN ISO 22475 „Probeentnahmeverfahren und Grundwassermessungen“ erhalten. Daneben wird auf die verschiedenen Normen zu den bodenmechanischen Laborversuchen und auf DIN 18196 „Bodenklassifikation für bautechnische Zwecke“ verwiesen werden. Weitergehende Ausführungen zur Zusammenführung der deutschen und europäischen Normen im Bereich der Erkundung finden sich bei Schuppener und Ruppert [4]. 2 Das neue Sicherheitskonzept Bevor in den nachfolgenden Abschnitten ausführlicher auf die einzelnen Regelungen der neuen Sicherheitsnorm eingegangen wird, soll zunächst auf den Unterschied zwischen dem früher in Deutschland angewendeten globalen Sicherheitskonzept und dem mittlerweile anzuwendenden Teilsicherheitskonzept eingegangen werden. 2.1 Globales Sicherheitskonzept Bei dem in DIN 1054:1976-11 verfolgten globalen Sicherheitskonzept werden in einer Grenzbetrachtung die maximal mçglichen Widerstände mit den tatsächlich wirkenden Lasten verglichen. In der Nomenklatur der neuen DIN 1054, die nachfolgend noch im Einzelnen erläutert wird, entspricht dies dem Vergleich der charakteristischen Widerstände mit den charakteristischen Einwirkungen. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn das Verhältnis dieser beiden Grçßen einen ausreichend großen Wert aufweist. Beispielsweise musste beim Grundbruchnachweis gezeigt werden, dass für den Lastfall 1 der mit der bekannten dreigliedrigen Grundbruchformel nach DIN 4017 berechnete vertikale Grund-
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 9 Bild 5. Globales Sicherheitskonzept, dargestellt am Beispiel des Grundbruchnachweises bruchwiderstand um mindestens den Faktor 2 grçßer war als die vorhandene vertikale Einwirkung. Schematisch ist dies in Bild 5 dargestellt, wobei auch die Bezeichnungen nach der neuen DIN 1054 in Klammern aufgenommen sind. Eine Differenzierung des Sicherheitsfaktors in die einzelnen Komponenten der Widerstände und Einwirkungen wurde beim globalen Sicherheitskonzept nicht vorgenommen. Bei der Anwendung des globalen Sicherheitskonzepts zur Bestimmung von noch nicht bekannten Bauteilabmessungen entsteht das Problem, dass bei Verwendung von charakteristischen Grçßen in der statischen Berechnung ein Gleichgewichtszustand erreicht wird, bei dem die Sicherheit automatisch den Wert 1,0 aufweist, da dabei keine Sicherheitsreserven eingerechnet sind. In der Praxis hat man sich damit beholfen, dass die Widerstände vor dem Eingang in die statische Berechnung abgemindert wurden, z. B. durch Division des Erdwiderstands durch den Faktor h = 1,5 bei der Bestimmung der Einbindetiefe einer Baugrubenwand6). 2.2 Teilsicherheitskonzept Beim Teilsicherheitskonzept wird die im System vorhandene Sicherheit auf die Widerstands- und die Einwirkungsseite aufgeteilt. Dadurch hat man die Mçglichkeit, die einzelnen Komponenten je nach ihrer Datengüte und Wertigkeit für die Gleichung des Grenzgleichgewichts unterschiedlich zu gewichten. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn die allgemeine Ungleichung erfüllt ist, nach der die Summe der Bemessungswiderstände Rd zu jeder Zeit grçßer ist als die Summe der Bemessungseinwirkungen Fd: åRd ‡ åFd0 In Bild 6 ist für das Grundbruchbeispiel die nach neuer DIN 1054 für den später noch erläuterten Grenzzustand GZ 1B vorgesehene Vorgehensweise dargestellt, bei der die charakteristische Einwirkung und der charakteristische Widerstand erst unmittelbar vor dem Einsetzen in den Sicherheitsnachweis zu den sogenannten Bemessungsgrçßen verändert werden. 6) EAB:1994, 3. Auflage, EB 19
    • 10 Martin Ziegler Bild 6. Teilsicherheitskonzept, dargestellt am Beispiel des Grundbruchnachweises In diesem Fall erhält man die Bemessungsgrçßen dadurch, dass der charakteristische vertikale Grundbruchwiderstand Rn,k aus der Grundbruchgleichung nach DIN 4017, der sich genauso ergibt wie zuvor beim globalen Sicherheitskonzept, durch einen Teilsicherheitsbeiwert gR dividiert und die charakteristische vertikale Einwirkung Fk mit einem Teilsicherheitsbeiwert gF multipliziert wird. Die beiden Teilsicherheitsbeiwerte sind grçßer als 1,0 und kçnnen im Einzelnen den Tabellen 2 und 3 von DIN 1054 bzw. Abschnitt 4.4 dieses Beitrags entnommen werden. Der Sicherheitsnachweis ist erbracht, wenn gezeigt werden kann, dass Rn,d ‡ Fd ist. Will man wissen, wie viel rechnerische Sicherheit über die Teilsicherheitsbeiwerte hinaus in dem System noch steckt, bestimmt man den Ausnutzungsgrad m der Widerstände. Dazu werden die Bemessungswiderstände noch so weit abgemindert, dass die Grenzzustandsgleichung gerade identisch erfüllt wird: m · Rn,d = Fd Während beim globalen Sicherheitskonzept die Sicherheit mit steigendem Sicherheitsfaktor h ansteigt, ist dies beim Teilsicherheitskonzept mit sinkendem Ausnutzungsgrad m der Fall. Bild 7 verdeutlicht noch einmal schematisch die unterschiedlichen Vorgehensweisen bei Anwendung des globalen Sicherheitskonzepts und des Teilsicherheitskonzepts sowie die Bedeutung des Ausnutzungsgrades der Widerstände. Bild 7. Schematische Darstellung der Vorgehensweise beim globalen Sicherheitskonzept und beim Teilsicherheitskonzept
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 3 11 Aufbau und Inhalte der neuen Sicherheitsnorm DIN 1054 Im Folgenden werden die wesentlichen Inhalte der neuen Sicherheitsnorm DIN 1054 im Überblick vorgestellt. Einzelheiten zu den verschiedenen Themengebieten wie Flachgründungen, Pfahlgründungen, Baugruben etc. kçnnen den Fachbeiträgen im Teil 3 dieses Grundbautaschenbuchs entnommen werden. Zusätzliche Erläuterungen und Rechenbeispiele zur Anwendung der neuen Norm finden sich in [6]. Die nachfolgenden Ausführungen beziehen sich auf die bauaufsichtlich eingeführte Fassung von DIN 1054 vom Januar 2005. Anschließend wird noch kurz auf DIN EN 1997-1 in Verbindung mit dem Nationalen Anhang NA-1 und der Ergänzungsnorm DIN 1054:2009 eingegangen. 3.1 Inhaltsübersicht DIN 1054 weist insgesamt 12 Abschnitte und 7 Anhänge auf. In den ersten drei Abschnitten werden zunächst der Anwendungsbereich erläutert, die normativen Verweise aufgelistet und Begriffe und Formelzeichen definiert. Abschnitt 4 beschäftigt sich mit der Definition der Geotechnischen Kategorien sowie mit den allgemeinen Regelungen für Sicherheitsnachweise, wobei insbesondere auf die Darstellung der verschiedenen Grenzzustände und den damit verbundenen unterschiedlichen Nachweisführungen eingegangen wird. Abschnitt 5 ist dem Baugrund und der dabei wichtigen Festlegung charakteristischer Bodenkenngrçßen gewidmet. Abschnitt 6 beschäftigt sich eingehend mit den Einwirkungen und Widerständen und der damit zusammenhängenden Definition von Lastfällen. Außerdem enthält Abschnitt 6 die Tabellen mit den Teilsicherheitsbeiwerten. Die folgenden Abschnitte 7 bis 12 erläutern dann die Anwendung des Sicherheitskonzepts für die verschiedenen geotechnischen Fragestellungen. Anhang A enthält die in der alten DIN 1054 als „zulässige Bodenpressung“ bezeichneten Werte der aufnehmbaren Sohldrücke. In den Anhängen B bis D sind die Erfahrungswerte zur Bestimmung der charakteristischen Pfahlwiderstände zusammengestellt und Anhang E gibt Angaben zu Einwirkungen und Widerständen bei quer zur Pfahlachse belasteten Pfahlgruppen. Die Anhänge F und G schließlich enthalten die Übergangsbestimmungen für Normen und Technische Baubestimmungen nach dem alten Nachweiskonzept mit globalen Sicherheitsbeiwerten, die noch nicht an das neue Teilsicherheitskonzept angepasst worden sind. 3.2 Anwendungsbereich Der Anwendungsbereich von DIN 1054 ist in Abschnitt 1 der Norm geregelt: „Die Norm betrifft die Standsicherheit und die Gebrauchstauglichkeit von Bauwerken und Bauteilen im Erd- und Grundbau. Sie gilt für deren Herstellung und Nutzung und schließt die ¾nderung bestehender Bauwerke ein.“ In der Norm werden Grundsätze formuliert und Regeln aufgestellt, wie die Nachweise für vom Baugrund beeinflusste Grenzzustände zu führen sind. Die Norm unterscheidet dabei zwischen Gründungen und geotechnischen Bauwerken. Zu den Gründungen zählen Flach-, Pfahl- und Senkkastengründungen, bei denen die Einwirkungen aus dem Überbau in der Regel aus der Tragwerksplanung des aufliegenden Tragwerks übergeben werden. Bei geotechnischen Bauwerken, zu denen u. a. Stützbauwerke, eingebettete Bauwerke wie Tunnel in offener Bauweise, Grundbaukonstruktionen für vorübergehende Zwecke wie z. B. Baugrubenwände und Erdbauwerke wie Dämme und Einschnitte gehçren, ergeben sich die Einwirkungen vorwiegend aus der geotechnischen Planung. Der Anwendungsbereich der Norm erstreckt sich auch auf natürliche Hänge.
    • 12 Martin Ziegler 3.3 Geotechnische Kategorien Die Herstellung von Gründungen und geotechnischen Bauwerken erfordert eine gründliche Planung und Vorbereitung, zu der auch eine ausreichende Erkundung und Untersuchung des Baugrunds gehçrt. Der Entwurfsverfasser, dem nach § 54 der Musterbauordnung MBO (2002) die Gesamtverantwortung für das ordnungsgemäße Ineinandergreifen aller Fachplanungen obliegt, und die von ihm beteiligten Fachplaner müssen für diese Aufgabe über die nçtige Sachkunde und Erfahrung verfügen. Der Entwurfsverfasser entscheidet nach Maßgabe der fachlichen Kompetenz und ggf. im Einvernehmen mit dem Bauherrn über die Einschaltung eines Fachplaners für Geotechnik7). Für die Baugrunduntersuchung wird in der Praxis ein Sachverständiger für Geotechnik beauftragt. Bei ihm wird vorausgesetzt, dass er fachkundig und erfahren auf dem Gebiet der Geotechnik ist. Weitere Anforderungen an das Berufsbild oder den Ausbildungsgang werden nicht verlangt. Insbesondere handelt es sich bei dem Sachverständigen für Geotechnik nicht um einen çffentlich bestellten und vereidigten Sachverständigen und auch nicht um den anerkannten Sachverständigen für Erd- und Grundbau nach Bauordnungsrecht [3]. Der Begriff des Sachverständigen für Geotechnik taucht in DIN 1054 daher gar nicht auf. Allerdings heißt es in Anlage 2.1/9 des Kommentars zur Musterliste der Technischen Baubestimmungen bei der Einführung von DIN 1054:2005-01: „DIN 1054 nimmt wiederholt Bezug auf Ergebnisse von Baugrunduntersuchungen, die den Anforderungen von DIN 4020:2003-09 genügen. Diese müssen vor der konstruktiven Bearbeitung der baulichen Anlage vorliegen.“ Damit wird der Sachverständige für Geotechnik indirekt wieder zur Klärung der geotechnischen Fragestellungen bei einem Bauwerk verpflichtet. Denn es heißt in Abschnitt 5 von DIN 4020: „Der Entwurfsverfasser hat den Bauherrn rechtzeitig auf die Notwendigkeit einer geotechnischen Untersuchung hinzuweisen. Der Bauherr hat geotechnische Untersuchungen für den Entwurf rechtzeitig zu beauftragen und hierfür einen Sachverständigen für Geotechnik einzuschalten“ . Die Aufgabe des Sachverständigen für Geotechnik besteht darin, die erforderlichen geotechnischen Untersuchungen und Messungen zu planen und die fachgerechte Durchführung der Feld- und Laborarbeiten zu überwachen. Aus den Ergebnissen dieser Untersuchungen hat er die charakteristischen Werte für die Baugrundkenngrçßen und Grundwasserstände festzulegen, die später Eingang in die Berechnungen zur Überprüfung der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit finden. Es ist weiter seine Aufgabe, aus den Ergebnissen der Baugrunduntersuchung Wechselwirkungen zwischen Bauwerk und Boden und daraus resultierende Folgerungen für die Planung und Konstruktion aufzuzeigen und dem Bauherrn und den beteiligten Fachplanern mitzuteilen. Dabei hat er sich an die Vorgaben und Anforderungen von DIN 4020 zu halten. Die Mindestanforderungen an Umfang und Qualität der durchzuführenden geotechnischen Untersuchungen, Berechnungen und Überwachungsmaßnahmen richten sich nach der Geotechnischen Kategorie. DIN 1054 nimmt dabei in Anlehnung an DIN 4020 eine Aufteilung in drei Kategorien vor 8). 7) 8) DIN 1054, 4.1 (1) DIN 1054, 4.2
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 13 Geotechnische Kategorie GK 1 Sie umfasst Baumaßnahmen mit geringem Schwierigkeitsgrad hinsichtlich Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit, die mit vereinfachten Verfahren aufgrund von Erfahrungen hinreichend beurteilt werden kçnnen. Geotechnische Kategorie GK 2 Sie umfasst Baumaßnahmen mit mittlerem Schwierigkeitsgrad im Hinblick auf Bauwerke und Baugrund. Sie erfordern eine ingenieurmäßige Bearbeitung und einen rechnerischen Nachweis der Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit auf der Grundlage von geotechnischen Kenntnissen und Erfahrungen. Neben dem geotechnischen Untersuchungsbericht ist auch ein geotechnischer Entwurfsbericht zu erstellen. Geotechnische Kategorie GK 3 Sie umfasst Baumaßnahmen mit hohem Schwierigkeitsgrad. Insbesondere sind Bauwerke, die unter Anwendung der Beobachtungsmethode errichtet werden, in die Geotechnische Kategorie GK 3 einzustufen. Ausnahmen hiervon sind gesondert zu begründen. Bauwerke der Geotechnischen Kategorie GK 3 erfordern eine ingenieurmäßige Bearbeitung und einen rechnerischen Nachweis der Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit auf der Grundlage von zusätzlichen Untersuchungen und von vertieften Kenntnissen und Erfahrungen auf dem jeweiligen Spezialgebiet. Auch hier ist ein geotechnischer Entwurfsbericht anzufertigen. Die Einordnung einer Baumaßnahme in eine Geotechnische Kategorie erfolgt zu Beginn der Planungen. Eine spätere ¾nderung aufgrund der beim Bau vorgefundenen Verhältnisse ist mçglich und u. U. notwendig. Detaillierte Zuordnungen geotechnischer Konstruktionen zu den Geotechnischen Kategorien werden in den jeweiligen Fachabschnitten von DIN 1054 vorgenommen. Weitere allgemeine Kriterien finden sich in DIN 4020. Die Einstufung erfolgt dort nach Kriterien, die sich aus – – – – dem Bauwerk, dem Baugrund, dem Grundwasser und der Umgebung ergeben. Eine Konkretisierung dieser Kriterien wird z. B. bei Kuntsche [2] vorgenommen. 3.4 Wichtige Begriffe der neuen Sicherheitsnorm Für die nachfolgende Vorstellung einzelner Inhalte von DIN 1054 ist es notwendig, einige wichtige Begriffe zu definieren. Dabei muss auf weitere ebenfalls noch zu definierende Begriffe zurückgegriffen werden. Die Begriffsdefinitionen sind daher in ihrer Gesamtheit zu betrachten. 3.4.1 Charakteristischer Wert, repräsentativer Wert, Bemessungswert, Nennwert 3.4.1.1 Charakteristischer Wert Als charakteristischer Wert wird nach DIN 1054 der Wert einer Einwirkung oder eines Widerstands bezeichnet, von dem angenommen wird, „dass er mit einer vorgegebenen Wahrscheinlichkeit im Bezugszeitraum unter Berücksichtigung der Nutzungsdauer des Bauwerks und der entsprechenden Bemessungssituation nicht überschritten oder unterschritten wird.“ Charakteristische Grçßen werden durch den Index „k“ gekennzeichnet.
    • 14 Martin Ziegler Bild 8. Festlegung charakterischer Werte am Beispiel des Reibungswinkels j und der Bodenwichte g Während die Einwirkungsseite, zumindest was die aus dem Tragwerk auf die Gründungskonstruktion übertragenen Einwirkungen angeht, relativ zuverlässig eingeschätzt werden kann, zählt entsprechend den Ausführungen im Abschnitt 1 die Festlegung von Homogenbereichen im Boden mit zugehçrigen charakteristischen Bodenkennwerten, aus denen dann sowohl grundbauspezifische Einwirkungen, wie z. B. der aktive Erddruck, als auch Bodenwiderstände, wie z. B. der passive Erddruck, abgeleitet werden, zu den schwierigsten Aufgaben in der Geotechnik. In der Regel wird daher ein Sachverständiger für Geotechnik eingeschaltet werden, um die Festlegung der charakteristischen Bodenkennwerte vorzunehmen. Es obliegt dann seinem Wissen und seiner Erfahrung, wie groß er den Sicherheitsabstand zwischen dem von ihm festzulegenden charakteristischen Wert und dem rechnerischen Mittelwert einer Grçße wählt, wie das beispielhaft für den Reibungswinkel in der linken Hälfte von Bild 8 gezeigt ist. Einflussparameter auf die Grçße des Sicherheitsabstands sind u. a.: – Qualität und Quantität der Datenbasis, – Auswirkung eines Bauwerksversagens auf die Umgebung, – Empfindlichkeit der Bauwerkskonstruktion im Hinblick auf baugrundbedingte Verformungen, – Fähigkeit der Konstruktion, bei Annäherung an den Grenzzustand schadlos Kräfte umzulagern (Duktilität). In Fällen, in denen die Streuung der Messwerte gering ist und der gemessene Parameter wenig Einfluss auf das Gesamtergebnis hat, kann der charakteristische Wert auch mit dem Mittelwert zusammenfallen, wie das beispielhaft für die Wichte des Bodens in der rechten Hälfte von Bild 8 gezeigt ist. Ob diese Bedingungen zutreffen, muss im konkreten Anwendungsfall im Einzelnen überprüft werden. Es kann auch erforderlich werden, obere und untere charakteristische Werte festzulegen und in den Berechnungen jeweils die ungünstigste Kombination auszuwählen. Ein solches Erfordernis kann für die Bodenkennwerte gegeben sein, wenn die Ergebnisse der Laborund Feldversuche sehr starke Streuungen aufweisen (Variationskoeffizient VG > 0,1) 9). Ebenso gibt es auf der Einwirkungsseite Problemstellungen, bei denen dies angebracht ist. Ein typisches Beispiel stellt der Ansatz der Betonwichte dar, die beim Nachweis gegen 9) DIN 1054, 5.3.1 (3)
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 15 Aufschwimmen mit dem unteren Wert von 24 kN/m3 und in allen anderen Fällen, bei denen das Betongewicht ungünstig wirkt, mit 25 kN/m3 angesetzt wird10). Aufgrund der starken Interaktion zwischen Bauwerkskonstruktion und Untergrund sollte der fachliche Austausch zwischen dem Sachverständigen für Geotechnik und dem Tragwerksplaner nicht auf die reine Übergabe von Bodenkennwerten beschränkt bleiben, sondern auch die Diskussion über die damit erhaltenen Ergebnisse einschließen. Da bei komplexen Konstruktionen heute überwiegend Rechenprogramme auf Basis Finiter Elemente zum Einsatz kommen, mit denen auch Aussagen über Spannungen und Verformungen im Gebrauchszustand erhalten werden, kommt der Angabe der verformungsbestimmenden Bodenkenngrçßen eine große Bedeutung zu. Insbesondere bei verschiebungsempfindlichen Konstruktionen mag der Sachverständige für Geotechnik geneigt sein, zur Sicherstellung der Gebrauchstauglichkeit die entsprechenden verformungsbestimmenden Kenngrçßen des Untergrunds wie z. B. die Steifemoduli der einzelnen Bodenschichten mçglichst vorsichtig, d. h. niedrig anzusetzen. Dies kann aber bei der Bestimmung der Schnittgrçßen zur Abschätzung der Grenztragfähigkeit zu unrealistischen Ergebnissen führen. In solchen Fällen ist eine Rückkopplung zwischen dem Tragwerksplaner und dem Sachverständigen für Geotechnik unerlässlich, um die Berechnungsergebnisse zu bewerten, die vorgegebenen Kennwerte zu bestätigen, ggf. zu korrigieren oder auch zusätzliche Untersuchungen zu veranlassen, mit denen die Schwankungsbreite dann weiter eingegrenzt werden kann. 3.4.1.2 Repräsentativer Wert Nach DIN 1055-100:2001-03 ist ein repräsentativer Wert definiert als der Wert einer Einwirkung, der der Nachweisführung in Grenzzuständen zugrunde liegt. Treten nur ständige Einwirkungen auf, stellt der charakteristische Wert den repräsentativen Wert dar. Treten zusätzlich voneinander unabhängige veränderliche Einwirkungen auf, so wird der repräsentative Wert der veränderlichen Einwirkungen dadurch gebildet, dass bei der summarischen Berücksichtigung der Auswirkungen von ständigen und veränderlichen Einwirkungen die veränderlichen Einwirkungen mit einem Kombinationsfaktor yi abgemindert werden, womit berücksichtigt wird, dass nicht alle veränderlichen Einwirkungen gleichzeitig auftreten. Die Grçße des yi-Wertes richtet sich nach der Häufigkeit des Auftretens der veränderlichen Einwirkung Qk. Angaben zur Grçße finden sich im Anhang A von DIN 1055-100. Unterschieden werden folgende repräsentative Werte: • Kombinationswert einer veränderlichen Einwirkung, i. Allg. durch y0 · Qk beschrieben. Dabei ist der Beiwert y0 so festgelegt, dass bei Verwendung des Kombinationswertes in den noch zu erläuternden Einwirkungskombinationen die Wahrscheinlichkeit der Sicherstellung von Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit während der vorgesehenen Lebenszeit des betrachteten Bauwerks erhalten bleibt. • Häufiger Wert einer veränderlichen Einwirkung, i. Allg. durch y1 · Qk beschrieben. Der Beiwert y1 ist dabei so festgelegt, dass die Überschreitung des häufigen Werts auf 300-mal pro Jahr bzw. auf 5 % begrenzt ist. • Quasi ständiger Wert einer veränderlichen Einwirkung, i. Allg. durch y2 · Qk beschrieben. Der Beiwert y2 ist dabei so festgelegt, dass der quasi ständige Wert mit einer Häufigkeit von 50 % überschritten wird. Die Bildung repräsentativer Werte findet insbesondere bei der Bemessung von Hochbauten statt. In die geotechnische Berechnung fließen sie damit indirekt bei der Übergabe der Gründungslasten ein. 10) EAB:2006, 4. Auflage, EB 62
    • 16 Martin Ziegler 3.4.1.3 Bemessungswert Als Bemessungswert wird nach DIN 1054:2005-01 der Wert einer Einwirkung, einer Beanspruchung oder eines Widerstands bezeichnet, „der für den Nachweis eines Grenzzustandes zugrunde gelegt wird.“ Bemessungswerte werden durch den Index „d“ gekennzeichnet. Der Bemessungswert einer Einwirkung wird dadurch erhalten, dass der repräsentative Wert mit einem Teilsicherheitsfaktor gF ‡ 1,0 multipliziert wird: Fd = Frep · gF Der Bemessungswert eines Widerstands ergibt sich aus der Division des charakteristischen Widerstands durch einen Teilsicherbeiwert gR ‡ 1,0: Rd = Rk/gR 3.4.1.4 Nennwert Als Nennwert wird ein Wert bezeichnet, der nicht über Teilsicherheitsbeiwerte oder sonstige Sicherheitselemente, sondern unmittelbar als Bemessungswert festgelegt wird. Die meisten geometrischen Grçßen werden in den Sicherheitsnachweisen direkt mit ihrem Nennwert eingesetzt. 3.4.2 Einwirkung, Auswirkung, Beanspruchung, Widerstand 3.4.2.1 Einwirkung Die Definition der Einwirkungen ist in der Grundsatznorm DIN EN 1990:2002-10 gegeben. Zahlenwerte für Einwirkungen kçnnen DIN EN 1991-1-1:2002:10 entnommen werden. DIN 1054 nimmt allerdings noch explizit Bezug auf DIN 1055-100:2001-03, deren Titel „Einwirkungen auf Tragwerke“ lautet und die sich als Bindeglied zum Eurocode versteht. Aufgrund des Erscheinungsdatums baut DIN 1055-100 selbst noch auf der Vornorm DIN V ENV 1991-1:1995-12 auf, die die Vorgängernorm von DIN EN 1990:2002-10 darstellte. In DIN 1055-100 werden Einwirkungen als „auf das Tragwerk einwirkende Kraft- oder Verformungsgrçßen“ bezeichnet. Dabei wird eine sehr differenzierte Betrachtung der einzelnen Einwirkungen vorgenommen. Es wird unterschieden in – – – – – – – – – – – – direkte, indirekte, zeitlich unveränderte, statische, vorwiegend ruhende, zeitlich veränderliche, dynamische, quasistatische, außergewçhnliche, seismische, ortsfeste, freie Einwirkungen.
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 17 Bild 9. Einteilung der Einwirkungen nach DIN 1054 Diese vielfältigen Einwirkungsarten werden nach DIN 1054 gemäß Bild 9 auf drei Hauptgruppen beschränkt: – Gründungslasten, – grundbauspezifische Einwirkungen, – dynamische Einwirkungen. Generell sind die Anteile aus ständigen und veränderlichen Einwirkungen getrennt zu behandeln, da diese bei den meisten Nachweisen mit unterschiedlichen Teilsicherheitsfaktoren belegt werden. Bei den veränderlichen Einwirkungen sind wie üblich nur die ungünstigen Einwirkungen zu berücksichtigen. Nach DIN 1054 wird bis auf die Nachweise im Grenzzustand GZ 1A keine Differenzierung zwischen günstigen und ungünstigen ständigen Einwirkungen vorgenommen. In diesem Punkt unterscheidet sich DIN 1054 von der Vorgehensweise im Hochbau, wo eine solche Differenzierung vorgesehen ist11). 3.4.2.2 Gründungslasten Gründungslasten12) werden nach DIN 1054 als Schnittgrçßen (Beanspruchungen) aus der statischen Berechnung des aufliegenden Tragwerks am Übergang zur Gründungskonstruktion definiert. Sie sind als charakteristische bzw. repräsentative Grçßen für jede kritische Einwirkungskombination in den maßgebenden Bemessungssituationen sowohl für den Grenzzustand der Tragfähigkeit (GZ 1) als auch für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZ 2) anzugeben. Die Übernahme von charakteristischen bzw. repräsentativen Gründungslasten aus der Tragwerksplanung bedarf einer engen Abstimmung zwischen dem Tragwerksplaner des aufliegenden Tragwerks und dem Planer für die Gründung, da im Konstruktiven Ingenieurbau im Gegensatz zu den meisten Nachweisen der Geotechnik die statische Berechnung bereits mit Bemessungswerten durchgeführt wird. Dies bedeutet, dass die charakteristischen Einwirkungen noch vor der Ermittlung der Schnittgrçßen mit den jeweiligen Teilsicherheitsbeiwerten erhçht werden und zudem die Kopplung von ständigen und verschiedenen veränderlichen Einwirkungen nicht einfach durch Addition, sondern über die beschriebenen Kombinationsbeiwerte yi < 1,0 vorgenommen werden. Näheres kann hierzu der HochbauLiteratur entnommen werden (z. B. Grünberg et al. [1]). Als Ergebnis der statischen Berechnung werden demnach Bemessungsgrçßen erhalten, die für die Angabe der Grün- 11) 12) DIN 1055-100, Anhang A, Tabelle A.3 DIN 1054, 6.1.2
    • 18 Martin Ziegler dungslasten wieder in charakteristische bzw. repräsentative Grçßen zurück transformiert werden müssen, was nur bedingt eindeutig gelingt. Beispielsweise stellt sich die Bemessungsbeanspruchung Ed für ständige und vorübergehende Bemessungssituationen für den Nachweis des Grenzzustands der Tragfähigkeit nach DIN 1055-100:2001-03, 9.4 (4) a wie folgt dar: ( ' X X g G;j Á Gk;j È g P Á Pk È g Q;1 Á Qk;1 È g Q;i Á yO;i Á Qk;i Ed ¼ E j!1 i>1 Darin bedeuten: È P „in Kombination mit“ „Kombination der unabhängigen Einwirkungen infolge von“ Gk,j unabhängige ständige Einwirkung, bestehend aus einem oder mehreren charakteristischen Werten ständiger Kraft- oder Verformungsgrçßen Pk unabhängige Einwirkung infolge Vorspannung (charakteristischer Wert einer Vorspannung) Qk,1 vorherrschende unabhängige veränderliche Einwirkung, bestehend aus einem oder mehreren charakteristischen Werten veränderlicher Kraft- oder Verformungsgrçßen Qk,i andere unabhängige veränderliche Einwirkung, bestehend aus einem oder mehreren charakteristischen Werten veränderlicher Kraft- oder Verformungsgrçßen gG,j Teilsicherheitsbeiwert einer unabhängigen ständigen Einwirkung Gk,j gP Teilsicherheitsbeiwert einer unabhängigen Einwirkung infolge Vorspannung gQ,1 Teilsicherheitsbeiwert für die vorherrschende unabhängige veränderliche Einwirkung Qk,1 gQ,i Teilsicherheitsbeiwert für eine andere unabhängige veränderliche Einwirkung Qk,i, y jeweiliger Kombinationsbeiwert zur Bestimmung repräsentativer Werte veränderlicher Einwirkungen Sofern die statische Berechnung auf der Grundlage einer linear elastischen Berechnung erfolgt und die Auswirkungen infolge der verschiedenen Einwirkungen getrennt ermittelt werden, lässt sich die charakteristische bzw. repräsentative Beanspruchung noch einfach dadurch ermitteln, dass die jeweiligen Auswirkungen infolge der einzelnen Bemessungseinwirkungen durch die zugehçrigen Teilsicherheitsbeiwerte dividiert und anschließend zur charakteristischen bzw. repräsentativen Beanspruchung addiert werden. Man erhält dann: ( ) X X GK;j È Pk È Qk;1 È yO;i Qk;i EK ¼ E j!1 i>1 Schwieriger wird es, wenn die statische Berechnung auf nichtlinearer Basis mit Bemessungsgrçßen durchgeführt wird, da sich dann aufgrund der unterschiedlichen verwendeten Teilsicherheitsbeiwerte im Endergebnis nicht mehr sagen lässt, welcher Anteil der Beanspruchungen aus ständigen und welcher aus veränderlichen Einwirkungen herrührt. DIN 1054 empfiehlt hierzu in Abschnitt 6.1.2 (2) lediglich, die Bemessungsbeanspruchungen „aufgrund eines am untersuchten Tragwerk orientierten Kriteriums in jeweils einen Anteil EG,d aus ständigen Einwirkungen und einen Anteil EQ,d aus veränderlichen Einwirkungen aufzuteilen und diese Anteile durch Division mit den Teilsicherheitsbeiwerten nach DIN 1055-100:2001-03 Tabelle A.3 oder anderen maßgebenden Einwirkungsnormen in charakteristische bzw. repräsentative Beanspruchungen umzuwandeln.“ Da nähere Angaben fehlen, wie die Aufteilung vorgenommen werden soll, ist hier die enge Abstimmung mit dem Tragwerksplaner unerlässlich.
    • 19 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Bild 10. Abhängigkeit der resultierenden Erddruckkraft von der Verschiebung der Wand 3.4.2.3 Grundbauspezifische Einwirkungen Zu den grundbauspezifischen Einwirkungen13) zählen u. a.: – – – – – Eigengewicht, Erddruck, Wasserdruck, Seitendruck und negative Mantelreibung bei Pfählen, veränderliche statische Einwirkungen z. B. aus Nutzlasten auf das Grundbauwerk, Baugrundverformung aus Nachbarbebauung oder Bodenentnahme, Verwitterung mit Herabsetzung der Scherfestigkeit. Bei der Bestimmung von Erddrücken und ihrer Verteilung muss beachtet werden, dass diese verschiebungsabhängig sind. Bild 10 zeigt dies qualitativ für die Entwicklung der resultierenden Erddruckkraft E bei einer Fußpunktdrehung einer Baugrubenwand. Sofern die Wand überhaupt nicht verschoben wird, wirkt der Erdruhedruck E0, der bei ausreichender Bewegung der Wand vom Erdreich weg auf den Grenzwert des aktiven Erddrucks Ea abfällt. Wenn die Verformungen einer Stützkonstruktion begrenzt bleiben sollen und dies auch durch die Wahl der Stützkonstruktion (z. B. massive Schlitzwand) bautechnisch realisiert wird, muss auf der Einwirkungsseite mit einem erhçhten aktiven Erddruck gerechnet werden, dessen Grçße meist als Mittelwert zwischen aktivem Erddruck und Erdruhedruck festgelegt wird. Sofern der Boden eine Kohäsion aufweist, ergeben sich im oberen Wandbereich rechnerisch Zugspannungen. Aus Sicherheitsgründen werden diese nicht angesetzt. Stattdessen wird mit einem Mindesterddruck gerechnet, der mit einem fiktiven Reibungswinkel von j* = 40  bestimmt wird. Der Erddruck wird sich daher gemäß Bild 11 in Abhängigkeit der Wandverschiebung im Normalfall in den Grenzen zwischen dem aktiven Erddruck bzw. Mindesterddruck und dem Erdruhedruck bewegen. Zu beachten ist, dass es beim lagenweisen Einbau eines Bodens hinter einer Wand bei intensiver Verdichtung oberflächennah zu einem Anwachsen des Erddrucks über den Ruhedruck hinaus kommen kann. DIN 4085 gibt Hinweise, wie dieser Verdichtungserddruck in Abhängigkeit des eingesetzten Verdichtungsgeräts näherungsweise angesetzt werden kann14). Je nach Stützung der Wand und ihrer Biegesteifigkeit kommt es zu Erddruckumlagerungen, die im Ergebnis eine deutlich andere Verteilung ergeben, als es der klassischen dreieckfçrmigen Erddruckverteilung entspricht. Hinweise, wie diese Umlagerung bei den einzelnen Wandsystemen in realitätsnahe Verteilungen vorzunehmen ist, finden sich in den EAB. Die Verformbarkeit der Wand hat auch Einfluss auf die erforderliche Vorspannkraft von Ankern. 13) 14) DIN 1054, 6.1.3 DIN 4085:2007-10, 6.6.1
    • 20 Martin Ziegler Bild 11. Aktiver Erddruck, Mindesterddruck und Erdruhedruck bei einer Stützwand Die Ermittlung des charakteristischen Erddrucks erfolgt i. d. R. für den oberen charakteristischen Wert des Erddrucks. Für den Fall, dass sich ein geringerer Erddruck ungünstig auf die Bemessung auswirken würde, sieht DIN 1054 vor, dass der untere charakteristische Wert des Erddrucks angesetzt wird15). Bei bindigen Bçden darf dazu Eah = 0 gesetzt werden, bei nichtbindigen Bçden wird i. d. R. die Hälfte des oberen charakteristischen Wertes angesetzt. Für die Ermittlung des charakteristischen Wasserdrucks ist sowohl ein hçchster als auch ein niedrigster Wasserstand festzulegen, da beide Wasserstände bei der Bemessung von Bauwerken oder Teilen davon zu den maßgebenden Beanspruchungen beitragen kçnnen. Werden Baugruben mit einem wasserdichten Verbau im Grundwasser hergestellt, kann je nach Konstruktion und Art der Grundwasserhaltung eine Umstrçmung des Wandfußes eintreten. Gegenüber der hydrostatischen Druckverteilung wird der Wasserdruck pw auf der aktiven Seite reduziert und auf der passiven Seite erhçht. Gegenläufig dazu wird durch die Strçmungskräfte die Wichte des Bodens auf der aktiven Seite erhçht und auf der passiven Seite vermindert, was bei der Berechnung der Erddrücke zu berücksichtigen ist. Die dazu notwendige Bestimmung des hydraulischen Gradienten erfolgt i. d. R. durch die Auswertung eines Strçmungsnetzes (Bild 12). Nur in einfachen Fällen, z. B. bei homogenem Boden unterhalb des Grundwasserspiegels, darf der hydrostatische Wasserdruck vereinfacht so angesetzt werden, als sei eine Umstrçmung und damit das Auftreten von Strçmungskräften unterbunden16). 3.4.2.4 Dynamische Einwirkungen Zu den dynamischen Einwirkungen17) zählen: – Verkehrslasten, – Anprall- und Stoßlasten, – Erdbeben. Dynamische Einwirkungen dürfen in der Regel als veränderliche statische Einwirkungen berücksichtigt werden. Bei erheblichen dynamischen Einwirkungen, wie sie durch Anprall15) 16) 17) DIN 1054, 10.3.1 (7) DIN 1054, 10.3.2 (5) DIN 1054, 6.1.4
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 21 Bild 12. Auswirkung von Strçmungskräften auf Erd- und Wasserdruck bei Umstrçmung des Wandfußes einer Baugrubenwand lasten, Druckwellen oder Schwingungen von Maschinenfundamenten entstehen kçnnen, muss im Einzelfall aber geprüft werden, ob nicht die Massenträgheitskräfte in den Berechnungen mit berücksichtigt werden müssen. Bei Einwirkungen durch Erdbeben ist DIN 4149:2005-04 hinzuzuziehen. 3.4.2.5 Auswirkung Als Auswirkung18) wird die Folge einer Einwirkung auf das Tragwerk, auf Teile davon oder in einem bestimmten Querschnitt verstanden. Die Auswirkung kann in Form einer Schnittgrçße, einer Spannung, einer Dehnung oder Verformung auftreten. 3.4.2.6 Beanspruchung Als Beanspruchung19) wird die Summe der Auswirkungen aus den einzelnen Einwirkungen in Form von Schnittgrçßen am betrachteten Bauwerk bezeichnet. Ein typisches Beispiel einer Beanspruchung stellt die Erdauflagerkraft bei einem Baugrubenverbau dar, die später im Sicherheitsnachweis dem mçglichen Erdwiderstand gegenübergestellt wird (s. Bild 19 in Abschn. 4.2). 3.4.2.7 Widerstände Widerstände20) werden durch die Festigkeit der beanspruchten Baustoffe oder des Baugrunds hervorgerufen. Als Beispiele für den Widerstand eines Baustoffs seien hier die Betondruckfestigkeit bei einer Schlitzwand oder der Materialwiderstand des Stahlzugglieds bei einem Anker genannt (Bild 13 a). Die Festigkeit des Bodens wird durch die Scherparameter Reibung und Kohäsion bestimmt. Bei manchen Nachweisen werden – wie im Beispiel des abrutschenden Erdkeils – direkt die mit den Scherparametern berechneten Bemessungswerte der Reibungs- und Kohäsionskräfte in der Gleitfuge angesetzt (Bild 13 b). Bei anderen Nachweisen werden auch aus den charakteristischen Scherparametern abgeleitete summarische Grçßen als Widerstände bezeichnet und in die Grenzzustandsgleichung eingesetzt. 18) 19) 20) DIN 1055-100, 3.1. 2. 19 DIN 1054, 6.1.5 DIN 1054, 6.2
    • 22 Martin Ziegler Bild 13. Widerstände: a) Materialwiderstand, b) direkter Scherwiderstand, c) abgeleitete Widerstände Typische Vertreter dieser Gruppe sind der Erdwiderstand, der Grundbruchwiderstand und der Pfahlwiderstand (Bild 13 c). Problematisch ist in der Geotechnik, dass sich Widerstände und Einwirkungen nicht immer eindeutig voneinander trennen lassen. Ein Beispiel hierfür stellt das schräg belastete Fundament in Bild 14 dar. Die Vertikalkomponente der Einwirkung Pv bewirkt in der Sohlfuge eine Normalkraft N, die ihrerseits die Aktivierung einer Reibungskraft R ermçglicht, die maximal den Betrag R = N · tan ds annehmen kann. Die Grçße ds bezeichnet den Sohlreibungswinkel. Eine Steigerung der Einwirkung P bewirkt eine Steigerung der ungünstigen horizontalen Beanspruchung Ph, aber andererseits über den Vertikalanteil Pv auch den Aufbau einer vergrçßerten Normalkraft N, die dann wiederum einen grçßeren Reibungswiderstand ermçglicht. Dieses einfache Beispiel macht deutlich, dass in den einzelnen Grenzzustandsnachweisen klare Regelungen über den Ansatz von Einwirkungen und Widerständen getroffen werden müssen, um damit berechnete Sicherheiten auch bewerten und vergleichen zu kçnnen. Bild 14. Nichteindeutigkeit von Einwirkungen und Widerständen bei einem schräg belasteten Fundament
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 3.4.3 23 Lastfälle 3.4.3.1 Einwirkungskombinationen Eine Einwirkungskombination21) umfasst die gleichzeitig mçglichen Einwirkungen, wie sie bei der Betrachtung eines Grenzzustandes auftreten kçnnen. Die Norm unterscheidet dabei folgende Einwirkungskombinationen: Regel-Kombination (EK 1) Ständige sowie während der Funktionszeit des Bauwerks regelmäßig auftretende veränderliche Einwirkungen. Seltene Kombination (EK 2) Außer den Einwirkungen der Regel-Kombination seltene oder einmalige planmäßige Einwirkungen. Außergewçhnliche Kombination (EK 3) Außer den Einwirkungen der Regel-Kombination eine gleichzeitig mçgliche außergewçhnliche Einwirkung, insbesondere bei Katastrophen oder Unfällen. Bild 15 zeigt die verschiedenen Einwirkungskombinationen am Beispiel eines Staudamms. Die Schwankungen des Wasserspiegels zwischen Niedrig- und Mittelwasser stellt die Regel-Kombination dar. Das Erreichen des Hochwasserspiegels und das Anspringen der Hochwasserentlastungsanlage entsprechen einer seltenen aber durchaus planmäßigen Einwirkungskombination. Das Auftreten eines hçchsten Hochwassers bei gleichzeitigem Ausfall der Hochwasserentlastungsanlage wegen Reparaturarbeiten stellt hingegen eine außergewçhnliche Einwirkung dar. Bild 15. Einwirkungskombinationen am Beispiel eines Staudamms: a) Regel-Kombination, b) seltene Kombination, c) außergewçhnliche Kombination 3.4.3.2 Sicherheitsklassen bei Widerständen In ähnlicher Weise wie die Einwirkungskombinationen beschreiben die Sicherheitsklassen22) „den Sicherheitsanspruch bei den Widerständen in Abhängigkeit von Dauer und Häufigkeit der maßgebenden Einwirkungen“. DIN 1054 unterscheidet dabei: Zustände der Sicherheitsklasse 1 (SK 1) Hierzu zählen Zustände, die auf die Funktionszeit des Bauwerks ausgelegt sind. 21) 22) DIN 1054, 6.3.1 DIN 1054, 6.3.2
    • 24 Martin Ziegler Bild 16. Verschiedene Sicherheitsklassen am Beispiel einer Winkelstützwand Zustände der Sicherheitsklasse 2 (SK 2) Bauzustände bei der Herstellung oder Reparatur eines Bauwerks und Bauzustände durch Baumaßnahmen neben dem Bauwerk; insbesondere zählen auch Baugrubenkonstruktionen zur Sicherheitsklasse SK 2. Zustände der Sicherheitsklasse 3 (SK 3) Während der Funktionszeit einmalig oder voraussichtlich nie auftretende Zustände. Im Beispiel der in Bild 16 dargestellten Winkelstützwand verhindern der Sohlwiderstand Rt und der Erdwiderstand Ep ein Wegschieben der Wand infolge der Einwirkung durch den aktiven Erddruck Ea. Für diesen Regelfall liegt die Sicherheitsklasse SK 1 vor. Für Reparaturzwecke kann es erforderlich sein, das Erdreich vor der Winkelstützwand partiell auszuheben. Damit entfällt der Erdwiderstand als haltende Kraft. Zum Nachweis solcher Bauzustände gelten einerseits verringerte Sicherheitsanforderungen, andererseits dürfen ggf. auch temporär vorhandene Widerstände in den Sicherheitsnachweis eingebracht werden. Im vorliegenden Fall lassen sich durch die räumliche Begrenzung der Abgrabung auch die Reibungskräfte Rspa an den Seitenflächen des abgegrabenen Bereichs mobilisieren. Für diesen Fall gilt die Sicherheitsklasse SK 2. Im dritten Fall tritt während der Abgrabung noch eine außergewçhnliche Einwirkung in Form eines Erdbebens auf. Da dessen Einwirkungsdauer allerdings nur sehr kurz ist, ist es vorstellbar, die Kraft CS aus der i. d. R. vorhandenen scheinbaren Kohäsion im Nachweis mit anzusetzen. Für diesen Fall gilt dann die Sicherheitsklasse SK 3. 3.4.3.3 Lastfälle Lastfälle23) (LF) werden für die Grenzzustände der Tragfähigkeit GZ 1 aus Einwirkungskombinationen in Verbindung mit Sicherheitsklassen bei den Widerständen gebildet. DIN 1054 unterscheidet dabei drei Lastfälle: Lastfall LF 1 Regel-Kombination EK 1 in Verbindung mit Zustand der Sicherheitsklasse SK 1 („ständige Bemessungssituation“). Lastfall LF 2 Seltene Kombination EK 2 in Verbindung mit Zustand der Sicherheitsklasse SK 1 oder Regel-Kombination EK 1 in Verbindung mit Zustand der Sicherheitsklasse SK 2 („vorübergehende Bemessungssituation“). 23) DIN 1054, 6.3.3
    • 25 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Lastfall LF 3 Außergewçhnliche Kombination EK 3 in Verbindung mit Zustand der Sicherheitsklasse SK 2 oder seltene Kombination EK 2 in Verbindung mit Zustand der Sicherheitsklasse SK 3 („außergewçhnliche Bemessungssituation“). Die Einteilung in ständige, vorübergehende und außergewçhnliche Bemessungssituationen folgt dabei DIN 1055-100:2001-03, 9.3 (1). Tabelle 1 zeigt, dass DIN 1054 nicht alle theoretischen Kombinationsmçglichkeiten erfasst. Dies macht auch Sinn, da eine Kombination EK 1 mit SK 3 bzw. EK 3 mit SK 1 unrealistisch ist. Bei einer denkbaren Kombination von EK 2 mit SK 2 lässt die Norm hingegen Teilsicherheitsbeiwerte zu, die zwischen den Werten der Lastfälle 2 und 3 liegen, ohne sich allerdings genauer festzulegen. Ebenfalls erlaubt sie, in begründeten Sonderfällen bei Kombination von EK 3 mit SK 3 die Teilsicherheitsbeiwerte auf 1,0 zu reduzieren. Tabelle 1. Festlegung der Lastfälle aus der Verbindung von Einwirkungskombinationen und Sicherheitsklassen SK 1 EK 1 SK 2 SK 3 LF 1 LF 2 – a) EK 2 a) b) LF 2 LF 2 LF 3 EK 3 – LF 3 LF 3b) Interpolation zwischen LF 2 und LF 3 ggf. gF = gE = gR = 1,0 Durch die Einführung der Lastfälle bei geotechnischen Bauwerken werden die repräsentativen Werte der unabhängigen Einwirkungen unmittelbar bestimmt. Eine Untersuchung mit Kombinationsbeiwerten beim gleichzeitigen Auftreten von veränderlichen Einwirkungen erübrigt sich damit24). 4 Grenzzustände und Nachweise DIN 1054 unterscheidet zwischen Grenzzuständen der Tragfähigkeit GZ 1 und dem Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit GZ 2. Die Grenzzustände der Tragfähigkeit werden dabei noch weiter in die drei Grenzzustände GZ 1A, GZ 1B und GZ 1C unterteilt. Die Vorgehensweise, wie die Bemessungswerte in den jeweiligen Grenzzustandsgleichungen zu bestimmen sind, ist dabei unterschiedlich. Beim Nachweis der Grenzzustände GZ 1B und GZ 1C wird vorausgesetzt, dass das Gesamtsystem aus Baugrund und Bauwerk eine ausreichende Duktilität besitzt. 4.1 Duktilität Der Begriff der Duktilität25) ist neu in DIN 1054 aufgenommen worden. Duktilität bezeichnet das Vermçgen einer Konstruktion, bei Annäherung an den Grenzzustand unschädlich Kräfte 24) 25) DIN 1054, 6.3.3 (4) DIN 1054, 4.3.4
    • 26 Martin Ziegler Bild 17. Beispiele für ein a) duktiles System mit Kraft-Verformungsdiagramm, b) nicht duktiles System im Baugrund und im Bauwerk umlagern zu kçnnen. Oft ist dies in der Geotechnik gegeben, da z. B. die Einwirkungen aus aktivem Erddruck mit zunehmender Verschiebung abnehmen, während die Widerstände in Form des Erdwiderstands mit wachsender Verschiebung zunehmen. Ein nicht duktiles System stellt hingegen eine umstrçmte Baugrubenwand mit rückschreitender Erosion dar26). Ein typisches duktiles System liegt bei der Auffahrung einer Tunnelrçhre in der Spritzbetonbauweise vor (Bild 17 a). Mit zunehmender Verformung bilden sich im Gebirge Gewçlbe, die den Gebirgsdruck pG immer stärker vom Ausbau fernhalten. Umgekehrt kommt es mit zunehmender Verformung des Ausbaus zum Aufbau eines zunehmend stärker werdenden Ausbauwiderstands pA. Bei ausreichend starker Dimensionierung des Ausbaus wird sich somit immer ein Gleichgewichtszustand einstellen, in dem die Verformungen zur Ruhe kommen. Durch verzçgerte Einbringung des Ausbaus nach der Öffnung des Hohlraums kann der erforderliche Ausbauwiderstand pA2 unter Einhaltung einer maximal tolerierbaren Firstverschiebung uFgr minimiert werden. Wird der Ausbau erst zum Zeitpunkt t = t2 nach der Auffahrung eingebracht, findet das System bei optimalen Querschnittsabmessungen den Gleichgewichtszustand. Ein nicht duktiles Element stellt hingegen der Knickstab in Bild 17 b dar, da dieser bei geringster Zunahme der Einzellast über die kritische Last hinaus schlagartig versagt. Dies muss z. B. durch entsprechende Knickverbände bei ausgesteiften Baugruben verhindert werden. 4.2 Grenzzustände der Tragfähigkeit 4.2.1 Grenzzustand des Verlustes der Lagesicherheit GZ 1A Der Grenzzustand des Verlustes der Lagesicherheit GZ 1A behandelt das Versagen eines Bauwerks durch Gleichgewichtsverlust ohne Bruch27). Er umfasst in der Geotechnik im Wesentlichen die Fälle des Aufschwimmens einer Gründungskonstruktion und den hydraulischen Grundbruch. Aber auch das Abheben eines zugbelasteten Fundaments (z. B. Seilverankerungsblock bei einer Schrägseilbrücke) zählt zum Grenzzustand GZ 1A. Im GZ 1A werden nur günstige und ungünstige Einwirkungen gegenübergestellt. Im Beispiel der tief liegenden Injektionssohle in Bild 18 resultieren die ungünstigen ständigen 26) 27) EAU, E 116 DIN 1054, 3.1.2.5 und 4.3.1
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 27 Bild 18. Grenzzustand GZ 1A der Lagesicherheit am Beispiel einer Baugrube mit tiefliegender Injektionssohle Einwirkungen FG,dst aus dem Wasserdruck W und die günstigen ständigen Einwirkungen FG,stb aus den Gewichtskräften der Injektionssohle GBi und des darüber liegenden wassergesättigten Bodens GB. Letztere sind mit den unteren charakteristischen Werten der Wichten zu berechnen. Günstige vorübergehende Einwirkungen dürfen nicht berücksichtigt werden. Ungünstige vorübergehende Einwirkungen FQ,dst treten in diesem Beispiel nicht auf. Denkbare Widerstände im Boden in Form von Reibungskräften an den Seitenwänden oder von Konstruktionselementen wie Auftriebsankern oder Auftriebspfählen werden beim Nachweis des GZ 1A nicht als Widerstände, sondern als günstig wirkende Einwirkungen behandelt. 4.2.2 Grenzzustand des Versagens von Bauwerken oder Bauteilen GZ 1B Dieser Grenzzustand beschreibt das Versagen von Bauwerken oder Bauteilen durch Bruch im Bauwerk oder durch Bruch des stützenden Bodens28). Typische Versagensformen des GZ 1B sind z. B. der Bruch eines Ankerstahls als Materialversagen, das Versagen eines Fundaments durch Gleiten oder Grundbruch und auch das Versagen eines Erdwiderlagers. Kennzeichen des Grenzzustands GZ 1B ist die Berechnung der Schnittgrçßen mit charakteristischen Einwirkungen. In Bild 19 ist die Vorgehensweise bei der Nachweisführung im Grenzzustand GZ 1B am Beispiel einer einfach verankerten, frei aufgelagerten Spundwand dargestellt. Aus Gründen der Übersichtlichkeit wird auf eine Unterscheidung in ständige und veränderliche Beanspruchungen bei diesem Beispiel verzichtet. Im Einzelnen sind folgende Schritte durchzuführen: • Bestimmung der charakteristischen Beanspruchungen in Form der Ankerkraft Ah,k, der Erdauflagerkraft Bh,k und des Spundwandmoments Ms,k aus den charakteristischen Einwirkungen in Form des aktiven Erddrucks Eagh,k. • Bestimmung der charakteristischen Widerstände in Form des Erdwiderstands Eph,k (berechnet mit den charakteristischen, d. h. nicht abgeminderten Scherfestigkeitsparametern), der charakteristischen Herausziehkraft des Ankers Ra,k und der Festigkeit des Stahlzugglieds Ri,k sowie des charakteristischen Bruchmoments der Spundwand MR,k aus dem Fließmoment MF. 28) DIN 1054, 3.1.2.6 und 4.3.2
    • 28 Martin Ziegler Bild 19. Vorgehensweise bei der Nachweisführung im Grenzzustand GZ 1B für das Beispiel einer einfach verankerten, frei aufgelagerten Spundwand • Bildung der Bemessungsgrçßen durch Multiplikation der Beanspruchungen mit den Teilsicherheitsbeiwerten von Tabelle 2 und Division der Widerstände durch die Teilsicherheitsbeiwerte von Tabelle 3. • Überprüfung ausreichender Sicherheit durch Vergleich der Bemessungsgrçßen. Diese Überprüfung muss für die Anker, das Erdauflager und die Spundwand erfolgen. 4.2.3 Grenzzustand des Verlustes der Gesamtstandsicherheit GZ 1C Der Grenzzustand GZ 1C beschreibt „das Versagen des Baugrunds, ggf. einschließlich auf ihm befindlicher Bauwerke durch Bruch im Boden oder Fels, ggf. auch zusätzlich durch Bruch in mittragenden Bauteilen, z. B. Bçschungsbruch, Geländebruch29).“ Beim Nachweis des Grenzzustands GZ 1C werden vor Beginn der eigentlichen Berechnung die charakteristischen Scherfestigkeitsparameter tan jk und ck auf die Bemessungswerte tan jd und cd abgemindert. Ebenso werden die charakteristischen Einwirkungen mit den Teilsicherheitsbeiwerten auf die Bemessungseinwirkungen erhçht (Bild 20). Allerdings wirkt sich diese Erhçhung nur auf die veränderlichen Einwirkungen Qk aus, da nach Tabelle 2 der Teilsicherheitsbeiwert gG für ständige Einwirkungen in allen drei Lastfällen 1,0 beträgt. Erst mit den so veränderten Einwirkungen und Widerständen wird die eigentliche statische Berechnung durchgeführt. Im Fall des Gleitkreises ist dann z. B. nachzuweisen, dass die mit den Bemessungsscherparametern berechneten haltenden Momente MH,d immer grçßer bleiben als die treibenden Momente MT,d aus den Bemessungseinwirkungen. 4.3 Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit GZ 2 Der Grenzzustand GZ 2 beschreibt einen „Zustand des Tragwerks, bei dessen Überschreitung die für die Nutzung festgelegten Bedingungen nicht mehr erfüllt sind30)“. Um dies festzustellen, ist in der Regel zu überprüfen, ob die eintretenden Verformungen schadlos 29) 30) DIN 1054, 3.1.2.7 und 4.3.3 DIN 1054, 3.1.2.8
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 29 Bild 20. Vorgehensweise bei der Nachweisführung im Grenzzustand GZ 1C für das Beispiel des Bçschungsbruchs vom Bauwerk aufgenommen werden kçnnen. Die Verformungen sind dabei immer mit charakteristischen Grçßen zu bestimmen, d. h. alle Teilsicherheitsbeiwerte sind 1,0. Dies bedeutet, dass die Schnittgrçßen direkt aus dem Nachweis für den Grenzzustand der Tragfähigkeit GZ 1B übernommen werden kçnnen. Dies ist ein großer Vorteil gegenüber den alternativen Nachweiskonzepten des EC 7-1, bei denen ähnlich wie beim Nachweis für den Grenzzustand GZ 1C vorab die Bemessungsgrçßen gebildet werden. Dies bedingt, dass für den Nachweis des Grenzzustands GZ 2 zusätzlich eine komplette Neuberechnung des Systems mit charakteristischen Grçßen durchgeführt werden muss. Vorgaben, wie groß die Verformungen im Einzelnen sein dürfen, lassen sich nicht generell treffen. Dies hängt vielmehr von der Art des Bauwerks und den Anforderungen aus seiner Nutzung ab. Für den Nachweis des Grenzzustands GZ 2 müssen daher vorab vom Planer des Bauwerks zulässige Setzungen, Verdrehungen etc. angegeben werden. Für das in Bild 21 dargestellte nachträglich aufgestockte Gebäude muss z. B. nachgewiesen werden, dass die dadurch bedingte charakteristische (d. h. tatsächliche) Setzung Dsk, die für den Nachweis des Grenzzustands GZ 2 identisch mit dem Bemessungswert der Setzung Dsd ist, kleiner bleibt als die durch das Material der Hausanschlussleitung und die Konstruktion des Anschlusses bedingte maximal zulässige Setzung zul Ds. Bild 21. Nachweis der Gebrauchstauglichkeit am Beispiel der Zerstçrung einer Hausanschlussleitung durch zu große Setzungen infolge nachträglicher Aufstockung eines Gebäudes
    • 30 Martin Ziegler Beim Grenzzustand GZ 2 ist noch folgende Fallunterscheidung zu treffen: • Umkehrbarer Grenzzustand, d. h. keine bleibende Überschreitung des Grenzzustands nach dem Entfernen der maßgebenden Einwirkung, • Nicht umkehrbarer Grenzzustand, d. h. bleibende Überschreitung des Grenzzustands nach dem Entfernen der maßgebenden Einwirkung. 4.4 Teilsicherheitsbeiwerte nach DIN 1054 Für die einzelnen Grenzzustände gelten unterschiedliche Teilsicherheitsbeiwerte, die in Tabelle 2 für die Einwirkungen und in Tabelle 3 für die Widerstände abgedruckt sind. Darin sind die durch die Berichtigung 431) vorgenommenen ¾nderungen eingeflossen. Kurz vorher wurde eine Berichtigung 332) verçffentlicht, die in der Fachwelt jedoch zu heftigen Einsprüchen führte, sodass sie mittlerweile wieder aufgehoben wurde. Tabelle 2. Teilsicherheitsbeiwerte für Einwirkungen und Beanspruchungen in Anlehnung an Tabelle 2 von DIN 1054 unter Berücksichtigung von Berichtigung 4 Einwirkungen Formelzeichen LF 1 Lastfall LF 2 LF 3 Günstige ständige Einwirkungen g G;stb 0,95 0,95 0,95 Ungünstige ständige Einwirkungen g G;dst 1,05 1,05 1,00 Ungünstige veränderliche Einwirkungen g Q;dst 1,50 1,30 1,00 Strçmungskraft bei günstigem Untergrund gH 1,35 1,30 1,20 Strçmungskraft bei ungünstigem Untergrund gH 1,80 1,60 1,35 GZ 1A: Grenzzustand des Verlustes der Lagesicherheit GZ 1B: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken und Bauteilen Ständige Einwirkungen allgemein a) gG 1,35 1,20 1,10 g E0g 1,20 1,10 1,00 g G;inf 1,00 1,00 1,00 gQ 1,50 1,30 1,10 Ständige Einwirkungen gG 1,00 1,00 1,00 Ungünstige veränderliche Einwirkungen gQ 1,30 1,20 1,00 Ständige Einwirkungen aus Erdruhedruck Günstige ständige Einwirkungen b) Ungünstige veränderliche Einwirkungen GZ 1C: Grenzzustand des Verlustes der Gesamtstandsicherheit GZ 2: Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit g G ¼ 1; 00 für ständige Einwirkungen bzw. Beanspruchungen g G ¼ 1; 00für veränderliche Einwirkungen bzw. Beanspruchungen a) b) Einschließlich ständigem und veränderlichem Wasserdruck Nur im Sonderfall nach 8.3.4 (2). Pfähle mit überwiegender Zugbeanspruchung bei gleichzeitig wirkenden Druck- und Zugkräften 31) 32) DIN 1054 Ber 4:2008-06 DIN 1054 Ber 3:2008-01
    • 31 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Tabelle 3. Teilsicherheitsbeiwerte für Widerstände in Anlehnung an Tabelle 3 von DIN 1054 Widerstand Formelzeichen Lastfall LF 1 LF 2 LF 3 g Ep; g Gr 1,40 1,30 1,20 g GI 1,10 1,10 1,10 Pfahldruckwiderstand bei Probebelastung g Pc 1,20 1,20 1,20 Pfahlzugwiderstand bei Probebelastung g Pt 1,30 1,30 1,30 Pfahlwiderstand auf Druck und Zug aufgrund von Erfahrungswerten gP 1,40 1,40 1,40 Widerstand des Stahlzuggliedes gM 1,15 1,15 1,15 Herausziehwiderstand des Verpresskçrpers gA 1,10 1,10 1,10 g’ 1,25 1,15 1,10 g c; g cu 1,25 1,15 1,10 g N; g Z 1,40 1,30 1,20 Verpresskçrper von Verpressankern gA 1,10 1,10 1,10 Flexible Bewehrungselemente gB 1,40 1,30 1,20 GZ 1B: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken und Bauteilen Bodenwiderstände Erdwiderstand und Grundbruchwiderstand Gleitwiderstand Pfahlwiderstände Verpressankerwiderstände GZ 1C: Grenzzustand des Verlustes der Gesamtstandsicherheit Scherfestigkeit Reibungsbeiwert tan ’0 des dränierten Bodens 0 Kohäsion c des dränierten Bodens und Scherfestigkeit cu des undränierten Bodens Herausziehwiderstände Boden- bzw. Felsnägel, Ankerzugpfähle 5 Zukünftige Normung im Umfeld des EC 7-1 Entsprechend den Ausführungen im Abschnitt 1.2 ist die derzeit bauaufsichtlich eingeführte DIN 1054:2005-01 innerhalb einer vorgegebenen Anpassungs- und Übergangsfrist zurückzuziehen. Zukünftig wird es nur noch die europäische Sicherheitsnorm für Geotechnik DIN EN 1997-1, die im Oktober 2005 in deutscher Sprache verçffentlicht wurde, in Verbindung mit dem Nationalen Anhang und der Ergänzungsnorm DIN 1054:2009 geben. Um dem Verwender der Normen die Handhabung zu erleichtern, war zum Zeitpunkt der Drucklegung dieses Beitrags geplant, alle drei Regelwerke in einem einzigen Normenhandbuch zusammenzufassen. Da DIN EN 1997-1 in ihrer jetzigen Form mehrere Nachweisverfahren zulässt, bei denen die in DIN 1054:2005-01 geregelten Verfahren enthalten sind, stellt die inhaltliche Integration von DIN 1054 kein grçßeres Problem dar. Einige sachliche ¾nderungen sind dennoch zu beachten, auf die nachfolgend kurz eingegangen wird. 5.1 Einwirkungen Bei den Einwirkungen gilt nach wie vor die aus DIN 1054 bekannte Dreiteilung in Gründungslasten, dynamische Einwirkungen und geotechnische Einwirkungen, wobei Letz-
    • 32 Martin Ziegler Bild 22. Bestimmung der Gründungslasten nach Theorie 2. Ordnung: a) Ausgangssituation b) erste Berechnung mit Bemessungsgrçßen c) Verformungen mit an charakteristischen Lasten orientierten Verformungskennwerten d) zweite Berechnung mit charakteristischen Grçßen unter Berücksichtigung der unter c) ermittelten Verformungen tere den bisherigen grundbauspezifischen Einwirkungen entsprechen. Hinsichtlich der Übergabe von Gründungslasten erfolgt eine Präzisierung gegenüber den bisherigen Regelungen. So ist es zunächst einmal zulässig, für die geotechnischen Nachweise auch direkt die Bemessungswerte der Gesamtbeanspruchung statt der charakteristischen bzw. repräsentativen Schnittgrçßen zu verwenden, wobei aber explizit darauf hingewiesen wird, dass diese Vorgehensweise zwar auf der sicheren Seite liegt, aber zu unwirtschaftlichen Abmessungen führen kann. Für den Regelfall der linear-elastischen Ermittlung der Schnittgrçßen wird der bereits in Abschnitt 3.4.2 aufgezeigte Weg vorgeschlagen. Bei nichtlinearer Berechnung nach Theorie 1. Ordnung darf sich die Aufteilung in ständige und veränderliche Einwirkungen an der Aufteilung orientieren, die sich bei linearer Berechnung ergeben hätte. Ein weiterer Hinweis erfolgt für die Ermittlung der Gründungslasten von Fundamenten, bei denen die Verkantung zu nennenswerten Zusatzbelastungen führt, sodass die Schnittgrçßen nach Theorie 2. Ordnung zu berücksichtigen sind. Gemäß Bild 22 ist dafür folgende Vorgehensweise vorgesehen: a) Erste Berechnung des Tragwerks mit Bemessungswerten der Einwirkungen für die kritischen Einwirkungskombinationen. b) Bestimmung der Verformungen der Gründung mit den nach a) ermittelten Beanspruchungen, wobei die lastabhängigen Verformungskenngrçßen wie z. B. der Steifemodul an den charakteristischen Einwirkungen orientiert werden. c) Zweite Berechnung des Tragwerks mit den gleichen Einwirkungskombinationen wie unter a), aber mit charakteristischen bzw. repräsentativen Grçßen unter Berücksichtigung der in b) ermittelten Verformungen. Die so ermittelten Beanspruchungen in der Gründungsfuge entsprechen den charakteristischen bzw. repräsentativen Gründungslasten.
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 33 Der Bemessungswert von Einwirkungen muss entweder direkt festgelegt werden oder er ermittelt sich aus der allgemeinen, aus dem Hochbau bekannten Gleichung, die über den Beiwert y auch Kombinationen von Einwirkungen berücksichtigt: Fd ¼ g F Á Frep ¼ g F Á y Á Fk Bei der ständigen Einwirkung und der Leiteinwirkung der veränderlichen Einwirkungen ist der Beiwert y = 1,0. Sofern mehrere unabhängige veränderliche Einwirkungen Qk,j vorhanden sind, ist die Untersuchung von Kombinationen mit jeweils einer anderen unabhängigen Einwirkung als Leiteinwirkung vorzunehmen. X yi Á Qk;i Qrep 00¼ 00 Qk;l 00þ 00 i>1 In vorstehender Formel, die der Nomenklatur des Normenhandbuchs folgt, hat die Zeichenkombination 00¼ 00 die Bedeutung „ergibt sich aus“ und 00þ 00 die Bedeutung „in Verbindung mit“. Sofern nicht die Kombinationswerte für Hochbauten nach Tabelle A 1.1 von DIN EN 1990:2002 anzuwenden sind, gelten in der Geotechnik die Werte für sonstige Einwirkungen (y0 = 0,8, y1 = 0,7 und y2 = 0,5). Bei den Nachweisen gegen Aufschwimmen und gegen hydraulischen Grundbruch sind die Bemessungswerte ohne Kombinationswerte aus den charakteristischen Werten zu bestimmen. Wie Tabelle 4 in Abschnitt 5.5 zeigt, sind die Zahlenwerte der Teilsicherheitsbeiwerte unverändert aus DIN 1054 übernommen worden. Es hat lediglich eine in den nächsten Abschnitten noch erläuterte Anpassung der Bezeichnungen bei den Grenzzuständen und den Lastfällen gegeben. 5.2 Widerstände Die Neuerung bei den Widerständen betrifft im Wesentlichen nur die Tabellen mit den Teilsicherheitsbeiwerten. Wie die Tabellen 5 und 6 in Abschnitt 5.5 zeigen, ist neben der vorgenannten Anpassung der Bezeichnungen auch eine Aufteilung in Teilsicherheitsbeiwerte für geotechnische Grçßen X (Scherparameter) und für die in Abschnitt 3.4.2 als abgeleitete Widerstände bezeichneten Grçßen (z. B. Erdwiderstand, Grundbruchwiderstand etc.) vorgenommen worden. Direkte Angaben zu Sicherheitsbeiwerten für Baustoffe sind jetzt komplett aus den Tabellen herausgenommen. Hier wird auf die jeweiligen materialspezifischen Regelwerke verwiesen. Bei den geometrischen Vorgaben sind in der Regel keine weiteren Sicherheiten einzurechnen, sodass direkt die Nennwerte anom in die Bemessungsgleichung eingesetzt werden kçnnen. Lediglich in Fällen, in denen eine Abweichung von den geometrischen Vorgaben eine nachhaltige Wirkung auf die Zuverlässigkeit eines Bauwerks hat, muss gemäß ad = anom – Da ein Zuschlag zu dem Nennwert gemacht werden, der im Einzelnen in den Abschnitten über Flachgründungen und Stützbauwerke auch zahlenmäßig benannt wird. 5.3 Bemessungssituationen Die bisherigen Lastfälle, die aus der Kombination von Einwirkungskombinationen und Sicherheitsklassen gebildet wurden, werden zukünftig als Bemessungssituationen bezeichnet, nach denen sich dann weiterhin die jeweilige Grçße der Teilsicherheitsbeiwerte richtet. Bei der Bildung der verschiedenen Bemessungssituationen sind die Kombinationsregeln für die Einwirkungen nach DIN EN 1990 zu beachten. Unterschieden werden:
    • 34 Martin Ziegler Bemessungssituation BS-P (Persistent situations) Dieser Bemessungssituation werden ständige und regelmäßig während der Funktionszeit des Bauwerks auftretende veränderliche Einwirkungen zugeordnet. Bemessungssituation BS-T (Transient situations) Diese Bemessungssituation bezieht sich auf zeitlich begrenzte Zustände wie sie bei der Herstellung oder Reparatur eines Bauwerks vorliegen. Auch Baugrubenkonstruktionen, soweit für einzelne Konstruktionsteile wie z. B. Steifen oder Anker nichts anderes festgelegt ist, werden der Bemessungssituation BS-T zugeordnet. Des Weiteren zählen Situationen, bei denen neben den veränderlichen Einwirkungen der Bemessungssituation BS-P noch eine seltene, ungewçhnlich große oder planmäßig nur einmalige bzw. nie auftretende Einwirkung auftritt, ebenfalls zur Bemessungssituation BS-T. Bemessungssituation BS-A (Accidential situations) Die Bemessungssituation BS-A liegt vor, wenn neben den ständigen und veränderlichen Einwirkungen der Bemessungssituationen BS-P und BS-T noch außergewçhnliche Einwirkungen in außergewçhnlichen Situationen wie z. B. Feuer, extremes Hochwasser oder Ankerausfall auftreten. Die Bemessungssituation BS-A kann auch gegeben sein, wenn gleichzeitig mehrere, voneinander unabhängige, seltene, z. B. ungewçhnlich große oder planmäßig einmalige bzw. nie auftretende Einwirkungen vorhanden sind. Bemessungssituation BS-E (Earthquake) Die Bemessungssituation BS-E liegt beim Auftreten von Erdbeben vor. 5.4 Grenzzustände Auch in DIN EN 1997-1 wird nach Grenzzuständen der Tragfähigkeit (Ultimate Limit State ULS) und Grenzzuständen der Gebrauchstauglichkeit (Serviceability Limit State SLS) unterschieden. Die Grenzzustände der Tragfähigkeit sind in DIN EN 1997-1 allerdings anders bezeichnet und weiter aufgeteilt als in DIN 1054. Im Einzelnen wird unterschieden in: Grenzzustand EQU Gleichgewichtsverlust des als starrer Kçrper angesehenen Tragwerks oder des Baugrunds, wobei die Festigkeiten der Baustoffe und des Baugrunds für den Widerstand nicht entscheidend sind. Grenzzustand UPL Gleichgewichtsverlust des Bauwerks oder Baugrunds infolge Auftrieb durch Wasserdruck oder andere Vertikalkräfte. Grenzzustand HYD Hydraulischer Grundbruch, innere Erosion und Piping im Boden, verursacht durch Strçmungsgradienten. Grenzzustand STR Inneres Versagen oder sehr große Verformung des Tragwerks oder seiner Bauteile, wobei die Festigkeit der Baustoffe für den Widerstand entscheidend ist. Grenzzustand GEO Versagen oder sehr große Verformung des Baugrunds, wobei die Festigkeit der Locker- und Festgesteine für den Widerstand entscheidend ist.
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 5.4.1 35 Grenzzustand EQU Der Grenzzustand EQU behandelt die Lagesicherheit eines Bauwerks und beschränkt sich in der Geotechnik auf den Kippnachweis, der nach DIN EN 1990 vereinfacht durch Vergleich der destabilisierenden und der stabilisierenden Einwirkungen bezogen auf die fiktive Kippkante am Fundamentrand geführt werden kann. Da die tatsächliche Drehachse innerhalb des Fundaments zu erwarten ist, sind aber weiterhin die Nachweise zur Beschränkung der Exzentrizität der Lastresultierenden zu beachten. Der Nachweis ist erbracht, wenn zu jeder Zeit gilt, dass die destabilisierenden ungünstigen Bemessungseinwirkungen Edst,d kleiner sind als die Summe aus stabilisierenden, günstigen Bemessungseinwirkungen Estb,d: Edst;d Estb;d Der Grenzzustand EQU muss grundsätzlich von den nachfolgend beschriebenen Nachweisen gegen Aufschwimmen UPL und Hydraulischen Grundbruch HYD unterschieden werden. 5.4.2 Grenzzustand UPL Dieser Grenzzustand umfasst den bisherigen Nachweis der Sicherheit gegen Aufschwimmen. Generell werden bei diesem Nachweis die ungünstigen, destabilisierenden ständigen und veränderlichen vertikalen Bemessungseinwirkungen Vdst,d mit den Bemessungsgrçßen der günstigen, stabilisierenden und ständigen Einwirkungen Gstb,d verglichen. Eventuell vorhandene zusätzliche Auftriebswiderstände Rd, wie z B. Scherkräfte an den Seitenwänden oder Auftriebsanker, werden bei diesem Nachweis als günstige, stabilisierende Einwirkungen in die Grenzzustandsgleichung eingebracht. Ausreichende Sicherheit ist vorhanden, wenn zu jedem Zeitpunkt gilt: Gstb;d þ Rd mit Vdst;d ¼ Gdst;d þ Qdst;d Vdst;d Die Teilsicherheitsbeiwerte nach DIN 1054:2009 sind in Abschnitt 5.5 als Tabelle 4 abgedruckt. Gleiches gilt für die Teilsicherheitsbeiwerte des nachfolgend beschriebenen Grenzzustands HYD. 5.4.3 Grenzzustand HYD Dieser Grenzzustand bezieht sich auf den hydraulischen Grundbruch. Beim zugehçrigen Nachweis wird ein durchstrçmtes Bodenprisma betrachtet und nachgewiesen, dass der Bemessungswert der darin wirkenden Strçmungskraft Sdst,d nicht grçßer ist als das dagegen wirkende Bodengewicht unter Auftrieb G¢stb,d. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn jederzeit gilt: Sdst;d 5.4.4 0 Gstb;d Grenzzustand STR Dieser Grenzzustand beschreibt das Materialversagen. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn zu jeder Zeit die Bemessungsbeanspruchungen Ed kleiner sind als die Bemessungswiderstände Rd: Ed Rd Die Bildung der Bemessungsbeanspruchungen und Bemessungswiderstände erfolgt formal nach den gleichen Regeln wie für den nachfolgend beschriebenen Grenzzustand GEO-2. Die
    • 36 Martin Ziegler Zahlenwerte für die Teilsicherheitsbeiwerte finden sich in den bauartspezifischen Normen und Empfehlungen. Explizit wird lediglich noch in den Anmerkungen zu Tabelle 2-3 von DIN 1054:2009 auf den in DIN EN 1992 angegebenen Sicherheitsbeiwert für Stahlzugglieder von gM = 1,15 hingewiesen, der dem in DIN 1054:2005-01 angegebenen Wert entspricht. Ebenso findet sich für den Materialwiderstand von flexiblen Bewehrungselementen ein Hinweis auf die EBGEO. 5.4.5 Grenzzustand GEO Der Grenzzustand GEO wird nachgewiesen, um Versagen durch große Verformungen oder nicht ausreichende Festigkeit des Baugrunds zu verhindern. Die Art und Weise, wie die Bemessungsgrçßen gebildet und in die Grenzzustandsgleichung eingesetzt werden, ist von der geotechnischen Problemstellung abhängig. Insgesamt kennt DIN EN 1997-1 drei verschiedene Nachweisverfahren, von denen in Deutschland allerdings nur die Verfahren 2 und 3 zur Anwendung kommen. Zur sprachlichen Vereinfachung werden die damit nachgewiesenen Grenzzustände als GEO-2 und GEO-3 bezeichnet. Grenzzustand GEO-2 Das Nachweisverfahren 2 wird beim Nachweis eines ausreichenden Erdwiderstands, beim Nachweis der Sicherheit gegen Gleiten und Grundbruch, beim Nachweis der Tragfähigkeit von Ankern und Pfählen, beim Nachweis der Standsicherheit in der tiefen Gleitfuge und ggf. beim Nachweis der Standsicherheit von konstruktiven Bçschungssicherungen verwendet. Die Vorgehensweise beim Grenzzustand GEO-2 folgt dem Ablauf der Nachweisführung beim früher verwendeten Grenzzustand GZ 1B. Dabei werden nach Festlegung des statischen Systems erst die charakteristischen bzw. repräsentativen Beanspruchungen und die charakteristischen Widerstände bestimmt. Die Bestimmung der Beanspruchungen hat dabei getrennt nach ständigen Einwirkungen, regelmäßig auftretenden veränderlichen Einwirkungen und begleitenden veränderlichen Einwirkungen, bei denen ggf. die Kombinationsbeiwerte zu berücksichtigen sind, zu erfolgen. Formal ergeben sich die Bemessungsbeanspruchungen aus: È Ed ¼ g E Á E Frep ;XK =g M ; ad g Ein Blick in Tabelle 5 für die Teilsicherheitsbeiwerte gM von geotechnischen Kenngrçßen zeigt, dass die gM-Werte für den Grenzzustand GEO-2 gleich 1,0 sind, d. h. die Beanspruchungen werden tatsächlich zunächst mit charakteristischen Werten gebildet. Die Bemessungsbeanspruchungen werden dann aus diesen charakteristischen Beanspruchungen durch nachträgliche Multiplikation mit einem Teilsicherheitsbeiwert gE erhalten. Entsprechend werden die Bemessungswerte der Widerstände durch Division mit den Teilsicherheitsbeiwerten der Tabelle 6 gebildet. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn für alle untersuchten Situationen Ed Rd gilt. Grenzzustand GEO-3 Das Nachweisverfahren 3 wird beim Nachweis der Gesamtstandsicherheit maßgebend. Ebenso wird es in der Regel beim Nachweis der Standsicherheit von konstruktiven Bçschungssicherungen verwendet. Die Art der Nachweisführung entspricht dem bisherigen Vorgehen im Grenzzustand GZ 1C. Dies bedeutet, dass vor Beginn der eigentlichen Berech-
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 37 nung die charakteristischen Werte der Scherfestigkeit mit den Teilsicherheitsbeiwerten von Tabelle 5 in Bemessungswerte der Scherfestigkeit umgerechnet werden. Gleiches gilt für die Einwirkungen. Bei der Bildung der Bemessungsbeanspruchungen dürfen die Kombinationsregeln angewendet werden. Formal ergeben sich die Bemessungsbeanspruchungen aus È Ed ¼ E g F Á Frep ; XK =g M ; ad g wobei zu beachten ist, dass gemäß den Zahlenwerten für die Teilsicherheitsbeiwerte für ständige Einwirkungen gG = 1,0 ist, sodass eine echte Erhçhung nur bei den veränderlichen Einwirkungen stattfindet. Ausreichende Sicherheit ist gegeben, wenn die so berechneten Bemessungsbeanspruchungen immer kleiner sind als die mit reduzierten Scherparametern ermittelten Bemessungswiderstände: Ed 5.4.6 Rd Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit SLS Allgemein muss im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nachgewiesen werden, dass Ed Cd gilt. Die Gleichung besagt, dass die Beanspruchung Ed derart zu begrenzen ist, dass die mit ihr erhaltenen Verformungen kleiner bleiben als die mit dem Grenzwert der Beanspruchung Cd erhaltenen Werte, die für die untersuchte Konstruktion gerade noch als verträglich erachtet werden. Die Zahlenwerte für die Teilsicherheitsbeiwerte werden in der Regel zu 1,0 gesetzt, was bedeutet, dass die Verformungen v mit charakteristischen Grçßen berechnet werden. Es sind die ständigen sowie die quasi-ständigen veränderlichen Einwirkungen zu berücksichtigen, die sich nach den Kombinationsregeln aus ! X X Gk;j þ Pk þ yi Á Qk;i v¼v j!1 i!1 ergeben. Dabei sind die Kombinationsbeiwerte yi so zu wählen, dass die setzungswirksamen Anteile der Lasten in Abhängigkeit vom Zeitsetzungsverhalten der beteiligten Bçden zutreffend und auf der sicheren Seite liegend erfasst werden. Sofern die bei den Nachweisen STR bzw. GEO-2 zugrunde gelegten Einwirkungen ausreichend genau den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit wiedergeben, kann auf die bei diesen Nachweisen ermittelten Verformungen zurückgegriffen werden. 5.5 Teilsicherheitsbeiwerte nach Normenhandbuch DIN EN 1997-1 enthält in Anhang A umfangreiche Tabellen mit Teilsicherheitsbeiwerten für die Einwirkungen, die geotechnischen Kenngrçßen und die Widerstände, wobei innerhalb einer Tabelle noch verschiedene Wertegruppen mit unterschiedlichen Zahlenwerten für die Teilsicherheitsbeiwerte enthalten sind. Für die einzelnen geotechnischen Situationen ist dann in dem entsprechenden Abschnitt von DIN EN 1997-1 angegeben, welche konkrete Wertegruppe bei einem speziellen Nachweis zu verwenden ist. In DIN 1054:2009 wird von der Mçglichkeit Gebrauch gemacht, die Teilsicherheitsbeiwerte national zu regeln. Die entsprechenden Tabellen orientieren sich an den beiden bisherigen Tabellen von DIN 1054, wobei aber die neuen Bezeichnungen für die Grenzzustände aufgenommen und die bisherigen Lastfälle durch die Bemessungssituationen ersetzt wurden.
    • 38 Martin Ziegler Außerdem werden die Teilsicherheitsbeiwerte für die Scherparameter des Bodens in einer eigenen Tabelle für geotechnische Kenngrçßen erfasst. Da darin alle für ein geotechnisches Versagen relevanten Grenzzustände aufgelistet sind, bestehen jetzt in Verbindung mit der vorgegebenen Bestimmungsgleichung für die Bemessungsbeanspruchungen auch keine Unklarheiten mehr darüber, wie in den einzelnen Grenzzuständen reibungs- und kohäsionsabhängige Grçßen z. B. bei der Erddruckbestimmung Eingang finden sollen. Die nachfolgenden Tabellen 4 bis 6 enthalten die Teilsicherheitsbeiwerte für Einwirkungen gF und Beanspruchungen gE, geotechnische Kenngrçßen gM und Widerstände gR. Die Beiwerte gF, gE, gM und gR bezeichnen dabei den Oberbegriff für einen auf den jeweiligen Einzelfall zu beziehenden Teilsicherheitswert. Tabelle 4. Teilsicherheitsbeiwerte für Einwirkungen und Beanspruchungen (in Anlehnung an Tabelle A 2-1 von DIN 1054:2009 (Entwurf Juni 2008)) Einwirkung und Beanspruchung Formelzeichen Bemessungssituation BS-P BS-T BS-A HYD und UPL: Grenzzustand des Versagens durch hydraulischen Grundbruch und Aufschwimmen Lagesicherheit Destabilisierende ständige Einwirkungen g G;dst 1,05 1,05 1,00 Stabilisierende ständige Einwirkungen g G;stb 0,95 0,95 0,95 Destabilisierende veränderliche Einwirkungen g Q;dst 1,50 1,30 1,00 Stabilisierende veränderliche Einwirkungen g Q;stb 0 0 0 Strçmungskraft bei günstigem Untergrund gH 1,35 1,30 1,20 Strçmungskraft bei ungünstigem Untergrund gH 1,80 1,60 1,35 STR und GEO-2: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken, Bauteilen und Baugrund Beanspruchungen aus ständigen Einwirkungen allgemein a) gG 1,35 1,20 1,10 g G;inf 1,00 1,00 1,00 Beanspruchungen aus ständigen Einwirkungen aus Erdruhedruck g E0;G 1,20 1,10 1,00 Beanspruchungen aus ungünstigen veränderlichen Einwirkungen gQ 1,50 1,30 1,10 Beanspruchungen aus günstigen veränderlichen Einwirkungen gQ 0 0 0 Beanspruchungen aus günstigen ständigen Einwirkungen b) a) Einschließlich ständigem und veränderlichem Wasserdruck b) Nur im Sonderfall nach 7.6.3.1 (3)P; Pfähle mit überwiegender Zugbeanspruchung bei gleichzeitig wirkenden Druck- und Zugkräften GEO-3: Grenzzustand des Versagens durch Verlust der Gesamtstandsicherheit Ständige Einwirkungen gG 1,00 1,00 1,00 Ungünstige veränderliche Einwirkungen gQ 1,30 1,20 1,00 SLS: Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit g G ¼ 1; 00 für ständige Einwirkungen bzw. Beanspruchungen g G ¼ 1; 00für veränderliche Einwirkungen bzw. Beanspruchungen Anmerkung: In der Bemessungssituation BS-E werden nach DIN EN 1990 keine Teilsicherheitswerte angesetzt.
    • 39 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau Tabelle 5. Teilsicherheitsbeiwerte für geotechnische Kenngrçßen (in Anlehnung an Tabelle A 2-2 von DIN 1054:2009 (Entwurf April 2008)) Bodenkenngrçße Formelzeichen Bemessungssituation BS-P BS-T BS-A HYD und UPL: Grenzzustand des Versagens durch hydraulischen Grundbruch und Aufschwimmen Lagesicherheit Reibungsbeiwert tan j, des dränierten Bodens und Reibungsbeiwert tan ju des undränierten Bodens g ’0 ; g ’u 1,00 1,00 1,00 Kohäsion c, des dränierten Bodens und Scherfestigkeit cu des undränierten Bodens g c0 ; g cu 1,00 1,00 1,00 GEO-2: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken, Bauteilen und Baugrund Reibungsbeiwert tan j, des dränierten Bodens und Reibungsbeiwert tan ju des undränierten Bodens g ’0 ; g ’u 1,00 1,00 1,00 Kohäsion c, des dränierten Bodens und Scherfestigkeit cu des undränierten Bodens g c0 ; g cu 1,00 1,00 1,00 GEO-3: Grenzzustand des Versagens durch Verlust der Gesamtstandsicherheit Reibungsbeiwert tan j, des dränierten Bodens und Reibungsbeiwert tan ju des undränierten Bodens g ’0 ; g ’u 1,25 1,15 1,10 Kohäsion c, des dränierten Bodens und Scherfestigkeit cu des undränierten Bodens g c0 ; g cu 1,25 1,15 1,10 Anmerkung: In der Bemessungssituation BS-E werden nach DIN EN 1990 keine Teilsicherheitswerte angesetzt. Tabelle 6. Teilsicherheitsbeiwerte für Widerstände (in Anlehnung an Tabelle A 2-3 von DIN 1054:2009 (Entwurf April 2008)) Widerstand Formelzeichen Bemessungssituation BS-P BS-T BS-A STR und GEO-2: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken, Bauteilen und Baugrund Bodenwiderstände Erdwiderstand und Grundbruchwiderstand Gleitwiderstand g R;e ; g R:v 1,40 1,30 1,20 g R;h 1,10 1,10 1,10 Pfahlwiderstände aus statischen und dynamischen Pfahlprobebelastungen Spitzenwiderstand gb 1,10 1,10 1,10 Mantelreibung (Druck) gs 1,10 1,10 1,10 Gesamtwiderstand (Druck) gt 1,10 1,10 1,10 Mantelreibung (Zug) g s;t 1,15 1,15 1,15 gb; gs; g t 1,40 1,40 1,40 g s;t 1,50 1,50 1,50 Pfahlwiderstände auf der Grundlage von Erfahrungswerten Druckpfähle Zugpfähle (nur in Ausnahmefällen)
    • 40 Martin Ziegler Tabelle 6 (Fortsetzung) Widerstand Formelzeichen Bemessungssituation BS-P BS-T BS-A Herausziehwiderstände Boden- bzw. Felsnägel ga 1,40 1,30 1,20 Verpresskçrper von Verpressankern ga 1,10 1,10 1,10 Flexible Bewehrungselemente ga 1,40 1,30 1,20 GEO-3: Grenzzustand des Versagens durch Verlust der Gesamtstandsicherheit Scherfestigkeit siehe Tabelle A 2-2 Herausziehwiderstände siehe STR und GEO-2 5.6 Weitere ¾nderungen 5.6.1 Flachgründungen Flachgründungen werden in Kapitel 3.1 des dritten Bandes des Grundbau-Taschenbuchs ausführlich behandelt. An dieser Stelle soll der Hinweis genügen, dass bei dem vereinfachten Nachweis die Tabellen für den aufnehmbaren Sohldruck, die bisher charakteristische Werte enthielten, zukünftig Bemessungswerte enthalten werden. Die Beanspruchungen aus Gründungslasten, die als charakteristische bzw. repräsentative Werte übergeben werden, müssen daher bei dem vereinfachten Nachweis zunächst in Bemessungsbeanspruchungen überführt werden. 5.6.2 Pfahlgründungen Beim Vergleich der Teilsicherheitsbeiwerte für Pfahlwiderstände in Tabelle 6 mit den bisherigen Werten von DIN 1054 in Tabelle 3 fällt auf, dass diese deutlich geringer sind. Damit ist allerdings kein Absinken des bisherigen Sicherheitsniveaus verbunden, da andererseits bei der Festlegung der Pfahlwiderstände andere und hçhere Streuungsfaktoren einzusetzen sind. Darauf wird ausführlich in Kapitel 3.2 des dritten Bandes über Pfahlgründungen eingegangen. Weitere Erläuterungen und zusätzliche Tabellen mit Erfahrungswerten der Pfahltragfähigkeit für bislang noch nicht erfasste Pfahlsysteme finden sich in den Empfehlungen des Arbeitskreises „Pfähle"33). 33) EA-Pfähle:2007
    • 1.1 Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau 6 41 Zitierte Normen und Empfehlungen DIN 1054:1976-1134) Baugrund – Zulässige Belastung des Baugrunds. DIN V 1054-100:1996-04 Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau – Teil 100: Berechnung nach dem Konzept mit Teilsicherheitsbeiwerten. E DIN 1054:2000-12 Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. DIN 1054:2003-01 Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. DIN 1054:2005-01 Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. DIN 1054 Ber4:2008-06 Berichtigung 4 zu DIN 1054:2005-01. DIN 1055-2:1976-02 Lastannahmen für Bauten – Bodenkenngrçßen, Wichte, Reibungswinkel, Kohäsion, Wandreibungswinkel. DIN 1055-100:2001-03 Einwirkungen auf Tragwerke – Teil 100: Grundlagen der Tragwerksplanung – Sicherheitskonzept und Bemessungsregeln. DIN EN 1536:1999-06 Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau) – Bohrpfähle. DIN EN 1537:2001-01 Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau) – Verpressanker. DIN EN 1990:2002-10 Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung. DIN V ENV 1991-1:1995-12 Eurocode 1: Grundlagen der Tragwerksplanung und Einwirkungen auf Tragwerke – Teil 1: Grundlagen der Tragwerksplanung, Deutsche Fassung ENV 1991-1:1994. DIN EN 1991-1-1:2002-10 Eurocode 1: Einwirkungen auf Tragwerke – Teil 1-1: Allgemeine Einwirkungen auf Trag-werke; Wichten, Eigengewicht und Nutzlasten im Hochbau. DIN V ENV 1991-2-1:1996-01 Eurocode 1: Grundlagen der Tragwerksplanung und Einwirkungen auf Tragwerke – Teil 2-1: Einwirkungen auf Tragwerke; Wichten, Eigenlasten, Nutzlasten. DIN V-ENV 1997-1:1996-04 Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln. DIN EN 1997-1:2005-10 Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln; Deutsche Fassung EN 1997-1:2004. DIN EN 1997-2:2007-10 Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds; Deutsche Fassung EN 1997-2:2007. DIN 4014:1990-03 Bohrpfähle – Herstellung, Bemessung und Tragverhalten. DIN 4017:2006-03 Baugrund – Berechnung des Grundbruchwiderstands von Flachgründungen. 34) Alle DIN-Normen sind im Beuth-Verlag erschienen
    • 42 Martin Ziegler DIN 4020:2003-09 Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke. DIN 4026:1975-08 Rammpfähle – Herstellung, Bemessung und zulässige Belastung. E DIN 4084:2002-11 Baugrund – Geländebruchberechnungen. DIN 4085:2007-10 Baugrund – Berechnung des Erddrucks. DIN 4149:2005-04 Bauten in deutschen Erdbebengebieten – Lastannahmen, Bemessung und Ausführung üblicher Hochbauten. DIN EN ISO 14688 Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Benennung, Beschreibung und Klassifizierung von Bçden – Teil 1 und 2. DIN 18196:2006-06 Erd- und Grundbau – Bodenklassifikation für bautechnische Zwecke. DIN EN ISO 22475-1:2007-01 Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Probenentnahmeverfahren und Grundwassermessungen – Teil 1: Technische Grundlagen der Ausführung. DIN EN ISO 22476 Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Felduntersuchungen – Teil 1 bis Teil 12. EAB, 3. Auflage Empfehlungen des Arbeitskreises „Baugruben“, Ernst & Sohn, 1994. EAB, 4. Auflage Empfehlungen des Arbeitskreises „Baugruben“, Ernst & Sohn, 2006. EA-Pfähle Empfehlungen des Arbeitskreises „Pfähle“, Ernst & Sohn, 2007. EAU, 9. Auflage Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“ Häfen und Wasserstraßen, Ernst & Sohn, 1996. EAU, 10. Auflage Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“, Häfen und Wasserstraßen, Ernst & Sohn, 2004. EBGEO Empfehlungen für Bewehrungen mit Geokunststoffen, Ernst & Sohn, 1997. 7 Literatur [1] Grünberg, J., Lohaus, L., Lierse, J. (Hrsg.): DIN 1045 Teil 1-3, Stahlbeton- und Spannbetontragwerke, Erläuterungen und Anwendungen. Springer-Verlag, Januar 2002. [2] Kuntsche, K.: Geotechnik. Viewegs Fachbücher der Technik. Verlag Vieweg, 2000. [3] Ruppert, F.-R.: Bedeutung und Inhalt der Norm 4020 „Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke“, Ausgabe September 2003. In: BAW-Kolloquium „Neue Normen in der Geotechnik“, Leineschloss Hannover, 15. März 2007. [4] Schuppener, B., Ruppert, F.-R.: Zusammenführung von europäischen und deutschen Normen Eurocode 7, DIN 1054 und DIN 4020. Bautechnik (84), Heft 9, Verlag Ernst & Sohn, 2007. [5] Weißenbach, A.: Sicherheitsnachweise für Bçschungen und Stützbauwerke nach dem Teilsicherheitskonzept – Entwurf EN 1997-1 und Entwurf DIN 1054 neu. In: Fachveranstaltung Haus der Technik e. V. Essen, 23./24. 11. 2000. [6] Ziegler, M.: Geotechnische Nachweise nach DIN 1054, 2. Auflage. Verlag Ernst & Sohn, 2005.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 1.2 43 Baugrunduntersuchungen im Feld Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker 1 Grundlagen 1.1 Normen und Richtlinien In der europäischen Norm EN 1997 Teil 1 (s. a. Kapitel 1.1) befasst sich der Abschnitt 3 u. a. mit den Baugrundaufschlüssen. Dort wird verlangt, dass Felduntersuchungen nach international anerkannten Standards und Empfehlungen auszuführen sind; bezüglich der Anforderungen an die Planung sowie allgemeine Geräte- und Versuchsdurchführungen von Labor- und Feldversuchen wird auf EN 1997-2 verwiesen. Die angesprochenen Felduntersuchungen sollen außer bodenmechanischen Aufschlüssen auch ingenieurgeologische und hydrogeologische Erkundungen – auch unter umweltrelevanten Aspekten – einbeziehen, wobei sich der Umfang der Untersuchung an den geotechnischen Kategorien (s. Kapitel 1.1 und 3.3) des Bauvorhabens orientieren sollte. Wichtig ist auch die Forderung, dass der Umfang der Baugrunderkundung auch nach Baubeginn zu ergänzen ist, wenn zu Tage tretende neue Umstände das erfordern. Allgemein muss eine Baugrunduntersuchung alle Daten beschaffen, die für die Festlegung der vom jeweils betrachteten Baugrund-Bauwerk-System abhängigen charakteristischen Baugrundkenngrçßen (s. Kapitel 1.1 und 3.4.1) erforderlich sind und für eine Bauwerksplanung oder die Gewinnung von Baustoffen relevant sein kçnnen. Zu den relevanten Normen bzw. Normengruppen gehçren: EN 1997-2 Geotechnical Design – Part 2: Ground investigation and testing DIN EN 1997-2). DIN 4020 Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke. DIN 4020 Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-2. EN ISO 22475 Geotechnical investigation and testing – Sampling methods and groundwater measurements – Part 1-3. EN ISO 22476 Geotechnical investigation and testing – Field testing – Part 1-12. DIN 4094-2 Baugrund – Felduntersuchungen – Teil 2: Bohrlochrammsondierung. ISO 14688 Geotechnical investigation and testing – Identification and classification of soil – Part 1-2. ISO 14689-1 Geotechnical investigation and testing – Identification and classification of rock – Part 1: Identification and description. DIN 4023 Baugrund- und Wasserbohrungen; Zeichnerische Darstellung der Ergebnisse. DIN 4030 Beurteilung betonangreifender Wässer, Bçden und Gase (2 Teile). Für den Anwender in Deutschland sind die für die Planung sowie die Interpretation und Bewertung maßgebenden Richtlinien in dem DIN-Normenhandbuch zu DIN EN 1997-2, 2007 und DIN 4020, 2009 zusammengefasst. Dieser enthält im Wesentlichen DIN EN 1997-2, den dazu gehçrenden Nationalen Anhang (DIN EN 1997-2-NA-1), der die Anwendung soweit erforderlich kommentiert, die DIN 4020, die diejenigen nationalen Normen
    • 44 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker behandelt, die die DIN EN 1997-2 nicht enthält, die aber für Deutschland gültig sind (s. Kapitel 1.1 und 1.2). Übersichten über die europäischen und internationalen Normen und ihre Unterschiede zu den deutschen Normen sind u. a. in [1–7] enthalten. Auf das Zusammenwirken von EN 1997 sowie der Normengruppe EN ISO 22476 etc. wird im Folgenden näher eingegangen. Der Anwendungsbereich von EN 1997-2 ist wie folgt definiert: EN 1997-2 soll in Verbindung mit EN 1997-1 angewandt werden und stellt folgende ergänzende Regeln auf: – Planung von Baugrunduntersuchungen und Berichterstattung; – Allgemeine Anforderungen für eine Reihe von allgemein angewandten Labor- und Feldversuchen; – Auswertung und Interpretation von Versuchsergebnissen; – Ableitung von geotechnischen Kenngrçßen und Koeffizienten. Weiterhin werden einige Beispiele für die Anwendung von Ergebnissen aus Feldversuchen gegeben. Damit sind auf der einen Seite die Versuchsnormen (z. B. EN ISO 22476 für Feldversuche) mit EN 1997-2 verbunden. Auf der anderen Seite ist EN 1997-2 an EN 1997-1 gebunden, da EN 1997-2 den Input für die Bestimmung der charakteristischen Werte geotechnischer Kenngrçßen und Koeffizienten nach EN 1997-1 liefert, die letzendlich in die entsprechenden Bemessungsverfahren Eingang finden (Bild 1). Der Zusammenhang zwischen den einzelnen Normen und ihren Ergebnissen (Bild 1) lässt sich anhand eines konkreten Beispiels verdeutlichen. Aus dem Feldprotokoll bzw. Versuchsbericht einer oder mehrerer Drucksondierungen, die nach EN ISO 22476-1 durchgeführt Bild 1. Zusammenhänge der verschiedenen Normen und ihrer Ergebnisse (nach EN 1997-2)
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 45 wurden, ergibt sich als Ergebnis (z. B. F2 in Bild 1) der Verlauf des Spitzenwiderstands qc in Abhängigkeit von der Untersuchungstiefe. EN 1997-2 unterstützt die Ermittlung des mittels Korrelationen, Theorie oder Erfahrungen (C1 in Bild 1) abgeleiteten Wertes (derived value) des Winkels des Scherwiderstands j' aus qc (z. B. für einen grobkçrnigen Boden) und dessen Verlauf mit der Untersuchungstiefe. Wichtig ist hierbei, dass j' aus dem Verlauf von qc mit der Untersuchungstiefe Wert für Wert ermittelt wird, da es sich bei den Korrelationen zwischen qc und j' in der Regel um nichtlineare Beziehungen handelt. Der umgekehrte Weg, nämlich den Mittelwert von qc zuerst und danach daraus j' zu ermitteln, ist nur bei absolut homogenen Bodenschichten zulässig. Unter Berücksichtigung des Systems Bauwerk – Baugrund (Grenzzustand, Bauwerksgeometrie, Belastung, Verformungsempfindlichkeit etc.) werden danach gemäß EN 1997-1 die charakteristischen Werte (characteristic values) von j' festgelegt. Diese dienen als Eingangswerte für entsprechende Berechnungsverfahren. Dort führen sie je nach verwendetem Sicherheitskonzept, z. B. durch Anwendung von Teilsicherheitsfaktoren, zu Bemessungswerten (design values) (Bild 1). Nähere Hinweise zur Ermittlung charakteristischer Werte sind z. B. in EN 1997-1, 2.4.5, [4, 5] sowie in den Kapiteln 1.1 und 3.4.1 enthalten. In anderen Fällen von Versuchen ist es nach den gleichen Prinzipien der EN 1997-1 mçglich, Versuchsergebnisse (test values) unmittelbar über entsprechende charakteristische Werte in Berechnungsverfahren einzuführen. Ein Beispiel hierfür ist der aus dem Pressiometer von MØnard ermittelte Grenzdruck pLM. Hier wird der charakteristische Wert unmittelbar aus dem Verlauf von pLM mit der Untersuchungstiefe in Abhängigkeit des Systems Bauwerk – Baugrund bestimmt und in speziell auf dieses Verfahren geeichte halbempirische Bemessungsverfahren eingeführt. Wichtig bleibt festzuhalten, dass es gemäß EN 1997-1 grundsätzlich nicht zulässig ist, charakteristische Werte geotechnischer Kenngrçßen in Normen festzuschreiben, da sie jeweils in Abhängigkeit von den Gegebenheiten eines bestimmten Projekts (System Bauwerk – Baugrund) ermittelt werden müssen. 1.2 Voruntersuchung Voruntersuchungen sind erforderlich um zu entscheiden, ob eine Baumaßnahme im Hinblick auf die Baugrundverhältnisse an einer bestimmten Stelle überhaupt mit vertretbarem Aufwand auszuführen sein wird und welche technischen und wirtschaftlichen Anforderungen für die Gründungskonzeption, die Konstruktion und die Baudurchführung gegebenenfalls zu beachten sein werden. In Deutschland sind derartige Voruntersuchungen z. B. Grundlage von Planfeststellungsverfahren. Das bedeutet, dass die Ergebnisse einer Voruntersuchung auch darüber Auskunft geben müssen, mit welchen Auswirkungen in der Umgebung des Bauplatzes und mit welchen Umwelteinflüssen zu rechnen sein wird oder in welchem Umfang der Untergrund (z. B. durch Ankerungen) im Umfeld des Bauvorhabens beansprucht werden darf oder kann. Der Umfang dieser Voruntersuchungen hängt von den verfügbaren Vorinformationen ab, die – insbesondere in dicht besiedelten Gebieten – in Form von geologischen Karten, Baugrundkarten, Baugrundgutachten im näheren Umfeld, Luftbildaufnahmen (wichtig z. B. für die Erfassung von Kriegsfolgelasten), hydrogeologischen und geochemischen Befunden, historischen Erkenntnissen (verfüllte Hohlräume, Steinbrüche, Luftschutzstol-
    • 46 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker len, Kavernen, Dolinen, alte Rutschungen oder Kriechbçschungen, Bergbauaktivitäten u. a. m.) usw. vorliegen kçnnen. In allen anderen Fällen müssen die Baugrund- und Wasserverhältnisse zumindest in einem grob angelegten Raster ermittelt werden. Hydrologische Daten sollten für einen signifikanten Zeitraum, mindestens aber ein volles Jahr, zur Verfügung stehen. Das gleiche gilt für meteorologische Daten bei Baumaßnahmen im offenen Wasser. Voruntersuchungen von Boden und Fels für Zwecke der Baustoffgewinnung sollen klären, ob, wo und in welchem Umfang geeignetes Material in wirtschaftlicher Entfernung vorhanden ist. 1.3 Hauptuntersuchung Die Hauptuntersuchungen im engeren Sinne werden in diesem Kapitel behandelt. Sie bestehen aus • der Durchführung von Schürfen, Bohrungen und Sondierungen und anderer Versuche zur Bestimmung abgeleiteter Werte von geotechnischen Kenngrçßen; • der Ermittlung des Schichtenverlaufs und aller relevanten geologischen und geotechnischen Eigenschaften von Boden und Fels, d. h. das Baugrundmodell, das für den Entwurf, die Ausschreibung, die Durchführung und Kontrolle einer Baumaßnahme, für die geotechnisch bedingte Überwachung eines Bauwerks oder für die Beurteilung des Materials als Baustoff bençtigt wird; • der Feststellung von mçglichen Behinderungen des Ablaufs der Gründungsmaßnahme; • der Gewinnung von Bodenproben aus Schürfen oder Bohrungen, insbesondere von Sonderproben für Laborversuche zur Bestimmung geotechnischer Kenngrçßen, sowie von Wasserproben. Zu den Felduntersuchungen im weiteren Sinne, die u. U. auch im Rahmen der Hauptuntersuchungen durchgeführt werden, gehçren: • geohydrologische Feldversuche wie Pumpversuche, Wasserdruckversuche (EN ISO 22282 – Part 1-6); • Probebelastungen von Gründungselementen wie z. B. Flachfundamenten (PLT; ENV ISO 22476-13), Pfählen (EN 1997-1, 7) oder Ankerungen (EN 1997-1, 8), die hier nicht behandelt werden; • Setzungs- und Verformungsmessungen, die im Kapitel 1.11 behandelt werden. Ergänzend sei auf EN 1997-2 und DIN 4020 sowie auf einschlägige Literatur verwiesen (siehe z. B. [8–13]). Bei der Planung der Baugrunderkundung und der Auswahl der Versuche liegt es in der Hand des geotechnisch erfahrenen Ingenieurs, die jeweils beste technisch/wirtschaftliche Auswahl an Versuchen, Versuchsgeräten oder eine intelligente Kombination verschiedener geotechnischer und geophysikalischer Verfahren (siehe z. B. [14]) gepaart mit geologischer Erfahrung vorzunehmen. Es ist nicht immer das „beste“ Versuchsgerät, das unter gegebenen Randbedingungen und Umständen die sachgemäßeste Lçsung gewährleistet. So gibt Tabelle 1 ein Beispiel für eine vereinfachte Übersicht über die Anwendbarkeit von Methoden für Felduntersuchungen (s. a. Abschnitte 2 bis 4), aus deren Ergebnissen sich u. a. geotechnische Kenngrçßen der Scherfestigkeit und Zusammendrückbarkeit bestimmen lassen.
    • C1 F1 Kategorie A – – Schichtenverbreitungb) Grundwasserspiegel Porenwasserdruck C1 F1 C1 F1 Felsart C1 F1 Korngrçße Wassergehalt Geotechnische Eigenschaften – Bodenart Allgemeine Information Untersuchungsverfahrena) C2 F1 C1 F1 – – C1 F1 – C1 F1 Kategorie B Kategorie C C3 F3 – – C3 F3 – C2 F2 Kategorie A R1 R1 – – R1 R1 – Fels R1 R1 – – R1 R1 – Kategorie B Boden Kategorie C – R2 – – R2 R2 – CPT & CPTU Pressiometer cÞ C2 F2 C2 F2 C2 – – – F3 – C2 F2 R3 e) C1 F1 C2 F2 C2 F2 – RDT Flexible Dilatometer SDT – – – – R3 R2 – – – – – C3 F3 C3 F3 Mçgliche Ergebnisse Seitendruckger¨ t BJT a – – R3 C3 F3 R3 C2 F2 SPT dÞ C2 F2 C2 F1 – – C2 F2 – C2 F1 – – – – C1 F2 – C3 F3 DPL=DPM DPH=DPSH – – – – C1 F2 – C3 F3 WST – – – – F2 – – FVT – – – – – – – – – – – C2 F1 – C2 F2 Grundwassermessungen – – – – – – – R2 C1 F2 R1 C1 F1 R2 C1 F2 R1 C1 F1 – – – Offenes System Feldversuche Geschlossenes System Probenentnahme DMT Tabelle 1. Beispiel für eine vereinfachte Übersicht über die Anwendbarkeit von Felduntersuchungen a) der Abschnitte 2 bis 4 (in Anlehnung an EN 1997-2) 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 47
    • – – – C2 F1 Zusammendrückbarkeit C2 F1 C2 F1 C1 F1 Scherfestigkeit Durchlässigkeit Chemische Versuche F1 Kategorie C – – – – – – – Kategorie A R1 R1 R1 R1 R1 – R1 – – – R1 – – – – – – Kategorie C – CPT & CPTU – C3 F2 C1 F2 C2 F1 C2 F2 – Pressiometer cÞ – – – R1 – – – F1 – – – RDT Flexible Dilatometer SDT – – C1 F1 R1e) - Seitendruckger¨ t BJT a Eignung: R1 gut in Fels C1 gut in grobem Boden* F1 gut in feinem Boden * – nicht geeignet * Hauptbodengruppen „grob“ – F3 C1 F1 C1 F1 – F2 SPT dÞ – – – DPH=DPSH – – C2 F2 C2 F3 C2 – – C2 C2 – – WST – – – F1 – – und „fein“ nach ISO 14688-1 R2 mäßig in Fels C2 mäßig in grobem Boden F2 mäßig in feinem Boden C2 F2 – C2 F2 C2 F2 – C2 F3 C2 C2 F3 C2 F2 FVT Anmerkung: In Abhängigkeit vom Baugrund (wie Bodenart, Grundwasserverhältnisse) und dem geplanten Entwurf wird sich die Auswahl der Untersuchungsverfahren ändern und kann von dieser Tabelle abweichen. Legende a) siehe Abschnitte 2–4 für die Bezeichnungen b) in horizontaler und vertikaler Richtung c) abhängig vom Pressiometer-Typ d) unter der Annahme, dass eine Probe entnommen werden kann. e) nur für weichen Fels C1 F1 C3 F3 F1 C2 F1 Dichte Kategorie A Atterberg-Grenzen Untersuchungsverfahrena) Kategorie B Fels Kategorie B Boden DPL=DPM Feldversuche – DMT – – C2 F3 – – – – – C2 F2 – – – R3 wenig in Fels C3 wenig in grobem Boden F3 wenig in feinem Boden – – C2 F1 C2 F1 C2 F2 Grundwassermessungen Offenes System Probenentnahme Geschlossenes System Tabelle 1 (Fortsetzung) 48 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker
    • 49 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 1.4 Berichterstattung Die o. a. Zusammenhänge zwischen den Normen spiegeln sich auch in der Berichterstattung hier am Beispiel von EN ISO 22476 wider (Tabelle 2). Tabelle 2. Berichterstattung im Rahmen der Normen Stufe Norm bzw. Normengruppe Bericht 1 EN ISO 22476 Versuchsbericht 2 EN 1997-2 Geotechnischer Untersuchungsbericht 3 EN 1997-1 Geotechnischer Entwurfsbericht Der Feld- bzw. Laborbericht (Stufe 1) enthält im Wesentlichen die Dokumentation der Versuchsergebnisse einschließlich der Feldprotokolle (bei Laborversuchen: Versuchsprotokoll), die in den geotechnischen Untersuchungsbericht (Stufe 2) eingehen. Die Versuche und die Ergebnisse müssen so dokumentiert werden, dass sie jeder Zeit von Dritten nachvollzogen werden kçnnen. Die Feldprotokolle müssen die Unterschrift des Geräteführers und der Versuchsbericht die des Verantwortlichen für das Projekt enthalten. Der Hauptbestandteil des geotechnischen Untersuchungsberichts in Stufe 2 ist die eigentliche Baugrundbeschreibung (geotechnisches Modell), die zusammen mit dem geologischen Modell in das eigentliche Baugrundmodell eingeht [15]. Hierfür ist überwiegend eine sachkundige Interpretation erforderlich, da z. B. die räumliche Zuordnung der punktfçrmigen Aufschlüsse aus Stufe 1 in der Darstellung des Schichtenverlaufs herstellt werden muss. Der Bericht sollte u. a. folgende Punkte enthalten: – die zusammenfassende Darstellung der Untersuchungsergebnisse und der eingesetzten Methoden unter Bezugnahme auf die EN ISO-Versuchsnormen (s. Stufe 1); – die ausführliche beschriebene Auswertung der Ergebnisse einschließlich ihrer kritischen Würdigung; – die sich aus der Auswertung ergebenden abgeleiteten Werte (derived values) geotechnischer Kenngrçßen und/oder Koeffizienten einschließlich der benutzten Korrelationen etc. und ihrer Quellen. Zusätzlich muss der geotechnischer Untersuchungsbericht gegebenenfalls darauf hinweisen, wenn unvollständige oder fragliche Versuchsergebnisse vorliegen. In einem solchen Fall müssen zusätzliche und/oder spezielle Untersuchungsprogramme vorgeschlagen werden. EN 1997-2 verweist darauf, dass derartige Hinweise bereits während der Untersuchungsphase (Stufe 1) gegeben werden müssen, wenn Untersuchungsziele (z. B. die Untersuchungstiefe) nicht erreicht werden. Im deutschsprachigen Raum ist es zum Teil üblich, dass der geotechnische Untersuchungsbericht vorläufige Vorschläge für die Gründung enthält. In jedem Fall muss der Bericht Name und Unterschrift des für das Projekt verantwortlichen Fachmanns tragen. Der geotechnische Entwurfsbericht (Stufe 3), auf den hier im Einzelnen nicht näher eingegangen werden soll, enthält schließlich die Schlussfolgerungen, die aus dem geotechnischen Untersuchungsbericht gezogen werden (z. B. charakteristische Werte geotechnischer Kenngrçßen), sowie die Berechnungen zum Gründungsvorschlag. Dabei ergibt sich das Ergebnis aus einer Betrachtung des Gesamtsystems Bauwerk - Baugrund.
    • 50 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker 2 Baugrundaufschluss durch Schürfe, Bohrungen und Probenentnahmen 2.1 Allgemeines Probenentnahmen im Boden sind eine notwendige Ergänzung zu anderen Baugrunduntersuchungen wie z. B. zu Sondierungen, um zusammen mit dem geologischen Modell ein korrektes Bild vom Baugrundmodell zu erhalten. Die Notwendigkeit für Probenentnahmen variiert mit den geologischen Verhältnissen und dem Ziel der Untersuchungen. Für Voruntersuchungen genügt es häufig, Bodenarten durch Probenentnahmen zu identifizieren. Für Hauptuntersuchungen müssen in der Regel repräsentative Proben für Laboruntersuchungen entnommen werden. Im Fels werden abgesehen von den üblichen Untersuchungen für Gründungen, z. B. auf weichem oder geklüftetem Fels, häufig Proben zur Charakterisierung des Baugrunds für Kavernen- und Tunnelprojekte entnommen. Tabelle 1 gibt eine qualitative Übersicht über die Baugrundeigenschaften, die sich aus den Ergebnissen der Probenentnahme aus Boden und Fels als auch dem Grundwasser ermitteln lassen. Grundwasserproben werden für geotechnische Zwecke in der Regel zur Untersuchung der Dauerfestigkeit von Baumaterial wie Beton, Stahl und Holz oder zur Bestimmung der Eignung des Wassers als Mischzusatz für Baustoffe entnommen. Die Untersuchung der Grundwasserverhältnisse unter geotechnischen Gesichtspunkten ist z. B. für Stabilitäts- und Setzungsberechnungen aber auch für den Entwurf von Baugruben, Dränagen und die Dauerfestigkeit von Pfählen von Bedeutung. Durch Bohrungen kçnnen Boden-, Fels- oder Wasserproben auch aus grçßerer Tiefe entnommen und Untersuchungen in situ im Bohrloch durchgeführt werden. Die Ausführung von Bohrungen wird von Grundwasser nicht entscheidend behindert; allerdings hat Letzteres einen gewissen Einfluss auf die Auswahl der zu verwendenden Probenentnahmegeräte. Die Kleinbohrung (weniger als 80 mm Durchmesser) erfordert gegenüber der normalen Bohrung einen geringeren Geräteaufwand; sie liefert allerdings im Allgemeinen nur kleine, häufig für bodenmechanische Untersuchungen nicht brauchbare Proben. Eine Kombination von Kleinbohrungen mit Sondierungen hoher Qualität kann z. B. in bestimmten Tonen alternativ eingesetzt werden. EN 1997-2 behandelt die Planung und Auswertung von Untersuchungen mit Probenentnahmen während EN ISO 22475-1 die technischen sowie die Durchführung und die Qualität betreffenden Aspekte von Probenentnahmen und Grundwassermessungen beinhaltet. EN 1997-2 (Anhang B.3) gibt Richtwerte für Rasterabstand (z. B. 20–40 m für Hoch- und Industriebauten) und Tiefe von Aufschlüssen für einfache Bauwerke, großflächige Bauwerke (z. B. Industrieanlagen), Linienbauwerke (z. B. Verkehrswege), Sonderbauwerke (z. B. Brücken) und Staumauern, -dämme und -wehre an. Grundsätzlich soll der Aufschluss alle Schichten erfassen, die durch das Bauwerk beansprucht werden (EN 1997-1, 3.2.3). Die Bezugsebene für die Aufschlusstiefe ist die unterste Bauwerks- oder Bauteilfläche bzw. die Aushub- oder Ausbruchsohle. In Fällen, in denen die Stabilität von Bçschungen oder Einflüsse auf Nachbarbauwerke zu berücksichtigen sind, müssen sich die Untersuchungen über die eigentliche Bauwerksfläche hinaus erstrecken. EN ISO 22475-1 ersetzt DIN 4021 und behandelt die Untersuchungen des Baugrunds durch Schürfe, Bohrungen und Probenentnahmen sowie die Entnahme von Grundwasserproben und Grundwassermessungen. Um die Qualität der gesamten Operationen zu verbessern,
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 51 enthält CEN ISO/TS 2275-2 Qualifikationskriterien für Unternehmen und Personal. Weiterhin gibt CEN ISO/TS 22475-3 Hinweise für die Erstellung von Konformitätsbewertungen für Unternehmen und Personal. 2.2 Bohrgeräte und Ausrüstung Es wird eine große Anzahl an Bohr- und Entnahmegeräten für Boden und Fels angeboten, wie aus Anhang C von EN ISO 22475-1 ersichtlich ist. Die Ausrüstung für ein bestimmtes Projekt muss von ihrer Art und ihren Abmessungen so gewählt werden, dass sie die erforderliche Qualität sowohl für die Bohrlochherstellung als auch für die Probenentnahme besitzt. Die Bohrausrüstung muss die Regelung und die Aufzeichnung mit der Tiefe folgender Bohrparameter erlauben: – – – – – – – – – – – Drehmoment des Kraftdrehkopfes, Drehzahl der Bohrspindel, Bohrandruck und Zugkraft, Bohrgeschwindigkeit, Tiefe der Rammintervalle, topografische Tiefe, Abweichungsrichtung und Neigung bei Schrägbohrungen, gebohrte Länge bei Schrägbohrungen, Spüldruck am Auslass der Pumpe, Spülrate, Spülumsatz. 2.3 Allgemeine Anforderungen Techniken und Methoden für Probenentnahmen und Grundwassermessungen sollten entsprechend dem Zweck der Untersuchungen und den zu erwartenden geologischen und hydrologischen Bedingungen als auch entsprechend dem Umwelteinfluss der Operation auf die Umgebung ausgewählt werden. Besonders die Entnahmetechnik muss den Anforderungen an Abmessungen und Güteklasse entsprechen, die für die vorgesehenen Laboruntersuchungen gestellt werden. Allerdings ist es aufgrund von Stçrungen nicht immer mçglich, die gewünschte Güteklasse zu erreichen. Stçrungen der Proben kçnnen sein: – mechanische Stçrungen infolge Zusammendrückung, Abscheren, Spülung oder Vibration während des Bohr- oder Entnahmevorgangs; – spannungsbezogene Stçrungen durch Entlastung der Probe von den ursprünglich im Baugrund vorhandenen Spannungsverhältnissen; – ¾nderungen in der Material- und chemischen Zusammensetzung; – Umlagerung der Kçrner im Entnahmegerät infolge grçßerer Kçrner an der Schneide. In dichten Bçden oder weichem Fels kann es schwierig sein, Proben ausreichender Güte zu entnehmen; in solchen Fällen ist zu erwägen, Schürfe oder Schächte anzulegen. Schürfe liefern häufig die besten Untersuchungsergebnisse, da Einzelheiten der Schichten und des Bodenzustands deutlich erkennbar sind und Proben hoher Qualität entnommen werden kçnnen. Allerdings kann die Tiefe eines solchen Schurfs in hoch durchlässigen Bçden auf den Bereich oberhalb des Grundwasserspiegels beschränkt sein, wenn eine
    • 52 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Grundwasserabsenkung nicht mçglich ist. Um die Sohle des zukünftigen Bauwerks nicht zu beeinträchtigen, sollte ein Schurf außerhalb der beabsichtigten Fundamentsohle angelegt werden. Weiterhin müssen bei Arbeiten in Schürfen die nationalen Sicherheitsbestimmungen befolgt werden. So müssen die Untersuchungpunkte markiert und das Gelände muss vorher auf Gefahrenquellen wie Leitungen, Blindgänger oder kontaminierten Untergrund untersucht werden. Vor Beginn der Untersuchungen ist ein detailliertes Versuchsprogramm mit Mçglichkeiten zu ¾nderungen festzulegen, falls unerwartete Baugrundbedingungen vorgefunden werden. Das Programm muss auch solche Einzelheiten wie Beseitigung des Bohrlochs oder des Schurfs durch Verfüllen unter Berücksichtigung der ursprünglichen Tragfähigkeit, der Grundwasserdurchlässigkeit und mçglicher Kontamination enthalten. 2.4 Aufschluss im Boden 2.4.1 Allgemeines Gemäß EN 1997-2, Tabelle 3.1, werden Bodenproben für Laboruntersuchungen je nach Bodeneigenschaften, die bei der Probenentnahme und der anschließenden Behandlung (Transport etc.) unverändert geblieben sind, durch fünf Güteklassen gekennzeichnet. Die Güteklassen sind in Tabelle 3 beschrieben. Zweifelsohne hängt die Güteklasse der Probe für Laborversuche, die mit einem bestimmten Probenentnahmeverfahren gewonnen wurde, von der Bodenart, aber auch stark von der Konstruktion des Entnahmegeräts und der während der Entnahme, beim Transport, bei der Lagerung und im Labor aufgebrachten Sorgfalt ab. Diese Güteklassen 1 bis 5 waren Anfang der 1970er-Jahre erstmals in DIN 4021 eingeführt worden. Gütemerkmal ist, welche Kenngrçßen und Eigenschaften an diesen Proben im Labor einwandfrei ermittelt werden kçnnen. Tabelle 3. Güteklassen von Bodenproben für Laborversuche und anzuwendende Kategorien der Probenentnahme (nach EN 1997-2) Bodeneigenschaften / Güteklasse 1 2 3 4 Unveränderte Bodeneigenschaften – Kornverteilung – Wassergehalt – Wichte, Lagerungsdichte, Durchlässigkeit – Zusammendrückbarkeit, Scherfestigkeit · · · · · · · · · · Eigenschaften, die ermittelt werden kçnnen – Schichtenfolge – Schichtgrenzen starke Schichten – Schichtgrenzen feine Schichten – Atterbergsche Grenzen, spezifisches Gewicht, organischer Anteil – Wassergehalt – Wichte, Lagerungsdichte, Porenvolumen, Durchlässigkeit – Zusammendrückbarkeit, Scherfestigkeit · · · · · · · · · · · · · · · · · · · · Zu verwendendes Entnahmeverfahren (Kategorie) 5 · A B C
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 53 Proben der hçchsten Güteklasse (Klasse 1) enthalten alle genannten Eigenschaften des Bodens mçglichst unverändert; Proben der niedrigsten Güteklasse (Klasse 5) sind hinsichtlich Beschaffenheit und Zusammensetzung vçllig verändert und lassen lediglich noch Rückschlüsse auf die Schichtenfolge zu. Mit der Einführung dieser Güteklassen soll die Wahl eines geeigneten Bohr- und Entnahmeverfahrens für den Einzelfall erleichtert werden, denn es sind nur Proben derjenigen Güteklasse erforderlich, die eine einwandfreie Bestimmung der verlangten Kenngrçßen ermçglichen. Allerdings muss bedacht werden, dass es nicht mçglich ist, in allen Bçden Proben der gewünschten Güteklasse zu erhalten. Der Nachteil der Güteklassen ist, dass ein Auftraggeber sie nicht als Spezifikation in einer Ausschreibung benutzen kann, um unter Berücksichtigung der erforderlichen Probenqualität entsprechende Probenentnahmegeräte festzuschreiben. Daher hat bereits ENV 1997-3 die Geräte danach kategorisiert, wie sie konstruiert wurden, um mçglichst eine bestimmte Probenqualität zu erreichen. Dementsprechend wurden die folgenden drei Entnahmekategorien definiert, die dann in EN ISO 22475-11) und EN 1997-2 übernommen wurden: • Kategorie A: Mit diesen Verfahren wird beabsichtigt, Proben zu erhalten, in denen während des Entnahmevorgangs und der Behandlung der Proben keine oder nur leichte Stçrungen der Bodenstruktur auftreten. Wassergehalt und Porenvolumen des Bodens entsprechen dem Zustand in situ. Eine ¾nderung der Bestandteile oder der chemischen Zusammensetzung sollte nicht stattfinden. Proben der Güteklassen 1 und 2 kçnnen nur bei Einsatz dieser Methoden erreicht werden. • Kategorie B: Bei diesen Verfahren enthalten die Proben alle Bestandteile des Bodens in situ mit ihren ursprünglichen Anteilen; der Boden behält seinen natürlichen Wassergehalt. Die allgemeine Anordnung der verschiedenen Schichten oder Bestandteile des Bodens kann identifiziert werden. Die Struktur des Bodens wird gestçrt. Bei Einsatz dieser Methoden kçnnen keine Proben einer hçheren Güteklasse als 3 gewonnen werden. • Kategorie C: Hierbei wird die Struktur des Bodens vçllig verändert. Die allgemeine Anordnung der Schichten oder Bestandteile des Bodens wird verändert, sodass die Schichten in situ nicht genau identifiziert werden kçnnen. Der Wassergehalt der Probe ist mçglicherweise nicht repräsentativ für den natürlichen Wassergehalt der Bodenschicht, aus der die Probe entnommen wurde. Bei Einsatz dieser Methoden kçnnen keine Proben einer hçheren Güteklasse als 5 gewonnen werden. In Tabelle 3 ist festgelegt, welche der drei Kategorien A, B oder C der Probenentnahmeverfahren zum Einsatz kommen sollte, um entsprechenden Güteklassen für Laboruntersuchungen zu erreichen. Es ist auch ersichtlich, dass für eine gegebene Entnahmekategorie die erreichbare Güteklasse stark vom Bodenzustand und von der Bodenart abhängen wird. Das bedeutet z. B., dass es selbst mit einem Entnahmegerät der Kategorie A kaum mçglich sein wird, eine Probe von einer besseren Güteklasse als 5 aus einer alluvialen Ablagerung aus Sand und Kies zu entnehmen. Natürlich wird ein kluger Planer nicht verlangen, dass ein solches relativ teures Gerät in einer solchen Ablagerung eingesetzt wird. So gibt z. B. Tabelle 4 einige Hinweise darüber, welche Entnahmemethoden bezüglich ihrer Entnahmekategorie in welchen Bçden eingesetzt werden sollten. 1) Der Ausdruck „erreichbar“ vor „Entnahmekategorie“, wie er in DIN EN ISO 22475-1 (z. B. Tabellen 2 und 5) benutzt wird, entspricht nicht der Definition der Entnahmekategorien (s. a. EN 1972-2). Er muss daher bei der nächsten Revision der DIN EN ISO 22475-1 gestrichen werden.
    • 54 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Tabelle 4. Beispiele von Verfahren der Probenentnahme im Hinblick auf die Kategorien der Probenentnahme in verschiedenen Bçden (nach EN ISO 22475-1) Bodenart Anwendbarkeit hängt z. B. ab von Probenentnahmeverfahren Kategorie A Kategorie B Kategorie C Ton Zähigkeit oder Festigkeit Empfindlichkeit Plastizität PS-PU OS-T/W-PUb) OS-T/W-PEa) OS-TK/W-PEa, b) CS-DT, CS-TT LS, S-TP, S-BB OS-TW-PE OS-T/W-PE CS-ST HSAS ASa) AS Schluff Zähigkeit oder Festigkeit Empfindlichkeit Grundwasseroberfläche PS OS-T/W-PUb) OS-TK/W-PEa, b) LS,S-TP CS-DT, CS-TT OS-TK/W-PE HSAS AS CS-ST Sand Korngrçße Dichte Grundwasseroberfläche S-TP OS-T/W-PUb) OS-TK/W-PEb) CS-DT, CS-TT HSAS AS CS-ST Kies Korngrçße Dichte Grundwasseroberfläche S-TP OS-TK/W-PEa, b) HSAS AS CS-ST Organische Bçden Grad der Zersetzung PS OS-T/W-PUb) S-TP CS-ST HAAS ASa AS Legende OS-T/W-PU Offenes Entnahmegerät, dünnwandig, eingedrückt OS-T/W-PE Offenes Entnahmegerät, dünnwandig, schlagend eingebracht OS-TK/W-PE Offenes Entnahmegerät, dickwandig, schlagend eingebracht PS Kolbenentnahmegerät PS-PU Kolbenentnahmegerät, eingedrückt LS Großes Entnahmegerät a) b) CS-ST Rotationskernbohrung, Einfachkernrohr CS-DT, CS-TT Rotationskernbohrung, Doppel- oder Dreifachkernrohr AS Schneckenbohrung HSAS Hohlschneckenbohrung S-TP Entnahmegerät für Proben aus Schürfen S-BB Entnahmegerät für Proben an der Bohrlochsohle Kann nur unter sehr günstigen Bedingungen eingesetzt werden. Für Abmessungen im Detail siehe EN ISO 22475-1, Abschn. 6.4.2.3. In diesem Zusammenhang ist es wichtig, darauf hinzuweisen, dass die Dokumentation aller Entnahmenaktivitäten während eines Projekts gemäß EN ISO 22475-1,12 äußerst detailliert sein und von qualifiziertem Personal durchgeführt werden muss (s. a. Abschn. 2.8). So müssen z. B. besondere Vorkommnisse, die die Probengüte beeinflussen kçnnten, dokumentiert werden. Gemäß EN ISO 22475-1 werden die Methoden der Probengewinnung wie folgt eingeteilt: – Gewinnung von Proben durch Bohrverfahren, – Probenentnahme mittels Entnahmegeräten, – Entnahme von Blockproben. 2.4.2 Gewinnung von Proben durch Bohrverfahren Diese Gruppe umfasst eine Reihe von Bohr- und Entnahmeverfahren wie Rotationsbohrungen, Rammbohr- und Rotationsrammbohrverfahren, Schlagbohrverfahren, pneumatische
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 55 Verfahren und greifende Verfahren. Die verwendeten Durchmesser betragen 30 bis 2000 mm. Die Bohrungen werden in der Regel verrohrt. Die Proben werden durch verschiedene Werkzeuge definierter Entnahmekategorie gewonnen, z. B. Kernrohre, Hohlbohrschnecke, Rammkernrohr oder Seil mit Bohrgreifer. Bohr- und Entnahmeverfahren müssen in Abhängigkeit von Bodenart, Grundwasserbedingungen und geforderter Entnahmekategorie ausgewählt werden. EN ISO 22475-1, Tabelle 2 gibt eine entsprechende Übersicht. Besondere Aufmerksamkeit erfordert der Fall, wenn Bohrwerkzeug und Entnahmegerät unterhalb der Grundwasserspiegels gezogen werden, um hydraulischen Grundbruch im Bohrloch zu vermeiden. Die Gewinnung von Bodenproben durch Bohrverfahren hat im Allgemeinen folgende Vorteile durch die Mçglichkeiten – die durchfahrenen Bçden zu identifizieren und zu beschreiben; – die Grenzen verschiedener Bodenschichten und ¾nderungen der Bodeneigenschaften zu erkennen; – zur Probenentnahme für Laboruntersuchungen und die Nutzung der Bohrung für Versuche in situ. 2.4.3 Probenentnahme mittels Entnahmegeräten Diese Gruppe von Entnahmegeräten kann in Verbindung mit zahlreichen Bohrmethoden angewandt werden. Dabei werden Proben im ungestçrten Bereich des Bodens in der Nähe der Bohrlochsohle gewonnen. Wichtig ist, dass der Bohrvorgang den Bereich des Bodens ungestçrt lässt, in dem die Probe entnommen werden soll. Es gibt eine Anzahl von verschiedenen Geräten, die eingeteilt werden kçnnen in offene Entnahmegeräte, Kolbenentnahmegeräte, SPT-Entnahmegerät und Schlitzentnahmegeräte, bei dem die Probe seitlich aufgenommen wird. Normale Durchmesser liegen zwischen 35 und 250 mm. Offene und Kolben- Entnahmegeräte werden in dünnwandige und dickwandige Geräte in Abhängigkeit vom Flächenverhältnis eingeteilt. Dabei wird das Flächenverhältnis durch die Fläche des durch das Gerät verdrängten Bodens und die Fläche der Probe bestimmt (EN ISO 22475-1, Abschn. 3. 3. 11). Mit dünnwandigen Geräten kçnnen Proben hçherer Güteklassen gewonnen werden. Dagegen sind dickwandige Geräte robuster, besonders beim Einsatz in groben und dichten Bçden. In Abhängigkeit von der Dichte des Bodens werden die Geräte statisch oder dynamisch eingebracht. Beim Einsatz dieser Art von Geräten ist es erforderlich, die Sohle des Bohrlochs von gestçrtem Material zu säubern bevor das Entnahmegerät in das Bohrloch abgelassen wird. Die Geräte kçnnen mit Linern versehen werden, was aus folgendem Grund bevorzugt wird: die Qualität der Probe bleibt bei der Entnahme aus dem Gerät, während des Transports und bei der Aufbewahrung im Labor besser erhalten. Mit dünnwandigen Geräten lassen sich in Tonen und Schluffen Proben der Güteklassen 1 und 2 und der Güteklasse 3 in Sanden gewinnen. Proben, die mit den SPT- und Schlitzentnahmegeräten entnommen werden, erreichen im Allgemeinen nur Güteklassen 4 oder 5. EN ISO 22475-1, Tabelle 3 gibt eine Übersicht über die verschiedenen Arten der Geräte, ihre technischen Daten und Einsatzmçglichkeiten sowie ihre Kategorisierung und die erreichbaren Güteklassen. 2.4.4 Entnahme von Blockproben Blockproben kçnnen durch Probenentnahme z. B. in Schürfen oder unter Benutzung von Großprobenentnahmegeräten gewonnen werden. In bindigen Bçden kçnnen Blockproben
    • 56 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker von Hand oder mit Handsägen herausgeschnitten werden. Dagegen ist in Sanden Spezialgerät wie z. B. Ausstechzylinder erforderlich (s. a. Abschn. 5.1), das von der Oberfläche eingesetzt wird. Großproben (Durchmesser > 300 mm) werden aus grçßerer Tiefe mit Großprobenentnahmegeräten wie dem Sherbrooke oder dem Laval-Entnahmegerät gewonnen (EN ISO 22475-1, Anhang C.15). Bei der Entnahme von Blockproben oder beim Einsatz Großprobenentnahmegeräten muss besonders darauf geachtet werden, dass – – – – – gestçrter Boden oder Wasser von der Sohle vor der Entnahme entfernt wird, die Sohle vor Fremdwasser geschützt wird, die Probe vor Sonneneinstrahlung, Wind oder Frost geschützt wird, die Probe mit einer Schutzhaut versehen wird, die das Austrocknen verhindert, die Probe, falls erforderlich, vor dem Transport in das Labor stabilisiert wird. 2.5 Aufschluss im Fels Die Techniken für Probenentnahmen in Fels kçnnen in die folgenden Arten eingeteilt werden (EN ISO 22475-1, Abschn. 7.1.1): – durchgehende Probengewinnung, wobei vollständige oder unvollständige Kerne oder Bohrklein anfallen (EN ISO 22475-1, Abschn. 7.3); – Entnahme von Blockproben (EN ISO 22475-1, Abschn. 7.4); – ganzheitliche Probenentnahme, wobei in ein Bindemittel einzementierte Proben mit einer zentrischen Bohrung gewonnen werden (EN ISO 22475-1, Abschn. 7.5). In Tabelle 5 sind die beim Bohren und Probenentnahme im Fels erkennbaren Eigenschaften von Gestein und Gebirge aufgelistet. Es werden 15 felsmechanische Eigenschaften des Gesteins bzw. Gebirges genannt, die aus dem Bohrvorgang, den Bohrproben oder aus Untersuchungen im Bohrloch erkennbar bzw. nur unvollständig oder nicht erkennbar sind. Auf Bohrungen im Fels sind die obigen Güteklassen für Bçden (s. Abschn. 2.4.1) nicht anwendbar, da für die Beurteilung felsmechanischer Eigenschaften andere Gesichtspunkte maßgebend sind, wie z. B. der Verwitterungsgrad, Klüftigkeit, Trennflächenausbildung, Streichen und Fallen (s. EN 1997-1, Abschn. 3.3.2). Dagegen wird die Güte von Felsproben durch die folgenden Parameter beschrieben (EN ISO 22475-1, Abschn. 3. 3. 14): • Felsgüte-Bezeichnung, RQD: die Summe der Länge aller Kernstücke mit mindestens einem vollen Durchmesser, die zwischen den natürlichen Brüchen 100 mm lang oder länger sind, gemessen entlang der Mittellinie des Kerns und ausgedrückt in Prozent der Länge des Kernmarsches. • Vollständiger Kerngewinn, SCR: die Länge des als feste Zylinder gewonnenen Kerns ausgedrückt in Prozent der Länge des Kernmarsches. • Gesamt-Kerngewinn, TCR: die gesamte Länge des gewonnenen Kernprobe (fest und gestçrt), ausgedrückt in Prozent der Länge des Kernmarsches. ¾hnlich den Kategorien der Entnahmegeräte für Bodenproben (s. Abschn. 2.4.1) werden für die Gewinnung in Fels die folgenden Kategorien A, B, und C entsprechend den Konstruktionsmerkmalen der Entnahmegeräte definiert (EN ISO 22475-1, Abschn. 7.2): • Kategorie A: Beim Einsatz dieser Verfahren wird beabsichtigt, Proben zu gewinnen, in denen während des Entnahmevorgangs und während der Behandlung der Proben keine oder nur eine leichte Stçrung der Felsstruktur auftritt. Festigkeits- und Verformungseigenschaften, Wassergehalt, Dichte, Porosität und Durchlässigkeit der Gesteinsprobe
    • Tabelle 5. Aus Bohrungen erkennbare Eigenschaften von Gestein und Gebirge (nach DIN 4021) 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 57
    • 58 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker entsprechen den Werten in situ. Eine ¾nderung der Bestandteile oder der chemischen Zusammensetzung des Gebirges findet nicht statt. • Kategorie B: Beim Einsatz dieser Verfahren ist beabsichtigt, dass die Proben alle Bestandteile des gewachsenen Gebirges in situ in ihren ursprünglichen Anteilen enthalten; die Gesteinsstücke haben ihre Festigkeits- und Verformungseigenschaften, Wassergehalt, Dichte und Porosität behalten. Die allgemeine Anordnung von Trennflächen im gewachsenen Gebirge kann identifiziert werden. Die Struktur des Gebirges und damit seine Festigkeits- und Verformungseigenschaften, Wassergehalt, Dichte, Porosität und Durchlässigkeit sind gestçrt. • Kategorie C: Hierbei wird die Struktur des Gebirges und seine Trennflächen vçllig verändert. Das Gestein ist mçglicherweise zerkleinert worden. Einige ¾nderungen in den Bestandteilen oder in der chemischen Zusammensetzung des Gesteins kçnnen auftreten. Es ist mçglich, Gesteinsart und seine Matrix, Struktur und Gefüge zu erkennen. In den Fällen der Entnahmekategorien A und B kçnnen gewisse unvorhersehbare Umstände wie sich ändernde geologische Bedingungen zu niedrigen Probenqualitäten führen. Die Qualität der Proben hängt zwangsläufig nicht nur von der Qualität des Gebirges in situ, sondern auch vom Gerät ab, mit dem die Proben gewonnen werden sollen. EN ISO 22475-1, Abschn. 7 zeigt eine Reihe von Probenentnahmeverfahren auf, die mit ihren Eigenschaften in EN ISO 22475-1, Tabelle 5 zusammengefasst sind. Das Verfahren muss entsprechend der geforderten Entnahmekategorie sowie den geologischen und hydrologischen Bedingungen ausgewählt werden. Die durchgehende Entnahme von Proben mittels Bohrverfahren ist die am meisten verbreitete Art der Gewinnung von Felsproben. Rotationstrockenkernbohrverfahren kçnnen bei weichem, erosionsanfälligem und wasserempfindlichen Fels eingesetzt werden. Das Rotationskernbohrverfahren wird mit Einfach-, Doppel-, oder Dreifachkernrohren zum Teil versehen mit Linern und normalerweise unter Einsatz von Spülung eingesetzt. Das Einfachkernrohr kann nur in konsolidierten Schichten eingesetzt werden. Dagegen eignen sich die beiden anderen für den Einsatz in allen Gebirgsarten. Die Gewinnung von Bohrklein kann mit dem Spülbohrverfahren gewonnen werden, wobei das Bohrklein mit einem Spülmittel an die Oberfläche gespült wird und an der oberen Öffnung der Bohrung entnommen wird. Blockproben kçnnen in Schürfen mit einer Diamantsäge oder mit speziellen Entnahmegeräten gewonnen werden. Blockprobenentnahmen werden normalerweise als Kategorie A eingestuft. Gemäß EN ISO 22475-1, Tabelle 5 kçnnen den Entnahmekategorien verschiedene Rotationsbohrverfahren mit den entsprechenden Entnahmeverfahren wie folgt zugeordnet werden: • Kategorie A: Rotationskernbohrverfahren oder Seilkernbohrverfahren mit Doppel- oder Dreifachkernrohr. • Kategorie B: Rotationstrockenkernbohrverfahren oder Rotationskernbohrverfahren mit Einfachkernrohr oder ganzheitliche Probenentnahme. • Kategorie C: Spülbohrverfahren mit Meißel, Rollmeißel oder Spülbohrhammer. Für die Auswahl des Verfahrens wird gefordert, dass sie im Einklang mit der gewünschten Probengüte erfolgt, die für die Klassifizierung des Fels und für die durchzuführenden Laborversuche erforderlich ist.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 2.6 Aufschluss der Grundwasserverhältnisse 2.6.1 59 Allgemeines Unter geotechnischen Gesichtspunkten, z. B. bei der Behandlung von Stabilitäts- und Setzungsproblemen wie bei der Auslegung von Dränagen oder Aushüben, ist es wichtig, die Grundwasserverhältnisse zu kennen. Ebenso ist die Haltbarkeit von Pfahlgründungen sowohl von der Lage des Grundwasserspiegels als auch von der Grundwasserqualität abhängig. Daher müssen die Lage des Grundwassers oder sein Druck und die Qualität des Wassers untersucht werden. Da der Grundwasserspiegel sich mit der Zeit ändert, ist es häufig erforderlich, Messungen in gewissen Zeitabständen vorzunehmen. In Bçden mit wechselnden Schichten kann sich der Grundwasserdruck von Schicht zu Schicht wegen wechselnder Durchlässigkeit ändern. In solchen Fällen kann es erforderlich sein, in mehreren Ebenen zu messen. Daher ist es in solchen Fällen ratsam, vor dem Einbau von Messeinrichtungen das Baugrundprofil im Hinblick auf Durchlässigkeit zu untersuchen. Verfahren zur Entnahme von Grundwasser und zur Messung der Grundwasserzustände sind in EN ISO 22475-1, Abschn. 8 bis 10 geregelt. Art und Anordnung von Grundwassermessstellen müssen nach EN 1997-2 festgelegt werden. 2.6.2 Verfahren der Grundwasserprobenentnahme Gemäß EN ISO 22475-1, Abschn. 8 kann die Entnahme von Grundwasserproben für folgende Zwecke durchgeführt werden: – Bestimmung der Betonaggressivität; – Bestimmung der korrosiven Eigenschaften; – Risikoeinschätzung für unterirdische Dränagesysteme und Filter, z. B. bezüglich Verstopfungsgefahr; – Identifizierung von ¾nderungen der Grundwasserqualität, z. B. infolge Baumaßnahmen; – Bestimmung der Brauchbarkeit als Mischzusatz für Baustoffe, z. B. für Beton. Es gibt eine Reihe von verschiedenen Techniken Grundwasserproben zu entnehmen beginnend mit einfachen Flaschen. Die Auswahl hängt vom Zweck der Untersuchung und den çrtlichen und geologischen Bedingungen am Ort der Untersuchung ab. Die meist benutzte Methode ist die Entnahme durch Pumpen, die angewandt werden sollte, wenn umgewälztes Wasser bençtigt wird. Das Entnahmegerät für Wasserproben wird eingesetzt, wenn die Probe aus einer bestimmten Tiefe entnommen werden soll. Vakuumflaschen kommen zum Einsatz, wenn das Wasser aus Bçden niedriger Durchlässigkeit abgesaugt werden muss. 2.6.3 Grundwassermessungen Die Messung von Grçßenordnungen, ¾nderungen und Schwankungen von Grundwasserständen oder des Porendrucks werden mit Grundwassermessstellen durchgeführt, die mit einem oder mehreren Piezometern ausgerüstet sind. Die Messstellen sollten im Voraus unter Berücksichtigung der Baugrundbedingungen, vor allem der Durchlässigkeit der verschiedenen anstehenden Schichten geplant werden. Davon und vom Zweck der Untersuchung hängt die Anzahl der Messebenen ab. Normalerweise wird nur ein Piezometer in jedes Bohrloch einer Station installiert. Messungen kçnnen in offenen oder geschlossenen Systemen durchgeführt werden. Bei der Anordnung mehrerer Messstellen übereinander in geklüftetem Fels sollten diese durch Packer gegenüber der über dem Grundwasserstockwerk liegenden Schicht abgedichtet werden. Die Anwendung von offenen Standrohren ist nicht zu empfehlen, da Oberflächenwasser eindringen kann. Weitere Information über die Planung und
    • 60 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker 1. 2. 3. 4. 5. Abdichtung Filter Rohr Filterkies Anzeige Bild 2. Beispiele von offenen Systemen (nach EN ISO 22475-1): a) offenes Standrohr, b) offenes Rohr mit Innenschlauch 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9. 10. Druckwertmessgeber Strçmungsregler Druckzuleitung Rückleitung Spülleitung Membran Messinstrument elektrischer Messwertgeber Filterspitze Filter Bild 3. Beispiele für geschlossene Systeme (nach EN ISO 22475-1): a) hydraulisches System, b) pneumatisches System, c) elektrisches System Durchführung von Grundwassermessungen sind in EN 1997-2, Abschn. 3.6 enthalten. Einzelheiten zu Geräten, Einbau, Messungen und Dokumentation sind EN ISO 22475-1, Abschn. 9, 10 und 12.1 zu entnehmen. Für die Darstellung selbst ist DIN 4023 maßgebend. Die grundsätzliche Auslegung der verschiedenen Systeme, d. h. offene und geschlossene Systeme, ist in den Bildern 2 und 3 dargestellt. Bei offenen Systemen steht der Grund-
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 61 wasserstand im Standrohr oder im Innenschlauch in direkter Verbindung mit der Außenluft, womit der Wasserspiegel im Piezometer dem Grundwasserstand in der Filterzone entspricht. Bei geschlossenen Systemen ist ein Filter mit Spitze angebracht. Von dort wird der Porendruck zu einer mit Wasser gefüllten Kammer und weiter zum Messinstrument übertragen. In Abhängigkeit von der Art des Messens, kommen verschiedene Messsysteme zum Einsatz: Hydraulische, pneumatische und elektrische Systeme. Für die richtige Auswertung des Porendrucks ist es wichtig zu wissen, ob die Messungen in absolutem atmosphärischen Druck oder relativ zum vorhandenen atmosphärischen Druck protokolliert wurden. 2.7 Behandlung, Transport und Aufbewahrung der Proben Alle Boden- und Felsproben müssen mit Sorgfalt behandelt werden, um ¾nderungen in ihrer Struktur und ihren Eigenschaften zu vermeiden. Entsprechend muss mit Wasserproben umgegangen werden. Um die Boden- und Felsproben zu schützen, müssen sie unmittelbar nach der Entnahme in wasser- und luftdichte Behälter verpackt werden, die direkt vor Ort beschriftet und nummeriert werden müssen. Die Beschriftung wie auch das Entnahmeprotokoll müssen folgende Informationen enthalten: Identifikation des Projektes sowie des Bohrloches, des Schurfs etc., die Kennzeichnung der Probe, die Entnahmekategorie und die Entnahmetiefe, bezogen auf einen Referenzpunkt. Die Proben müssen vor Sonne, Hitze, Frost und Regen geschützt werden. Um Austrocknen zu vermeiden, kçnnen die Proben in Wasser oder in einer feuchten Hülle aufbewahrt werden. Die Proben müssen sobald wie mçglich zum Labor transportiert werden (Wasserproben täglich). Eine Kopie des Entnahmeprotokolls muss die Proben begleiten. Im Labor sollten die Proben in klimatisierten Räumen bei mçglichst gleicher Temperatur und Feuchtigkeit wie im Baugrund aufbewahrt werden. Weitere Einzelheiten über Behandlung, Transport und Aufbewahrung sind EN ISO 22475-1, Abschn. 11 zu entnehmen. 2.8 Berichterstattung 2.8.1 Feldbericht Am Untersuchungsort muss ein Feldbericht der Probenentnahmen und der Grundwassermessungen für jedes Bohrloch erstellt werden, der im Allgemeinen Folgendes beinhalten muss: • Kopfblatt: durchführendes Unternehmen, Auftraggeber, Bezeichnung des Projekts, Nummer des Aufschlusses (Bohrloch, Schürfe etc.), Lage und Hçhe des Bohrlochs und des Grundwasserspiegels, eingesetztes Gerät, Schwierigkeiten, welche die Ergebnisse der Untersuchungen beeinflusst haben kçnnten. • Bohrprotokoll: allgemeine Informationen wie im Kopfblatt, eingesetztes Gerät und die Bohrdurchführung. • Probenentnahmeprotokoll: allgemeine Information wie oben, Beschreibung der eingesetzten Geräte und des Probenentnahmevorgangs, vorläufige Beschreibung von Bodenund Felsart, Ergebnisse von besonderen Versuchen an Wasserproben vor Ort, z. B. pH-Wert und Temperatur. • Schichtenverzeichnis: allgemeine Informationen wie oben, Bohrrichtung und Durchmesser, Entnahmeverfahren, vorläufige Bezeichnung und Beschreibung der Boden- und Felsproben nach ISO 14688-1 und ISO 14689-1.
    • 62 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker • Verfüllprotokoll: allgemeine Informationen wie oben, Verfülldatum, Verfüllmaterial und -verfahren. • Protokoll der Piezometerinstallation: allgemeine Information wie oben, Bezeichnung der Grundwassermessstation, Lage und Hçhe, Tiefe des Grundwasserspiegels und des Filters (Einbautiefe), Beschreibung des Einbaus der Geräte, Beobachtungen und Ablesungen während des Einbaus sowie vor und nach den Funktionsprüfungen, Datum und Ergebnis der ersten Ablesung. • Protokoll der Grundwassermessungen: allgemeine Informationen wie oben einschließlich der Nummer des Piezometers, Zeit und Messwert jeder Messung, atmosphärischer Druck, wenn angebracht, berechnete Drücke, Kommentare zu Beobachtungen oder durchgeführte Überprüfungen. Alle oben genannten Protokolle sowie der Feldbericht müssen den Namen und die Unterschrift des ausführenden qualifizierten Geräteführers oder Technikers tragen. Weitere Informationen zum Feldbericht sind EN ISO 22475-1, Abschn. 12.1 zu entnehmen; Beispiele für die Protokolle sind in den dazu gehçrenden Anhängen A und B enthalten. 2.8.2 Ergebnisbericht Der Ergebnisbericht muss soweit zutreffend folgende wesentliche Informationen enthalten: – Feldprotokoll; – Schichtenverzeichnis und grafische Darstellung des Schichtenverzeichnisses nach ISO 14688-1 und ISO 14689-1; – grafische Darstellung des Bohrprotokolls; – grafische Darstellung des Verfüllprotokolls; – grafische Darstellung der Grundwassermessstelle; – geotechnische Beurteilung der Gesamtergebnisse; – grafische oder numerische Darstellung der Ergebnisse der Grundwassermessungen; – Name und Unterschrift des verantwortlichen Fachmanns. Es sei darauf hingewiesen, dass die Berichterstattung für die im Folgenden behandelten Feldversuche ähnlich detailliert wie im vorhergehenden Fall aufgebaut ist und zu erfolgen hat (siehe dazu u. a. die Normenreihe EN ISO 22476). 3 Baugrundaufschluss durch Sondierungen 3.1 Allgemeines Bei einer Sondierung wird eine dünne Stange in den Baugrund gedrückt, gerammt oder in einer bestimmten Tiefe um ihre Längsachse gedreht. Aus der Grçße bzw. der ¾nderung des Eindringwiderstands (Sondierwiderstands) mit der Tiefe kann z. B. auf die Festigkeit einer Schicht bzw. auf einen Schichtwechsel geschlossen werden. Diese Art von Sondierungen gehçrt im Gegensatz zu dem Schurf, dem Untersuchungsschacht und -stollen sowie zu den Bohrungen zu den indirekten Aufschlüssen, d. h. eine Inaugenscheinnahme oder Probenentnahme ist im Allgemeinen nicht mçglich. Sondierungen sind indirekte Untersuchungen, die stets durch direkte Aufschlüsse (z. B. Schlüsselbohrungen mit entsprechenden Probenentnahmen) zur Ansprache des Baugrunds
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 63 ergänzt werden müssen, weil der Messwert „Sondierwiderstand“ allein keinen Rückschluss auf die Bodenart zulässt. Allerdings kann das Sondierdiagramm auch als Unterstützung zur Auswahl der Tiefen dienen, in denen entsprechende Bodenproben entnommen werden müssen. Auch die Ableitung geotechnischer Kenngrçßen aus Sondierergebnissen darf nicht unkritisch gesehen werden. Alle diesbezüglichen Untersuchungen hatten und haben zum Ziel, gesicherte Beziehungen zwischen Sondierwiderstand einerseits und geotechnischen Kenngrçßen andererseits, wie z. B. Kohäsion, Winkel des Scherwiderstands, Steifemodul entweder direkt oder indirekt über Konsistenz, Lagerungsdichte etc. sowie unmittelbare Ansätze zur Tragfähigkeit von Gründungselementen wie Pfahlmantelreibung, Pfahlwiderstand, herzuleiten. Die Aussagegenauigkeit ist aber z. B. wegen sich überlagernden Einflüssen stets – mçglichst unterstützt durch çrtliche Erfahrung – kritisch zu überprüfen. So kann z. B. der Sondierwiderstand in einem bindigen Boden unter der Sondenspitze selbst ziemlich konstant sein, aber andererseits durch Mantelreibung am Gestänge erhçht werden. Selbst in nichtbindigen Bçden kçnnen Interpretationsschwierigkeiten auftreten. So ist der Sondierwiderstand hier nicht nur von der Lagerungsdichte, sondern zusätzlich auch von der Ungleichfçrmigkeit bzw. Verdichtbarkeit abhängig. Ohne Kenntnis der Korngrçßenverteilung bzw. der lockersten und dichtesten Lagerung ist in diesem Fall eine quantitative Aussage z. B. über die Lagerungsdichte nur bedingt mçglich [16–22]. Besonders in nichtbindigen Bçden mit schluffigen Beimengungen kann der Eindringwiderstand hçher sein als der der tatsächlichen Lagerungsdichte entsprechende. In kiesigen Bçden treten häufig infolge steiniger Einlagerungen Spitzenwerte des Eindringwiderstands auf; diese Werte müssen für die Bewertung geotechnischer Kenngrçßen ausgeschlossen werden. Die verbreitete Anwendung von Sondierungen in der Praxis, aber auch zahlreiche Forschungsarbeiten haben mit der Zeit in gerätetechnischer Hinsicht zu Verbesserungen und hinsichtlich der Zuordnung des Sondierwiderstandes des zu geotechnischen Kenngrçßen auch zu gesicherten Beziehungen geführt, die bei vergleichbaren Verhältnissen reproduzierbare Aussagen zulassen (siehe z. B. [23–27]). Es muss jedoch darauf hingewiesen werden, dass alle im Folgenden aufgeführten Mçglichkeiten zur Ableitung geotechnischer Kenngrçßen etc. im Einklang mit EN 1997-2 lediglich Beispiele sind, die nur für die jeweils untersuchten Bedingungen (Bçden etc.) gelten, da allgemeingültige Aussagen nicht mçglich sind. Daher muss es als unzulässig angesehen werden, z. B. eine für alle Sande oder gar alle Sande und Kiese allgemeingültige Beziehung zur Ermittlung der Lagerungsdichte verbindlich festzulegen. Weiterhin muss die Art und Herkunft der einzelnen Beispiele beachtet werden. So basieren z. B. alle im Folgenden im Zusammenhang mit Ramm- und Drucksondierungen sowie mit dem Standard Penetration Test angegebenen Beziehungen aus EN 1997-2 auf deterministischen Festlegungen, die für die jeweils untersuchten Bedingungen auf der sicheren Seite liegen. Andere Beispiele mçgen statistische Regressionsgleichungen sein oder lediglich in Tabellenform geotechnische Kenngrçßen als Bandbreiten angeben; in jedem dieser Fälle müssen daher bei einer eventuellen Anwendung unterschiedliche Sicherheitsüberlegungen zugrunde gelegt werden. Es empfiehlt sich daher, für eine nähere Betrachtung des jeweiligen Beispiels auf die Originalquelle zurückzugreifen. Bei ihrer Anwendung müssen die angegebenen Randbedingungen (z. B. Bodenart etc.) mit den jeweils zu untersuchenden Verhältnissen sinnvoll übereinstimmen, da sonst die Gefahr von Fehlinterpretationen besteht (siehe z. B. [28]), wo auf derartige Schwierigkeiten bei der Auswertung von entsprechenden Ergebnissen hingewiesen wird.
    • 64 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Die gerätetechnische Entwicklung einiger Sondentypen, die Ausführung der Sondierungen und die Darstellung der Versuchsergebnisse sind inzwischen international abgestimmt [29, 30] und in der Normenreihe EN ISO 22476 harmonisiert worden. Behandelt werden darin u. a. (s. a. Tabelle 1): – Cone Penetration Test (CPT, Drucksondierungen), – Borehole Expansion Tests (MPT, RDT, SDT, SBP, FDP, BJT, MDT; Bohrlochaufweitungsversuche), – Standard Penetration Test (SPT), – Dynamic Probing (DP, Rammsondierungen), – Field Vane Test (FVT, Flügelscherversuche), – Weight Sounding Test (WST, Gewichtssondierungen). Über die Jahrzehnte sind gewachsene Erfahrungen über die Bewertung und Anwendung von Sondierergebnissen gesammelt worden. Dieser Erfahrungsschatz hat sich langsam entwickelt und ist auch heute noch vor allem dort unverzichtbar, wo auf çrtliche Erfahrung zurückgegriffen werden kann. Um die dabei gewonnenen Erkenntnisse zu bewahren, werden hier und in den folgenden Abschnitten nicht nur die obigen harmonisierten Geräte behandelt, sondern auch deren Vorläufer oder verwandte Geräte und Weiterentwicklungen. 3.2 Rammsondierungen 3.2.1 Geräte und Versuchsdurchführung Die in EN 1997-1, Abschn. 1.3. 3. 10.2 angesprochene Rammsondierung (DP) ist nach EN ISO 22476-2 die in situ Feststellung des Eindringwiderstands durch das lotrechte Eindringen einer Rammsonde in den Baugrund. Das Einrammen erfolgt durch einen Rammbären bei gleichbleibender Fallhçhe, wobei die Schlagzahl N10 oder N20 für die Eindringtiefe von 10 bzw. 20 cm ermittelt wird. Die Rammsonde besteht aus einer Sondenspitze und einem Hohlgestänge. Die harmonisierten Sondentypen sind in Tabelle 6 zusammengestellt. In EN ISO 22476-2 erscheinen im Vergleich zu DIN 4094-3 nur noch die leichte Rammsonde (DPL), die mittlere und die schwere Rammsonde (DPM, DPH) sowie die DPSH mit ähnlichen Abmessungen wie die des Standard Penetration Test im normativen Teil. Die in DIN 4094-3 enthaltene DPL-5 sowie die überschwere Rammsonde DPG (Masse des Rammbären = 200 kg, Fallhçhe 50 cm, Spitzenquerschnitt = 50 cm2 [31, 32]) konnten nicht in die EN ISO 22476-2 eingebracht werden, da sie über Deutschland hinaus nicht verbreitet sind. Festzustellen ist, dass sich der Trend zu Rammsonden mit erhçhter Rammbärmasse auch in Japan, Kanada und den U. S. A. fortsetzt; der Hintergrund ist das Bestreben, auch extrem feste Schichten wie glaziale Kiese, weichen Fels etc. damit zu erkunden. Zur Ausschaltung der Mantelreibung und damit zur besseren Erfassung des eigentlichen Spitzenwiderstands ist die Sondenspitze gegenüber dem Gestänge leicht verdickt (Bild 4). Wenn mit verlorener Spitze gearbeitet wird, wird dadurch das Ziehen der Sonde erleichtert. Um die Mantelreibung herabzusetzen und den Kraftschluss der Sondierstangen sicherzustellen, muss das Sondiergestänge mit einem Drehmomentenschlüssel nach jedem Meter Eindringung wenigstens 1,5 Umdrehungen im Uhrzeigersinn gedreht werden; dabei ist das gemessene Moment zu protokollieren; mit ihm kann auf die Grçße der Mantelreibung geschlossen werden. Zur Vermeidung der Mantelreibung kann Bohrspülung (mçglichst Wasser von Trinkwasserqualität) aus Lçchern gepresst werden, die im Hohlgestänge in der Nähe der Spitze waagerecht oder aufwärts gerichtet angebracht sind. Zum gleichen
    • cm2 mm mm mm kg kg mm Einheit 20 50,5 – 0,5 49 50 < d < 0,5 Dha) 30 63,5 – 0,5 750 – 20 DPSH-B Anmerkung: Die angegebenen Toleranzen sind Herstellungstoleranzen. a) Dh Durchmesser des Rammbären, bei rechteckiger Ausbildung wird die kleinere Länge als Durchmesser angenommen. b) Nur für verlorene Sondenspitze. c) Die maximale Gestängelänge darf 2 m nicht überschreiten. d) Abweichung der Stange von der Vertikale. 167 194 238 50 kJ/m2 spezifische Arbeit je Schlag 100 0,1 0,2 0,1 0,2 0,1 0,2 0,1 0,2 0,1 0,2 % % mgh/A 8 35 6 32 6 32 6 32 90,0 – 2 b) 22,5 – 0,1 5 43,7 – 1 21,9 – 0,1 4 43,7 – 1 21,9 – 0,1 4 35,7 – 1 17,9 – 0,1 3 3 22 51 – 2 25,3 – 0,4 5 16 45,0– 0,3 43 50 < d < 0,5 Dh 18 63,5 – 0,5 500 – 10 DPSH-A DPSH (superschwer) 15 43,7 – 0,3 42 50 < d < 0,5 Dha) 18 50 – 0,5 500 – 10 DPH (schwer) 15 43,7 – 0,3 42 50 < d < Dha) 18 30 – 0,3 500 – 10 DPM (mittel) 10 35,7 – 0,3 34 50 < d < Dha) 6 10 – 0,1 500 – 10 DPL (leicht) kg/m mm L m da mm mm mm A D d m m h Symbol Gestängec) Masse (max.) Außendurchmesser (max.) Gestängedurchbiegungd): unterste 5 m restliche Länge 90°-Sondenspitze Nennquerschnittsfläche Spitzendurchmesser, neu Spitzendurchmesser, abgenutzt (min.) Mantellänge (mm) Hçhe des Kegels max. zulässiger Verschleiß an der Sondenspitze Amboss Durchmesser Masse (max.) (einschließlich Führungsstange) Rammvorrichtung Rammbärmasse, neu Fallhçhe Geräte für Rammsondierungen Tabelle 6. Arten der Rammsondiergeräte (nach EN ISO 22476-2) 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 65
    • 66 1 2 3 4 5 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Verlängerungsstange (Gestänge) Injektionsçffnung (optional) Gewindeverbindung Kegel Sondenspitze 6 7 L D dr Mantel Steckverbindung Mantellänge Spitzendurchmesser Stangendurchmesser Bild 4. Ausbildungen der Rammsondenspitzen (für L, D und dr siehe Tabelle 6; nach EN ISO 22476-2). a) Sondenspitze Typ 1, hier als fest mit dem Gestänge verbundene Spitze, b) Sondenspitze Typ 2, hier als verlorene Spitze Zweck kann auch eine Verrohrung verwendet werden, mit der z. B. bei der DPSH Ergebnisse erzielt werden kçnnen, die mit denen des Spitzenwiderstands der Drucksonde (CPTU) vergleichbar sind [33]. 3.2.2 Auswertung 3.2.2.1 Allgemeines Die Sondierergebnisse werden qualitativ ausgewertet, wenn – die Schichtenfolge erkundet werden soll (zusammen mit Schlüsselbohrungen); – die Gleichmäßigkeit bzw. Ungleichmäßigkeit des Baugrunds oder einer Schüttung beurteilt werden soll; – besonders lockere oder feste Bereiche im Untergrund, z. B. Auffüllungen bzw. Felshorizonte (mit schwerem Gerät) erkundet werden sollen; – Verdichtungskontrollen durchgeführt werden sollen, z. B. durch Vergleich der Eindringungswiderstände vorher – nachher).
    • 67 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Dabei ist zu beachten, dass mit den verschiedenen Sonden im Allgemeinen etwa folgende Untersuchungstiefen erreicht werden kçnnen: DPL 10 m; DPM 20 m; DPH 25 m; DPSH 30 m. EN ISO 22476-2 gibt Beispiele für geotechnische und gerätetechnische Einflüsse, die bei der Auswertung beachtet werden müssen. Dazu gehçrt auch die Tatsache, dass in nichtbindigen Bçden bei gleicher Lagerungsdichte der Eindringwiderstand unterhalb des Grundwasserspiegels niedriger ist als bei gleichen Verhältnissen oberhalb der Grundwassers. Entsprechende Beziehungen, die diesen Einfluss berücksichtigen, zeigt Tabelle 7. Tabelle 7. Beispiel für Beziehungen zur Berücksichtigung des Einflusses des Grundwassers auf die Schlagzahlen von Rammsondierungen in nichtbindigen Bçden (nach DIN 4094-3) Bodenart Cua) Sondenart Sa £3 DPL N10 ü = 2 N10 u + 2 DPH N10 ü = 1,3 N10 u + 2 BDP N30 ü = 1,1 N30 u + 5 DPH N10 ü = 1,2 N10 u · 4,5 BDP N30 ü = 1,1 N30 u · 5,9 Sa-Gr a) ‡6 Beziehung Ungleichfçrmigkeitszahl DPL: Leichte Rammsonde DPH: Schwere Rammsonde BDP: Bohrlochrammsondierung Bodenbezeichnung nach ISO 14688-1 Nku: Schlagzahl unter GW Nkü: Schlagzahl über GW Gültigkeitsbereich: 3 < Nku < 50 3.2.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Scherfestigkeit Bei der Ableitung geotechnischer Kenngrçßen stehen diejenigen im Vordergrund, welche die Scherfestigkeit und Zusammendrückbarkeit von hauptsächlich nichtbindigen Bçden repräsentieren. Zunächst ein Beispiel für eine Mçglichkeit zur indirekten Bestimmung des Winkels des Scherwiderstands j' aus Rammsondierungsergebnissen (s. a. EN 1997-2, Anhang G.1 und G.2). Umfangreiche Untersuchungen [17, 18] haben gezeigt – und wurden verschiedentlich bestätigt [19, 20] –, dass folgende allgemeine halblogarithmische Gleichung die Beziehung zwischen Sondierwiderstand (hier N10) und der bezogenen Lagerungsdichte nichtbindiger Bçden am besten wiedergibt: ID = a1 + a2 logN10 (1) In Tabelle 8 sind Beispiele für die Koeffizienten von Gl. (1) für verschiedene nichtbindige Bçden jeweils für die leichte (DPL) und schwere (DPH) Rammsonde zusammengestellt. Die sich daraus ergebenden Beziehungen gelten für Sondierungen, die oberhalb des Grundwasserspiegels durchgeführt wurden. Mithilfe der aus entsprechenden Sondierergebnissen ermittelten bezogenen Lagerungsdichte ID kann dann der Winkel des Scherwiderstands j' entweder durch Versuche oder über entsprechend gesicherte Beziehungen bestimmt werden. In EN 1997-2, Anhang F.3 ist ein
    • 68 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Tabelle 8. Beispiele für Koeffizienten der Gln. (1), (3) und (4) zur Ermittlung von bezogener Lagerungsdichte ID und Steifebeiwert v aus Ergebnissen von Rammsondierungen (nach EN 1997-2) Bodenbezeichnung Bedingungen Cua) ICb) Bezogene Lagerungsdichte ID über unter GW GW DPL Steifebeiwert v DPH a1 a2 a1 DPL a2 DPH b1 b2 b1 b2 Sa £3 – · – 0,15 0,260 0,10 0,435 71 214 161 249 Sa £3 – – · 0,21 0,230 0,23 0,380 – – – – Sa-Gr ‡6 – · – – – –0,14 0,550 – – – – 0,75 – 1,30 · – – – 30 4 50 6 Si a) – – Ungleichfçrmigkeitszahl, b) Konsistenz Gültigkeitsbereiche: Für die bezogene Lagerungsdichte: 3 £ N10 £ 50. Für den Steifebeiwert bei Sa: bei der DPL: 4 £ N10 £ 50; bei der DPH: 3 £ N10 £ 10. Für den Steifebeiwert bei Si: bei der DPL: 6 £ N10 £ 19; bei der DPH: 3 £ N10 £ 13. Bodenbezeichnung nach ISO 14688-1. Beispiel für Beziehungen zwischen ID und j' für Silikatsande enthalten, bei dem qualitativ nach Kornverteilung und Korndurchmesser unterschieden wird. Ein praktisches Beispiel für die direkte Ableitung des Winkels des Scherwiderstands von kiesigen Bçden aus Rammsondierungsergebnissen im Zusammenhang mit der Auslegung von Hafenspundwänden wird in [21] gegeben. Zusammendrückbarkeit Im Folgenden wird ein Beispiel für die direkte Ableitung des von der Vertikalspannung abhängigen Steifemoduls aus oberhalb des Grundwasserspiegels erhaltenen Sondierergebnissen aufgezeigt (EN 1997-2, Anhang G.3). Ausgang für die Ermittlung der Zusammendrückbarkeit ist die Definition des Steifemoduls Eoed aus Kompressionsversuchen als Grundlage für die Berechnung der Setzungen von Flachgründungen: Eoed = v × pa [(s'v + 0,5 s'p)/pa]w (2) Darin sind: v Steifebeiwert w Steifeexponent; für Sande und Sand-Kies-Gemische: w = 0,5; für leicht plastische Tone geringer Plastizität (wP £ 10; wL £ 35): w = 0,6 s'v wirksame Vertikalspannung in der Gründungssohle oder in jeder beliebigen Tiefe darunter infolge des Überlagerungsdrucks des Bodens s'p durch das Bauwerk hervorgerufene wirksame Vertikalspannung in der Gründungssohle oder in jeder beliebigen Tiefe darunter pa atmosphärischer Druck
    • 69 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld wP Ausrollgrenze wL Fließgrenze Untersuchungen an nichtbindigen und bindigen Bçden [17, 34] haben folgende Gleichungsformen zur Ermittlung des Steifebeiwerts v in Gl. (2) ergeben: für Sande und kiesige Sande: v = b1 + b2 logN10 (3) für leicht- und mittelplastische Tone: v = b1 + b2 × N10 (4) Mit den Koeffizienten b1 und b2 aus Tabelle 8 zur Bestimmung von v sowie mit w = 0,5 für nichtbindige Bçden und w = 0,6 für die betrachteten bindigen Bçden lässt sich damit der spannungsabhängige Steifemodul direkt ermitteln. 3.2.2.3 Tragfähigkeit von Pfählen Ergebnisse von Rammsondierungen werden seit langem auch dafür genutzt, wofür sie von der Art der Versuchsanlage her naheliegend geeignet scheinen: zur Vorhersage der Rammbarkeit von Pfählen und Spundbohlen sowie der Pfahltragfähigkeit, s. EN 1997-1, Abschn. 7 und 3.4.2.3 sowie [31, 32, 35–37]. 3.2.2.4 Beziehungen zwischen den Ergebnissen verschiedener Sondierungen An dieser Stelle muss auch auf Beziehungen hingewiesen werden, die für die Ergebnisse zwischen den einzelnen Rammsondierungen an sich, aber auch zu denen der Drucksonde aufgestellt wurden (s. a. EN 1997-2, Anhang G.4 und z. B. [17, 34]). Generell ist es wichtig festzustellen, dass die verschiedenen Sondierungsarten unterschiedliche Leistungsfähigkeit und Aussagekraft in den verschiedenen Bodenarten besitzen. Aus diesem Grund kann es durchaus angebracht sein, verschiedene Sondierungsarten in einem Projekt parallel einzusetzen (s. a. Tabelle 1), um so – mçglichst gepaart mit çrtlicher Erfahrung – auf wirtschaftliche Art die beste Information über den untersuchten Baugrund zu erhalten. 3.3 Standard Penetration Test 3.3.1 Geräte und Versuchsdurchführung Der in EN 1997-1, Abschn. 3. 3. 10.2 angesprochene Standard Penetration Test (SPT) umfasst gemäß EN ISO 22476-3 die Ermittlung des Bodenwiderstands an der Bohrlochsohle gegenüber der dynamischen Eindringung eines in Längsrichtung zweigeteilten Entnahmegeräts und die Entnahme gestçrter Proben zur Bodenbestimmung. Der Versuch besteht im Wesentlichen darin, dass ein Probenentnahmegerät (Außendurchmesser = 51 mm, Innendurchmesser = 35 mm) eingerammt wird, indem ein Rammbär mit einer Masse von 63,5 kg von einer Hçhe von 76 cm auf einen Amboss fällt. Die Schlagzahl, die erforderlich ist, um das Entnahmegerät über eine Tiefe von 30 cm (nach seiner Eindringung unter Eigengewicht und unterhalb der Anfangsrammung von 15 cm) einzurammen, wird als der Eindringwiderstand N betrachtet. Beim Einsatz in kiesigen Bçden und in weichem bzw. verwittertem Fels wird das Verfahren mit geschlossener Spitze mit einem Öffnungswinkel von 60 eingesetzt. Dieses Verfahren wird heute außer in Deutschland z. B. u. a. auch in folgenden Ländern praktiziert: Australien,
    • 70 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Großbritannien, Portugal, Spanien und Südafrika [23]; der Versuch wird dann im Allgemeinen als SPT(C) bezeichnet (EN ISO 22476-3). Der Standard Penetration Test ist die älteste Form der Rammsondierungen [23, 38], dessen erster bekannter Einsatz auf den Anfang des 20. Jahrhunderts zurückgeht; die ersten Normungsversuche stammen aus den frühen 1930er-Jahren in den U. S. A. Der Standard Penetration Test ist noch heute der am weitesten verbreitete Versuch in situ für Tragfähigkeits- und Stabilitätsuntersuchungen [24], über den [23] einen sehr guten Überblick gibt. Die bekanntesten Normen sind ASTM D 1586 für Nordamerika und BS 1377 für Großbritannien, auf die weltweit zurückgegriffen wird, wenn nicht wie z. B. in Australien, Brasilien, Indien oder Japan eigene Normen vorliegen. Die erste internationale Harmonisierung gelang dem Technical Committee TC 16 der ISSMFE mit dem entsprechenden „International Test Procedure for SPT“ [29]; dieses Dokument galt auch als Ausgangsbasis für EN ISO 22476-3. Schwierigkeiten bei der Interpretation der Ergebnisse traten dadurch auf, dass der genaue Wert der in das Gestänge eingeleiteten Energie bekannt sein muss und zusätzlich Energieverluste infolge des im Bohrloch nicht abgestützten Gestänges auftreten kçnnen. Entsprechende Verfahren zur Bestimmung dieser Energieverluste oder entsprechende Erfahrungswerte liegen heute vor (siehe z. B. [23, 39–44]), und haben zum Teil auch Eingang in die Normung gefunden z. B. ASTM D 4633 und EN ISO 22476-3. Jüngere Erweiterungen der Versuchseinrichtung und -durchführung zeigen Vorrichtungen zur Messung des Drehmoments am Gestänge [38, 45–47], um dadurch zusätzliche Hinweise z. B. auf die durchfahrenen Bodenarten oder zu erwartende Pfahlmantelreibung zu erhalten [48]. Diese, Mitte des 20. Jahrhunderts noch große, Unklarheit über die Energieverluste führte in den frühen 50er-Jahren in Deutschland unter Beibehaltung der ursprünglichen technischen Daten des SPT (Fallhçhe etc.) zur Entwicklung der Bohrlochrammsondierung (BDP; DIN 4094-2) mit den folgenden Zielen: – Übertragung der vollen Rammenergie auf den Amboss, – Ausschaltung des Gestängeeinflusses. Das Gerät wurde dahingehend ausgelegt [8, 49, 50], dass die Schlagvorrichtung in einem wasserdichten Mantel unmittelbar über der Sonde angebracht ist (Bild 5). Das Gerät wird am Seil in das Bohrloch eingeführt. Der Rammbär wird mit einer automatischen Ausklinkvorrichtung gelçst. Die Sondenspitze ist geschlossen (Öffnungswinkel 60), da aus der Bohrung selbst je nach Bodenart gestçrte Proben oder ungestçrte Sonderproben entnommen werden kçnnen. Das Gerät in Bild 5 ist seitdem in DIN 4094 (DIN 4094-2) genormt. Die Definition lautet: Die Bohrlochrammsondierung ist eine Rammsondierung im Bohrloch, die von der Bohrlochsohle aus über eine definierte Eindringtiefe durchgeführt wird. Nach einer Anfangsrammung über 15 cm wird die Schlagzahl N30 für die darauffolgende Eindringtiefe von 30 cm festgestellt. Bei Untersuchungstiefen von > 20 m unterhalb des Grundwasserspiegels wird neuerdings die Verwendung von Zusatzgewichten empfohlen, die oberhalb der Sonde angebracht werden (s. DIN 4094-2 und [51]). Beim Einsatz in nichtbindigen Bçden unterhalb des Grundwasserspiegels muss besonders sorgfältig bei der Versuchsdurchführung vorgegangen werden. So kçnnte z. B. der Boden unterhalb der Bohrlochsohle durch den Bohrvorgang aufgelockert werden. Andererseits kann der Sondiervorgang innerhalb der Verrohrung in aufgetriebenem Boden stattfinden, der sich zwischen Sonde und Bohrrohr verspannt hat und dadurch zu hohe Schlagzahlen
    • 71 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 1 2 3 4 5 6 7 Seil Stopfbuchse Automatische Ausklinkvorrichtung Rammbär Mantel Amboss Sonde j 3 bis 6: Schlagvorrichtung Bild 5. Bohrlochrammsonde BDP nach DIN 4094-2 erfordert; Auftrieb ist daher unter allen Umständen durch entsprechende Maßnahmen (z. B. Auffüllen der Verrohrung durch Wasser) zu vermeiden. Der Standard Penetration Test nach EN ISO 22476-3 und die Bohrlochrammsondierung nach DIN 4094-2 werden im Wesentlichen in Schlüsselbohrungen eingesetzt, um Anhaltspunkte über die Festigkeitseigenschaften der angetroffenen Schichten zu erhalten. 3.3.2 Auswertung 3.3.2.1 Allgemeines Die Anwendungsbreite für die Nutzung der SPT-Resultate ist breit. Der Versuch wird am häufigsten zur Bestimmung der Festigkeits- und Verformungseigenschaften nichtbindiger Bçden angewendet; allerdings kçnnen auch für andere Bodenarten u. U. wertvolle Daten ermittelt werden, z. B. [52]. Tabelle 9 gibt eine Übersicht über die heutigen Anwendungen von SPT-Resultaten in der geotechnischen Berechnung und Bemessung auf internationaler Ebene. EN 1997-2, 4.6 und [23] geben Beispiele für entsprechende Anwendungen. In DIN 4094-2 finden sich entsprechende Hinweise für die Bohrlochrammsondierung. Bei der Anwendung bestehender Beziehungen zwischen den Resultaten des SPT und z. B. geotechnischer Kenngrçßen müssen allerdings neben den Einflüssen durch die Versuchsdurchführung u. a. folgende Punkte unbedingt beachtet werden. Zum einen muss die Bodenart, für die eine bestimmte Beziehung ermittelt wurde, beschrieben sein; so beeinflusst in nichtbindigen Bçden nicht allein die Lagerungsdichte, sondern auch die Ver-
    • 72 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker dichtungsfähigkeit, Korngrçße und u. U. Zementierung die Schlagzahl und damit die Ableitung geotechnischer Kenngrçßen [17, 53]. Dies gilt im Übrigen auch für die anderen in diesem Kapitel behandelten Sondierungsarten (siehe z. B. [16–18, 20, 21]). Zum anderen muss bekannt sein, ob und nach welchem Verfahren die der entsprechenden Beziehung zugrunde liegende Schlagzahl hinsichtlich der oben erwähnten Energieverluste korrigiert worden ist. ¾hnlich wie bei den Rammsondierungen (s. Abschn. 3.2.2.1) ist bei der Auswertung von Ergebnissen, die in nichtbindigen Bçden erzielt wurden, Folgendes zusätzlich zu beachten. Bei gleicher Lagerungsdichte ist der Eindringwiderstand unterhalb des Grundwasserspiegels geringer als bei gleichen Verhältnissen ohne Grundwasser. DIN 4094-2 enthält z. B. entsprechende Beziehungen für die Bohrlochrammsondierung, die diese Verhältnisse berücksichtigen (s. a. Abschn. 3.3.2.2). Tabelle 9. Beispiele für Anwendungen von SPT-Resultaten in der internationalen geotechnischen Berechnung und Bemessung (in Anlehnung an [23]) Ableitung von geotechnischen Kenngrçßen • • • • • Winkel des Scherwiderstands von nichtbindigen Bçden Undränierte Scherfestigkeit von Ton Festigkeit von weichem Fels bei unbehinderter Seitendehnung Steifenmodul bzw. Steifebeiwert von nichtbindigen und bindigen Bçden Maximaler Schubmodul Unmittelbare Berechnungen • • • • • • Setzungen von Flachfundamenten auf Sand Zulässiger Sohldruck von Gründungen auf Sand Zulässiger Sohldruck von Rostfundamenten auf Sand Bodenverflüssigung von Sanden Spitzendruck und Mantelreibung von Pfählen Rammbarkeit von Spundwänden 3.3.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Scherfestigkeit Das folgende Beispiel zeigt eine Mçglichkeit zur indirekten Bestimmung des Winkels des Scherwiderstands j' nichtbindiger Bçden aus Ergebnissen der Bohrlochrammsondierung. ¾hnlich zu Gl. (1) gilt folgende Beziehung zwischen der Schlagzahl N30 und der bezogenen Lagerungsdichte ID: ID = c1 + c2 logN30 (5) In Tabelle 10 sind Beispiele für die Koeffizienten von Gl. (5) für verschiedene nichtbindige Bçden, die oberhalb bzw. unterhalb des Grundwasserspiegels gemessen wurden, zusammengestellt. Mithilfe der aus den Sondierergebnissen ermittelten bezogenen Lagerungsdichte ID kann j' ermittelt werden. So gibt z. B. EN 1997-2, Anhang F.2 entsprechende Anhaltswerte für j' von nichtbindigen Bçden an. Für weitergehende Untersuchungen der Beziehung zwischen Eindringwiderstand von Ramm- und Drucksondierungen in nichtbindigen Bçden und deren Lagerungsdichte sowie ihrem Winkel des Scherwiderstands sei z. B. auf [16–18, 22, 33, 49,
    • 73 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Tabelle 10. Beispiele für Koeffizienten der Gln. (5) bis (7) zur Ermittlung von bezogener Lagerungsdichte ID und Steifebeiwert v aus BDP-Resultaten (nach DIN 4094-2) Bodenbezeichnung Bedingungen Cu a) IC b) Bezogene Steifebeiwert v Lagerungsdichte ID über GW unter GW c1 c2 d1 d2 217 Sa £3 – · – 0,10 0,385 146 Sa £3 – – · 0,18 0,370 – Sa-Gr ‡6 – · – –0,03 0,455 – – 0,75 – 1,30 · – – – 50 Si a) 4 Ungleichfçrmigkeitszahl; b) Konsistenz Gültigkeitsbereiche: Für die bezogene Lagerungsdichte: 3 £ N30 £ 50. Für den Steifebeiwert: bei Sa: 3 £ N30 £ 25 bei Si: 3 £ N30 £ 23. Bodenbezeichnung nach ISO 14688-1. 54–56] verwiesen. Ein guter Überblick über Mçglichkeiten zur Ableitung von Scherparametern für bindige Bçden, Kalkstein und weichen Fels ist in [23, S. 83 ff.]2) enthalten. Zusammendrückbarkeit ¾hnlich wie bei der Auswertung der Rammsondierungen lässt sich auch der Steifebeiwert v in Gl. (2) aus der Schlagzahl N30 direkt bestimmen, wie das folgende Beispiel zeigt. Vergleichende Untersuchungen an nichtbindigen und bindigen Bçden [17, 34] haben folgende Gleichungsformen zur Ermittlung des Steifebeiwerts v in Gl. (2) aus BDP-Resultaten ergeben. für Sande: v = d1 + d2 logN30 (6) für leicht und mittelplastische Tone: v = d1 + d2 × N30 (7) Mit den Koeffizienten d1 und d2 aus Tabelle 10 lassen sich der Steifebeiwert sowie mit w = 0,5 für Sande und w = 0,6 für die betrachteten bindigen Bçden damit der spannungsabhängige Steifemodul direkt bestimmen. Ein Beispiel zur unmittelbaren Bestimmung der Setzungen von Flachgründungen in nichtbindigen Bçden mithilfe von SPT-Resultaten ist in EN 1997-2, Anhang F.3 gegeben. 3.3.2.3 Tragfähigkeit von Flachgründungen und Pfählen Flachgründungen Die Versuche, die Tragfähigkeit von Flachgründungen in nichtbindigen Bçden aus den SPT-Resultaten zu bestimmen, sind zahlreich und gehen auf die späten 40er-Jahre des 20. Jahrhunderts zurück. Sie sind jedoch als Methoden anzusehen, die lediglich grobe Abschätzungen erlauben. In den vergangenen 25 Jahren sind dagegen einige Verfahren entwickelt worden, die sich die statistische Auswertung von Setzungsmessungen an Bau2) Im Folgenden ist [23] Sekundärquelle; die Seitenzahlen weisen auf die Originalquellen hin.
    • 74 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker werken als Grundlage zur Ermittlung von Beziehungen zwischen aufnehmbarem Sohldruck, Setzung, Fundamentgeometrie und SPT-Resultaten zunutze machen [23, S. 95 ff.]. Allerdings kçnnen auch hierbei die Abweichungen aufgrund der eingeschränkten Datenmengen noch beträchtlich sein. Bedingt durch diese Unsicherheiten wird in der internationalen Praxis – wenn SPT-Resultate und nicht andere Versuche benutzt werden – dem Weg der Vorzug gegeben, die geotechnischen Kenngrçßen für die Scherfestigkeit und die Zusammendrückbarkeit aus den SPT-Resultaten abzuleiten und als Grundlage für entsprechende Berechnungsverfahren zu benutzen. Pfähle Günstiger liegen die Verhältnisse bei der Ermittlung der Pfahltragfähigkeit (Pfahlspitzenwiderstand, Pfahlmantelreibung) aus SPT-Resultaten. Hier liegen Verfahren für bindige und nichtbindige Bçden sowie Kalkstein und weichen Fels vor [23, S. 101 ff.], die hauptsächlich auf Auswertungen von Probebelastungen mit verschiedenen Pfahlarten beruhen. Hier geht man ähnlich wie in Deutschland vor (s. Abschn. 3.4.2.3). 3.3.2.4 Beziehungen zwischen den Ergebnissen verschiedener Sondierungen Abschließend soll auch hier auf Beziehungen hingewiesen werden, die für die Ergebnisse zwischen den Resultaten des SPT bzw. der BDP sowie denen von Rammsondierungen und der Drucksonde aufgestellt wurden (siehe z. B. DIN 4094-2, [17, 34, 57–59] und Abschn. 3.4.2.4). Aufgrund der über die Jahrzehnte angesammelten Erfahrungen werden nun auch immer mehr Korrelationen zu den Ergebnissen von Versuchen wie z. B. Beispiel den Bohrlochaufweitungsversuchen hergestellt (siehe z. B. [60]). 3.4 Drucksondierungen 3.4.1 Geräte und Versuchsdurchführung Bei der in EN 1997-1, Abschn. 3. 3. 10.1 angesprochenen Drucksondierung (CPT) wird gemäß EN ISO 22476-1 eine Sonde vertikal mit verhältnismäßig gleichmäßiger Eindringgeschwindigkeit von 2 cm/s in den Boden gedrückt; die Sonde besteht aus einer Reihe von Stangen, an deren Ende sich eine Sondenspitze befindet, die aus einem Kegel und einem zylindrischen Schaft besteht. Während des Eindringvorgangs wird der Eindringwiderstand und – wenn mçglich – die çrtliche Reibung an einer Hülse gemessen, die sich in dem zylindrischen Schaft befindet. Ausgewertet wird der Spitzenwiderstand qc (Eindringwiderstand Qc bezogen auf die Querschnittsfläche der Spitze Ac) sowie die çrtliche bezogene Mantelreibung fs (die auf die Hülse übertragende Kraft der Mantelreibung Qs bezogen auf die Oberfläche der Hülse As). Die elektrische Spitze ist heute das weltweit verbreitetste Verfahren (Bild 6). Die Spitze hat in der Regel eine Querschnittsfläche von 10 cm±. In den letzten ca. fünfzehn Jahren hat zusätzlich eine Spitze mit einer Querschnittsfläche von 15 cm± (gefolgt von einem 10-cm±-Gestänge) verstärkt Eingang in die Praxis gefunden, wofür hauptsächlich die folgenden Gründe ausschlaggebend waren [24]: Erhçhung der Sondiertiefe und der Messgenauigkeit sowie Schaffung von Mçglichkeiten, zusätzliche Messeinrichtungen aufnehmen zu kçnnen. Andere Messverfahren [24], wie z. B. die mechanische Drucksondierung (CPTM), werden seltener eingesetzt (EN ISO 22476-12). Im Allgemeinen sind die Ergebnisse nach den beiden Messverfahren vergleichbar. Lediglich in Tonen kçnnen sich für die des CPTM bis zu ca. 25 % hçhere Werte ergeben [61].
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 1 2 3 4 5 6 7 8 75 Kegel, Ac = 10 cm±, 60o Messkçrper Dehnungsmessstreifen Reibungshülse, As = 150 cm± Justierring wasserdichte Kabelführung Signalkabel Gestängeverbindung Bild 6. Spitze einer Drucksonde CPT (nach [3]) Mit Beginn der 1970er-Jahre wurde zusätzlich die Messung des Porenwasserdrucks mit der sogenannten Piezo-Spitze eingeführt. Nach EN ISO 22476-1 ist die Drucksondierung CPTU eine CPT-Sondierung, bei der zusätzlich der Porenwasserdruck an der Basis des kegelfçrmigen Teils der Spitze während des Eindringvorgangs gemessen wird. Bild 7 zeigt das Schema einer entsprechenden elektrischen Sondenspitze. Bild 8 gibt die dazugehçrigen Definitionen wieder. Erweiterte Verfahren bieten die Mçglichkeit, zusätzlich den Porenwasserdruck in der Mitte des Kegels und in definiertem Abstand oberhalb der Mantelhülse zu messen [24]. Auf die verschiedenen Interpretations- und Korrekturmçglichkeiten des Porenwasserdrucks kann hier nur hingewiesen werden [24]. Mit der Verbreitung der Anwendung der Drucksondierung über Europa hinaus, die verstärkt in den 70er-Jahren einsetzte, wurde auch der Bedarf nach internationaler Harmonisierung dringender. Die erste umfassende Antwort darauf waren die Empfehlungen des Technical Committee 16 der ISSMFE [29] zum CPT, dem dann die Empfehlungen zum CPTU folgten [30], die auch als Grundlage für EN ISO 22476-1 dienten. Daneben bestehen ein Reihe von ausgefeilten nationalen Normen wie z. B. in den Niederlanden, Norwegen, Schweden und den U. S. A. [24]. Die Drucksondierung hat in den letzten 30 Jahren sowohl in ihrer Verbreitung über Europa hinaus als auch in der Breite der technischen Ausrüstung eine enorme Entwicklung durchlaufen. Einen hervorragenden Überblick gibt [24], während [62] eine Übersicht speziell unter den Aspekten von Erdbebensicherheits- und Umweltuntersuchungen und [63] eine solche über Offshore-Anwendungen geben. In [64] werden die Entwicklungen der letzten mehr als 60 Jahre zusammengefasst. In der weltweiten Verbreitung mag heute der Standard Penetration Test noch führend sein, jedoch hat die Drucksondierung ihn in der Genauigkeit bei der Interpretation der Resultate, in der Vielzahl der Ausrüstungs- und Einsatzmçglichkeiten mindestens eingeholt bzw. in vielen Bereichen überholt. Dies hat inzwischen u. a. Untersuchungen über Vergleiche der Ergebnisse dieser beiden Sondierungen intensiviert, z. B. [65],
    • 76 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Bild 7. Schema einer Piezo-Spitze der Drucksonde CPTU (nach [3]) um auch das bestehende SPT-Wissen auf die Drucksondierung zu übertragen (und umgekehrt). Auf lange Sicht wird sich wohl auch weltweit die Rollenverteilung dahin entwickeln, wie sie in Deutschland seit etwa 50 Jahren angewendet wird: Innerhalb eines Untersuchungsprojekts wird die Drucksondierung (oder – wenn angebracht – eine entsprechende Rammsondierung) als Hauptversuch eingesetzt und der SPT oder die BDP als wertvolle Ergänzung in den vorgeschriebenen Schlüsselbohrungen (einschließlich Probenentnahme). Die maschinenseitige Entwicklung zeigt folgenden Stand. Im Allgemeinen reicht zur Überwindung des Gesamtwiderstands ein Gegengewicht von 100 kN aus, das bei selbstfahrenden Sondiergeräten durch deren Eigengewicht vorhanden ist, bzw. bei leichten Sondieranhängern durch eine Verankerung erreicht wird. Die Messkapazität der entsprechenden Sondenspitze reicht mit in der Regel 50 MPa zur Messung des Spitzenwiderstands aus. Inzwischen sind an Land aber auch Off-Shore-Geräte bis zu 200 kN Gegengewicht für Sondierungen in härterem Untergrund (tertiäre Tone, glaziale Sande, weicher Fels) verfügbar, deren Spitzen Bild 8. Definitionen zur Drucksonde mit Piezo-Spitze der Drucksonde CPTU (nach [3])
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 77 Messkapazitäten bis zu 120 MPa aufweisen [24, S. 8 ff., 66]3). Auf der anderen Seite ist der Spitzenwiderstand in bindigen Bçden gewçhnlich gering: Ein Wert von 5 MPa kennzeichnet bereits eine feste Konsistenz [67], und bei Werten qc > 1,5 MPa kann nach [54] schon auf eine steife bis sehr steife Konsistenz geschlossen werden. Das bedeutet, dass eine „All-ZweckSpitze“ [66] einen Messbereich von etwa 1,5–120 MPa besitzen müsste, was technisch kaum machbar sein wird. Aus diesem Grund werden in [30] je nach Anwendungsart unterschiedliche Genauigkeitsklassen empfohlen. Dies wurde in EN ISO 22476-1 umgesetzt. Während heute die elektrische Spitzen ohne und mit Porenwasserdruckmessung zur Standardausrüstung gehçren, haben in den vergangenen 15 Jahren bedingt durch die schnell fortschreitende Sensorenentwicklung u. a. folgende Zusatzausrüstungen in die Praxis Eingang gefunden: – – – – – – – – – – – – Spitzen zur Messung von Horizontalspannungen [24, S. 172 ff.]; Spitzen mit Pressiometern [24, S. 175 ff., 68, 69]; Spitzen für seismische Untersuchungen [24, S. 179 ff., 70]; Spitzen für akustische Untersuchungen [24, S. 190 ff., 71, 72]; Spitzen zur Messung der Durchlässigkeit [24, S. 80 f., 73]; BAT-Spitzen zur Entnahme von Porenflüssigkeit für chemische Untersuchungen [24, S. 199 ff., 74, 75]; Spitzen zur Bestimmung elektrischer Leitfähigkeit/Widerstand [24, S. 193 f.,74–77]; Spitzen für radiometrische Verfahren [24, S. 186 ff., 78–80]; Spitzen mit eingebauten Kameras [81, 82]; Spitzen mit Vibrationsvorrichtungen [24, S. 132]; Mikrospitzen für geringe Eindringtiefen zur Ortung dünner eingelagerter durchlässiger Schichten oder zur Festigkeitsbestimmung in weichen Bçden [83–87], zum Teil kombiniert mit Spitzen zur Messung elektrischer Leitfähigkeit in horizontalen Drucksondierungen [88]; Spitzen zum Erreichen großer Tiefen zusammen mit speziellen Einbringverfahren, mit denen z. B. in 250 m Tiefe die Vorbelastungsrate (OCR) von Osaka-Ton aus CPTUMessungen bestimmt werden konnte [89]. 3.4.2 Auswertung 3.4.2.1 Allgemeines Das Ziel der Auswertung von Drucksondierungsergebnissen ist im Prinzip das gleiche wie bei den Rammsondierungen und dem Standard Penetration Test. Auch hier steht bei der qualitativen Auswertung die Erkundung der Schichtenfolge (zusammen mit den Ergebnissen von Schlüsselbohrungen) im Vordergrund, wobei die Sensitivität hçher ist als bei den dynamischen Sonden. Die Mçglichkeit, neben dem Spitzenwiderstand qc zusätzlich mit der Reibungshülse die çrtliche bezogene Mantelreibung fs messen zu kçnnen, hat schon früh dazu geführt, die Parameter qc und fs unterstützend zur Klassifizierung der durchfahrenen Bodenschichten zu nutzen [90, 91]. Bild 9 zeigt ein entsprechendes Beispiel. Weiterführende Untersuchungen haben gezeigt [24, S. 51 ff., 92, 93], dass die Genauigkeit der Vorhersage gesteigert werden kann, wenn statt qc der korrigierte Spitzenwiderstand qt (Bild 8) und/oder der Porenwasserdruck selbst eingeführt werden. Dies hat u. a. zur Empfehlung in EN 1997-2 geführt, zur Bodenklassifizierung die Ergebnisse aus CPTU-Untersuchungen heranzuziehen. Weitere Verbesserungen wurden durch verfeinerte statistische Auswertungen [93, 94], durch zusätz3) Im Folgenden ist [24] Sekundärquelle; die Seitenzahlen weisen auf die Originalquellen hin.
    • 78 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Bild 9. Beispiel für eine halblogarithmische Beziehung zwischen Spitzenwiderstand und Reibungsverhältnis in typischen Bodenarten (nach Messungen der Firma GEOSOND Wollenhaupt GmbH) liche Auswerteverfahren (z. B. Fuzzi-Logik) [95], durch die Verwendung von in die Sondenspitze eingebauten Kameras sowie durch Optimierung der Oberfläche der Reibungshülse [96, 97] erreicht. Ohne Zweifel bedeuten Klassifizierungssysteme wie das Beispiel im Bild 9 eine wertvolle Unterstützung bei der Identifizierung der angetroffenen Bodenschichten auch bei speziellen projektbezogenen Untersuchungen [98–100]. Jedoch musste schon früh im Ansatz festgestellt werden, dass ein für eine bestimmte geografische/geologische Region aufgestelltes System nicht unmittelbar auf andere Untersuchungsgebiete übertragen werden kann [101]. Diese Tatsache wird auch durch jüngere Vergleichsuntersuchungen mit verschiedenen Klassifizierungssystemen, z. B. [92], bestätigt. EN 1997-2 besteht daher weiterhin auf der Forderung, dass zusätzlich zu den indirekten Aufschlüssen (hier Drucksondierungen) direkte Aufschlüsse, z. B. Schlüsselbohrungen, erforderlich sind, was sich in der Praxis immer wieder bewährt hat (siehe z. B. [102]). Aufgrund der Vielfalt der verfügbaren Messtechnik lassen sich heute eine große Bandbreite von Parametern, die bestimmte Bodeneigenschaften repräsentieren, in verschiedenen Bodenarten aus den Ergebnissen von Drucksondierungen quantitativ bestimmen; Tabelle 1.1 in [24] gibt dafür einen guten Überblick, wobei alle gängigen Feldversuche behandelt werden. Neben Konsolidierungsverhältnis, Sensitivität, Wasserdurchlässigkeit etc. kommen bei der Drucksondierung u. a. folgende Auswertemçglichkeiten hinzu: Beschreibung des Spannungszustands in situ einschließlich des Ruhedruckbeiwerts, z. B. [24, S. 61 f., 88 f., 172 ff.], seismische Kennwerte [68], Bodenverflüssigung [24, S. 166 f., 62, 103–106], Porenwasserdruckverteilungen [24, S. 74 ff.] sowie mit zunehmenden Untersuchungen von Bodenkontamination die Porenflüssigkeitsqualität, elektrischer Widerstand und elektrische Leitfähigkeit [24, S. 194 ff., 74, 75]. Es sollte allerdings nicht außer Acht gelassen werden, dass sich mit dem projektbezogenen abgestimmten Paralleleinsatz von verschiedenen Felduntersuchungsmethoden nahezu die gesamte Bandbreite der geotechnischen Parameter erfassen lässt, wie z. B. die umfangreichen Untersuchungen in [107] zeigen.
    • 79 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld International hat die Anwendungsbreite von Drucksondierungsergebnissen für die geotechnische Berechnung und Bemessung die der Anwendung von SPT-Resultaten wie gesagt mindestens erreicht bzw. überschritten (s. Tabelle 7 und [108]). Zu dieser Tatsache haben nicht nur die Verfügbarkeit entsprechender Messtechnik, sondern auch zahlreiche Grundsatzuntersuchungen in Versuchsbehältern vor allem mit nichtbindigen Bçden beigetragen [24, S. 291 ff., 62, 109–112], in denen die Einflüsse einzelner Parameter wie u. a. die Spannungsverhältnisse in situ systematisch untersucht wurden. Dies hat zur Klärung der Vorgänge während des Eindringens der Sondenspitze entscheidend beigetragen. Allerdings sind in den meisten Fällen die Ergebnisse aufgrund der Versuchsbedingungen (zum Teil zu kleine Behälter, nicht „gewachsene“ Sande, etc.) nicht unmittelbar auf die Realität übertragbar [24, S. 291 ff., 62]. Trotzdem mag dies in einzelnen Fällen gelingen [113]. 3.4.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Scherfestigkeit Im Folgenden wird auf einige Beispiele zur Ableitung geotechnischer Kenngrçßen hingewiesen. Am Anfang stehen zwei Beispiele zur indirekten Bestimmung des Winkels des Scherwiderstands j' von nichtbindigen Bçden; hierbei wird zunächst die bezogene Lagerungsdichte bestimmt, mit deren Hilfe dann j' aus entsprechenden Beziehungen abgeleitet werden kann. Anlehnend an die Formen der Gln. (1) und (2), die auch durch jüngere Untersuchungen bestätigt wurden [24, S. 81 ff.], gibt DIN 4094-1 als Beispiel für die Ableitung der bezogenen Lagerungsdichte ID aus dem Spitzenwiderstand (in MPa) die folgende allgemeine Gleichung an: ID = e1 + e2 log qc (8) Tabelle 11 enthält Beispiele für die entsprechenden Koeffizienten e1 und e2 für Sande und Sand-Kies-Gemische für Sondierungen mit der 10-cm±-Spitze. Die Beziehungen gelten für Sondierungen oberhalb des Grundwasserspiegels ab Tiefen > 2 m, d. h. unterhalb der Grenztiefe. Dabei ist die Grenztiefe die Tiefe, von der ab der Eindringwiderstand bei sonst gleichen Verhältnissen nahezu konstant bleibt; bis zur Grenztiefe nimmt der Eindringwiderstand deutlich zu. Tabelle 11. Beispiele für Koeffizienten der Gln. (8), (13) und (14) zur Ermittlung von bezogener Lagerungsdichte ID und Steifebeiwert v aus dem Spitzenwiderstand qc (in MPa; 10-cm±-Spitze) oberhalb des Grundwasserspiegels (nach DIN 4094 und EN 1997-2) Bodenbezeichnung Bedingungen Bezogene Lagerungsdichte ID Steifebeiwert v Cua) ICb) e1 e2 f1 f2 Sa £3 – –0,33 0,73 113 167 Sa ‡6 – – – –13 463 Sa-Gr ‡6 – 0,25 0,31 – – – 0,75 – 1,30 – – 50 15,2 Si a) Ungleichfçrmigkeitszahl, b) Konsistenz Gültigkeitsbereiche (in MPa): Für die bezogene Lagerungsdichte: 3 £ qc £ 30. Für den Steifebeiwert: bei Sa: 5 £ qc £ 30; bei Si: 0,6 £ qc £ 3,5. Bodenbezeichnung nach ISO 14688-1.
    • 80 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Das zweite Beispiel (Tabelle 12) zeigt die tabellarische Beziehung zwischen dem Spitzenwiderstand qc und der bezogenen Lagerungsdichte ID für erdfeuchte, gleichfçrmige Mittelsande („Berliner Sande“), die aus zahlreichen Versuchen ermittelt wurden [114–116]; bei vergleichbaren Randbedingungen kçnnte diese Beziehung zur indirekten Ableitung von j' aus qc benutzt werden. Tabelle 12. Beispiel für eine tabellarische Beziehung zwischen dem Spitzenwiderstand qc (10-cm±-Spitze) und der bezogenen Lagerungsdichte ID für erdfeuchte Mittelsande (nach [114–116]) Spitzenwiderstand qc MPa Bezogene Lagerungsdichte ID Bezeichnung < 2,5 < 0,15 sehr locker 2,5–7,5 0,15–0,35 locker 7,5–15,0 0,35–0,65 mitteldicht 15,0–25,0 0,65–0,85 dicht > 25,0 > 0,85 sehr dicht Vergleichssondierungen in ungleichfçrmigen nichtbindigen Bçden gleicher Lagerungsdichte haben gezeigt, dass in ihnen der Spitzenwiderstand kleiner als in gleichfçrmigen ist [16, 17], was auf die grçßere Verdichtbarkeit = (emax – emin )/emin der ungleichfçrmigen Bçden zurückzuführen ist. Zusätzliche Untersuchungen [17, 18] ergaben, dass nicht nur die Verdichtbarkeit, sondern auch der mittlere Korndurchmesser bei gleicher Lagerungsdichte die Ergebnisse beeinflusst (s. a. Abschn. 3.1). Das bedeutet, dass eine eindeutige Aussage über die Lagerungsdichte nichtbindiger Bçden aus dem Spitzenwiderstand allein nicht mçglich ist; es müssten außerdem noch die Kornverteilung sowie die lockerste und dichteste Lagerungsdichte bekannt sein. Dementsprechend müssen bei Korrelationen zur Ableitung von ID (s. a. Tabellen 8, 10 und 11, sowie EN 1997-2) die entsprechenden Randbedingungen (Bodengruppen etc.) angegeben werden. Zusätzlich ist zu spezifizieren, ob die Beziehungen für Bedingungen über oder unter Grundwasser gelten. Über den Zusammenhang zwischen der bezogenen Lagerungsdichte und dem Winkel des Scherwiderstands j' nichtbindiger Bçden liegen zahlreiche theoretische und empirische Untersuchungen vor, z. B. [21, 24, S. 90 ff., 56, 62] und EN 1997-2, Anhang D, deren Ergebnisse von den jeweils untersuchten Bodengruppen abhängig sind. Dabei wird zunehmend die Abhängigkeit von j' von der wirksamen Normalspannung berücksichtigt. Es folgen einige Beispiele für die direkte Ableitung des Winkels des Scherwiderstands j'. So lag wegen der ¾hnlichkeit der Drucksondierung mit einer Tiefgründung der Versuch nahe, j' sowohl empirisch als auch theoretisch unmittelbar aus dem Spitzenwiderstand abzuleiten. Auch hierfür liegen zahlreiche Untersuchungen vor, z. B. [24, S. 90 ff., 62], wobei zum Teil auch hier die Abhängigkeit von j' von der wirksamen Normalspannung betont wird; weiterhin wird wiederum auf Unterschiede je nach der Art des untersuchten nichtbindigen Bodens hingewiesen. Tabelle 13 gibt ein Beispiel für einen tabellarischen Zusammenhang zwischen dem Spitzenwiderstand qc und dem Winkel des Scherwiderstands j' für natürlich gelagerte Quarz- und Feldspatsande nach [117], das auch Eingang in EN 1997-2, Anhang D.1 gefunden hat.
    • 81 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Tabelle 13. Beispiel für eine tabellarische Beziehung zur Ableitung des Winkels des Scherwiderstands j' und des dränierten Young’s Modul E' aus dem Spitzenwiderstand qc für natürlich gelagerte nichtbindige Bçden (Quarz- und Feldspatsande) (nach [117], fortgeschrieben) Spitzendruck qc MPa Bezogene Lagerungsdichte ID Winkel des Scherwiderstandsa) j' Grad Dränierter Young’s Modulb) E' MPa 0–2,5 sehr locker 29–33 < 10 2,5–5,0 10–20 35–37 20–30 dicht 37–40 30–60 20,0–30,0 > 30,0 b) 33–35 mitteldicht 10,0–20,0 a) locker 5,0–10,0 sehr dicht 40–42 42 60–90 > 90 Die angegebenen Werte gelten für Sande. Für schluffige Bçden sollten 3 abgezogen werden. Für Kiese sollten die Werte um 2 erhçht werden. E' wird näherungsweise dem spannungs- und zeitabhängigen Sekantenmodul gleichgesetzt. Die für den dränierten Modul angegebenen Werte entsprechen Setzungen nach 20 Jahren. Sie werden mit der Annahme erhalten, dass die Verteilung der Vertikalspannung der 2:1-Näherung folgt. Ferner deuten einige Untersuchungen darauf hin, dass diese Werte 50 % niedriger in schluffigen und 50 % hçher in kiesigen Bçden sein kçnnen. In vorbelasteten nichtbindigen Bçden kann der Modul beträchtlich hçher sein. Wenn Setzungen für Sohldrücke grçßer als 2/3 des Bemessungssohldrucks im Grenzzustand der Tragfähigkeit berechnet werden, sollte der Modul auf die Hälfte der in dieser Tabelle angegebenen Werte gesetzt werden. Ein weiteres Beispiel ist die angenäherte Beziehung zwischen qc und j' nach [118] für verschiedene Sande, die zusätzlich auch für einen Sand (U = 2,2) und ein Sand-KiesGemisch (U = 5,7) verifiziert wurde [22, 116, 119, 120]. Diese Beziehung lässt sich für den Gültigkeitsbereich 6,9 MPa £ qc £ 42,5 MPa durch folgende Gleichung beschreiben: j' = 26,8 + 4,5 ln qc + 1o (9) Tendenz und Grçßenordnung stimmen mit der in EN 1997-2, Anhang D.2 für enggestufte Sande (SE, U £ 3) im Gültigkeitsbereich 5 MPa £ qc £ 28 MPa angeführten deterministischen Festlegung überein: j' = 23 + 13,5 log qc (10) Für die Ableitung der undränierten Scherfestigkeit cu aus dem Spitzenwiderstand qc liegen ebenfalls eine Reihe von theoretischen und empirischen Untersuchungen vor [24, S. 63 ff., 54, 62, 121]. Als Beispiele seien die beiden folgenden Gleichungen genannt, die auch in EN 1997-2, 4.3.4 aufgenommen wurden. Mit qc aus dem CPT: cu = (qc – svo)/Nk (11) und vorzugsweise mit qt aus dem CPTU: cu = (qt – svo)/Nkt (12)
    • 82 Darin sind: svo Nk, Nkt Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker gesamter Überlagerungsdruck Faktoren, die aus çrtlichen Erfahrungen geschätzt werden müssen. In Abhängigkeit von der angetroffenen bindigen Bodenart (z. B. in Abhängigkeit vom Plastizitätsindex) kann Nk Werte zwischen 11 und 19 sowie Nkt Werte zwischen 8 und 20 annehmen [24, S. 64 ff., 100, 121–123]. Nur selten werden hçhere Werte angetroffen, die meist in sehr weichen Tonen auftraten [124]. Zusammendrückbarkeit Als geotechnische Kenngrçße für die Zusammendrückbarkeit wird besonders im internationalen Bereich sehr häufig der Young’s Modul E herangezogen. Untersuchungen unter kontrollierten Laborbedingungen haben ergeben, dass E' im dränierten Zustand in Sanden hauptsächlich von der bezogenen Dichte, dem Konsolidierungsverhältnis und dem momentanen Spannungszustand abhängt; dementsprechend fallen Beziehungen zur Ermittlung von E' aus dem Spitzenwiderstand qc aus (siehe z. B. [24, S. 93]). Ein Beispiel für eine einfache tabellarische Beziehung ist in Tabelle 13 gegeben [117] (s. a. EN 1997-2, Anhang D.1). Der Code enthält ein weiteres Beispiel zur Ermittlung der Setzungen von Flachgründungen in nichtbindigen Bçden (EN 1997-2, Anhang D.3 und [24, S. 158 f.]). Bezüglich entsprechender Untersuchungen in bindigen Bçden sei auf [24, S. 71 ff.] und [54] verwiesen. In Deutschland wird im Wesentlichen der Steifemodul Eoed aus Kompressionsversuchen für Setzungsberechnungen verwendet. Die gleichen Untersuchungen [17, 34] an nichtbindigen und bindigen Bçden wie für die dynamischen Sondierungen haben auch folgende Gleichungsformen zur Ermittlung des Steifebeiwerts v in Gl. (2) aus dem Spitzenwiderstand qc (in MPa) ergeben: für Sande: v = f1 + f2 × log qc (13) für leichte und mittelplastische Tone: v = f 1 + f 2 × qc (14) Beispiele für die Koeffizienten f1 und f2 sind in Tabelle 11 zusammengestellt. Mit w = 0,5 für die angegebenen nichtbindigen und w = 0,6 für die betrachteten bindigen Bçden lässt sich damit der spannungsabhängige Steifemodul unmittelbar bestimmen. Eine unmittelbare Korrelation zwischen aus Setzungsmessungen (z. B. bei Belastungsversuchen) ermitteltem Steifemodul und dem Spitzenwiderstand zur Bestimmung der Steifezahl ist allerdings nicht mçglich, weil hier noch zusätzliche Parameter von Einfluss sind, wie z. B. Belastung, Form und Grçße der Fundamentfläche, Mächtigkeit der setzungsfähigen Schicht. Die bekannte, einfache Beziehung Eoed = a · qc (eine Zusammenstellung der Werte a ist z. B. in [54] und EN 1997-2, Anhang D.4 enthalten) kann deshalb nur als grobe Näherung angesehen werden. 3.4.2.3 Tragfähigkeit von Flachgründungen und Pfählen Flachgründungen Wie bereits bei der Behandlung des Zusammenhangs zwischen dem Spitzenwiderstand und dem Winkel des Scherwiderstands angedeutet (s. Abschn. 3.4.2.2), lag es nahe, aufgrund der
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 83 Modellähnlichkeit der Sondenspitze einschließlich ihres Eindringvorgangs mit einem Gründungskçrper die Tragfähigkeitsbeiwerte in der Grundbruchgleichung für Flachgründungen theoretisch mit qc in Beziehung zu setzen. In der Praxis hat sich allerdings der Ansatz, die Tragfähigkeit von Flachgründungen in nichtbindigen Bçden unmittelbar aus dem Spitzenwiderstand abzuleiten, schon früh bewährt [24 S. 157 f.]. Auf deutscher Seite hat die Auswertung der Ergebnisse zahlreicher Serien großmaßstäblicher Belastungsversuche gezeigt, dass zwischen dem Spitzenwiderstand und der Tragfähigkeit eine direkte Proportionalität besteht [22, 116, 119, 120]. Die sich daraus ergebende Mçglichkeit der unmittelbaren Anwendung für den Entwurf von Flachgründungen hat in der entsprechenden deutschen Normung Niederschlag gefunden, s. DIN 1054. Pfähle Die Ermittlung der Pfahltragfähigkeit (s. a. EN 1997-1, Abschn. 7.6.2.3) kann als die ursprüngliche Intention für die quantitative Auswertung von Drucksondierungsergebnissen angesehen werden, da die Übertragbarkeit der Resultate aufgrund der Modellähnlichkeit auf der Hand zu liegen scheint. Dementsprechend überwiegen heute die empirischen Verfahren – meist verifiziert durch Ergebnisse von Pfahlprobebelastungen – die theoretischen. Vergleichende Überblicke über den Kenntnisstand geben [24 S. 151, 125], wobei sich die Anwendung von CPTU-Resultaten als vorteilhaft erweist [126]. Ein Beispiel für ein gängiges Verfahren, das auf den Anfängen der Vorhersage der Pfahltragfähigkeit beruht, ist in EN 1997-2, Anhang D.7, enthalten. In Deutschland beschritt man vornehmlich den Weg, die Ergebnisse von Pfahlprobebelastungen mit dem Spitzenwiderstand in Beziehung zu setzen. Basis hierfür ist eine große Zahl von Wertepaaren (maximale Pfahlspitzenbelastung, bezogene Setzung = Setzung/ Pfahldurchmesser) aus Probebelastungen in Bçden mit bekanntem Spitzenwiderstand qc aus Drucksondierungen, die im Sinne von [127] zur vorsichtigen Seite hin abgeschätzt wurden. Diese umfangreichen Untersuchungen haben Eingang in die Normung gefunden (DIN 1054, DIN EN 1536). Während bei der Tragfähigkeit von gerammten Verdrängungspfählen einzuhaltende Mindestwerte für den Spitzenwiderstand des Untergrunds angegeben werden, enthalten die Normen für Bohrpfähle Werte für den Pfahlspitzenwiderstand und die Pfahlmantelreibung in Abhängigkeit vom Spitzenwiderstand der Drucksonde im Geltungsbereich 10 MPa £ qc £ 25 MPa; beim Pfahlspitzenwiderstand ist als zusätzlicher Parameter die auf den Pfahldurchmesser bezogene Pfahlkopfsetzung angegeben. 3.4.2.4 Beziehungen zwischen den Ergebnissen verschiedener Sondierungen Gerade die Mçglichkeit, die Tragfähigkeit von Gründungen unmittelbar aus dem Spitzenwiderstand von Drucksondierungen zu bestimmen, hat dazu geführt, für verschiedene Bodenarten Beziehungen zwischen den Ergebnissen verschiedener Sondierungen (z. B. SPT und CPT) zu untersuchen (z. B. [17, 24, S. 149 ff., 57–60, 65]). Dieses Bestreben wurde dadurch unterstützt, vorhandene umfangreiche Kenntnisse weiterhin zu nutzen und gegenseitig zu ergänzen. Tabelle 14 zeigt Beispiele für derartige Beziehungen.
    • 84 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Tabelle 14. Beispiele für mittlere Verhältnisse von Spitzenwiderstand qc (in MPa) zu Schlagzahlen N30 bzw. N10 für einige nichtbindige und bindige Bçden oberhalb des Grundwasserspiegels (in Anlehnung an DIN 4094 und [34]) Bodenbezeichnung Verhältnisse der Sondierergebnisse Nichtbindige Bçden Bindige Bçden BDP qc/N30 DPH qc/N10 DPL qc/N10 BDP qc/N30 DPH qc/N10 Sa (Cu < 3) 0,5 0,7 0,25 – – Sa (Cu > 6) 0,7 1,0 0,35 – – Gr (Cu > 6) 1,1 1,5 – – – – – – 0,55 1,00 a) Si DPL qc/N10 0,36 Gültigkeitsbereiche: a) Für IC = 0,75 – 1,30. BDP: Bei Sa (Cu < 3): 3 £ N30 £ 50; bei Sa (Cu > 6): 3 £ N30 £ 40; bei Gr (Cu > 6): 3 £ N30 £ 30; bei Si: 3 £ N30 £ 14. DPH: Bei Sa: 3 £ N10 £ 30; bei Si: 3 £ N10 £ 19. DPL: Bei Sa (Cu < 3):3 £ N10 £ 60; bei Sa (Cu > 6): 3 £ N10 £ 25; bei Si: 9 £ N10 £ 60. Bodenbezeichnung nach ISO 14688-1. 3.5 Flügelscherversuche 3.5.1 Geräte und Versuchsdurchführung Der in EN 1997-1, 3. 3. 10.3 angesprochene Flügelscherversuch (FVT) ist ein Versuch in situ; er wird mit einem rechtwinkligem Flügel durchgeführt, der aus vier unter Winkeln von 90 o zueinander angeordneten Stahlblechen besteht und von der Oberfläche oder Bohrlochsohle aus in den Boden bis zur gewünschten Tiefe eingedrückt und gedreht wird. Das Verhältnis von Flügelhçhe H zu Durchmesser D soll 2:1 sein. Der Flügel sollte mit einer Vorrichtung ausgerüstet sein, mit der die Trennung des Drehmoments des Flügels von dem des Gestänges mçglich ist. Verrohrung oder Schlupfkupplungen kçnnen verwendet werden. Der Versuch kommt in weichen und erst- und vorbelasteten Tonbçden zur Ermittlung der undränierten Scherfestigkeit und der Sensitivität des Bodens zum Einsatz. Er kann auch zur Ermittlung der undränierten Scherfestigkeit in Schluffen und tonigen Gletscherablagerungen verwendet werden. Die Zuverlässigkeit der Versuchsergebnisse schwankt mit der Bodenart. Der Flügelscherversuch ist in EN ISO 22476-9 genormt. Das Gerät besteht aus der Flügelsonde (ggf. mit Schutzhülse), dem Gestänge (ggf. mit Mantelrohr), der Drehvorrichtung sowie der Messeinrichtung zum Erfassen des Drehmomentes und gegebenenfalls des Drehwinkels (Bild 10). Die Flügelsonde wird bis zur vorgesehenen Tiefe in den Boden gedrückt. Schläge, Vibration oder Drehen sind normalerweise nicht zulässig; lediglich in sehr steifen tonigen Gletscherablagerungen kann darauf zurückgegriffen werden. Falls ein Mantelrohr zur Ausschaltung der Mantelreibung verwendet wird, ist die Spitze erst nach Erreichen der Solltiefe, die ‡ 5 D mindestens aber 0,3 m unterhalb z. B. einer Bohrlochsohle liegen muss, vorzudrücken und dann zu drehen. Die Drehgeschwindigkeit muss so gewählt werden, dass das maximale Drehmoment innerhalb von 2–4 min nach Beginn des Drehens erreicht ist, was in etwa einer Drehgeschwindig-
    • 85 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Bild 10. Prinzip des Flügelscherversuchs keit von 0,1–0,2/s entspricht. Gemessen wird hierbei das maximale Drehmoment Mmax, das beim erstmaligen Abscheren entlang der zylindrischen Oberfläche des Bodenkçrpers erforderlich ist. Nach dem erstmaligen Abscheren und dem Protokollieren von Mmax wird der Flügel mit einer Drehgeschwindigkeit von 10/s mindestens zehnmal gedreht; danach wird der obige Messvorgang wiederholt, wobei das Rest-Drehmoment Mr ermittelt wird. ¾hnlich wie bei der Drucksonde (EN ISO 22476-1) wurden auch hier Anwendungsklassen eingeführt. Danach werden je nach Einsatz (z. B. mit/ohne Gestänge) und Art der Messung des Drehmoments (z. B. mit/ohne Schlupfkupplung) vier Gerätetypen definiert. Für diese werden für vorgegebene Anwendungen wie Bodengruppen, in denen der Versuch durchgeführt werden soll, und Art der Auswertung entsprechende Genauigkeitsanforderungen gestellt (EN ISO 22476-9, Tabellen 1 und 2). 3.5.2 Auswertung 3.5.2.1 Allgemeines Mit vereinfachten Annahmen für die Spannungsverteilung an den angenommenen Bruchflächen entlang der vertikalen Mantelfläche und den horizontalen Stirnflächen des abgescherten Bodenzylinders ergibt sich aus dem gemessenen Drehmoment mit D als Flügeldurchmesser [8, 128] der maximale Scherwiderstand als cfv = 0,273 Mmax/DŒ Darin cfv Mmax D (15) sind: maximaler Scherwiderstand des Bodens beim erstmaligen Abscheren maximales Drehmoment beim erstmaligen Abscheren Flügeldurchmesser Für den Rest-Scherwiderstand crv wird Mmax durch Mr ersetzt: crv = 0,273 Mr/DŒ (16)
    • 86 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Die Sensitivität Stv aus dem Flügelscherversuch in situ ergibt sich als Verhältnis des maximalen Scherwiderstands cfv beim erstmaligen Abscheren zum Rest-Scherwiderstand crv nach dem wiederholten Abscheren. 3.5.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Bei der Auswertung muss grundsätzlich berücksichtigt werden, dass die undränierte Scherfestigkeit von der Bodenart, dem Belastungszustand, der Vorbelastungsspannung und dem Konsolidierungsverhältnis abhängt. Da die effektive Horizontalspannung in der Untersuchungstiefe nicht bekannt ist, kann der gemessene Scherwiderstand nicht in den effektiven Reibungsanteil und den Kohäsionsanteil getrennt werden. Der Flügelscherversuch ist also normalerweise dort angebracht, wo der Boden bei schneller Belastung als reibungsfrei gelten kann. Dann entspricht der so ermittelte Scherwiderstand cfv der Scherfestigkeit cfu im Bruchzustand des Bodens unter undränierten Bedingungen (für normale Tone). Bei langsamen Scherbeanspruchungen, z. B. Kriechbewegungen an Hängen, ist die Scherfestigkeit in ausgeprägt plastischen Tonbçden geringer [129]. Der mit dem Flügelscherversuch ermittelte Scherwiderstand muss daher mithilfe empirischer Erfahrungswerte korrigiert werden: cfu =  × cfv (17) Der Korrekturfaktor  sollte aufgrund çrtlicher Erfahrung ermittelt werden. Er wird normalerweise bei erst- und wenig vorbelasteten Tonen mit der Plastizitätszahl oder der Fließgrenze und unter Umständen mit der wirksamen Normalspannung in Beziehung gesetzt. Letztere muss bei vorbelasteten Bçden berücksichtigt werden. Der Korrekturfaktor nimmt z. B. bei vorbelasteten Tonen mit steigender Plastizitätszahl [130–132] bzw. bei erstbelasteten Tonen mit abnehmender Fließgrenze [133] zu. Bei stark gerissenen Tonen und stark schluffigen oder sandigen Tonen muss der Korrekturfaktor  bis auf 0,3 herabgesetzt werden. Weitere Verfeinerungen ergeben sich, wenn neben der Plastizitätszahl der Konsolidierungsgrad eingeführt wird (siehe z. B. [134]). In anderen Fällen, z. B. bei Erddruckberechnungen, sind die so ermittelten cfu-Werte Kleinstwerte, weil sie in überwiegend senkrechten Schnittflächen gemessen worden sind, wo sie in normal konsolidierten Bçden (mit Ko < 1) kleiner sind als in horizontalen oder geneigten Schnittflächen; sie dürfen dann erhçht werden [130]. Wegen der Bedeutung, die der angemessen Ermittlung von m zukommt, haben eine Reihe dieser Verfahren in EN 1997-2, Anhang I Eingang gefunden. Im Allgemeinen findet die aus Ergebnissen des Flügelscherversuchs abgeleitete undränierte Scherfestigkeit cfu Eingang in analytische Verfahren zur Berechnung der Tragfähigkeit von Flachgründungen und Pfählen oder in Standsicherheitsuntersuchungen von Bçschungen. Die Nutzung von gängigen Feldversuchen im Rahmen von Umweltuntersuchungen (s. a. Abschn. 3.4.1) hat auch für den Flügelscherversuch zu ersten Anwendungen geführt (siehe z. B. [135]). 3.6 Gewichtssondierungen 3.6.1 Geräte und Versuchsdurchführung Die in EN 1997-1, 3. 3. 10.4 angesprochene Gewichtssondierung (WST) wurde in Schweden etwa 1915 von der Geotechnischen Kommission der schwedischen Staatsbahnen entwickelt
    • 87 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld und zum ersten Mal im Jahr 1917 standardisiert. Die Sonde ist heute eine der meist angewendeten Sondiermethoden in Skandinavien und Finnland, wird aber auch in anderen Teilen der Welt, z. B. Südostasien eingesetzt. Sie wird im Allgemeinen für Voruntersuchungen in verschiedenen Bodenarten angewendet. Die Sondierergebnisse kçnnen jedoch auch zur Dimensionierung und Qualitätskontrolle in den meisten Bodenarten besonders aber in locker- bis mittelfesten bindigen und schwachbindigen Bçden sowie in locker bis fest gelagerten Sanden angewendet werden. In sehr fest gelagerten Sanden und Kiesen sowie in Moränen kann ein Vorbohren erforderlich sein. Die Ergebnisse geben Aufschluss über Mächtigkeit und Ausbreitung der unterschiedlichen Bodenschichten und dienen als Bemessungsparameter für Flach- und Pfahlgründungen. Eine Beschreibung des Versuchs und seiner Anwendung ist z. B. in [136] gegeben. Eine erste internationale Harmonisierung der Gewichtssondierung fand 1989 statt [29]. Die Methode wurde ebenfalls in die europäische Normung aufgenommen (CEN ISO/ TS 22476-10 und EN 1997-2). Die Gewichtssonde besteht in ihrer einfachsten Form aus der schraubenfçrmigen Spitze (˘ 25 mm), dem Gewichtssatz (1 ” 5 kg, 2 ”10 kg und 3 ” 25 kg), dem Gestänge (˘ 22 mm, Länge der Stangen 1,0 bis 2,0 m) und einer Drehvorrichtung (Bild 11). Die Spitze wird aus einer 25-mm-Stahlstange mit quadratischem Querschnitt und einer Länge von 200 mm gebildet. Sie besitzt ein 80 mm langes pyramidenfçrmiges Ende und ist um eine Umdrehung nach links über eine Länge von 130 mm verdreht (s. CEN ISO/TS 224476-10, Bild 1). Die Gewichtssondierung wird als statischer Versuch in der Regel in sehr weichen bindigen und sehr lockeren nichtbindigen Bçden angewendet, wo der Eindringwiderstand kleiner als 1 kN ist (entsprechend einer Gewichtsbelastung von 100 kg). Wenn der Widerstand 1 kN übersteigt, wird die Sonde gedreht. Die Sondierung kann sowohl manuell als auch mechanisch ausgeführt werden. Heute wird die Sondierung üblicherweise mechanisch durchgeführt [137], wobei sowohl die Belastung als auch die Anzahl der halben Umdrehungen mit elektrischen Gebern automatisch registriert werden. Bild 11. Versuchseinrichtung der manuell betriebenen Gewichtssonde
    • 88 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Bild 12. Beispiel für eine Darstellung von Ergebnissen der Gewichtssondierung WST 22: Gewichtssondierung, Gestängedurchmesser: 22 mm ht/0,2 m: Umdrehung pro 0,2 m Eindringung fb(Sp˘80): Vorbohrung bis zur angegebenen Tiefe (verkrustete Oberflächenschicht); Durchmesser: 80 mm Beim statischen Versuch sollte das Gestänge stufenweise mit folgenden genormten Belastungen belastet werden: 0 kN, 0,05 kN, 0,15 kN, 0,25 kN, 0,50 kN, 0,75 kN und 1,00 kN. Die grçßte genormte Last ist 1,00 kN. Die Belastung wird so aufgebracht, dass man eine Eindringgeschwindigkeit von ca. 50 mm/s erhält. Wenn der Eindringwiderstand 1,00 kN übersteigt oder die Eindringgeschwindigkeit kleiner als ca. 20 mm/s ist, muss die Sonde gedreht werden. Die Belastung von 1,00 kN wird beibehalten und die Anzahl der halben Umdrehungen, die für 0,2 m Eindringung erforderlich ist, wird registriert. Die Sondierung wird beendet, wenn eine vorgegebene Tiefe oder ein vorgegebener Eindringwiderstand erreicht ist oder wenn die Sonde nicht tiefer eindringen kann, d. h. wenn ein sogenannter „undurchdringbarer“ Boden erreicht wird. Welches der drei genannten Kriterien maßgebend ist, hängt vom Bodenprofil und von der Zielsetzung der Sondierung ab. Bei einer Sondierung bis zum „undurchdringbaren“ Boden sollte der Eindringwiderstand mittels Hammerschlag, hydraulischer Schlagvorrichtung oder mithilfe von Gewichten, die auf die Klemme fallen gelassen werden, kontrolliert werden, um festzustellen, dass das Festsitzen der Spitze nicht nur vorübergehend ist. Dieses Vorgehen muss in der Ergebnisdarstellung dokumentiert werden. Die Ergebnisse der Gewichtssondierung werden in Diagrammform dargestellt und zwar als Eindringwiderstand über die Tiefe (siehe z. B. Bild 12). 3.6.2 Auswertung 3.6.2.1 Allgemeines Bei der Auswertung der Diagramme wird sowohl die Grçße des Eindringwiderstands als auch dessen ¾nderung angegeben. Es ist jedoch zu beachten, dass die ¾nderungen des Eindringwiderstands auf stark wechselnden Schichtenfolgen beruhen kçnnen. In locker bis halbfest gelagerten Tonen erhält man oft einen Eindringwiderstand, der kleiner als 1,00 kN ist, oder einen gleichmäßig niedrigen Drehwiderstand, der unter 10 halben Umdrehungen pro 0,2 m Eindringung liegt. Da in Tonen der Eindringwiderstand der Sonde sehr stark von der
    • 89 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Sensitivität abhängt, kann die Scherfestigkeit des Tones nicht ohne vorherige Kalibrierung im Gelände aus dem Eindringwiderstand abgeleitet werden. Auch in locker gelagerten Sanden und Schluffen erhält man gleichmäßig niedrige Eindringwiderstände. In festeren Schluffen und in Feinsanden ist der Eindringwiderstand grçßer (10–30 halbe Umdrehungen/0,2 m Eindringung) und über die Tiefe gleichmäßig verteilt. In Sanden und Kiesen nimmt der Eindringwiderstand mit zunehmender Korngrçße zu. Bei der Auswertung von Gewichtssondierungen von schluffigen Sanden bis hin zu Grobkiesen muss beachtet werden, dass ein hçherer Eindringwiderstand nicht gleichzusetzen ist mit einer hçheren Scherfestigkeit und besserem Tragverhalten. Das so erhaltene Bodenprofil und die ermittelte Tiefe bis zum „undurchdringbaren“ Boden liefern die Grundlage für die Eignung des Untergrundes für eine spätere Bebauung, geben Hinweise auf die Art der Gründung (Flach- oder Pfahlgründung) und liefern geotechnische Kenngrçßen für die Bemessung. 3.6.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Die Ergebnisse der Gewichtssondierung dienen als Grundlage für die Bemessung von Gründungen in nichtbindigen Bçden. In [117] wird gezeigt, wie Scherfestigkeits- und Setzungsparameter aus den Ergebnissen der Gewichtssondierung als Eingangsgrçße für Bemessungsverfahren von Flachgründungen abgeleitet werden kçnnen (Tabelle 15). Um den Zugang zu zusätzlichen Bewertungsverfahren zu ermçglichen, wird häufig versucht, die Ergebnisse der Gewichtssondierungen z. B. mit denen des SPT zu korrelieren [138]. In Feinschluffen und in tonigen Sanden müssen die geotechnischen Kenngrçßen mit speziellen Versuchen, z. B. in situ mithilfe von CPTU-Versuchen oder Pressiometern oder im Labor an entnommenen Bodenproben, bestimmt werden. Tabelle 15. Beispiel für eine tabellarische Beziehung zur Ableitung des Winkels des Scherwiderstands j' und des dränierten Young’s Modul E' für natürlich gelagerte nichtbindige Bçden (Quarz- und Feldspatsande) aus den Ergebnissen von Gewichtssondierungen (nach [117], fortgeschrieben) Gewichtssonde, halbe Umdrehungen/0,2 m Dränierter Young’s Modulb) E' [Mpa] sehr locker 29–32 < 10 10–30 locker 32–35 10–20 20–50 mitteldicht 35–37 20–30 40–90 dicht 37–40 30–60 > 80 b) Winkel des Scherwiderstandsa) j' [] 0–10 a) Bezogene Lagerungsdichte ID sehr dicht 40–42 60–90 Die angegebenen Werte gelten für Sande. Für schluffige Bçden sollten 3 abgezogen werden. Für Kiese sollten die Werte um 2 erhçht werden. E' wird näherungsweise dem spannungs- und zeitabhängigen Sekantenmodul gleichgesetzt. Die für den dränierten Modul angegebenen Werte entsprechen Setzungen nach 20 Jahren. Sie werden mit der Annahme erhalten, dass die Verteilung der Vertikalspannung der 2:1-Näherung folgt. Ferner deuten einige Untersuchungen darauf hin, dass diese Werte 50 % niedriger in schluffigen und 50 % hçher in kiesigen Bçden sein kçnnen. In vorbelasteten nichtbindigen Bçden kann der Modul beträchtlich hçher sein. Wenn Setzungen für Sohldrücke grçßer als 2/3 des Bemessungssohldrucks im Grenzzustand der Tragfähigkeit berechnet werden, sollte der Modul auf die Hälfte der in dieser Tabelle angegebenen Werte gesetzt werden.
    • 90 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker 3.6.2.3 Tragfähigkeiten von Pfählen Die Ergebnisse der Gewichtssondierung kçnnen unmittelbar für die Bemessung von Pfählen angewendet werden [136]. Die Länge von gerammten Verdrängungunspfählen aus Beton kann mithilfe der Tiefe des maximalen Sondierwiderstands der Gewichtssonde („undurchdringbarer“ Boden) abgeschätzt werden. Üblicherweise erhält man die erforderliche Spitzentragfähigkeit von Pfählen an oder bis zu 2 m unter der Tiefe, in der der maximale Sondierwiderstand erreicht wurde. Als sicherere Methode, die Pfahllänge für Spitzendruckpfähle zu bestimmen, gelten jedoch Rammsondierungen. Norwegische Erfahrungen mit Mantelreibungspfählen zeigen, wie man mithilfe des durchschnittlichen Sondierwiderstands entlang der vorgesehenen Pfahltiefe die Grçße der Mantelreibung (Tragfähigkeit des Pfahles) in Sanden ermitteln kann [136]. 4 Bohrlochaufweitungsversuche 4.1 Geräte und Versuchsdurchführung Die in EN 1997-1, Abschn. 3. 3. 10.5 erwähnten Geräte, mit denen Bohrlochaufweitungsversuche durchgeführt werden, kçnnen aus heutiger Sicht allgemein wie folgt definiert werden [139]: Das Gerät besteht aus einer zylindrischen Vorrichtung, mit der gleichmäßiger Druck auf die Wand eines Hohlraums im Boden oder Fels, der für diesen Versuch hergestellt wurde, aufgebracht wird. Der Begriff „Hohlraum“ wird bewusst verwendet, um zwischen dem Bohrvorgang zwischen den einzelnen Versuchsteufen und dem zur Herstellung des Hohlraums für den eigentlichen Versuch zu unterscheiden. Der Bohrlochdurchmesser ist dabei gleich oder grçßer dem des Versuchshohlraums. Methoden zur Herstellung des Hohlraums sind in Tabelle 2 von [139] zusammengestellt. Während des Versuchs werden der aufgebrachte Druck und die Volumenänderung oder die radiale Verformung der Vorrichtung der zylindrischen Vorrichtung gemessen. Daraus werden u. a. Festigkeits- und Verformungseigenschaften für Bçden und Fels sowie für Aufschüttungen (Qualitätskontrolle) abgeleitet (s. a. Tabelle 1). Die ersten diesbezüglichen Untersuchungen gehen auf Kçgler zurück [140, 141]. Er entwickelte in den 1930er-Jahren ein Seitendruckgerät, bei dem zwei halbzylindrische Halbschalen mechanisch gegen die Hohlraumwand gepresst werden. Das Gerät wurde später durch eine allseitig geschlossene Gummihülle mit Kopf- und Fußplatten ersetzt, die mit Pressluft aufgeblasen wurde. Dieses Verfahren wurde in den 50er-Jahren von MØnard zum dreizelligen Pressiometer-Test (obere Schutzzelle, Messzelle, untere Schutzzelle) weiterentwickelt [142, 143]. In diesem Zusammenhang muss das Seitendruckgerät von Goodman [144] erwähnt werden, das für die Anwendung in Fels entwickelt wurde. Danach setzte weltweit eine starke Verbreitung vom Typ des Prebored Pressuremeters (PBP) und anderer Typen ein. Um die Stçrungen an der Hohlraumwand während des Bohrvorgangs und des Einbringens des Geräts mçglichst gering zu halten, wurden Self-Boring Pressuremeter (SBP) unabhängig voneinander in Frankreich [145] und England [146] für Anwendungen in Bçden und Fels entwickelt; dabei ist das Bohrwerkzeug in das Gerät integriert (EN ISO 22476-6). Die Offshore-Anwendung gab schließlich den Anstoß zur dritten Generation der Bohrlochaufweitungsversuche, das Pushed-in oder Full Displacement Pressuremeter (FDP), z. B. [68, 69, 147]. Hierbei wird das Gerät in die Spitze einer Drucksonde integriert
    • 91 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Bild 13. Schematische Darstellung einer Dilatometerausrüstung (nach [151]) (EN ISO 22476-8). Im weitesten Sinne gehçrt dazu auch das NGI-Dilatometer als Weiterentwicklung des Flat Dilatometers (DMT) nach Marchetti (siehe z. B. [148, 149], CEN ISO/TS 22476-11). Ein sehr guter Überblick über den Stand der Technik wird in [139] gegeben. Letzte Entwicklungen zeigt [150]. Eine Reihe von Ländern haben bestimmte Geräte z. B. das Prebored Pressuremeter standardisiert. Die bekanntesten dürften die franzçsische Norm NF P94-110 und die amerikanische Norm ASTM D 4719 sein. International wurden die gängigen Geräte in der Normenreihe EN ISO 22476 standardisiert. EN 1997-2 gibt allgemeine Hinweise zur Planung, Durchführung und Auswertung. Die in Deutschland gebräuchlichen Geräte werden wie folgt unterschieden [151]: Das Dilatometer (Bild 13) ist ein zylindrisches Gerät, bei dem zum Aufbringen eines gleichmäßigen Drucks (durch Gas oder Flüssigkeit) auf die Wandung einer Bohrung ein dehnbarer Gummipacker verwendet wird. Die Aufweitung der Bohrung wird in Abhängigkeit vom aufgebrachten Druck in ausgewählten Richtungen mit elektrischen Wegaufnehmern gemessen (EN ISO 22476-5). Das Pressiometer (Bild 14) ist ein zylindrisches Gerät, bei dem zum Aufbringen eines gleichmäßigen Drucks auf die Wandung einer Bohrung ebenfalls ein Gummipacker verwendet wird. Die Aufweitung der Messzelle wird in Abhängigkeit vom Druck über das eingepresste Flüssigkeitsvolumen bestimmt (EN ISO 22476-4). Das Seitendruckgerät (Bild 15) ist eine Vorrichtung, bei der zwei Halbschalen aus Stahl hydraulisch diametral gegen die Bohrlochwandung gedrückt werden, um das Bohrloch gerichtet aufzuweiten. Die Spreizung der Halbschalen wird in Abhängigkeit von der aufgebrachten Bodenpressung mit elektrischen Wegaufnehmern gemessen (EN ISO 22476-7). Die Arten der Geräte und ihre Einsatzmçglichkeiten sind in Tabelle 16 zusammengestellt. Erfahrungen mit einigen dieser Geräte sind z. B. in [34, 153–156] verçffentlicht. Tabelle 17 gibt eine Übersicht über die Daten einiger Self-Boring und Full Displacement Pressuremeter. Über entsprechende Untersuchungen zu den letzten beiden Gruppen wird z. B. in [157–162] bzw. [68, 69] berichtet.
    • 92 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Bild 14. Schematische Ausrüstung einer Pressiometerausrüstung (nach [151]) Bild 15. Schematische Darstellung einer Versuchsausrüstung mit dem Seitendruckgerät (nach [151]) Der Sonderfall des Flat Dilatometer (DMT), s. CEN ISO/TS 22476-11 und [148, 149], umfasst die Ermittlung des Schichtenverlaufs (unterstützt durch Schlüsselbohrungen), des Spannungszustands in situ sowie der Scherfestigkeits- und Verformungseigenschaften von bindigen Bçden und Sanden mit einem spatenfçrmigen Gerät (Bild 16). Auf einer der Außenseiten des Geräts ist eine dünne kreisfçrmige Stahlmembran angebracht. Der Versuch eignet sich besonders für den Einsatz in Bçden, deren Kçrnung im Vergleich zu den Abmessungen der Membran klein ist (z. B. Ton, Schluff und Sand).
    • Pressiometer Pressiometerversuch (en: MØnard pressuremeter test) Seitendruckgerät 3 4 Seitendruckversuch (en: Borehole jacking test) Dilatometerversuch in Bçden (en: Soil dilatometer test) Dilatometer 2 Dilatometerversuch in Fels (en: Rock dilatometer test) Benennung Versuch (international) Benennung Gerät Dilatometer 2 1 1 Nr. 4 5 BJT zylindrische Halbschalen aus Stahl diametral mit elektrischen Wegaufnehmern Seitendruckmodul EB Kriechmaß kB 101 146 66 dreikammriger radialGummipacker symetrisch MPT MØnard Modul EM Grenzdruck des Bodens pLM 73 101 einkammriger radialmit elektrischen Dilatometermodul ED Gummipacker symetrisch Wegaufnehmern an der Packer- Kriechmaß kD innenseite SDT volumetrisch 9 10 5 bis 1000 10 bis 1500 bis 5000 bis 50000 festem, ungeklüftetem Fels festem, ungeklüftetem Fels festem, ungeklüftetem Fels stark zerklüftetem Fels und weichen Bçden Empfohlener Einsatz empEinsatz fohlen bei eingeschränkt Bohrlochdurchmesser einem Steifein modul Es [mm] [MPa] 86 101 Versuchsergebnis Messung der Bohrlochaufweitung 8 einkammriger radialmit elektrischen DilatometerGummipacker symetrisch Wegaufnehmern modul ED an der Bohr- Kriechmaß kD lochwand 7 6 RDT Art der Kurz- Vorrichtung zeichen für Bohrloch- Belastung aufweitung 3 Tabelle 16. Einige Arten und Einsatzmçglichkeiten von Dilatometer, Pressiometer und Seitendruckgerät (nach [151]) 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 93
    • Pushed-in, FDP Self-boring, SBP Gruppe, intern. Kurzzeichen [145] PAF 76 [157] [146] Cambridge selfboring pressuremeter (CSBP) Pencel Pressuremeter [24] [139] Cambridge cone pressuremeter [139] Fugro McClelland cone pressuremeter [158] Weak rock selfboring pressuremeter (RSBP) Literatur Internationale Bezeichnung APAGEO mini-pressiom›tre einkammriger Gummipacker einkammriger Gummipacker einkammriger Gummipacker einkammriger Gummipacker einkammriger Gummipacker einkammriger, verstärkter Gummipacker einkammriger Gummipacker Vorrichtung für Hohlraumaufweitung volumetrisch Federweg (elektrisch), drei Richtungen volumetrisch Federweg (elektrisch), drei Richtungen Federweg (elektrisch), drei Richtungen volumetrisch Federweg (elektrisch), drei Richtungen Messung der Hohlraumaufweitung 5,5 2 6 32 44 10 10,3 4 44 31 10 73 132 84 Durchmesser Länge/ mm Durchmesser Tabelle 17. Übersicht über einige kommerziell verfügbare Self-Boring und Pushed-In Pressuremeter (in Anlehnung an [139]) allen Bçden mit Ausnahme von Kies allen Bçden mit Ausnahme von Kies allen Bçden mit Ausnahme von Kies allen Bçden mit Ausnahme von Kies festen Tonen, sehr dichten Sanden und weichem Fels allen Bçden mit wenig oder keinem Kiesanteil allen Bçden mit wenig oder keinem Kiesanteil Einsatz in 94 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 95 Bild 16. Schematische Darstellung einer DMT-Ausrüstung und des Messprinzips (nach CEN ISO/TS22476-11) Die Grundlage des Versuchs ist wie folgt: Das Gerät wird z. B. mit einer Vorrichtung zum Einbringen von Drucksonden vertikal eingedrückt. In der für den Versuch ausgewählten Tiefe wird zunächst der Kontaktdruck po des Bodens festgestellt, wenn die Membran glatt an dem Gerät anliegt. Danach wird der mit Gas aufgebrachte Druck p1 gemessen, der erforderlich ist, um im Mittelpunkt der Membran eine Verformung von 1,10 mm zu erzeugen. Bild 16 zeigt die Versuchseinrichtung und das Messprinzip. Erfahrungen mit dem Gerät wurden u. a. in [152, 163–167] verçffentlicht. Bei den Ergebnissen der mit Bohrlochaufweitungsversuchen ermittelten Parameter wie z. B. dem MØnard-Modul EM des MPT (Tabelle 16 und Abschn. 4.2) handelt es sich nicht um geotechnische Kenngrçßen, sondern zunächst um gerätespezifische Parameter. Es muss daher darauf hingewiesen werden, dass die Versuche genau nach den für das jeweilige Gerät
    • 96 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker geltenden Vorschriften durchzuführen und auszuwerten sind, um reproduzierbare und verlässliche Ergebnisse zu erhalten (s. [139] und EN 1997-2, Abschn. 4.4.4). Zu den Schritten der Versuchsdurchführung gehçren je nach Gerät im Wesentlichen: 1. Kalibrierung vor dem Versuch (Druck- bzw. Kraftmesssystem, Volumen- bzw. Wegmesssystem, Systemausdehnung, Korrekturwert für Packer/Membransteifigkeit). 2. Herstellen des Versuchshohlraums (Vorbohren, Bohrung des Versuchsraums oder Einpressen) und Einbringen des Geräts mit mçglichst geringer Stçrung der Wandung. 3. Ausführung des Versuchs mit entsprechender Datenaufnahme; Aufbringen des Drucks in konstanten Laststufen bzw. Erzeugung von Stufen gleicher Hohlraumverformung (Erstund zyklische Belastung). 4. Korrektur der Messwerte (hydrostatischer Druck, Membransteifigkeit, Systemausdehnung, Porenwasserdruck). 5. Protokollierung (Bohr- und Versuchsnummer, Angaben über Geräte- und Komponententypen, Bohrergebnisse etc.). 6. Kalibrierung nach jeder Versuchsserie (wie Schritt 1). 4.2 Auswertung 4.2.1 Allgemeines Die Ermittlung der gerätespezifischen Ergebnisparameter der jeweiligen Versuche ist wesentlich komplexer als bei allen anderen Feldversuchen, die in diesem Kapitel behandelt werden. Als Beispiel wird im Folgenden die Auswertung der Messdaten eines Pressiometerversuchs nach MØnard (MPT) umrissen (s. EN 1997-2, Abschn. 4.4). Bild 17. Schematische Darstellung der Bestimmung vom EM und pLM aus den Ergebnissen eines Pressiometerversuchs
    • 97 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Der MØnard-Modul EM und der Grenzdruck pLM werden aus den korrigierten Versuchsergebnissen nach Bild 17 ermittelt. Aufgetragen werden die Volumenänderung DV über den aufgebrachten Druck p (oberer Teil von Bild 17) sowie DV/Dp über p (unterer Teil von Bild 17). Als Grenzdruck wird der Druck definiert, der zur Verdoppelung des Volumens der Messzelle erforderlich ist und einem eingepressten Flüssigkeitsvolumen von V = Vc + Vr entspricht. Darin ist Vc das Volumen vor Versuchsbeginn, und Vr entspricht dem bei pr gemessenen Volumen. Dabei ist pr der Druck, bei dem DV/Dp am kleinsten ist. In Tabelle 18 sind die wesentlichen Versuchsergebnisse für einige Gerätetypen zusammengestellt. Einzelheiten hierfür sind den angegebenen Richtlinien zu entnehmen. Tabelle 18. Ergebnisse aus verschiedenen Bohrlochaufweitungsversuchen und abgeleitete Steifemoduli Eoed. Versuch Versuchsergebnis Steifemodul Eoed RDT Dilatometermodul: ED = (1 + n) × d/Dd × Dpd Kriechmaß: kD = (d2 – d1)/log (t2/t1) MPT MØnard-Modul: EM = 2,66 V × Dp/DV Grenzdruck: PLM aus Bild 17 oder pLM = 1,7 pf – 0,7 sHS BJT Seitendruckmodul: EB = f × d × Dp/Dd Kriechmaß: kD = (d2 – d1)/log (t2/t1) DMT Materialindex: IDMT = (p1 – po)/(po – uo) Horizontalspannungsindex: KDMT = (po – uo)/s'vo Eoed ¼ EDE ð1 À nÞ ð1 þ nÞð1 À 2nÞ Eoed = EM/a Eoed ¼ EBE ð1 À nÞ ð1 þ nÞð1 À 2nÞ Eoed = Rm · EDMT Gl.-Nr. Erläuterungen in (18) EN 1997-2; DIN 4094-5 (19) EN 1997-2; DIN 4094-5 (20) DIN 4094-5 (21) EN 1997-2 Aufgrund der Vielfalt der verfügbaren Gerätetypen, die Versuche in Bçden und Fels ermçglichen, sowie der nunmehr nahezu 50-jährigen Erfahrung auf diesem Gebiet lassen sich heute eine Reihe von Parametern, die bestimmte Bodeneigenschaften repräsentieren, aus den Versuchsergebnissen ableiten (s. Tabelle 1.1 in [24] und Tabelle 10 in [139]). Dazu gehçren u. a.: Konsolidierungsverhältnis, Lagerungsdichte, Bodenverflüssigung, horizontaler Spannungszustand (z. B. [168]), Spannungs/Verformungsverhalten, Porenwasserdruck, Wasserdurchlässigkeitsbeiwert (siehe z. B. [169]). Inzwischen haben die Ergebnisse aus Bohrlochaufweitungsversuchen international Eingang in die Anwendung für die geotechnische Berechnung und Bemessung von Flach- und Pfahlgründungen gefunden. Dazu haben sowohl systematische Großversuchsserien und strikte Vorschriften, z. B. [153] und Fascicule 62 als auch Detailuntersuchungen im Labor, z. B. [170], beigetragen. Besonders bei Tiefgründungen scheinen die Anwendungen zuzunehmen (z. B. [171–174]). Auch für Anwendungen in der Spundwandbemessung, bei
    • 98 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Stabilitätsuntersuchungen von Bçschungen und im Tunnelbau sind viele Fallbeispiele bekannt [139]. Jedoch sollten auch die kritischen Stimmen nicht überhçrt werden (z. B. [175]). Grundsätzlich sind wie bei der Anwendung von Sondierergebnissen (Abschn. 3) auch hier zwei Verfahrensweisen zu unterscheiden [139] (s. a. Bild 1): Einmal empirische oder theoretische Ableitung geotechnischer Kenngrçßen, die dann in Berechnungsverfahren eingehen; zum anderen empirische oder halbempirische Verfahren, die mithilfe der Versuchsergebnisse unmittelbar Eingangswerte für Berechnungsverfahren liefern. In beiden Fällen sind EN 1997-1 und EN 1997-2 zu beachten. Festzuhalten ist auch, dass bei allen empirischen wie halbempirischen Verfahren die çrtliche Erfahrung eine entscheidende Rolle spielt. 4.2.2 Ableitung geotechnischer Kenngrçßen Scherfestigkeit Für die Bestimmung des Winkels des Scherwiderstands j' von Sanden wird i. Allg. so vorgegangen, dass für den gegebenen Boden ein Modellgesetz entwickelt wird, an das die jeweiligen Versuchsergebnisse angepasst werden. Aus diesem halbempirischen Modellgesetz lässt sich dann j' ableiten. Beispiele für empirische und halbempirische Verfahren sind z. B. in [69, 139, 170, 177] angegeben. In der Regel werden hierzu nur Ergebnisse von SBP-Versuchen verwendet. Die vorliegenden Erfahrungen sind noch nicht groß [139]. Zudem hängen die Verfahren stark von den çrtlichen Gegebenheiten ab, für die sie entwickelt wurden. Jüngere Versuche, den Winkel des Scherwiderstands unmittelbar mit einer Art Pressiometer-Scherversuch („Phicometer“) zu ermitteln, z. B. [176], müssen wenigstens zum jetzigen Zeitpunkt kritisch betrachtet werden. Die physikalischen Verhältnisse in der Scherfuge sind unübersichtlich. Daher muss angenommen werden, dass nicht der tatsächliche Winkel der Scherfestigkeit des ungestçrten Bodens gemessen wird. Erste unabhängige Untersuchungen zeigten erhebliche Streuungen selbst in Schluff-Schichten, von denen angenommen werden kçnnte, dass sie aufgrund ihrer Sedimentationsgeschichte relativ homogen sein müssten [176]. Es bleibt abzuwarten, was zukünftige Erfahrungen über die Aussagefähigkeit und Anwendungsmçglichkeiten erbringen werden. Die undränierte Scherfestigkeit cu von bindigen Bçden kann unmittelbar aus dem oberen Teil einer SBP-Versuchskurve entnommen werden. Es hat sich weiterhin gezeigt, dass sich sowohl cu als auch der Anfangsschermodul Gi mit der Schlagzahl N des SPT korrelieren lassen [178]. Dagegen werden für die Ermittlung von cu aus PBP-Versuchen empirische oder halbempirische Verfahren verwendet, bei denen z. B. der Grenzdruck pLM zu cu aus Laborversuchen oder Flügelscherversuchen in situ in Beziehung gesetzt wurde [139, 154, 156, 179]. Gleichung (22) aus [154], wo weitere Beziehungen angegeben sind, ist ein Beispiel für die Ermittlung von cu aus Ergebnissen von MPT-Versuchen in Tonen: cu = 25 + (pLM – sh)/10 Darin sind: pLM Grenzdruck nach Bild 17 Horizontalspannung in der Untersuchungstiefe sh (22)
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 99 Gleichung (23) ist ein Beispiel für die Ermittlung von cu aus dem DMT-Versuch nach EN 1997-2, Abschn. 4.10.4: cu = 0,22 s'vo (0,5 KDMT)1,25 (23) Darin sind: s'vo mittlere Normalspannung am Untersuchungspunkt vor dem Einbringen des Geräts KDMT Horizontalspannungsindex (Tabelle 18) So ermittelte cu-Werte korrelieren gut z. B. für jüngere Meeresablagerungen (Sande über feinkçrnigen Schichten) mit den nach Gl. (12) bestimmten Werten aus CPTU-Versuchen [180]. Pressiometerversuche eignen sich sehr gut für die Ermittlung des Schubmoduls (bei Erstbelastung und bei zyklischer Belastung) sowohl in Bçden als auch im weichen Fels [68, 69, 155, 156, 161]. Gemäß den entsprechenden Auswerteverfahren (NF P94-110, ASTM D 4719) wird für die Erstbelastung der Schubmodul aus dem mittleren, nahezu linearen, elastischen Verlauf der Ergebniskurve (Bild 17) ermittelt: GM = (Vo + Vm) Dp/DV (24) Darin sind: Vo Volumen der Messzelle vor der Belastung Mittelwert des Volumens im nahezu linearen, elastischen Bereich Vm In [155] wird ein modifiziertes Auswerteverfahren vorgeschlagen, um die Ergebnisse von MPT-Versuchen mit denen von SBP-Versuchen vergleichbar zu machen. Zusammendrückbarkeit In Tabelle 18 sind die Gleichungen zur Ableitung des Steifemoduls Eoed aus den Ergebnissen einiger Geräte zusammengestellt (Gln. 18–21). Dabei handelt es sich bei den Gln. (19) und (21) für MPT und DMT um empirische Beziehungen; Werte für a in Gl. (19) und für Rm in Gl. (21) werden in EN 1997-2, Anhang E.2 und J angegeben. Für die Ableitung des Steifemoduls Eoed aus RDT- und BJT-Ergebnissen (Tabelle 18) ist Folgendes zu beachten (s. EN ISO 22476-7, Bild D.2). Der im mittleren Bereich des Entlastungsastes als Sekantenmodul bestimmte Entlastungsmodul EDE bzw. EBE kommt erfahrungsgemäß dem Young’s Modul E' (Elastizitätsmodul) des untersuchten Materials sehr nahe. Dabei ist der mittlere Bereich als 30 bis 70 % des Druckbereichs zwischen dem oberen Umkehrpunkt des Zyklus und dem vollen Entlastungsdruck (0 %) definiert. Unter der Annahme, dass sich der Fels bzw. der Boden linear-elastisch, homogen und isotrop verhält, darf Eoed nach Gl. (18) bzw. (20) bestimmt werden. Neben dieser Betrachtungsweise wird auch versucht, Eoed mit Versuchergebnissen unmittelbar zu korrelieren wie z. B. mit dem DMT-Materialindex [181]. 4.2.3 Tragfähigkeit von Flachgründungen und Pfählen Flachgründungen Die unmittelbare Anwendung von MPT-Ergebnissen für die Berechnung der Tragfähigkeit von Flachgründungen ist ein gutes Beispiel dafür, wie ein halbempirisches Berechnungs-
    • 100 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker verfahren systematisch zu einem Standardverfahren ausgebaut werden kann, siehe unter Normen Fascicule 62 und [153]. So kann z. B. die Tragfähigkeit bei lotrechter Belastung nach EN 1997-2, Anhang E.1 mit folgender Gleichung ermittelt werden: R/A’ = svo + k (pLM – po) (25) Darin sind: R Tragfähigkeit der Gründung bei lotrechter Belastung A‘ wirksame Grundfläche gesamte Anfangsvertikalspannung in der Gründungssohle svo repräsentativer Wert des Grenzdrucks nach MØnard in der Gründungssohle der pLM Flachgründung Ko (sv – u) + u; mit Ko normalerweise gleich 0,5, sv als der totalen Vertikalpo spannung in der Versuchstiefe und u als dem Porenwasserdruck in dieser Tiefe k Tragfähigkeitsbeiwert in Abhängigkeit von der Bodenart und pLM, aus EN 1997-2, Tabelle E.1 B Gründungsbreite L Gründungslänge äquivalente Tiefe der Gründung De Für die gerade bei Flachgründungen wichtigen Setzungsberechnungen enthält EN 1997-2, Anhang E.2 ein entsprechendes Beispiel, für das MPT-Ergebnisse als Eingangswerte dienen. Pfähle Ebenfalls basierend auf MPT-Ergebnissen kann die Pfahltragfähigkeit Q in Sand wie folgt bestimmt werden (EN 1997-2, Anhang E.3): Q = A × k (pLM – po) + P S(qsi × zi) (26) Darin sind: A Aufstandsfläche des Pfahls, die für Pfähle mit geschlossener Spitze dem Pfahlquerschnitt und bei Pfählen mit offener Spitze einem Teil davon gleichzusetzen ist repräsentativer Wert des Grenzdrucks in der Tiefe der Pfahlspitze, korrigiert für pLM eine eventuell darunter befindliche weiche Schicht Ko (sv – u) + u; mit Ko üblicherweise gleich 0,5 mit sv als der totalen Vertikalpo spannung in der Tiefe des Einzelversuchs und mit u als dem Porenwasserdruck in dieser Tiefe k Tragfähigkeitsfaktor in Abhängigkeit von der Bodenart, pLM und Pfahltyp, aus EN 1997-2, Tabelle E.4 P Umfang des Pfahls Einheitsmantelreibung der Bodenschicht i nach Bild C.1 in EN 1997-2, zu qsi bestimmen in Verbindung mit Tabelle E.5 in EN 1997-2 Dicke der Bodenschicht i zi Verfahren zur Abschätzung der Setzungen von Pfahlgründungen liegen ebenfalls vor [139, 182]. Weiterhin ist es wichtig darauf hinzuweisen, dass eine Reihe erprobter Verfahren verfügbar sind, mit denen die horizontale Tragfähigkeit von Pfählen ermittelt werden kçnnen (z. B. [139, 186]).
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 4.2.4 101 Vergleich mit Ergebnissen anderer Feldversuche Wenn die Ergebnisse aus Bohrlochaufweitungsversuchen nach den Tabellen 16 und 17 (einschließlich des DMT) in herkçmmlichen Berechnungsverfahren verwendet werden, muss der Nachweis geführt werden, dass die aus den Bohrlochaufweitungsversuchen abgeleiteten geotechnischen Kenngrçßen denen entsprechen, die für Berechnungsverfahren benutzt werden. Dies hat zu einer Reihe von Untersuchungen geführt, die den Vergleich zwischen den aus Bohrlochaufweitungsversuchen abgeleiteten Kenngrçßen mit denen aus herkçmmlichen Laborversuchen (z. B. Dreiaxialversuchen) sowie aus Feldversuchen (z. B. Sondierungen) beinhalten. Beispiele hierfür werden in [68, 107, 154–164, 166] gegeben. Es ist daher nahe liegend, dass z. B. aufgrund unterschiedlicher Berechnungsverfahren für Setzungen versucht wird, Beziehungen zwischen den verschiedenen E-Moduli herzustellen. Dies gilt gleichermaßen für die Ergebnisse aus Pressiometerversuchen (siehe z. B. Tabelle 18 oder [183, 184]) als auch für die aus DMT-Versuchen [185]. 5 Bestimmung der Dichte 5.1 Gravimetrische Verfahren Felduntersuchungen zur Bestimmung der Dichte sind in besonderem Maße in nichtbindigen Bçden erforderlich, weil bei ihnen die Entnahme von Sonderproben aus Bohrlçchern nicht mçglich ist (s. Abschn. 2.4). Die dafür infrage kommenden Versuche sind in DIN 18125-2 genormt. Im Wesentlichen beruhen alle Versuche darauf, dass ein definiertes Volumen des Bodens in situ ermittelt und dessen Masse bestimmt werden, woraus sich die Dichte ergibt als: r = m/V (27) Darin sind: m Masse der entnommenen Probe (feucht oder trocken) V Volumen der entnommenen Probe Während sich die Bestimmung der Masse durch Wägung als einfach darstellt, ist der Einsatz des Verfahrens zur Bestimmung des Volumens von der angetroffenen Bodenart abhängig. So ist die Entnahme von Sonderproben aus Schürfen, aus dem Planum und aus der Gründungssohle mit Ausstechzylindern mçglich, wenn der Boden keinen Kiesanteil, d. h. Kçrner mit einem Durchmesser > 2 mm, enthält. Anderenfalls sind die sogenannten Ersatzverfahren anzuwenden. Hierbei wird der Hohlraum, der durch die Probenentnahme entstanden ist, mit einem Ersatzstoff gefüllt. Das Volumen dieses Hohlraumes wird durch das Volumen des dazu verbrauchten Ersatzstoffes bestimmt. Die einzelnen Versuche unterscheiden sich im Wesentlichen nur in der Art, wie der Hohlraum gemessen wird. Tabelle 19 gibt die entsprechende Übersicht. Stehen nichtbindige Bçden in Tiefen an, die durch die o. a. oberflächennahen Untersuchungen nicht mehr erreicht werden kçnnen, sind zur Beurteilung der Dichte radiometrische Verfahren (s. Abschn. 5.2) oder Ramm- bzw. Drucksondierungen (s. Abschn. 3.2 bis 3.4) erforderlich. Bei den Sondierungen wird allerdings nicht die absolute Dichte r, sondern die bezogene Dichte ID ermittelt, die über den Verdichtungszustand eines nichtbindigen Bodens Auskunft gibt.
    • 102 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Tabelle 19. Bezeichnung und Eignung der Versuche zur Volumenermittlung (in Anlehnung an DIN 18125-2) Kurzzeichen Verfahren A Ausstechzylinder DIN 18125-2-F-A ohne Grobkorn Fein- bis Mittelsande – B Ballon DIN 18125-2-F-B alle Fein- bis Mittelsande, Kies-Sand-Gemische, sandarmer Kies – Fein- bis Mittelsande, Kies-Sand-Gemische, sandarmer Kies – Fein- bis Mittelsande, Kies-Sand-Gemische, sandarmer Kies – F G Bezeichnung Anwendbarkeit in des Versuchs nach DIN 18125-2 bindigen Bçden nichtbindigen Bçden Steinen und Blçckena) Flüssigkeitsersatz DIN 18125-2-F-F Gipsersatz DIN 18125-2-F-G alle alle S DIN 18125-2-F-S alle Fein- bis Mittelsande, Kies-Sand-Gemische – Sch a) Sandersatz Schürfgrube DIN 18125-2-F-Sch alle Fein- bis Mittelsande, Kies-Sand-Gemische alle mit geringen Beimengungen 5.2 Radiometrische Verfahren Radiometrische Verfahren, die heute häufig den geophysikalischen Verfahren zugeordnet werden (s. Abschn. 6) sind solche, bei denen die Strahlungen radioaktiver Isotope mithilfe von Zählgeräten gemessen und die Messwerte in Beziehung zur Dichte und zum Wassergehalt des Bodens gesetzt werden (die frühere Bezeichnung lautete deshalb auch „Isotopensonde“). Hierfür werden zwei Arten von Strahlungen verwendet: – Gamma-Strahlung (g-Strahlung); sie besteht aus elektromagnetischen Wellen hoher Energie oder aus Gamma-Teilchen (g-g-Sonde); – Neutronenstrahlung (n-Strahlung); sie besteht aus elektrisch neutralen Partikeln mit der Massenzahl 1 (Neutronensonde). Die radiometrischen Messeinrichtungen bestehen aus der Strahlenquelle, dem Detektor zum Messen der Strahlenintensität und einem Impulszählgerät. Die Kombination von Strahlenquelle und Detektor wird als Strahlensonde bezeichnet. Dabei werden zwei Hauptgruppen von Geräten unterschieden: Geräte, die für den oberflächennahen Einsatz, z. B. zur Verdichtungskontrolle, entwickelt wurden (Oberflächensonden), und solche, die für die Tiefenerkundung des Baugrunds eingesetzt werden (Tiefensonden). Bild 18 zeigt die Anordnung dieser Komponenten für eine g-g-Sonde sowie eine Neutronensonde als Tiefensonden. Die Anwendung radiometrischer Methoden unterliegt gesetzlichen Auflagen; sie ist genehmigungspflichtig. Vorschriften zur Strahlenschutzüberwachung, zur Befçrderung, zur Lagerung und Kalibrierung der Strahlensonde scheinen den aktiven Anwenderkreis immer noch einzuengen. DIN 18125-2 verweist auf [187], wo die Verfahren ausführlich beschrie-
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld Bild 18. Beispiel einer g-g-Sonde und einer Neutronensonde (ohne Abschirmung) nach [17] Bild 19. Ergebnisse einer Gammastrahlen- und Neutronenmessung zur Bestimmung der Dichte r, des Wassergehalts W und der Trockendichte rd 103
    • 104 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker ben sind (Begriffe, Bezeichnungen, Geräte, Kalibrierung, Durchführung der Messungen, Strahlenschutz etc.). Strahlensonden für den Einsatz als Tiefensonden werden heute bereits in Drucksondenspitzen integriert [24, S. 186 ff., 78–80, 188]. Zur Auswertung werden die Dichte r, der Wassergehalt W und die Trockendichte rd über die Tiefe aufgetragen (Bild 19). Der Einsatz als Verdichtungskontrolle bei Schüttungen und Verfüllungen hat sich bewährt. In Verbindung mit Schlüsselbohrungen und z. B. mit Drucksondierungen [189] ergeben sich wertvolle Hinweise über den Schichtenaufbau gewachsener Bçden und ihrer Eigenschaften. Diese Art der Anwendung hat in den vergangenen Jahren durch die Kombination der radiometrischen Verfahren mit CPTU-Geräten (siehe oben) an Bedeutung gewonnen. Im Allgemeinen eignen sich radiometrische Verfahren besonders für den Einsatz in nichtbindigen Bçden (z. B. [81, 188]); inzwischen liegen jedoch bereits Erfahrungen in tonigen Bçden vor (z. B. [80, 190]). 6 Geophysikalische Verfahren 6.1 Allgemeines Geophysikalische Untersuchungen des Baugrunds sind nur dann sinnvoll, wenn sie in ein ausgewogenes Gesamtprogramm geologisch-geotechnischer Erkundungen eingebunden sind. In Verbindung mit Aufschlussbohrungen und Sondierungen kçnnen sie eingesetzt werden: – bei Voruntersuchungen großflächiger Projekte zur Feststellung des Tiefenverlaufs von Locker- und Festgesteinsschichten; – bei Hauptuntersuchungen als Ergänzung zur boden- und felsmechanischen Baugrunderkundung; – zur Ortung geologischer Stçrungs- und Verbruchzonen sowie von Schichtanomalien; – zur Ortung von historischen Objekten, Fremdkçrpern oder Hohlräumen im Untergrund; – zur Ortung von Sickerwasser-Leckagen und Wasserwegen sowie zur Überwachung der Ausbreitung von kontaminierten Grundwasserfronten und Salzfahnen im Untergrund. Neben diesen Erkundungen, die die Baugrundkenntnis zwischen den Aufschlüssen durch Bohrungen vervollständigen, bietet die Geophysik die Mçglichkeit, geotechnische Kennwerte des Baugrunds wie Dichte, Wassergehalt, dynamische Elastizitätsparameter usw. zu bestimmen. Unerlässlich ist der Einsatz der Geophysik bei der Ermittlung und Einschätzung von Erschütterungswirkungen auf Baugrund und Bauwerk. Ihr Einsatz in Verbindung mit geotechnischen Untersuchungsmethoden hat inzwischen erheblich zugenommen (siehe z. B. [191, 192]). Das Beiblatt 1 zur DIN 4020 gibt eine Übersicht über die geophysikalischen Oberflächenbzw. Bohrlochverfahren und ihre Merkmale (Tabellen 20 und 21). Bei den inzwischen zahlreichen Anwendungen in der Praxis hat es sich als zweckmäßig erwiesen, mehrere Verfahren zu kombinieren, um die Aussagesicherheit zu erhçhen [193–198]. Da der Einrichtungs- und Personalbedarf der meisten angebotenen Verfahren gering ist, bleiben die damit verbundenen Kosten vertretbar. Die Planung der Erkundungsmaßnahmen sollte alle bereits bekannten Erkenntnisse über den Baugrund einbeziehen. Ferner sind die erwünschten Untersuchungsziele mçglichst eindeutig zu beschreiben. Die Interpretation der gewonnenen Messergebnisse verlangt vom Geophysiker Erfahrung und Vertrautheit mit den Anforderungen einer Baugrunderkundung.
    • Messprinzip Verfahren Seismik Geoelektrik, Widerstandsmessung Elektromagnetik Erzeugung eines elektromagnetischen Feldes Bodenradar Zeile 1 2 3 4 Aussendung hochfrequenter elektromagnetischer Wellenzüge Einbringen von Gleich- oder Wechselstrom über Elektroden Erzeugung seismischer Wellen, z. B. durch Sprengung, Hammerschlag, Fallgewicht, Vibrationsquellen 2 Spalte 1 Bemerkungen/Anwendungsgrenze Voraussetzung für die Bestimmung von Schichtgrenzen: deutliche ¾nderung der Wellengeschwindigkeit oder der Dichte an Schichtgrenzen (Grundwasser kann Aussage einschränken). Kann auch von der Wasseroberfläche aus eingesetzt werden. Voraussetzung: Gelände im untersuchten Bereich frei von metallischem Material (z. B. Hochspannungs- und Versorgungsleitungen); viele Verfahrensweiterentwicklungen anwendbar. Erkundungstiefe beträgt in etwa 1/3 des Elektrodenabstands; gut leitende Schichten (z. B. Tone und Mergel) vermindern die Eindringtiefe. Voraussetzung: Unterschied der elektrischen Leitfähigkeit von Anomaliekçrper und Umgebung. Wird ohne Bodenkontakt eingesetzt. Geringe Eindringtiefe bei hoher elektrischer Leitfähigkeit des Untergrunds. Stçrungen durch Stçrfelder. Schnelles Flächenverfahren. Bestimmung von Lage und Verlauf von Schichtgrenzen, von Geschwindigkeiten seismischer Wellen und von dynamischen Elastizitätsparametern; Hinweise auf Boden- oder Felsarten Bestimmung der elektrischen Leitfähigkeit des Baugrunds, der Lage der Grundwasseroberfläche; Ansprache von tonhaltigen Bçden, Stçrungszonen, Grabenstrukturen, Wasserwegsamkeiten, Fundamenten, Hohlräumen, Auflockerungszonen, Altlasten, Schadstoffausbreitung Feststellung von Anomalien, z. B. Spalten, Verwerfungen im Fels, Materialwechsel, Einlagerungen, anthropogene Materialien, metallisch leitende Rohrleitungen, Blindgänger, Spundwände Feststellung von Schichtgrenzen Voraussetzung: Deutliche ¾nderung des und Hohlräumen elektrischen Widerstands (an Schichtgrenzen bzw. Hohlraumbegrenzungen). Kann auch aus der Luft eingesetzt werden. Je niedriger die Frequenz gewählt wird, desto hçher ist die Eindringtiefe und geringer die Auflçsung. Laufzeit und Wellenzüge direkter, refraktierter und reflektierter Wellen zwischen Anregungspunkt und Aufnehmern scheinbarer spezifischer elektrischer Widerstand in Wm ¾nderungen des erzeugten elektromagnetischen Feldes, elektrische Leitfähigkeit in Siemens je Meter (S/m) Laufzeit und Wellenzüge reflektierter Signale 5 Verwendung/Zweck 4 Messgrçßen 3 Tabelle 20. Übersicht über geophysikalische Verfahren an der Erdoberfläche nach DIN 4020, Beiblatt 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 105
    • 2 Verfahren Gravimetrie Magnetik Radiometrie Thermografie Zeile 5 6 7 8 Relativmessung der Oberflächentemperatur Aussenden von Gamma- und Neutronenstrahlung; Messung von radioaktiver Strahlung Veränderungen zum natürlichen Magnetfeld der Erde Relativmessung der Massenanziehung Messprinzip Spalte 1 Tabelle 20. (Fortsetzung) Verwendung von Aufsetz- und Einstichsonden, siehe auch „Merkblatt über die Anwendung radiometrischer Verfahren zur Bestimmung der Dichte und des Wassergehaltes von Bçden“ (FGSV-Nr. 591). Bestimmung von Dichte und Wassergehalt des Untergrunds, Wasserwegsamkeiten Intensität (Zählrate) von durchgehender bzw. rückgestreuter Strahlung Referenzmesspunkte und klimatische Ermittlung von Grund- und Sickerwasseraustritten und von Zusatzmessungen erforderlich. oberflächennahen Grundwasserstrçmen, Erkundung von Stçrungszonen im Fels Verfahren zum schnellen Vermessen großer Areale. Wird auch in der Archäologie erfolgreich eingesetzt. Überlagerungseffekte durch stark magnetisierte Stçrkçrper in der Nähe des zu ortenden Objekts. Ausreichender Abstand zu Stçrkçrpern notwendig: z. B. PKW (30 m), Hochspannungsleitung (150 m). Auffinden magnetisierbarer Kçrper (z. B. Basalte) oder bewehrter Fundamente, Schrott, Ablagerungen usw. Stärke des Magnetfeldes in Nanotesla (nT) Strahlungstemperatur Voraussetzung: Deutliche Dichte-Unterschiede gegenüber der Umgebung. Ergänzung durch andere geophysikalische Verfahren empfehlenswert. Schwierig in bebauten Bereichen auf Grund der komplizierten Schwerereduktionen. Zeitintensives Verfahren. Umfangreiche Auswertung. Bemerkungen/Anwendungsgrenze 5 Feststellung von Hohlräumen (z. B. Dolinen, Stollen) und Einschlüssen. Auffinden und Abgrenzen von verdeckten Altablagerungen, Auffüllungen Verwendung/Zweck 4 Schwerkraftdifferenzen in Mgal Messgrçßen 3 106 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker
    • Messprinzip Verfahren Seismik: Crosshole-, DownholeMessungen Akustik/ Sonic-Log Geoelektrik: Widerstands-Log, Latero-Log, Microlatero-Log, Dipmeter Geoelektrik: EigenpotentialLog Radiometrie: Gamma-Log, Zeile 1 2 3 4 5 Verwendung/Zweck 4 Hinweis auf Schichtgrenzen und auf Wasserdurchlässigkeit Bestimmung von Schichtgrenzen, Auch in verrohrten und trockenen Schichtansprache (Tongehalt) Bohrlçchern anwendbar. elektrische Spannung zwischen Bohrlochsonde und Geländeoberfläche Strahlungsintensität (Zählrate) Messung des natürlichen elektrischen Potentials Messung der natürlichen GammaStrahlung Nur in unverrohrten und mit elektrisch Bestimmung der elektrischen leitender Flüssigkeit gefüllten BohrLeitfähigkeit zur Schichtanspralçchern anwendbar. che, Porositätsbestimmung, Ermittlung von Schichtgrenzen; Dipmeter: Bestimmung der Raumlage von Schichtgrenzen im Bohrloch Stromstärke an Elektroden, Spannungen zwischen unterschiedlich angeordneten Sonden; scheinbarer spezifischer Widerstand Gleichstrom- und Spannungsmessung an unterschiedlichen Elektroden-/Sondenanordnungen im Bohrloch Nur in unverrohrten und mit elektrisch leitender Flüssigkeit gefüllten Bohrlçchern anwendbar, unsicher, Effekt nicht immer deutlich. Ermittlung von Schichtgrenzen, Porosität, Klüftigkeit, Schichtansprache Reagiert stark auf Auskesselungen und Unregelmäßigkeiten der Bohrlochwand. Nur in mit Flüssigkeiten gefüllten Bohrlçchern anwendbar; u. U. kann hinter der Verrohrung gemessen werden. Die Ausbildung der Bohrlçcher muss einwandfreien Kraftschluss zum Aufnehmer ermçglichen, s. a. ASTM-Standard D4428/D4428M-00. Bemerkungen/Anwendungsgrenze 5 Intervall-Laufzeiten zwischen Geber und Empfänger im Dezimeter- bis Meterbereich Ermittlung der dynamischen Laufzeiten bzw. Moduln, Bestimmung von Geschwindigkeiten zwischen Bohrlçchern Schichtgrenzen, Schichtansprache („Crosshole“) oder zwischen Geländeoberfläche und Punkten im Bohrloch („Uphole“, „Downhole“) Messgrçßen 3 Erzeugung und Empfang seismischer Wellen an der Bohrlochwand Erzeugung seismischer Wellen in einem weiteren oder demselben Bohrloch oder an der Geländeoberfläche 2 Spalte 1 Tabelle 21. Übersicht über geophysikalische Bohrloch-Messverfahren (nach DIN 4020) 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 107
    • 2 Verfahren Aussendung von Radiometrie: Gamma-Gamma- Gammastrahlung Log, Neutron-Log bzw. von Neutronen Temperatur-Log Temperaturmessung und Salinitäts-Log der Spülung, Salinitätsmessung Kaliber-Log Televiewer Fernsehsonde (Optic-Shuttle) Flowmeter Zeile 6 7 8 9 10 11 Reagiert stark auf Auskesselungen und Unregelmäßigkeiten der Bohrlochwand. Auch in verrohrten und trockenen Bohrlçchern anwendbar. Gleiches Messprinzip auch bei gerammten radiometrischen Tiefensonden, siehe auch „Merkblatt über die Anwendung radiometrischer Verfahren zur Bestimmung der Dichte und des Wassergehalts von Bçden“ (FGSV-Nr. 591). Bestimmung von Dichte bzw. Wassergehalt, Schichtansprache Hinweise auf Grundwasserstrçmung Intensität (Zählrate) der rückgestreuten Strahlung (GammaStrahlung bzw. von Neutronen) Temperatur, Ionengehalt Nur in mit akustisch transparenter Flüssigkeit gefüllten, unverrohrten Bohrlçchern anwendbar. Ermittlung von Schichtgrenzen und Klüften und ihrer Raumlage im Bohrloch, Schichtansprache; Grçße und Querschnitt des Bohrlochs Laufzeiten und Wellenzüge bzw. Signalamplituden der von der Bohrlochwand reflektierten Echos Wasserwegigkeiten, Zu- oder Austritte von Wasser Wird oft mit Temperatur- und Salinitätslog in Kombination und bei Pumpversuchen eingesetzt; Ungenauigkeiten bei Auskesselungen. Nur in luftgefüllten Bohrungen oder in Bilder der Oberfläche Ermittlung von Schichtgrenzen von der Bohrlochwand und Klüften und ihrer Raumlage im klarer, ungetrübter Spülung anwendbar. Bohrloch, Schichtansprache; Grçße und Querschnitt des Bohrlochs Nur in unverrohrten Bohrlçchern sinnvoll, einseitige Ausbrüche der Bohrlochwand verfälschen die Messung. Korrektur der durch unterschiedliche Durchmesser beeinflussten Messgrçßen, Lagebestimmung von Aufweitungen Durchmesser und Querschnitt Nur in Flüssigkeit gefüllten unverrohrten bzw. verfilterten Bohrlçchern anwendbar, Wartezeit erforderlich, bis Gebirgstemperatur erreicht wird. Bemerkungen/Anwendungsgrenze 5 Verwendung/Zweck 4 Messgrçßen 3 Messen der FließFließgeschwindigkeit geschwindigkeiten auf Grund der Drehzahl eines Flügelrades Fernsehkamera in der Bohrung Erzeugung und Empfang hochfrequenter akustischer Wellen im Bohrloch; akustisches „Abtasten“ der Bohrlochwand mechanisches Abtasten der Bohrlochweite Messprinzip Spalte 1 Tabelle 21. (Fortsetzung) 108 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 109 Im Rahmen eines groß angelegten Forschungsvorhabens „Methoden zur Erkundung und Beschreibung des Untergrundes von Deponien und Altlasten“ wurden in Deutschland die einschlägigen geophysikalischen Verfahren wissenschaftlich untersucht. Die Ergebnisse wurden in [199] dargestellt. Zum Einsatz der Geophysik im Felsbau liegen mehrere Empfehlungen der International Society for Rock Mechanics vor [200–202] und über Einsatzmçglichkeiten der Geophysik speziell im Straßenbau gibt ein Merkblatt der Forschungsgesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen e. V. Hinweise [203]. 6.2 Kurzbeschreibungen der wichtigsten Verfahren Bei der Baugrunderkundung von der Geländeoberfläche aus haben sich die Seismik, die Geoelektrik, die Elektromagnetik und das Bodenradar-Verfahren als besonders geeignet erwiesen: • Seismik: Durch einen Hammerschlag oder die Zündung einer Sprengladung breiten sich an der Geländeoberfläche und im Baugrund Schallwellen aus. Deren Laufzeit an der Oberfläche und im Untergrund wird mit Geophonen an unterschiedlich entfernten Messpunkten registriert. Die Geschwindigkeit der Wellen im Baugrund ist abhängig von dessen Dichte, Porosität und elastischen Eigenschaften. Aus den Laufzeiten lassen sich bis in Tiefen von etwa 20 m Rückschlüsse ziehen, z. B. auf die Mächtigkeit der Lockergesteinsüberdeckung, auf Schichtgrenzen oder die Tiefenlage des Grundwasserspiegels. • Geoelektrik: Durch zwei Elektroden, die im Abstand a im Baugrund stecken, wird dort ein Gleichstromfeld erzeugt. Über zwei weitere Elektroden wird die Potenzialdifferenz im Boden gemessen und daraus bis zur Tiefe von etwa a/3 ein boden- und feuchtigkeitsspezifischer elektrischer Widerstand in Ohm · Meter abgeleitet. Durch schrittweises Vergrçßern des Abstandes a kann der Boden bis etwa in eine Tiefe von 50 m untersucht werden. Anhaltswerte für spezifische Widerstände sind: Fels, massiv > 5000; Fels, verwittert 100–1000; Ton, erdfeucht 5–20; Sand, erdfeucht > 100; Sand, nass > 50, Schluff, erdfeucht > 20, Süßwasser 20 [Wm]. Als Anwendungsbeispiel sei die Abgrenzung von Torf- oder Kleischichten sowie verlandeten Flussarmen zu den benachbarten Sanden, Schluffen und Kiesen oder das Auffinden von Hohlräumen und Lockerzonen genannt. • Elektromagnetik: Von einer fahrbaren Primärspule aus wird im Untergrund ein künstliches elektromagnetisches Feld erzeugt. Dort werden an elektrisch leitenden Gegenständen (z. B. an metallischen Kabeln, Leitungen, Rohren und Metallschrott) Spannungen induziert, welche elektrische Wirbelstrçme zur Folge haben. Diese werden von einer Sekundärspule empfangen und mit dem Feld der Primärspule verglichen. Die Erkundungstiefe reicht bis etwa 5 m in den Baugrund hinein und kann neben bekannten Leitungen und Rohren unbekannte metallische Kçrper orten. Das Verfahren zeichnet sich durch eine hohe Messgeschwindigkeit aus; über die Tiefenlage der Anomalien kann aber keine Aussage gemacht werden. • Bodenradar: Mit einer über die Oberfläche gezogenen Sender-Antenne werden elektromagnetische Impulse in den Boden eingeleitet und die z. B. an Schichtgrenzen reflektierten Signale mit einer Empfänger-Antenne registriert. Die Wellenausbreitung der Impulse hängt von der Dielektrizität und Leitfähigkeit des Untergrundes ab. Je hçher die Leitfähigkeit des Anstehenden ist, desto mehr wird das Messsignal gedämpft. In tonigen Bçden ist daher die Eindringtiefe stark eingeschränkt. Anhaltswerte für erreichbare Tiefen liegen bei trockenen sandigen und kiesigen Lockergesteinen im Bereich von 2 bis maximal 10 m. Besonders geeignet ist das Bodenradar für die Untersuchung des Straßenunterbaus im Zuge von Instandsetzungsmaßnahmen.
    • 110 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker • Magnetik: Messung von Anomalien des Erdmagnetfeldes, verursacht durch die Magnetisierung künstlich hergestellter Kçrper wie Stahlträger, Rohrleitungen, Schrott, Blindgänger oder Stahlbetonfundamente im Untergrund. Mit „Magnetometern“, d. h. Sensoren in zwei verschiedenen Hçhen über der Messfläche angeordnet (z. B. Fçrstersonde oder Protonenmagnetometer), werden in der Vertikalen die Intensität des Magnetfeldes und ihr Gradient gemessen. Es kçnnen nur Tiefen bis ca. 4 m erkundet werden, da die Stärke des Magnetfeldes der von Objekten verursachten magnetischen Anomalien mit der 3. Potenz der Entfernung abnimmt. • Thermografie: Messung von Temperaturanomalien unterhalb von etwa 1,5 m Tiefe mit Temperatursensoren (Tiefenabstand etwa 1 m) in einem eingerammtem Hohlgestänge. Die Messgenauigkeit beträgt – 0,1 [204, 205]. Die Hauptanwendung dient der Ortung von Leckagen im Untergrund. Bei der Baugrunderkundung durch Aufschlussbohrungen kommen die geophysikalischen Verfahren, welche an der Geländeoberfläche eingesetzt werden, mit speziell entwickelten Sonden ebenfalls zur Anwendung. Darüber hinaus haben sich ergänzend folgende Methoden als besonders geeignet erwiesen: Die Messung der natürlichen Gammastrahlung des Anstehenden (Gamma-Ray-Log), die Messung der Dichte der Locker- und Festgesteine mithilfe einer Gamma-Strahlensonde (Gamma-Gamma-Log), die Messung des Bohrlochdurchmessers längs der Bohrachse (Kaliber-Log) sowie der Televiewer und der Optic-Scanner. • Gamma-Ray-Log: Beim Gamma-Ray-Log wird die natürliche Gammastrahlung der von der Sonde durchfahrenen Locker- und Festgesteinsschichten gemessen. Zur Messung wird das Bohrloch mit einem Szintillationszähler in gleichbleibender Geschwindigkeit befahren. Vor allem Tone und Tonsteine zeichnen sich dabei durch eine hohe Gammastrahlung aus. Dagegen sind Sande, Sandsteine und Kiese an einer geringen, Kalksteine und Salzgesteine an überhaupt keiner Gammastrahlung erkennbar [206]. • Gamma-Gamma-Log: Beim Gamma-Gamma-Log (s. a. Abschn. 5.2) wird das Bohrloch mit einer radioaktiven Strahlungsquelle durchfahren [207]. Dabei ist die Strahlungsquelle durch eine Bleiabschirmung von einem darüber liegenden Detektor getrennt. Die radioaktiven Strahlen werden von den umgebenden Locker- und Festgesteinen entsprechend ihrer Dichte unterschiedlich gestreut, was vom Detektor registriert wird. Da das Streuvermçgen proportional zur Dichte steigt, kann nach einer Kalibrierung der Messeinrichtung die Dichte des Anstehenden ermittelt werden. Das Gamma-Gamma-Log liefert in einem Dichteintervall von 1,0 bis 2,5 g/cm3 zuverlässige Messwerte. • Kaliber-Log: Beim Kaliber-Log wird der Durchmesser des Bohrlochs gemessen. Dabei werden an einer im Bohrloch bewegten Sonde Gelenkarme gegen die Bohrlochwand gedrückt und die dem jeweiligen Bohrdurchmesser entsprechenden Auslenkungen der Arme registriert. Die Kenntnis des tatsächlichen Bohrlochdurchmessers ist zur Auswertung der übrigen Logs erforderlich. Außerdem sind starke Auskesselungen des Bohrlochs ein Indiz für locker gelagerten, wenig standfesten Untergrund. • Televiewer: Der Televiewer macht sich den Umstand zunutze, dass Unterschiede der dynamischen Eigenschaften im Locker- und Festgestein, aber auch Klüfte zu unterschiedlichen akustischen Reflexionen führen. Als Messprinzip wird dabei das Impulsechoverfahren angewandt, bei dem ein in der Sonde angebrachter piezoelektrischer Wandler mit einer bestimmten Folgefrequenz Ultraschallimpulse aussendet und die Echos von der Bohrlochwand wieder empfängt. Durch elektronische Bildbearbeitungstechniken kann dann eine Art „Zeilenbild“ der Wandung aufgenommen und als Abwicklung dargestellt werden [208]. Das Verfahren funktioniert nur in wassergefüllten Bohrungen.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 111 • Optic-Scanner: Mit dem optischen Scanner wird die Bohrlochwand Millimeter für Millimeter aufgenommen und auf dem Bildschirm rechnerisch eine nach magnetisch Nord orientierte Abwicklung der Bohrlochwand erzeugt oder ein virtueller Kern konstruiert. Die Bildauflçsung beim optischen Scanner beträgt < 0,4 mm, sodass eine realitätsnahe Abbildung der Bohrlochwandung entsteht. Die einzelnen Klüfte und Gefügeelemente kçnnen mithilfe eines Programms zur Bildbearbeitung am Bildschirm eingezeichnet werden und erscheinen in der Abwicklung als sinusfçrmige Kurven, aus denen vom Rechner das Streichen und Fallen errechnet wird [208]. Das Verfahren mit dem optischen Scanner ist über und unter Wasser einsetzbar, jedoch muss das Wasser im Bohrloch klargespült sein. 7 Literatur [1] DIN Deutsches Institut für Normung e. V.: Bauen in Europa – Felduntersuchungen und Laborversuche für die geotechnische Bemessung. Beuth Verlag, Berlin, Wien, Zürich 2000. [2] Stçlben, F., Eitner, V.: Wesentliche Anforderungen bei der Probenentnahme in Boden und Fels nach Eurocode 7. bbr 11 (1999), S. 30–33. [3] Melzer, K.-J., Bergdahl, U.: Grundbau-Taschenbuch, Teil 1: Geotechnische Grundlagen, 6. Auflage. Ernst & Sohn, Berlin 2001, S. 49–116. [4] Smoltczyk, U., Bauduin, C.: Internationale Vereinbarungen. Grundbau-Taschenbuch, Teil 1: Geotechnische Grundlagen, 6. Auflage. Ernst & Sohn, Berlin 2001, S. 1–16. [5] Bauduin, C. Ermittlung charakteristischer Werte. Grundbau-Taschenbuch, Teil 1: Geotechnische Grundlagen, 6. Auflage. Ernst & Sohn, Berlin 2001, S. 17–47. [6] Melzer, K.-J.: Erkundung und Untersuchung für die Bemessung nach Eurocode 7 – ein Ausblick. Referatesammlung der Gemeinschaftstagung DGGT, BDBohr, die deutsche Bauindustrie, DIN, Heidelberg 2003, S. 16–1 bis 16 –25. [7] Eitner, V., Katzenbach, R., Stçlben, F.: Investigation and testing for site investigations. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 307–317. [8] Schultze, E., Muhs, H.: Bodenuntersuchungen für Ingenieurbauten, 2. Auflage. Springer-Verlag, Berlin, Heidelberg, New York 1967. [9] Swedish Geotechnical Society: Geotesnisk Fälthandbok. SGF Rapport 1:96, Velent AB, Stockholm 1996. [10] Bergdahl, U., Larsson, R., Viberg, L.: Ground investigation and parameter assessment for different geological deposits in Sweden. In-situ characterization of soils. A. A. Balkema, Lisse 2003, S. 119–170. [11] Powell, J. J. M.: Simple guide to in-situ ground testing. British Research Establishment, Garston 2003. [12] Devincenzi, M., Powell, J. J. M., Cruz, N.: General report: Mechanical in situ testing methods. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 253–263. [13] Bakke, T., Braathen, O. A., Eilertsen, O., Myklebust, I.: Quality assurance of fieldwork. Nordiska Ministerradet, TemaNord 1997:590, Kopenhagen 1997. [14] Fioravante, V.: General report: Enhanced characterization by combined in-situ testing. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 1585–1596. [15] Bock, H.: Stellung der Ingenieurgeologie in der Geotechnik aus Sicht der gemeinsamen europäischen Arbeitsgruppe der ISSMGE, ISRM und IAEG. Mitteilungen Ingenieur- und Hydrogeologie 89, RWTH Aachen 2004, S. 11–22. [16] Kahl, H., Muhs, H., Meyer, W.: Ermittlung der Grçße und des Verlaufs des Spitzendrucks bei Drucksondierungen in ungleichfçrmigem Sand, in Sand-Kies-Gemischen und im Kies. Mitteilungen der Degebo, Heft 21, 1968. [17] Melzer, K.-J.: Sondenuntersuchungen in Sand. Mitt. Inst. f. Verkehrswasserbau, Grundbau und Bodenmechanik an der TH Aachen, Heft 43, 1968.
    • 112 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker [18] Melzer, K.-J.: Measuring soil properties in mobility research; relative density and cone penetration resistance. Technical Report No. 3 –652, Report 4, U. S. A.E. Waterways Experiment Station, Vicksburg 1971. [19] Bohdan, U., Gizynski, T.: Estimation method of the bearing capacity of shallow and pile ˇ ˇ foundations from dynamic probings. Proc. 15th ICSMFE, Istanbul 2001, Bd. 1, S. 551–554. [20] Cubrinowski, M., Ishihara, K.: Correlation between penetration resistance and relative density of sandy soils. Proc. 15th ICSMGE, Istanbul 2001, Bd. 1, S. 393–396. [21] Melzer, K.-J.: Relative density – Three examples from research and practice. Special Technical Publication 523, American Society for Testing and Materials, Philadelphia 1973, S. 463–477. [22] Muhs, H.: 50 years of deep sounding with static penetrometers. In: A half century in geotechnics. Jubiläumsheft zu Ehren von Professor A. Hamdi Peynircioglu, Techn. Univ. Istanbul, 1978, S. 40–54. [23] Clayton, C. R. I.: The Standard Penetration Test (SPT): methods and use. Construction Industry Research Information Association, Report 143, London 1995. [24] Lunne, T., Robertson, P. K., Powell, J. J. M.: Cone penetration testing in geotechnical practice. E & FN Spon, Routledge, London, New York 1997. [25] Robertson, P. K., Mayne, P. W.: Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta. A. A. Balkema, Rotterdam, Brookfield 1998. [26] da Fonseca, V. A., Mayne, P. W.: Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto, Millpress, Rotterdam 2004. [27] Kelley, S. P. Lutenegger, A. J.: Comparison of in situ tests to determine engineering properties of a deltaic sand. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 1663–1671. [28] Schran, U.: Untersuchung zu Verschiebungen von Schlitzwänden beim Unterwasseraushub in Berliner Sanden. Verçffentlichungen des Grundbauinstituts der TU Berlin, Heft 23, 2003. [29] Int. Soc. Soil Mech. Found. Eng.: Report of the Technical Committee on Penetration Testing of Soils – TC 16 with Reference Test Procedures CPT – SPT – DP – WST. Swedish Geotech. Inst., Information 7, Linkçping 1989. [30] Int. Soc. Soil Mech. Geot. Eng.: International Reference Test Procedures for Cone Penetration Test (CPT) and Cone Penetration Test with Pore Pressure (CPTU). Report of the Technical Committee on Ground Characterization from In Situ Testing – TC 16. Proc. 12th Europ. CSMGE, Amsterdam 1999, Bd. 1. S. 2196–2222. [31] Krämer, H.-J.: Untersuchung der bearbeitungstechnischen Bodenkennwerte mit schwerem RammDruck-Sondier-Gerät zur Beurteilung des Maschineneinsatzes im Erdbau. Verçff. Inst. f. Maschinenwesen im Baubetrieb der Universität Karlsruhe, Reihe F, Heft 14, 1976. [32] Krämer, H.-J.: Gerätetechnische Einflußparameter bei Ramm- und Drucksondierungen und ihre Auswirkungen auf den Eindringwiderstand. Verçff. Inst. f. Maschinenwesen im Baubetrieb der Universität Karlsruhe, Reihe F, Heft 26, 1981. [33] Koester, J. P., Daniel, C., Anderson, M., Togliani, G., Beatrizotti, G.: Experimental in situ test sites. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 1731–1733. [34] Biedermann, B.: Vergleichende Untersuchungen mit Sonden in Schluff. Forschungsberichte aus Bodenmechanik und Grundbau, herausgegeben von Prof. Dr. -Ing. E. Schultze, Heft 9, Aachen 1984. [35] Rollberg, D.: Bestimmung der Tragfähigkeit und des Rammwiderstands von Pfählen und Sondierungen. Forschungsberichte aus Bodenmechanik und Grundbau, herausgegeben von Prof. Dr. -Ing. E. Schultze, Heft 3, Aachen 1977. [36] Magnusson, O., Anderson, H., Astedt, B., Holm, G.: The drivability of friction piles based on penetration testing. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 539–542. [37] Schumacher, L.: Spitzendruck bei Sondierungen, Einflußgrçßen und Prognose. Bautechnik 76 (1999), S. 568–580. [38] DØcourt, L.: A more rational utilization of some old in situ tests. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta, 1998, Bd. 2, S. 913–918. [39] Abou-Matar, H., Goble, G. G.: SPT dynamic analysis and measurements, ASCE. Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 123 (1997), S. 921–928.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 113 [40] Butler, J. J., Caliendo, J. A., Goble, G. G.: Comparison of SPT energy measurements methods. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 901–905. [41] Farrar, J. A.: Summary of Standard Penetration Test (SPT) energy measurements experience. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 919–926. [42] Ohno, M. Fugita, K.: Application of the stress wave theory to the assessment of SPT N-values. Proc. IC on Insitu Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 625–621. [43] Kim, D. S., Seo, W. G., Bang, E. S.: Energy ratio measurements of SPT equipment. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 329–343. [44] Obebrecht, E. et al.: Energy measurements for Standard Penetration Test and the effects of the length of the rods. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 351–358. [45] Lutenegger, A. J., Kelley, S. P.: Standard Penetration Tests with torque measurements. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 939–945. [46] Kelley, S. P., Lutenegger, A. J.: Unit skin friction from Standard Penetration Test supplemented with the measurement of torque. ASCE, Journ. of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 130 (2004), S. 540–543. [47] Peixotto, A. S. P., de Cavalho, D., Giachetti, H. L.: SPT-t: Test procedures and application. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 359–366. [48] Kelley, A. P., Lutenegger, A. J.: Optimization of unit skin friction in a sand from in situ test results. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 1489–1497. [49] Menzenbach, E.: Die Anwendbarkeit von Sonden zur Prüfung der Festigkeitseigenschaften des Baugrundes. Forschungsberichte des Landes Nord-Rhein-Westfalen, Nr. 713. Westdeutscher Verlag, Kçln 1959. [50] Schultze, E.: Diskussionsbeitrag. 5th ICSMFE, Paris 1961, Bd. 3, S. 183–184. [51] Kiekbusch, M., Siebenkorn, G.: Der Standard Penetration Test (SPT). bbr 8 (1999), S. 2–7. [52] Barros, J. M. C., Pinto, C. S.: Estimation of maximum shear modulus of Brazilien tropical soils from Standard Penetration Test. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 29–30. [53] Kokusho, T.: Formulation of SPT N-value for gravelly soils with different particle gradings. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 523–526. [54] Sanglerat, G.: The penetrometer and soil exploration. Interpretation of penetration diagrams – theory and practice. Elsevier Publication Company, Amsterdam, London, New York 1972. [55] Schultze, E., Melzer, K.-J.: The determination of the density and the modulus of compressibility of non-cohesive soils by sounding. Proc. 6th ICSMFE, Montreal 1965, Bd. 1, S. 354–358. [56] Teferra, A.: Beziehungen zwischen Reibungswinkel, Lagerungsdichte und Sondierwiderständen nichtbindiger Bçden mit verschiedener Kornverteilung. Forschungsberichte aus Bodenmechanik und Grundbau, herausgegeben von Prof. Dr. -Ing. E. Schultze, Heft 1, Aachen 1975. [57] Coutinho, R. Q., Oliveira, J. T. R.: Geotechnical characterization of a Recife soft clay – Labroratory and in-situ tests. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 69–72. [58] Danziger, F. A. B., Politano, C. F., Dantiger, B.: CPT-SPT correlations for some Brazilian residual soils. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 907–622. [59] da Fonseca, V. A., Fernades, M. M., Cardoso, A. S.: Correlations between SPT, CPT, and CroosHole testing results over granite residual soil of Porto. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 619–622. [60] da Fonseca, V. A., de Sousa, J. F. V., Cruz, N. B.: Correlation between SPT, CPT, DP, PMT, DMT, CH, SP and PLT tests. Proc. IC on Insitu Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 577–584. [61] Whenham, V. et al.: Results of a comparative study on cone resistance measurements. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 399–406. [62] Mitchell, J. K., Brandon, T. L.: Analysis and use of CPT in earthquake and environmental engineering. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 69–97. [63] Lunne, T.: In situ testing in offshore geotechnical investigations. Proc. IC on in situ Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 61–81. [64] Robertson, P. K.: Sixty years of CPT – How far have we come? Proc. IC on in situ Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 1–16. [65] Susuki, Y., Sanematsu, T., Tokimatsu, K.: Correlation between SPT and seismic CPT. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1375–1380.
    • 114 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker [66] Peuchen. J.: Comercial CPT profiling in soft rocks and hard soils. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1131–1137. [67] Weiß, K.: Die Hauptbodenarten in Berlin als Baugrund. Vorträge Baugrundtagung Berlin 1978. Deutsche Gesellschaft für Erd- und Grundbau, Essen, S. 503–538. [68] Post, M. L., Smits, M. T. J. H., Kolk, H. J.: Comparison of cone pressuremeter data with results from other in-situ and laboratory tests. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 569–572. [69] Powell, J. J. M., Shields, C. H.: The cone pressuremeter – A study of its interpretation in Holmen sand. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 573–575. [70] Mayne, P. W., Robertson, P. K., Lunne, T.: Clay history evaluated from seismic piezocone tests. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1113–1118. [71] Houlsby, G. T., Ruck, B. M.: Interpretation of signals from an acoustic cone penetrometer. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1075–1080. [72] MengØ, P.: Acoustic emissions cone penetration testing (AE-CPT). Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1119–1124. [73] Burns, S. E., Mayne, P. W.: Penetrometers for soil permeability and chemical detection. Georgia Institute of Technology, School of Civil and Environmental Engineering. Report GIT-CEEGEO-98-1, Atlanta 1998. [74] Campanella, R. G., Davies, M. P.: In-situ testing for geo-environmental site characterization: A mine tailing example. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 43–46. [75] Campanella R. G., Kristiansen, H., Daniel, C., Davies, M. P.: Site characterization of soil deposits using recent advances in piezocone technology. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 995–1000. [76] Lin, C. P., Tang, S. H., Ching, C. C.: Development of TDR penetrometer through theoretical and laboratory investigations: 1. Measurement of soil dielectric permittivity. ASTM, Geot. Testing Journ. 29 (2006), S. 306–313. [77] Lin, C. P., Ching, C. C., Tang, S. H.: Development of TDR penetrometer through theoretical and laboratory investigations: 2. Measurement of soil electrical conductivity. ASTM, Geot. Testing Journ. 29 (2006), S. 314–321. [78] SRE: Radio-isotope cone penetrometers, Brochure, Soil and Rock Engineering Co., Ltd., Osaka 1999. [79] Mimura, M., Shrivastava, A. K.: Application of RI-cone penetrometers in sandy foundations. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 547–550. [80] Mimura, M., Shrivastana, A. K., Shibata, T., Nobuyama, M.: In-situ measurements of wet density and natural water content with RI-cone penetrometers. Proc. 5th Int. Symp. Field Measurements, Singapore 1999, S. 559–564. [81] Raschke, S. A., Hryciw, R. D.: Vision cone penetrometer for direct subsurface soil observation. ASCE, Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 123 (1997), S. 1074–1076. [82] Hryciw, R. D., Raschke, S. A.: In-situ soil characterization using vision cone penetrometer (VisCPT). Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1081–1086. [83] Tumay, M. T., Kutup, P. U.: Development of continuous intrusion miniature cone penetration test system for subsurface explorations. Soils and Foundations 42 (2001), S. 129–138. [84] Wei, L., Tumay, M. T., Abu-Farsakh, M. Y.: Field testing of inclined cone penetration. ASTM, Geot. Testing Journ. 28 (2005), S. 31–41. [85] Hird, C. C., Johnson, P., Sills, G. C.: Performance of miniature piezocones in thin layered soils. GØotechnique 53 (2003), S. 885–900. [86] Hird, C. C., Sangtian, N.: Experiments with a miniature piezocone in thinly layered soil. ASTM, Geot. Testing Journ. 29 (2006), S. 181–192. [87] Liu, Z., Shi, B., Sheng, D.: Micropenetrometer for detecting structural strength inside soft soils. ASTM, Geot. Testing Journ. 29 (2006), S. 443–450. [88] Ahn, T., Allouche, E. N., Yanful, E. K.: Multipurpose platform for horizontal subsurface investigations. ASTM, Geot. Testing Journ. 29 (2006), S. 181–192. [89] Tanaka, H. et al.: Development of a new cone penetrometer and its application to great depths of pleistocene clays. Soils and Foundations 43 (2003), S. 51–61. [90] Begemann, H. K. S.: Improved method of determining resistance to adhesion by sounding through a loose sleeve placed behind the cone. Proc. 3rd ICSMFE, Zürich 1953, Bd. 1, S. 213–217.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 115 [91] Begemann, H. K. S.: The friction jacket cone as an aid in determining the soil profile. Proc. 6th ICSMFE, Montreal 19565, Bd. 1, S. 17–21. [92] Berry, K. M., Olson, S. M., Lamie, M.: Cone penetration testing in the Mid-Mississippi River Valley. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 983–987. [93] Hegazy, Y. A., Mayne, P. W.: Delineating geostratigraphy by cluster analysis of piezocone data. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1069–1074. [94] Saboya, F., Balbi, D. J. G.: Soil profile interpretation based on similarity concept. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 373–376. [95] Zangh, Z., Tamay, M. T.: Statistical to fuzzy approach toward CPT soil classification. ASCE, Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 125 (1999), S. 179–186. [96] Frost, D., de Jong, J. T.: In situ assessment of role of surface roughness on interface response. ASCE, Journ. of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 131 (2005), S. 498–511. [97] Frost, D. J., de Jong, J. T.: In situ assessment of the role of surface roughness on interface response. ASCE, Journ. of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 131 (2005), S. 498–511. [98] Mlynarek, Z., Tschuschka, W., Wolynski, W.: The CPTU classification chart for post flotation sediments based on statistical criteria. Proc. 15th ICSMGE, Istanbul 2001, Bd. 1, S. 459–462. [99] Fityus, G. G., Bates, L.: Application of CPT to the characterization of a residual test site. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 331–338. [100] Fairuz, S. M., Rohani, T., Lunne, T.: CPTU site characterization: Offshore peninsula and Eat Malaysia. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 315–323. [101] Melzer, K.-J.: Über Erfahrungen mit der Begemann-Spitze. Bauingenieur 43 (1968), S. 340–342. [102] Dasenbrock, D.: Improved site stratigraphy and layer characterization using cone penetration methods on Minnesota DOT projects. ASCE, Geot. Special Publication 138 (2005), Paper II, 4. [103] Robertson. P. K., Wride, C. E.: Evaluating cyclic liquefaction potential using cone penetration. Canadian Geotechnical Journal 35 (1998), S. 442–459. [104] Salgado, R., Boulanger, R. W., Mitchell, J. K.: Lateral stress effects on CPT liquefaction resistance correlations. ASCE, Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 123 (1997), S. 726–735. [105] Zangh, L.: Assessment of liquefaction potential using optimum seeking. ASCE, Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 124 (1998), S. 739–748. [106] Rahardjo, P. P., Meilinda, L.: Prediction of liquefaction potential induced settlement based on cone penetration test data. Proc. IC on Insitu Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 461–466. [107] Powell, J. J. M.: In situ testing and its value in characterising the UK National soft clay test bed site, Bothkenna. Proc. IC on Insitu Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 365–372. [108] Mayne, P. W., Hight, D.: General report: Case studies involving practical projects. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 1033–1034. [109] Konrad, J. M.: Sand state from cone penetrometer tests: a framework considering grain cruhing stress. Geotechnique 48 (1998), S. 201–215. [110] Salgado, R., Mitchell, J. K., Jamiolkowski, M.: Calibration chamber size effects on penetration resistance in sand. ASCE, Journ. Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 124 (1998), S. 878–888. [111] Broere, W., van Tol, A. F.: Horizontal cone penetration testing in sand. Proc. 15th ICSMGE, Istanbul 2001, Bd. 1, S. 555–558. [112] Ahmadi, M. M., Byrne, P. M. Campanella, R. G.: Cone tip resistance in sand: modeling, verification and applications. Canadian Geotechnical Journ. (2005), S. 977–993. [113] Tanaka, H., Tanaka, M.: Characterization of sandy soils using CPT and DMT. Soils and Foundations 38 (1998), S. 55–65. [114] Kahl, H., Muhs, H.: Über die Untersuchung des Baugrundes mit einer Spitzendrucksonde. Bautechnik 29 (1952), S. 81–88. [115] Muhs, H: Die Prüfung des Baugrundes und der Bçden, Handbuch der Werkstoffprüfung, 2. Auflage, Kapitel XXIII, S. 819–988. Springer-Verlag. Berlin-Gçttingen-Heidelberg 1957.
    • 116 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker [116] Muhs, H.: Neue Erkenntnisse über die Tragfähigkeit von flach gegründeten Fundamenten aus Großversuchen und ihre Bedeutung für die Berechnung. Bautechnik 46 (1969), S. 181–191. [117] Bergdahl, U., Ottosson, E., Malmborg, B. S.: Plattgrundlägning. AB Svensk Byggtjänst, Stockholm 1993. [118] Meyerhof, G. G.: General Report. Proc. European Symposium on Penetration Testing, Stockholm 1974, Bd. 2.1, S. 43. [119] Muhs, H., Weiß, K.: Untersuchung von Grenztragfähigkeit und Setzungsverhalten flachgegründeter Einzelfundamente in ungleichfçrmigen nichtbindigem Boden. Mitteilungen der Degebo, Heft 26, 1971. [120] Muhs, H.: On the relation of the bearing capacity factors, the modulus of elasticity and the cone resistance. Proc. Europ. Symp. on Penetration Testing, Stockholm 1974, Bd. 2 –1, S. 141–142. [121] Eidt, H. T., Stark, T. D.: Undrained shear strength from cone penetration test. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1021–1025. [122] Chen, C. S.,: Evaluating undrained shear strength of Klang clay from cone penetration tests. Proc. IC on in situ measurements of soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 211–214. [123] Lechowicz, Z., Szymanski, A.: Evaluation of undrained shear strength of cohesive and organic soils from in situ tests. Proc. 15th ICSMGE, Istanbul 2001, Bd.1, S. 445– 448. [124] Gebreselassie, B., Kempfert, H. G., Raithel, M.: Correlation of cone resistance with undrained strength of some very soft clays. Proc. Int. Symp. on Field Measurements in Geomechanics, Oslo 2003, S. 45 –52. [125] Bandini, P., Salgado, R.: Methods of pile design based on CPT and SPT results. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 967–976. [126] Eslami, A., Fellenius, B. H.: Pile capacity estimated from CPT data – Six methods compared. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 91–94. [127] Grundlagen zur Festlegung von Sicherheitsanforderungen für bauliche Anlagen. Beuth Verlag 1981. [128] Zweck, H.: Baugrunduntersuchungen durch Sonden. Bauingenieur-Praxis, Heft 71. Wilhelm Ernst & Sohn, Berlin, München 1969. [129] Helenelund, K. V.: Methods for reducing undrained shear strength of soft clay. Swedish Geot. Inst., Report Nr. 3, Linkçping 1977. [130] Bjerrum, L.: Embankments on soft ground. State-of-the-art Report. Proc. ASCE Conf., Purdue, Indiana 1972, Bd. 2, S. 1–54. [131] Bjerrum, L.: Problems of soil mechanics and construction of soft clays. State-of-the-art Report. Proc. 8th ICSoil Mech. Found Eng., Moskau 1973, Bd. 3, S. 111–159. [132] Norwegian Geot. Inst.: Veiledning for utforelse ov vingeborr, Melding No. 4, Oslo 1982, Rev.1, 1989. [133] Swedish Geotechnical Society: Recommended standard for field shear test. SGF Report 2:93E, Velent AB, Stockholm 1996. [134] Larsson, R., Šhnberg, H.: The effect of slope crest excavations on the stability of slopes. Swedish Geot. Inst., Report No. 63, Linkçping 2003. [135] Zµlesk™, J, Kos, J., Salµk, J., Halama, V., Karlin, P., Horejsı, V.: Vane test used for very soft ´ soil-like materials characterization. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 1201–1206. [136] Bergdahl, U., Broms, B., Muromachi, T.: Weight sounding test (WST): International reference test procedure. Proc. 1st Int. Symposium on Penetration Testing, ISOPT-1, Orlando 1988, Bd. 1, S. 71–90. [137] Shikata, O. et al.: Development of automatic operation system for Swedish weight sounding. Proc. IC on In situ Measurement of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 631–635. [138] Tsukamoto, Y., Ishihara, K., Sawada, S.: Correlation between penetration resistance of Swedish weight sounding tests and SPT blow counts in sandy soils. Soils and Foundations 44 (2004), S. 13–23. [139] Int. Soc. Soil Mech. Geot. Eng.: Pressiometer testing in onshore ground investigations. Report of the Technical Committee on Ground Characterization from In Situ Testing – TC 16. Proc. 1st IC on Site Characterization, Bd. 2, Atlanta 1998, S. 1429–1468. [140] Kçgler, F.: Baugrundprüfung im Bohrloch. Bauingenieur 14 (1933), S. 266–270.
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    • 118 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker [165] Redel, C., Blechmann, D., Feferbaum, S.: Flat dilatometer testing in Israel. Proc. 14th ICSMGE, Hamburg 1997, Bd. 1, S. 581–584. [166] Tanaka, A., Bauer, G. E.: Dilatometer tests in a Leda clay crust. Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 877–882. [167] Totani, M., Calabrese, M.: In situ determination of ch by flat dilatometer (DMT). Proc. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 883–888. [168] Cransac, D. et al.: Lateral stress evaluation of an unstable slope in Salledes, France. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 217–226. [169] Ratnam, S. et al.: An in situ permeability measurement technique for cut-off walls using the Cambridge self boring pressuremeter. Proc. 15th ICSMGE, Istanbul 2001, Bd. 1, S. 491–494. [170] Biarez, J., Gambin, M., Gomes-Correia, A., Flavigny, E., Branque, D.: Using pressuremeter to obtain parameters to elastic-plastic models for sand. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 747–752. [171] Failmetzger, R. A. et al.: Use of rock pressuremeter for deep foundation design. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 469–477. [172] Farouz, E., Failmetzger, R. A.: Optimizition of deep foundation design in a sand, gravel, cobble formation using presuremeter testing. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 505–512. [173] Houssein, A., Youssef, E., Kazan, Y.: Validation des rØsultats pressiomØtrique dans une Øtude des cas d‘un Øcran de soutØment profond a Beyrouth. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 521–528. [174] Farouz, E., Chen, J. Y.: Optimization of retaining wall design using pressuremeter testing in the Marchette interchange project. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-deVallØe, Bd. 1, S. 487–501. [175] Hatira, M., Jamei, M., Monnet, J.: About pressuremeter and laboratory tests in undrained condition for shallow foundations. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 715–729. [176] Katzenbach, R., Gutberlet, C., Wachter, S.: Statistical description of pressuremeter and phicometer shear test results. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 723–729. [177] Fukagawa, R., Muro, T., Hata, K., Hino, N.: A new method to estimate the angle of internal friction using a pressuremeter test. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 2, S. 771–775. [178] Ashuri, I., Hetty, S.: Correlation studies between standard penetration test and self boring pressiometer on tropical residual soils. Proc. IC on Insitu Measurements of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 571–576. [179] Cassan, M.: Le pressiom›tre et la rØsistance au cisaillement des sols cas particulier des argiles saturØes. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 699–714. [180] Kim, J. H. et al.: Comparison of CPTU and DMT results for Inchon International Airport (II A) marine soil. Proc. IC on in situ Measurement of Soil Properties and Case Histories, Bali 2001, S. 335–341. [181] Mayne, P. W., Liao, T.: CPT-DMT interrelationship in Piedmont residuum. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 345–350. [182] Fujiyasu, Y., Orihara, K.: Elastic modulus of weathered rock of Jurong Formation in Singapore. Proc. 5th Int. Symp. Field Measurements, Singapore 1999, S. 183–186. [183] Witte, M,: The pressuremeter in geotechnical engineering – Relation between laboratory and field tests. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 73–737. [184] Correra, A. G., Antao, A. N., Gambin, M.: Comparaison des modules de dØformation obtenus par essais de chargement à la plaque et essais pressiomØtriques. Proc. Inter. Symp. 50 Years of Pressuremeters – ISP5, Marne-de-VallØe, Bd. 1, S. 205–215. [185] Benoit, J., Stetson, K. P.: Use of instrumented flat dilatometer in soft varved clay. ASCE Journ. of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 129 (2003), S. 1159–1162. [186] Seeger, K.: Beitrag zur Ermittlung des horizontalen Bettungsmoduls von Bçden durch Seitendruckversuche im Bohrloch. Baugrundinstitut Stuttgart, 1980, Mitteilung Nr. 13.
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 119 [187] Forschungsgesellschaft für das Straßenwesen: Anwendung radiometrischer Verfahren zur Bestimmung der Dichte und des Wassergehaltes von Bçden. Technische Prüfvorschrift TP B-STB, Teil B.4.3, Kçln 1999. [188] Shrivastava, A. K., Mimura, M.: Radio-isotope cone penetrometers and the assessment of foundation improvement. 1st IC on Site Characterization, Atlanta 1998, Bd. 1, S. 601–706. [189] Homilius, J., Lorch, S., Muhs, H.: Vergleich von Meßergebnissen der Isotopensonde und der Drucksonde. Berichte aus der Bauforschung, Heft 37 (1964), S. 1–14, [190] Dasari, G. R. et al.: In situ evaluation of radioisope cone penetrometers in clays. ASTM Geotechnical Testing Journal 29 (2006), S. 45–53. [191] Foti, S., Butcher, A. P.: General report: Geophysical methods applied to geotechnical engineering. Proc. 2nd IC on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Porto 2004, S. 409–418. [192] Hohlfeld, T., Seidel, K.: Konsequenter Einsatz von geophysikalischen Methoden und ihre Verknüpfung mit geotechnischen Verfahren bei der Baugrunderkundung von Infrastrukturprojekten – Beispiele aus der Praxis. Vorträge der Baugrundtagung 2006 Bremen, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, Essen, S. 201–210. [193] Niedermeyer, S., Rahn, W., Effenberger, K.: Ingenieurgeophysikalische Untersuchungen für Tunnelbauwerke an der Neubaustrecke Hannover-Würzburg der Deutschen Bundesbahn. DGEGSymposium Messtechnik im Grundbau, München 1993, S. 43–48. [194] Gelbke, C., Räkers, E., Swoboda, U.: Hochauflçsende Baugruben- und Baugrunderkundung mit kombinierten geophysikalischen Verfahren im zentralen Bereich Berlin. Vorträge Baugrundtagung Stuttgart 1998, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, Essen, S. 167–177. [195] Fecker, E., Reik, G.: Baugeologie. Enke-Verlag, Stuttgart 1996. [196] Lehmann, B., Falk, C., Dickmann, T.: Neue Entwicklungen zur Baugrunderkundung für die 4. Rçhre Elbtunnel – Bericht über ein Forschungsvorhaben. Vorträge Baugrundtagung Stuttgart 1998, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, Essen, S. 189–200. [197] Wightman, N. R. et al.: Advances in site investigation practice for deep foundations, Tung Chung New Town, Lantau Island, Hon Kong. Proc. IC on Soil properties and Case Histories, Bali 2001, S. 511–519. [198] Dismuke, J. N. et al.: Characterizing geologic interfaces in sand, gravel, and cobble deposits. ASCE Geotechnical Special Publication 138 (2005), Paper No. II/5. [199] Knçdel, K., Krummel, H., Lange, G.: Handbuch zur Erkundung des Untergrundes von Deponien und Altlasten, Bd. 3: Geophysik. Springer-Verlag, Heidelberg, 1997. [200] ISRM: Suggested Methods for land geophysics in rock engineering. Int. Journ. of Rock Mechanics & Mining Sciences, Vol. 41 (2004), S. 885–914. [201] ISRM: Suggested Methods for Geophysical Logging of Boreholes. Int. Journ. of Rock Mechanics & Mining Sciences, Vol. 18 (1981), S. 69–84. [202] ISRM: Suggested Methods for borehole geophysics in rock engineering. Int. Journal of Rock Mechanics & Mining Sciences, Vol. 43 (2006), S. 337–368. [203] Forschungsgesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen, Arbeitsgruppe Erd- und Grundbau: Hinweise zur Anwendung geotechnischer und geophysikalischer Messverfahren im Straßenbau, Kçln 2007. [204] Dornstädter, J.: Sensitive monitoring of embankment dams. Symposium on „Repair and Upgrading of Dams, Stockholm 1996, S. 259–268. [205] Dornstädter, J., Huppert, F.: Thermische Leckortung an Trogbauten mit tiefliegenden Sohlen. Vorträge Baugrundtagung Stuttgart 1998, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, Essen, S. 179–187. [206] Cripps, A. C., McCann, D. M.: Use of the natural gamma log in engineering geological investigations. Engineering Geology, Vol. 55 (2000), S. 313–324. [207] Winter, M. G., Clarke, B. G.: Methods for determining representative density-depth profiles using nuclear density gauges. GØotechnique, Vol. 52 (2005), S. 519–525. [208] Fecker, E.: Anwendungsmçglichkeiten optischer und akustischer Scanner zur Baugrunderkundung. Fachseminar Messen in der Geotechnik 2006, Institut für Grundbau und Bodenmechanik, Technische Universität Braunschweig, S. 17–30.
    • 120 Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker Normen und Richtlinien ASTM D 1586-84: Standard test method for penetration test and split barrel sampling of soils. American Society for Testing and Materials, Philadelphia 1992. ASTM D 4633-86: Standard test method for stress wave energy measurements for dynamic penetrometer testing systems. American Society for Testing and Materials, Philadelphia 1986. ASTM D 4719-94: Standard test method for pressuremeter testing in soils. American Society for Testing and Materials, Philadelphia 1994. BS 1377: Part 9: British standard methods of test for soils for civil engineering purposes, Part 9: In situ tests. British Standards Institution, London 1990. DIN 1054: Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau, 2005. DIN 1054: Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-1, 2009. DIN EN 1536: Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau) – Bohrpfähle. 2000. DIN 4020: Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke; einschl. Beiblatt 1: Anwendungshilfen, Erklärungen, 2003, DIN 4020: Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-2, 2009. DIN 4021: Baugrund – Aufschluß durch Schürfe und Bohrungen sowie Entnahme von Bodenproben, 1990 (ersetzt durch EN ISO 22475-1). DIN 4022-1: Baugrund und Grundwasser – Benennen und Beschreiben von Boden und Fels; Schichtenverzeichnis für Bohrungen ohne durchgehende Gewinnung von gekernten Proben im Boden und Fels, 1987 (ersetzt durch EN ISO 22475-1). DIN 4022-2: Baugrund und Grundwasser – Benennen und Beschreiben von Boden und Fels; Schichtenverzeichnis für Bohrungen im Fels (Festgestein), 1981 (ersetzt durch EN ISO 22475-1). DIN 4022-3: Baugrund und Grundwasser – Benennen und Beschreiben von Boden und Fels; Schichtenverzeichnis für Bohrungen mit durchgehender Gewinnung von gekernten Proben im Boden (Lockergestein), 1982 (ersetzt durch EN ISO 22475-1). DIN 4023: Baugrund – und Wasserbohrungen; Zeichnerische Darstellung der Ergebnisse, 1984. DIN 4030: Beurteilung betonangreifender Wässer, Bçden und Gase (2 Teile), 1991. DIN 4094-1: Baugrund – Felduntersuchungen, Teil 1: Drucksondierungen, 2002 (ersetzt durch EN ISO 22476-1). DIN 4094-2: Baugrund – Felduntersuchungen, Teil 2: Bohrlochrammsondierung, 2003. DIN 4094-3: Baugrund – Felduntersuchungen, Teil 3: Rammsondierungen, 2002 (ersetzt durch EN ISO 22476-2). DIN 4094-4: Baugrund – Felduntersuchungen, Teil 4: Flügelscherversuche, 2002 (ersetzt durch EN ISO 22476-9). DIN 4094-5: Baugrund – Felduntersuchungen, Teil 5: Bohrlochaufweitungsversuche, 2001 (ersetzt durch EN ISO 22476-4, -5 und -7). DIN 18125-2: Baugrund – Untersuchung von Bodenproben, Bestimmung der Dichte des Bodens, Teil 2: Feldversuche, 1999. DIN-Normenhandbuch zu DIN EN 1997-2, 2007 und DIN 4020, 2009: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Erkundung des Baugrunds, 2009. EN 1997-1: Eurocode 7, Geotechnical Design, Part 1: General Rules, 2004 (Deutsche Fassung: DIN EN 1997-1 mit Nationalem Anhang). EN 1997-2: Eurocode 7, Geotechnical Design, Part 2: Ground investigation and Testing, 2006 (Deutsche Fassung: DIN EN 1997-2 mit Nationalem Anhang).
    • 1.2 Baugrunduntersuchungen im Feld 121 ENV 1997-3: Eurocode 7, Geotechnical Design, Part 3: Design assisted by field testing, 1990 (Deutsche Fassung: DIN V ENV 1997-3). EN ISO 14688-1: Geotechnical investigation and testing – Identification and classification of soil, Part 1: Identification and description, 2002 (Deutsche Fassung: DIN ISO 14688-1). EN ISO 14689-1: Geotechnical investigation and testing – Identification and classification of rock – Part 1: Identification and description, 2004 (Deutsche Fassung: DIN ISO 1489-1). EN ISO 22475-1: Geotechnical investigation and testing – Sampling and groundwater measurements, Part 1: Technical principles and execution, 2006 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22475-1). CEN ISO/TS 22475-2: Geotechnical investigation and testing – Sampling and groundwater measurements, Part 2: Qualification criteria for enterprises and personnel, 2006 (Deutsche Fassung: DIN CEN ISO/TS 22475-2). CEN ISO/TS 22475-3: Geotechnical investigation and testing – Sampling and groundwater measurements, Part 3: Conformity assessment by third party, 2006 (Deutsche Fassung: DIN CEN ISO/TS 22475-3). EN ISO 22476-1: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 1: Electrical cone and piezocone penetration tests, 2008 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-1). EN ISO 22476-2: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 2: Dynamic probing, 2005 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-2). EN ISO 22476-3: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 3: Standard penetration test, 2005 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-3). EN ISO 22476-4: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 4: MØnard pressuremeter test, 2009 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-4). EN ISO 22476-5: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 5: Flexible dilatometer test, 2009 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-5). EN ISO 22476-6: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 6: Self boring pressuremeter test (in Vorbereitung) (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-6). EN ISO 22476-7: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 7: Borehole jack test, 2009 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22475-7). EN ISO 22476-8: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 8: Full displacement pressuremeter test (in Vorbereitung) (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-8). EN ISO 22476-9: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 9: Field vane test, 2009 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-9). CEN ISO/TS 22476-10: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 10: Weight sounding test, 2005 (Deutsche Fassung: DIN CEN ISO/TS 22576-10). CEN ISO/TS 22476-11: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 11: Flat dilatometer test, 2005 (Deutsche Fassung: DIN CEN ISO/TS 22476-11). EN ISO 22476-12: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 12: Mechanical cone penetration test, 2009 (Deutsche Fassung: DIN EN ISO 22476-12). EN ISO 22476-13: Geotechnical investigation and testing – Field testing, Part 13: Plate loading test (in Vorbereitung). EN ISO 22282: Geotechnical investigation and testing – Geohydraulic testing, Part 1–6 (in Vorbereitung). Fascicule 62: R›gles sur techniques de conception et de calcul des foundations des ouvrages du gØnie civil. Fascicule 62 Titre V, 1993. Minist›re de l‘Equipment, du Logement et des Transports, Paris. NF P94-110: Essai pressiomØtrique MØnard, AFNOR, Paris la Defense, 1998.
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 1.3 123 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Paul von Soos und Jens Engel 1 Boden und Fels – Begriffe und Entstehung Boden im bautechnischen Sinne ist die oberflächennahe, nicht verfestigte Zone der Erdkruste. Die Bestandteile sind miteinander nicht oder nur in so geringem Maße mineralisch verkittet, dass die Verkittung die Eigenschaften des Bodens nicht prägt („Lockergestein“). Fels ist jene Zone der Erdkruste, deren Bestandteile miteinander mineralisch fest verkittet sind. Seine Eigenschaften sind durch diese Verkittung und in der Regel zusätzlich durch Systeme von Trennflächen bestimmt, entlang denen der Zusammenhalt aufgehoben ist („Festgestein“). Boden und Fels bilden Baugrund, wenn sie im Einflussbereich zu errichtender Bauwerke anstehen. Sie sind Baustoff, wenn sie zur Errichtung von Bauwerken oder Bauteilen dienen. Mineralischer Boden ist durch Verwitterung von Festgesteinen entstanden. Er steht entweder in ursprünglicher Lagerung an (Verwitterungsboden) oder er wurde durch Wind, Wasser oder Eis transportiert und abgelagert (Sedimente). Organische oder organogene Bçden enthalten Reste organischer Lebewesen. Von den Festgesteinen entstammt ein Teil dem flüssigen Erdinneren: magmatische Gesteine (z. B. Granit). Ein anderer Teil hat sich aus Bçden und den Ausscheidungen der Gewässer gebildet, die unter Druck durch Verkittung (Diagenese) zu Sedimentgesteinen (z. B. Sandstein) umgewandelt wurden. Unter hohen Drücken und Temperaturen wurden magmatische und Sedimentgesteine zu metamorphen Gesteinen umkristallisiert (z. B. Gneis). Die gesteinsbildenden Vorgänge und der Kreislauf Verwitterung – Transport – Ablagerung – Verfestigung konnten im Laufe der Erdgeschichte durch ¾nderung von Oberflächengestalt und Klima an beliebiger Stelle unterbrochen oder neu angesetzt werden. Die vielgestaltigen Mçglichkeiten in Ursprung und Geschichte erklären die große Mannigfaltigkeit der Bçden und Felsen und das weite Band, in dem ihre bautechnischen Eigenschaften sich abstufen. 2 Eigenschaften der Bçden 2.1 Bodenschichten Unter gleichen Bedingungen entstandene Bçden bilden zusammenhängende Homogenbereiche (Schichten). Die Eigenschaften innerhalb einer Schicht sind dem Augenschein nach gleichbleibend und von den Eigenschaften benachbarter Schichten verschieden. Sie werden vom Ingenieur für die Behandlung technischer Aufgaben in der Regel als konstant angesehen.
    • 124 Paul von Soos und Jens Engel Tabelle 1. Bodenkennwerte von Bodenproben Spalte a b Zeile Nr. Bodenart BodenGruppe nach DIN 18 196 1 Kies, gleichkçrnig 2 c Korngrçßenverteilung Ungleichfçrmigkeitszahl < 0,06 < 2,0 mm mm % % U Plastizitätsgrenzen des Kornanteils < 0,4 mm wL % wP % IP % GE <5 < 60 2 5 – – – Kies, sandig, mit wenig Feinkorn GW, GI <5 < 60 10 100 – – — 3 Kies, sandig, mit Schluff- oder Tonbeimengungen, die das Korngerüst nicht sprengen   GU, GT 8 15 < 60 30 300 20 45 16 25 4 25 4 Kies-Sand-Feinkorngemisch; das Feinkorn sprengt das Korngerüst GU, GT 20 40 < 60 100 1 000 20 50 16 25 4 30 5 Sand, gleichkçrnig a) Feinsand SE <5 100 1,2 3 – – – b) Grobsand SE <5 100 1,2 3 – – – 6 Sand, gut abgestuft und Sand, kiesig SW, SI <5 > 60 6 15 – – – 7 Sand mit Feinkorn, das das Korngerüst nicht sprengt SU, ST 8 15 > 60 10 50 20 45 16 25 4 25 8 Sand mit Feinkorn, das das Korngerüst sprengt   SU, ST 20 40 > 60 > 70 30 500 20 50 16 30 4 30 9 Schluff, leicht plastisch UL > 50 > 80 5 50 25 35 21 28 4 11 10 Schluff, mittel- und ausgeprägt plastisch UM, UA > 80 100 5 50 35 60 22 25 7 25 11 Ton, leicht plastisch TL > 80 100 6 20 25 35 15 22 7 16 12 Ton, mittelplastisch TM > 90 100 5 40 40 50 18 25 16 28 13 Ton, ausgeprägt plastisch TA 100 100 5 40 60 85 20 35 33 55 14 Schluff oder Ton, organisch OU, OT > 80 100 5 30 45 70 30 45 10 30 15 Torf HN, HZ – – – – – – 16 Mudde F – – – 100 250 30 80 50 170 Die Bodenarten (Spalte a), für die die Bodenkenngrçßen der Spalten d bis i gelten, wurden durch Grenzwerte ihrer Korngrçßenverteilung und ihrer Konsistenzgrenzen (Zeilen 1 und 2 der Spalten c) bewusst enger definiert als die entsprechenden Bodengruppen nach DIN 18 196 (Spalte b). Für jede so beschriebene Bodenart sind in jeweils 2 Zeilen Grenzwerte dieser Bodenkenngrçßen angegeben. Gleichzeitig gültig sind die Grenzwerte einer Zeile nur in Spalten, die durch Buchstaben (z. B. e) zu einer Gruppe zusammengefasst sind. Die Grenzwerte in den Spaltengruppen c, e und f werden allein durch die stoffliche Zusammensetzung, jene in den übrigen Spalten auch durch die Konsistenzzahl 1C bzw. Lagerungsdichte D beeinflusst.
    • 125 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor d e g g0 kN/m3 kN/m3 f Proctorwerte Wichte Zusammendrückbarkeit erstverdichteter Bçden   s we Es ¼ ve Á sat sat w RPr % t/m3 wPr g h i Scherparameter DurchlässigkeitsKoeffizient k m/s j0 ve we Du c0 s0vc Grad j0 r Grad 16,0 19,0 9,5 10,5 4 1 1,70 1,90 8 5 400 900 0,6 0,4 0 34 42 – – 32 35 2.10–1 1.10–2 21,0 23,0 11,5 13,5 6 3 2,00 2,25 7 4 400 1 100 0,7 0,5 0 35 45 – – 32 35 1.10–2 1.10–6 21,0 24,0 11,5 14,5 9 3 2,10 2,35 7 4 400 1 200 0,7 0,5 0 + 35 43 0,01 0 32 35 1.10–5 1.10–8 20,0 22,5 10,5 13,0 13 6 1,90 2,20 10 5 150 400 0,9 0,7 ++ 28 35 0,02 0,008 22 30 1.10–7 1.10–11 16,0 19,0 9,5 11,0 22 8 1,60 1,75 15 10 150 300 0,75 0,60 0 32 40 – – 30 32 1.10–4 2.10–5 16,0 19,0 9,5 11,0 16 6 1,60 1,75 13 81 250 700 0,70 0,55 0 34 42 – – 30 34 1.10–3 5.10–4 18,0 21,0 10,0 12,0 12 5 1,90 2,15 10 6 200 600 0,70 0,55 0 33 41 – – 32 34 5.10–4 2.10–5 19,0 22,5 10,5 13,0 15 4 2,00 2,20 11 7 150 500 0,80 0,65 + 32 40 0,01 0 30 32 2.10–5 5.10–7 18,0 21,5 9,0 11,0 20 8 1,70 2,00 19 12 50 250 0,90 0,75 ++ 25 32 0,03 0,01 22 30 2.10–6 1.10–9 17,5 21,0 9,5 11,0 28 15 1,60 1,80 22 15 40 110 0,80 0,60 + 28 35 0,01 0,003 25 30 1.10–5 1.10–7 17,0 20,0 8,5 10,5 35 20 1,55 1,75 24 18 30 70 0,90 0,70 25 33 0,02 0,007 22 29 2.10–6 1.10–96 19,0 22,0 9,5 12,0 28 14 1,65 1,85 20 15 20 50 1,00 0,90 ++ 24 32 0,04 0,015 20 28 1.10–7 2.10–9 18,0 21,0 8,5 11,0 38 18 1,55 1,75 23 17 10 30 1,00 0,95 ++ 20 28 0,06 0,02 10 20 5.10–8 1.10–10 16,5 20,0 7,0 10,0 55 20 1,45 1,65 27 20 6 20 1,00 1,00 +++ 12 20 0,10 0,03 6 15 1.10–9 1.10–12 15,5 18,5 5,5 8,5 60 26 1,45 1,70 27 18 5 20 1,00 0,90 +++ 18 26 0,05 0,02 15 22 1.10–9 2.10–11 10,4 12,5 0,4 2,5 800 80 – – 3 8 1,00 1,00 ++ 24 30 0,025 0,008 1.10–5 1.10–8 12,5 16,0 2,5 6,0 160 50 – – 4 10 1,00 0,90 +++ 18 26 0,025 0,008 1.10–7 1.10–9 ++ Für die Grenzwerte wurde vorausgesetzt, dass IC etwa zwischen 0,6 und 1,0 und D zwischen 0,4 und 0,9 schwanken. Die Symbole in Spalte g weisen darauf hin, ob in der Bodenart bei statischen Spannungsänderungen die Scherfestigkeit beeinflussende Porenwasserdifferenzdrücke Du entstehen: 0 = kein oder sehr geringer + = geringer ++ = mittlerer bis starker +++ = sehr starker Einfluss des Porenwasserdifferenzdruckes auf die Scherfestigkeit In Spalte f bedeutet sat den mittleren Atmosphärendruck (100 kN/m2).
    • 126 Paul von Soos und Jens Engel Tatsächlich schwanken aber die Eigenschaften auch in homogen scheinenden Schichten von Ort zu Ort. Die Schwankungsbreite ist von der Entstehungsgeschichte und von der betrachteten Eigenschaft abhängig. So sind z. B. durch Eis transportierte Moränen ungleichmäßiger als in stehenden Gewässern abgelagerte Tone, und es schwankt im gleichen Boden die Korndichte rs weniger als der Durchlässigkeitsbeiwert k. Die Inhomogenität des Bodens wird erst bei Untersuchung mehrerer Bodenproben wahrnehmbar. Sie kann in einer zufälligen Schwankung, in einer richtungsabhängigen systematischen Veränderung von Bodeneigenschaften (Trend) oder beidem bestehen. Ein anschauliches Bild dieser räumlichen Schwankungen ist z. B. durch Sondierungen (vgl. Kap.1.2) zu gewinnen. Für statistisch befriedigende Aussagen ist die Untersuchung einer grçßeren Zahl von Proben erforderlich. Aus Kostengründen wird die Schwankungsbreite oft nur an einfach bestimmbaren Grundkenngrçßen (Wassergehalt, Korngrçßenverteilung, Konsistenzgrenzen) ermittelt. Bekannte Korrelationen gestatten es dann, die Bestimmung von Eigenschaften, die großen Versuchsaufwand erfordern, auf mittlere oder extreme Ausbildungen zu beschränken. Die zweckmäßige Auswahl der Proben für Untersuchungen verlangt daher einschlägige Fachkenntnisse. Ebenso bedürfen die Versuchsergebnisse einer kritischen Wertung, die auch darüber Rechenschaft gibt, ob die Ergebnisse durch Fehler bei der Probenahme oder bei der Untersuchung eine systematische oder zufällig streuende Verfälschung erfahren haben. Das gesamte Umfeld, aus dem die Versuchsergebnisse kommen, muss beachtet werden, wenn für rechnerische Nachweise brauchbare und zutreffende Berechnungswerte (charakteristische Werte) als „vorsichtig geschätzte Mittelwerte für die beanspruchte Fläche oder das beanspruchte Bodenvolumen“ (siehe DIN 4020 und EN 1997-1) angegeben werden sollen (s. auch Soos 1990 [148] sowie Kap. 1.1). 2.2 Bodenproben Zu unterscheiden sind Einzelproben (aus dem Boden geschnittene Volumenelemente, z. B. durch Entnahme von Sonderproben), Mischproben (durch anteiliges Mischen unterschiedlicher Bçden z. B. durch Abschürfen einer Grubenwand) und Sammelproben (planmäßiges Zusammenfügen von Einzelproben, wie sie z. B. zur Charakterisierung des Inhalts eines Transportbehälters entnommen werden, vgl. auch TPBF-StB, Teil A 2, 1988). Im Labor zu untersuchende Proben (Laborproben) müssen folgenden Kriterien genügen: 1. Sie müssen die jeweils zu bestimmenden Eigenschaften mçglichst unverfälscht aufweisen (s. auch Güteklassen der Bodenproben im Kap. 1.2). Die Erfüllung dieser Forderung ist nicht nur eine Frage der Bohr- und Entnahmetechnik, des Transports, der Verpackung und Lagerung der Probe und ihrer Bearbeitung im Labor, sie ist auch von der Bodenart abhängig. Es sind z. B. aus an Feinkorn armen Kiesen keine Proben zu gewinnen, die die Dichte des natürlichen Bodens unverfälscht aufweisen würden. Bestehen Zweifel, dass die interessierenden Eigenschaften (z. B. Durchlässigkeit, Zusammendrückbarkeit etc.) an Bodenproben bestimmbar sein werden, so sind zusätzlich Feldversuche auszuführen (vgl. Kap. 1.2). 2. Die Probenmengen und die Abmessungen der Laborproben müssen ausreichend für das Ausführen aller notwendigen Versuche sein. Die Masse oder die Abmessungen einer Probe, die zur Durchführung eines bestimmten Versuchs bençtigt werden (Untersuchungsprobe) ist vom Grçßtkorn des Bodens, von den Abmessungen der Versuchsgeräte bzw. den erforderlichen Probekçrperabmessungen
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 127 abhängig (s. auch Anhang L zu EN 1997-2:2007). Zu beachten ist dabei, dass einzelne Eigenschaften, wie z. B. Wasserdurchlässigkeit, Zusammendrückbarkeit, Druckfestigkeit, richtungsabhängig sein kçnnen (Anisotropie), sodass es mitunter notwendig ist, Proben auch senkrecht zur Entnahmerichtung in das Versuchsgerät einzubauen. Versuchsdurchführungen kçnnen die Bodeneigenschaften verändern. Probenteile, an denen bereits eine Kenngrçße bestimmt wurde (z. B. Wassergehalt), sind für andere Versuche (z. B. Korngrçßenverteilung) oft nicht mehr geeignet. Die Grçße der Laborprobe sollte daher der Summe der Probenmengen aller für Versuche bençtigten Untersuchungsproben entsprechen. 2.3 Durchführen und Auswerten von Laborversuchen Durch die Laborversuche werden physikalische Grçßen (z. B. Korndichte) oder allgemein vereinbarte Kenngrçßen (z. B. Konsistenzgrenzen) bestimmt. Um sicherzustellen, dass verschiedene Versuchsdurchführende zu vergleichbaren Versuchsergebnissen gelangen, ist eine Vereinheitlichung der Versuchsdurchführungen und der Versuchsauswertungen notwendig. Dem dienen in Deutschland Versuchsnormen des NABau (DIN 18121 bis DIN 18137), Technische Prüfvorschriften für Boden und Fels der Forschungsgesellschaft für das Straßenwesen (TPBF-StB). Die prEN 1997-2:2006 nennt Anforderungen, denen Versuchsdurchführungen im Labor genügen müssen. Trotz einheitlicher Versuchs- und Gerätebeschreibungen streuen die Versuchsergebnisse. Streuungen bei gleichen Versuchspersonen (Wiederholstreuungen) sind meist kleiner als Streuungen zwischen unterschiedlichen Labors (Vergleichsstreuungen). Die experimentelle Ermittlung der Streuungen in Ringanalysen enthält in der Regel auch Probenteilungsfehler, da die untersuchten Vergleichsproben nicht identisch sein kçnnen. Die Versuchsstreuungen beschreiben zufällige Fehler. Durch die Versuchsdurchführung bedingte systematische Fehler kçnnen z. B. durch Wandreibung und (oder) Endflächeneinflüsse in Versuchsgeräten entstehen. Sofern sich keine Verbesserung der Versuchsanordnung anbietet, sind solche Fehler rechnerisch bei der Versuchsauswertung zu berücksichtigen. 2.4 Bodeneigenschaften und Laborversuche Der Boden besteht aus festen Bodenkçrnern, zwischen denen mit Flüssigkeit (Wasser) oder Gas (Luft) (Zweiphasensystem) oder mit beidem (Dreiphasensystem) gefüllte Hohlräume, sogenannte Poren, verbleiben. Ein Teil der Bodeneigenschaften und Kennwerte wird allein durch die Beschaffenheit der festen Bodenkçrner bestimmt – so die Korngrçßenverteilung, der mineralische Aufbau, die Korndichte, die Kornform und Kornrauigkeit, die Grenzen der Lagerungsdichte, oder sie beschreiben die Wechselwirkung von fester und flüssiger Phase, wie der Wassergehalt an der Fließ-, Ausroll- und Schrumpfgrenze, die Wasseraufnahmefähigkeit oder das Wassergehalt-Verdichtungsverhalten. Um diese Eigenschaften festzustellen, müssen Bodenproben nur in Bezug auf ihren Kornaufbau vollständig sein (Güteklasse 4 nach EN 1997-2:2007, vgl. Kap. 1.2). Andere Eigenschaften und Kennwerte hängen vom Anteil der Festmasse im Bodenvolumen, von der räumlichen Anordnung der Festteile und vom Anteil der flüssigen und gasfçrmigen Phase ab, wie z. B. Dichte, Wasser- und Luftdurchlässigkeit, Kapillarität, Schwelldruck, Zerfallsfestigkeit. Zur Ermittlung dieser Eigenschaften werden Proben der Güteklasse 2 bençtigt.
    • 128 Paul von Soos und Jens Engel Die Spannungs-Verformungs-Beziehungen und die Festigkeitseigenschaften werden über ihre räumliche Anordnung hinaus auch durch die zwischen den festen Teilchen vorhandenen Bindungen und Spannungen beeinflusst. Sie kçnnen auch bei Proben der Güteklasse 1 nur annähernd erhalten sein, da bei der Probenahme der im Baugrund herrschende ursprüngliche (in situ) Spannungszustand verändert wird. Versuche zur Ermittlung der Korngrçßenverteilung, der Konsistenzgrenzen und der organischen Bestandteile werden Klassifizierungsversuche, zur Ermittlung des Wassergehalts in Verbindung mit den Konsistenzgrenzen sowie der Dichte in Verbindung mit den Grenzen der Lagerungsdichte zustandsbeschreibende Versuche genannt. Einen Überblick über die Bodenkennwerte verschiedener Bodenarten gibt Tabelle 1. Die Versuche zur Ermittlung der Spannungs-Verformungs-Beziehungen, der Scherparameter oder der Wasserdurchlässigkeit sind aufwendig und kçnnen nicht an allen Bodenproben eines Vorhabens ausgeführt werden. Zur sachgemäßen Auswahl von Proben sowie zur Abschätzung von Kennwerten für überschlägige Ermittlungen kann daher von bekannten Korrelationen zwischen Grundkenngrçßen wie Korngrçßenverteilung, Wassergehalt, Plastizitätsgrenzen etc. und den nur aufwendig ermittelbaren Parametern Gebrauch gemacht werden. Eine Auswahl solcher Korrelationen wird im Text bei deren Zielgrçßen genannt. 3 Eigenschaften von Fels Fels steht überwiegend als ein durch Trennflächen mehr oder weniger zerlegter Gesteinsverband an. In diesem werden Wasserdurchlässigkeit, Spannungs-Verformungsverhalten und Festigkeitseigenschaften in wesentlichem Maße von der Art, Ausbildung, Weite, räumlichen Stellung, Häufigkeit und Erstreckung der Trennflächen sowie von der Füllung oder dem Belag in den Trennflächen bestimmt (s. auch EN 1997-1, 3.3.8). Die geometrischen und physikalischen Eigenschaften von Trennflächen sowie ihr Einfluss auf die Eigenschaften des Fels lassen sich in der Regel nur an Ort und Stelle ermitteln und prüfen, da das die Felseigenschaften bestimmende Gebirgsvolumen meist viele Kubikmeter umfasst. Nur bei relativ eng geklüftetem oder zerbrochenem Fels ist es mçglich, hinreichend große Bohrkerne zu entnehmen, die auch die Felseigenschaften repräsentieren. Dagegen sind Felsproben aus Kernbohrungen und Schürfen in der Regel Gesteinskçrper, an denen im Labor nur die von Trennflächen unabhängigen Gesteinseigenschaften, wie z. B. die Gesteinsfestigkeit, nicht aber die vollständigen Fels-(Gebirgs-)eigenschaften geprüft werden kçnnen. Von den Eigenschaften der Trennflächen lassen sich an Laborproben nur deren Oberflächenrauigkeit bzw. die Eigenschaften der Kluftfüllungen gesondert bestimmen. Die Bindung der Kçrner im Festgestein ist in der Regel so fest, dass eine Trennung in die Einzelkçrner auf physikalischem Wege im Labor nicht mçglich ist. Aufbau und Gefüge werden daher an Bruch- oder Schnittflächen untersucht, Dichte, Durchlässigkeit, Verformungs- und Festigkeitseigenschaften an mçglichst vollständigen Kernen. Die Anisotropie von Fels ist vielfach ausgeprägter als bei Bçden. Dabei müssen die Anisotropieachsen von Gestein und Fels nicht übereinstimmen. Für Laborversuche zur Beschreibung der Eigenschaften von Gestein und Fels werden durch den Arbeitskreis 19 der deutschen Gesellschaft für Geotechnik (DGGT) Empfehlungen zur Versuchstechnik im Fels herausgegeben (E1-E3, E5, E10-E13, E16, E17 und E20). Weiter wird auf EN 1997-2, 5.12 bis 5.14 verwiesen.
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 4 Kennwerte und Eigenschaften der festen Bodenkçrner 4.1 129 Korngrçßenverteilung Die Korngrçßenverteilung gibt die Massenanteile der in einer Bodenart vorhandenen Korngrçßengruppen an. Sie ist ein Schlüssel für viele Verhaltensweisen des Bodens. Für grobund gemischtkçrnige Bçden dient sie als Klassifizierungsmerkmal (vgl. Abschn. 10.1 und 10.3). Bild 1. Definition der Korngrçße d Die Korngrçßen der Bçden schwanken überwiegend zwischen 0,0001 und 630 mm. Ihre Bezeichnung nach Korngrçßengruppen erfolgt gemäß Tabelle 2. Die Gruppen Schluff-, Sand- und Kieskorn werden in die Untergruppen fein, mittel und grob unterteilt (siehe Bild 3). Die auf 10 % auf- oder abgerundeten Gewichtsanteile der Korngrçßengruppen Ton (Feinstes) – Schluffkorn – Sandkorn – Kieskorn + Steine ergeben aneinandergereiht die Kornkennzahl. Unterteilt man die Korngrçßen eines Bodens in nur 3 Gruppen, so lassen sich deren Anteile in einem Dreiecksdiagramm als Punkt darstellen (siehe z. B. Bild 2). Im Versuch werden die Korngrçßen über 0,063 mm durch Siebung, Korngrçßen unter 0,063 mm durch Sedimentation bestimmt (vgl. DIN 18123). Bild 2. Dreieckdarstellung Beispiele: Sandkorn Schluffkorn Tonkorn von Korngruppen 15 % 52 % 33 % Bild 3. Darstellung der Kçrnungslinien
    • 130 Paul von Soos und Jens Engel Tabelle 2. Kornfraktionen und ihre Bezeichnungen Hauptgruppe Benennung Korngrçßengruppe in mm Symbol nach EN ISO 14688-1 Symbol nach DIN 4022-1 Ton (Feinstes) < 0,002 Cl T Schluff > 0,002 bis 0,063 Si U feinkçrnige Bçden Feinschluff > 0,002 bis 0,0063 FSi fU Mittelschluff > 0,0063 bis 0,02 MSi mU Grobschluff > 0,02 bis 0,063 CSi gU Sand > 0,063 bis 2,0 Feinsand > 0,063 bis 0,2 Mittelsand grobkçrnige Bçden fS MSa > 0,63 bis 2,0 > 2,0 bis 63 S FSa > 0,2 bis 0,63 Grobsand Kies Sa mS CSa Gr gS G Feinkies fG > 6,3 bis 20 MSi mG Grobkies 4.1.1 FSi Mittelkies sehr grobkçrnige Bçden > 2,0 bis 6,6 > 20 bis 63 CSi gG Stein > 63,0 bis 200 Co X Block > 200 bis 630 Bo Y großer Block > 630 LBo Siebung Maschensiebe nach DIN 4188, Teil 1 mit 0,063 bis 2,0 mm lichter Maschenweite sowie Quadratlochsiebe nach DIN 4187, Teil 2 mit 4,0 bis 63 mm Lochweite trennen das Siebkorn in Korngrçßengruppen. Die dabei ermittelten Korngrçßen werden nach der Nennweite der Siebe benannt, durch die sie zuletzt gefallen sind. Wegen der Siebtoleranz und wegen unterschiedlicher Kornformen der Kçrner ist die Korngrçße als nominelles Vergleichsmaß und nicht als streng physikalische Grçße zu verstehen (vgl. Bild 1). Die Siebung wird stets an einem bis zu 105 C getrockneten Boden vorgenommen (Trockensiebung). Teilchen mit weniger als 0,063 mm Korngrçße müssen zuvor durch Waschen in Wasser abgetrennt werden (Siebung mit nassem Abtrennen der Feinteile). Als Ergebnis werden die auf die Trockenmasse bezogenen Siebdurchgänge (Massenanteile a) in einem Diagramm als Ordinaten linear, die zugehçrigen Siebweiten d von links nach rechts steigend in logarithmischem Maßstab als Summenlinie („Kçrnungslinie“) dargestellt. Ein steil verlaufender Abschnitt in der Kçrnungslinie deutet auf das Vorherrschen einer Korngruppe, ein flacher Abschnitt auf das Fehlen einer Korngruppe hin (Fehlkçrnung). Die Ungleichfçrmigkeitszahl CU = d60/d10 beschreibt eine mittlere Neigung der Kçrnungslinie. Der Index 60 bzw. 10 weist auf den Massenanteil, der bei dem Durchmesser d durch das Sieb fallen würde. Bçden mit CU < 5 sind „gleichfçrmig“, mit 5 < CU < 15 „ungleichfçrmig“ und
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 131 mit CU > 15 „sehr ungleichfçrmig“. Die Krümmungszahl CC = (d30)±/(d10 · d60) kennzeichnet den Verlauf der Kçrnungslinie zwischen d10 und d60. Bei kleinem Cc liegt d30 nahe an d10, bei großem CC nahe an d60. Um eine zutreffende Kçrnungslinie zu erhalten, muss die Probenmenge dem Grçßtkorn angepasst sein. Zu große Probenmengen müssen durch Probenteilung oder Probenreduktion ohne Verfälschung ihrer Zusammensetzung vermindert werden (s. Teil A 2 von TP BF-StB 1999). 4.1.2 Sedimentation (Schlämmanalyse) Grçßere Kçrner sinken in einer Flüssigkeit schneller ab als kleinere. Hierauf beruht die Sedimentationsanalyse, die zur Trennung der Korngrçßen < 0,125 mm verwendet wird. 20 bis 50 g des Bodens werden in destilliertem Wasser unter Zusatz eines das Zusammenballen der Teilchen (Koagulation) verhindernden Chemikals (z. B. Na4P2O7 · 10 H2) dispergiert. Aus der Dichte r, die im Standzylinder in einer Tiefe h unter der Suspensionsoberfläche zum Zeitpunkt t nach Versuchsbeginn vorhanden ist, wird auf den Massenanteil a der Kçrner < d geschlossen, die beim Sedimentieren diese Tiefe durchschritten haben. Die Dichte wird durch Entnahme einer Suspensionsprobe mittels einer Pipette oder gemäß DIN 18123 durch Anzeige eines Aräometers nach Bouyoucos/Casagrande (vgl. Bild 4), für die Tiefenlage von dessen Schwerpunkt festgestellt. Aus der Absinkzeit t und der Absinktiefe h wird nach dem Gesetz von Stokes der gleichwertige Korndurchmesser d von Kugeln gleicher Dichte errechnet (Casagrande [25]), die beim Sedimentieren mit der gleichen Geschwindigkeit zum Boden sinken würden. Einige Fehler des Verfahrens sind zu vermeiden, wenn die Dichte nicht über die Teilung des Schaftes, sondern durch Messen des Auftriebs auf ein gedrungenes, an einem Faden hängendes Aräometer mittels Feinwaage bestimmt wird und die Festmasse in der Suspension auf 20 bis 30 g begrenzt bleibt (Haas [52]). Wegen der Brown’schen Molekularbewegung ist die Sedimentationsanalyse für Korngrçßen < 0,001 mm nicht mehr anwendbar. Bild 4. Aräometer nach Bouyoucos/Casagrande Bild 5. Kapillar-Pyknometer
    • 132 Paul von Soos und Jens Engel 4.1.3 Siebung und Sedimentation Bei Bçden, die gleichzeitig nennenswerte Mengen an Kçrnern unter und über 0,063 mm enthalten, werden die Korngruppen > 0,063 mm nach dem nassen Abtrennen der Feinbestandteile durch Siebung, die Korngrçßen < 0,063 durch Sedimentation bestimmt. Bei Bçden mit mürbem Korn (z. B. Verwitterungsbçden) ist zu beachten, dass intensive mechanische Aufbereitung infolge Abriebs einen zu großen Feinkornanteil vortäuschen kann. Das zeitaufwendige Trennen von Grob- und Feinkorn vor der Sedimentationsanalyse wird beim Absetzverfahren nach Haas auch bei geringem Anteil des Feinkorns vermieden (Teil B 5.2. von TP BF-StB 1988). 4.2 Korndichte Die Korndichte rs ist die auf das Kornvolumen einschließlich etwa eingeschlossener Hohlräume bezogene Masse der Kçrner rs ¼ md VKorn Die Kenntnis der Korndichte wird zur Auswertung der Sedimentationsanalyse und zur Bestimmung der Volumenanteile der Phasen des Bodens (vgl. Abschn. 5.2) bençtigt. Sie liefert auch Hinweise auf vorherrschende Mineralien. Die Masse der bei 105 C getrockneten Kçrner (etwa 20 bis 30 g) wird durch Wägen, das Kornvolumen in einem Kapillarpyknometer bestimmt, in dem das Restvolumen durch Füllen mit destilliertem Wasser gemessen wird (vgl. DIN 18124 sowie Bild 5). Luft- und Gaseinschlüsse müssen durch Kochen oder Anschluss an Vakuum beseitigt werden. Da hierbei Schäumen eintritt, ist nur ein im Verhältnis zum Wasservolumen geringes Kornvolumen verwendbar. Um durch grçßere Probenmengen die Versuchsgenauigkeit steigern zu kçnnen, wird bei den Verfahren von Haas (Teil B 3.2 von TP BF-StB 1988) bzw. Neuber (DIN 18124) das die Probe enthaltende Weithalspyknometer trocken evakuiert und erst in diesem Zustand mit entlüftetem Wasser gefüllt. Das Verfahren mit dem Einfüllgerät nach Neuber hat sich insbesondere bei Korndichtebestimmungen für die Ermittlung des Porenanteils von Festgestein bewährt. Bei Bçden, die mit Wasser reagierende Bestandteile enthalten (z. B. Anhydrit), werden anstelle von Wasser organische Messflüssigkeiten mit niedrigen Oberflächenspannungen (z. B. Trichlorethylen) verwendet. Tabelle 3. Korndichte rs wichtiger Mineralien in g/cmŒ Gips 2,32 Montmorillonit 2,75–2,78 Feldspat 2,55 Glimmer 2,8–2,9 Kaolinit 2,64 Dolomit 2,85–2,95 Quarz 2,65 Biotit 2,8–3,2 Na-Feldspat 2,62–2,76 Hornblende 3,1–3,4 Kalzit 2,72 Baryt (Schwerspat) 4,48 Illite 2,60–2,86 Magnesit 5,1
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 4.3 133 Mineralaufbau Für das bodenphysikalische Verhalten des Bodens ist dessen Mineralaufbau entscheidend. Insbesondere das Verhalten feinkçrniger Bçden gegenüber Wasser (vgl. Abschn. 5.4 und 5.5) sowie deren Festigkeitseigenschaften (Scherfestigkeit, Kriechen) werden von der Mineralart bestimmt (vgl. Abschn. 7.1) Der Mineralbestand ist eine Folge der Entstehungsgeschichte der Bçden und verteilt sich oft unterschiedlich auf einzelne Korngrçßengruppen. In grobkçrnigen Bçden, die durch mechaTabelle 4. Aufbau der Tonminerale
    • 134 Paul von Soos und Jens Engel nische Verwitterung entstanden sind, überwiegen Mineralien der gebirgsbildenden Gesteine, z. B. Quarz, Feldspat, Glimmer, Kalk, Dolomit. Diese Mineralien sind durch Lupe, eventuell unter dem Polarisationsmikroskop unterscheidbar. Feinkçrnige Bçden, vornehmlich jene der Korngrçßen < 0,006 mm, enthalten darüber hinaus durch chemische Verwitterung entstandene Tonminerale. Diese sind Aluminium-Hydrosilikate, die aus Schichten von Silizium-Sauerstoff-Tetraedern und Schichten von AluminiumOktaedern bestehen (s. Tabelle 4 und Mitchell [107]). Bei Zweischichtenmineralien (z. B. Kaolinit, Halloysit) sind je eine dieser Schichten flächig miteinander verwachsen. Bei Dreischichtmineralien (Montmorillonit sowie glimmerartige Tonminerale, z. B. Illit) ist die AL-OH-Schicht beidseitig mit Si-O-Schichten zusammengefügt. Die Minerale selbst bestehen aus Paketen dieser Doppel- und Dreifachschichten. Innerhalb der Pakete haben die Schichten meist konstanten Abstand, nur bei Montmorillonit sind sie gegeneinander beweglich, sodass zwischen den Schichten Speicherung von Wasser mçglich wird (Quellen). Das Ersetzen von Si-Ionen durch Al, von Al-Ionen durch Mg oder von Mg-Ionen durch Fe bewirkt elektrische Ladungen, die durch die Anlagerung anderer Ionen (Na, K, Ca, Mg, Fe) neutralisiert werden kçnnen [107]. Diese Ionen sind austauschbar. Ihre Menge wird durch das Basenaustauschvermçgen (Spalte 4 in Tabelle 4) beschrieben. Die bodenphysikalischen Eigenschaften der Tornminerale werden durch die Art und Menge der austauschbaren Ionen stark beeinflusst. Die Bestimmung der Mineralien eines Bodens ist durch das Rçntgen-Reflexionsverfahren oder durch Differenzial-Thermo-Analyse qualitativ und in Einzelfällen annähernd auch mengenmäßig mçglich. Das Rçntgen-Reflexionsverfahren beruht auf der Eigenart von Kristallen, Rçntgenstrahlen bei typischen Einfallwinkeln zu reflektieren. Die Differenzial-Thermo-Analyse beruht darauf, dass endotherme oder exotherme Reaktionen in Mineralien artenabhängig bei unterschiedlichen Temperaturen ausgelçst werden. Geringeren Versuchsaufwand verlangt das Methilenblauaufnahme-Verfahren, bei dem zu Suspension aufgearbeiteter zuvor getrockneter Boden bis zum Farbumschlag titriert und aus dem Verbrauch an Methilenblau auf die Tonminerale geschlossen wird [29]. Die Tonminerale kçnnen im Rasterelektronenmikroskop sichtbar gemacht werden. 4.4 Kornform und Kornrauigkeit Man unterscheidet die Kornformen: kugelig, gedrungen, prismatisch, plattig, stäbchenfçrmig, plättchenfçrmig (vgl. Bild 6) sowie die Kornrauigkeiten: scharfkantig, kantig, rundkantig, gerundet, glatt (Bild 7). Bei grobkçrnigen Bçden sind Kornform und Kornrauigkeit von der Gesteinsart sowie der Transport- und Verwitterungsgeschichte abhängig. Das gedrungene Korn überwiegt. Zunehmender Transportweg führt zur Rundung der Kanten und Glättung des Korns. Verwitterung kann die Kornrauigkeit wieder steigern. Bei feinkçrnigen Bçden ist die Kornform allein von der Mineralart abhängig. Quarz, Kalk und Dolomit sind gedrungen bis prismatisch, Tonminerale in der Regel plättchenfçrmig, Halloysit stäbchenfçrmig. Bild 6. Kornform. 1 kugelig, 2 gedrungen, 3 prismatisch, 4 plattig, 5 stäbchenfçrmig, 6 plättchenfçrmig Bild 7. Kornrauigkeit. 1 scharfkantig, 2 kantig, 3 rundkantig, 4 gerundet, 5 glatt
    • 135 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Kornform und Kornrauigkeit kçnnen für Sandkorngrçßen durch Messen der Ausflussgeschwindigkeit von Kornfraktionen aus einer Düsençffnung im Vergleich zur Ausflussgeschwindigkeit gleicher Kornfraktionen eines Standardsands beurteilt werden. Der Rauigkeitsgrad für scharfkantigen gebrochenen Quarzit ist r = 1,0, für gerundeten Quarzit r » 0,7, für eine Kçrnung aus glatten Kugeln r = 0,0 (Jänke [73]). Die Kornform beeinflusst Textur und Isotropie des Bodens, die Kornrauigkeit seine Spannungs-Verfomungs-Beziehungen und seine Scherfestigkeit (Jänke [74]). 4.5 Spezifische Kornoberfläche Die spezifische Kornoberfläche As, d. h. die Oberfläche der Kçrner von 1 g Masse, nimmt mit abnehmender Korngrçße zu, da das Volumen mit der dritten, die Oberfläche aber mit der zweiten Potenz der Korngrçße anwächst. Sie ist aber auch von der Kornform abhängig. Sie beträgt in cm±/g As ¼ A a ¼ md d Á rs Die Formfaktoren a ergeben sich – für würfel- und kugelfçrmige Kçrner (z. B. Quarz) – für Plättchen von der Dicke 0,1 · d (z. B. Kaolin, Illit) – für Plättchen von der Dicke 0,01 · d (z. B. Montmorillonit) zu a = 6 zu a = 24 zu a = 204 Bild 8 zeigt den Zusammenhang zwischen Korngrçße und spezifischer Kornoberfläche für Quarz, Kaolin, Illit und Montmorillonit. Die spezifische Kornoberfläche von Grobkorn bis zur Korngrçße von Grobschluff wird bei Kenntnis der Kornform aus der Korngrçßenverteilung berechnet. Bei feinkçrnigen Bçden wird sie auf dem Wege über Absorption von Stickstoff (N2) an getrockneten Proben bestimmt. Der Kornoberfläche ist die im Boden adsorptiv gebundene Wassermenge propor- Bild 8. Korngrçße und spezifische Oberfläche verschiedener Mineralien
    • 136 Paul von Soos und Jens Engel tional. Diese nimmt daher mit der Kornfeinheit zu. Bild 8 ist der Wassergehalt w für eine adsorptive Wasserschicht von 4 · 10–6 mm = 40 Š Dicke in Abhängigkeit von der Korngrçße zu entnehmen. Auf das adsorptiv gebundene Wasser üben die molekularen Anziehungskräfte der Kçrner einen hohen Druck aus, sodass dieses eine erhçhte Dichte und Zähigkeit erhält und sich in den Poren nicht zu bewegen vermag. 4.6 Gehalt an organischen Bestandteilen Organische Bestandteile binden viel Wasser, erhçhen dadurch den Porenanteil und verschlechtern die Verformungs- und Festigkeitseigenschaften des Bodens bereits bei geringen Anteilen. In der herkçmmlichen Praxis wird der Gehalt an organischen Bestandteilen durch Glühen vorher ofengetrockneter Proben bei 550 C nachgewiesen (s. DIN 18128). Der hierbei auftretende Gewichtsverlust wird auf die Trockenmasse bezogen und Glühverlust genannt: md À mgl Vgl ¼ md Da beim Glühen auch Wasser abgegeben wird (Tonminerale) und Gewichtsverlust auch durch andere chemische Reaktionen eintritt, überschätzt der Glühverlust je nach Mineralgehalt des Bodens den Gehalt an organischen Bestandteilen. Zuverlässiger sind daher Methoden, bei denen die organischen Bestandteile durch Behandlung mit Chemikalien, die einen Überschuss an Sauerstoff enthalten, oxidiert werden: z. B. durch Behandlung mit Kaliumbichromat nach Teil B.10.1 von TP BF-StB 1999. 4.7 Kalkgehalt Je nach dem, ob Kalk im Boden als kornbildendes Mineral oder auch als Ausscheidung des Grundwassers auftritt, wirkt er sich nur die Plastizität verringernd oder auch die Festigkeit erhçhend aus. Zur qualitativen Bestimmung wird die ofengetrocknete Probe mit verdünnter Salzsäure behandelt und aus dem Aufbrausen der entstehenden Kohlensäure auf den Kalkgehalt geschlossen (s. DIN 4022-1). Zur quantitativen Bestimmung dient der Apparat von Scheibler (Bild 9), in dem das Volumen des entstehenden CO2-Gases in einem kalibrierten Messzylinder aufgefangen und gemessen wird. Bei der Auswertung werden Temperatur und Luftdruck berücksichtigt. Dolomit CaMg(CO3)2 reagiert gegenüber Kalzit CaCO3 zeitlich verzçgert. So lässt sich auch der Dolomitanteil abschätzen (s. DIN 18129). Bild 9. Versuchsvorrichtung nach Scheibler zur Bestimmung des Kalkgehalts. a) Wasserspiegel vor Versuchsbeginn b) Wasserspiegel nach Gasentwicklung c) Wasserspiegel nach Spiegelausgleich zur Messung des Gasvolumens
    • 137 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 5 Kennwerte und Eigenschaften des Kornhaufens 5.1 Gefüge des Bodens Die Art, wie die Bodenkçrner sich aneinander fügen, ist von der Entstehung des Bodens sowie der Grçße und der Art der Kçrner abhängig. Bei Kies- und Sandkorn sowie bei Korngrçßen des Grobschluffs treten molekulare Anziehungskräfte und elektrische Ladungskräfte gegenüber dem Eigengewicht zurück. Sedimentierende Kçrner rollen so in die Hohlräume bereits abgelagerter Teilchen und bilden ein Einzelkorngefüge (Bild 10 a). Tonmineralien, die am Rand positiv, an ihren Seiten negativ geladen sind, rollen aneinander nicht mehr ab, sondern haften mit Ecke und Kante an den Seitenflächen anderer Teilchen und bilden ein kartenhausartiges Gefüge (Wabengefüge). In dieser Form lagern sich Süßwassersedimente ab (Bild 10 b). Im Salzwasser bilden sich bereits beim Sedimentieren aus mehreren flächig haftenden Teilchen bestehende Aggregate, die gemeinsam absinken und ein noch lockereres Flockengefüge aufbauen (Bild 10 c). Die Flockenbildung wird durch hohe Elektrolyt-Konzentration, hohe Temperatur und geringe Wasserstoff-Ionenkonzentration (saures Verhalten) des Wassers begünstigt. Lockere Strukturen kçnnen auch in Verwitterungsbçden durch Auslaugung (Hydrolyse) entstehen. Bild 10. Gefüge des Bodens (a) (b) (c) Unter axialem Druck regeln sich die Teilchen des Kartenhauses oder der Flocken bevorzugt senkrecht zur Druckrichtung, durch Scherbeanspruchung parallel zu den Scherbändern ein. Beim Bearbeiten durch Kneten werden Kornbindungen zerstçrt (Festigkeitsverlust – Empfindlichkeit, vgl. Abschn. 7.3), es bilden sich ebenso wie auch bei anderen Arten der Verdichtung sekundäre Strukturen mit Krümeln, die grçßere Hohlräume (Makroporen) einschließen (vgl. Abschn. 5.8). Das Gefüge kann durch Betrachten präparierter Bodenoberflächen (bei Felsproben geschliffener Schnittflächen) unter dem Mikroskop oder dem Elektronenmikroskop untersucht werden. Mittelbar ist auf das Gefüge aus dem Verhältnis der Phasen zu schließen. 5.2 Porenanteil und Porenzahl Das Verhältnis des Porenvolumens zum gesamten Bodenvolumen, der Porenanteil n, lässt sich an der Raumeinheit (Würfel mit der Kantenlänge 1) veranschaulichen, wenn darin die Festmasse zusammengedrängt dargestellt wird (Bild 11). Der mit Wasser gefüllte Teil des Porenanteils ist nw, der Rest (na) enthält Gase (Luft). Es gilt n = nw + na . Das Verhältnis des Porenvolumens zum Volumen der Festmasse wird Porenzahl e genannt (Terzaghi [154]). Es gilt: e¼ n ; 1Àn ew ¼ nw ; 1Àn ea ¼ na ; 1Àn n¼ e ; 1þe ew ¼ w Á rs rw n und e lassen sich aus der Dichte des Bodens r bei Kenntnis der Korndichte rs und des Wassergehalts w errechnen (s. Tabelle 5).
    • Tabelle 5. Rechnerische Beziehungen zwischen Bodenkenngrçßen 138 Paul von Soos und Jens Engel
    • Tabelle 5. (Fortsetzung) 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 139
    • 140 Paul von Soos und Jens Engel Bild 11. Definition von Porenanteil und Porenzahl Die Sättigungszahl Sr = nw/n = ew/e gibt an, welcher Anteil des Porenvolumens mit Wasser gefüllt ist. Unterhalb des geschlossenen Kapillarsaums ist Sr = 1,0, darüber ist der Boden mit Sr < 1,0 teilgesättigt, wobei die Sättigungszahl in gleichem Hçhenabstand vom Kapillarsaum umso kleiner ist, je grçßer die Poren des Bodens sind. An tief unterhalb des Grundwasserspiegels entnommenen Bodenproben wird oft eine Sättigungszahl Sr < 1 bestimmt, denn bei der Probenentnahme entspannt sich das Porenwasser und es werden im Porenwasser gelçste Gase frei. 5.3 Ermittlung der Dichte des Bodens Dichte des Bodens r wird das Verhältnis der Masse des feuchten Bodens m zum Volumen des Bodens V einschließlich der mit Flüssigkeit und Gas gefüllten Poren genannt: r = m/V. Als Trockendichte des Bodens rd wird das Verhältnis der Trockenmasse md zum gleichen Volumen des feuchten Bodens definiert: rd = md/V. Bei Bestimmung von r bzw. rd im Labor nach DIN 18125-1 wird das Volumen der feuchten Probe durch Ausmessen geometrisch regelmäßiger oder durch Tauchwägung mit Paraffin umhüllter Probekçrper ermittelt. Es gelten die Beziehungen: rd ¼ ð1 À nÞ Á rs ; hieraus n = 1 – rd/rs r ¼ rd ð1 þ wÞ ¼ rd þ nw Á rw rsat ¼ rd þ n Á rw rsat ist die Dichte des wassergesättigten Bodens 5.4 Grenzen der Lagerungsdichte Eine Schüttung aus gleich großen Kugeln enthält in lockerster Lagerung (Bild 12 a) einen Porenanteil von max n = 0,476 bzw. eine Porenzahl von max e = 0,908, in dichtester Lagerung (Bild 12 b) von min n = 0,259 bzw. min e = 0,350. Bei einer Korndichte von rs = 2,65 g/cmŒ ergeben sich daraus extreme Trockendichten von min rd = 1,35 und max rd = 1,96 g/cmŒ. Bild 12. Lockerste und dichteste Kugelpackung
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Bild 13. Schlaggabelverfahren zur Ermittlung der dichtesten Lagerung 141 Bild 14. Rütteltischverfahren zur Ermittlung der dichtesten Lagerung Bei grobkçrnigen, d. h. nichtbindigen Bçden, die aus unterschiedlichen Korngrçßen unregelmäßiger Kornform zusammengesetzt sind, müssen die Kennwerte der lockersten Lagerung durch vorsichtiges Schütten, jene der dichtesten Lagerung durch Einrütteln versuchstechnisch bestimmt werden. DIN 18126 beschreibt für die Ermittlung der dichtesten Lagerung grobkçrniger Bçden 2 Verfahren: • Schlaggabelverfahren – für schlufffreie Sande. Der Boden wird bei diesem unter Wasser mit einer Schlaggabel lagenweise in ein Gefäß eingerüttelt, das Wasser schließlich durch Vakuum abgesaugt (Bild 13). • Rütteltischverfahren – für Bçden mit einem Anteil an Schluffkorn bis zu 12 % und Korngrçßen bis zu 1/8 vom Durchmesser eines beim Proctorversuch (s. Abschn. 5.8) verwendeten Prüfzylinders (Bild 14). Max rd liefert min n bzw. min e. Zur Ermittlung der lockersten Lagerung wird der ofengetrocknete Boden so locker wie mçglich in den zur Ermittlung von max rd verwendeten Zylinder randvoll eingebracht. Min rd liefert max n bzw. max e. Die Grenzen der Lagerungsdichte werden durch die Korngrçßenverteilung und die Kornform beeinflusst. Bei gleichkçrnigen Bçden mit gedrungenem Korn weichen sie von den theoretischen Grenzen der Kugelschüttung nur wenig ab. Enthält ein gleichkçrniger Boden viel plattiges Korn (z. B. Glimmer im Sand), steigen die Porenanteile beider Grenzen an. Bei gut abgestuften Kies-Sand-Schluff-Gemischen kçnnen beide Grenzen, vornehmlich aber min n, weit unter den Werten der Kugelschüttung liegen. Die Verhältniszahl If = (max e – min e)/min e beschreibt die Verdichtungsfähigkeit eines Bodens (Terzaghi [154]). Ein Vergleich der Trockendichte rd, des Porenanteils n oder der Porenzahl e eines nichtbindigen Bodens mit den entsprechenden Kennwerten an den Grenzen der Lagerungsdichte gibt Auskunft über dessen Verdichtungszustand. Die hierfür benutzten Ausdrücke: Lagerungsdichte D¼ max n À n rd À min rd 1 þ min e ¼ ¼ Á ID max n À min n max rd À min rd 1þe bezogene Lagerungsdichte ID ¼ max e À e max rd ÁD ¼ rd max e À min e
    • 142 Paul von Soos und Jens Engel sind nur an den Grenzen der Lagerungsdichte (also für D = ID = 0 und D = ID = 1,0) identisch. Bçden mit plattigem Korn kçnnen bei dichter Einregelung ihrer Kçrner in der Natur Lagerungsdichten D > 1,0 aufweisen. In feuchten losen Schüttungen kann D auch negativ sein. Die Lagerungsdichte wird – ohne Rücksicht auf Korngrçßenverteilung oder Ungleichfçrmigkeitsgrad des Bodens – wie folgt benannt: D 0–0,15 Benennung 5.5 0,15–0,30 0,30–0,50 0,50–0,80 > 0,80 sehr locker locker mitteldicht dicht sehr dicht Wassergehalt Alle natürlichen Bçden enthalten Wasser. Zur Bestimmung muss es von der Festmasse abgetrennt werden. Dies geschieht nach DIN 18121-1 durch Trocknen bis zur Gewichtskonstanz in einem Wärmeofen bei 105 C. Adsorptiv gebundenes Wasser oder innerkristallines Wasser, das bei dieser Temperatur nicht verdampft, wird zur Trockenmasse gerechnet. Tone, die solches Wasser enthalten, verlieren bei Temperaturen > 105 C weiter an Masse (Wasser); Quarzsande sind bei 105 C auch physikalisch trocken. Das Verhältnis des Massenverlusts beim Trocknen mW (Masse des Porenwassers) zur verbleibenden Trockenmasse md heißt Wassergehalt w = mw/md DIN 18121-1 macht Angaben zur Mindestprobenmenge und zum hçchstzulässigen Wiegefehler für die Ermittlung des Wassergehalts durch Ofentrocknung mit vorgegebener Messunsicherheit. Schnellverfahren zur Wassergehaltsbestimmung beschreibt DIN 18121-2. Sie werden vornehmlich im Erdbau angewandt. Die Messunsicherheit ist je nach Schnellverfahren unterschiedlich. In gesättigtem Zustand ist der Wassergehalt durch die Porenzahl des Bodens bestimmt: w = e · rw/rs 5.6 Konsistenzgrenzen Die Verformbarkeit (Plastizität) eines feinkçrnigen Bodens wird mit abnehmendem Wassergehalt geringer, sein Zusammenhalt (Konsistenz) und seine Festigkeit grçßer. Man unterscheidet flüssige, breiige, weiche, halbfeste und feste Konsistenz. Durch vereinbarte Versuche sind Wassergehalte am Übergang von der flüssigen zur breiigen Konsistenz (Fließgrenze wL), am Übergang von der steifen zur halbfesten Konsistenz (Ausrollgrenze wP) und am Übergang von der halbfesten zur festen Konsistenz (Schrumpfgrenze ws) definiert (Atterberg [2]). Durch den Vergleich zwischen Wassergehalt w und den Wassergehalten an der Fließ- und Ausrollgrenze in der wL À w wL À wP Konsistenzzahl IC ¼ Liquiditätszahl IL ¼ 1 À IC oder in deren Ergänzung zu 1,0, der wird die Zustandsform des Bodens auch zahlenmäßig beschrieben.
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 143 Tabelle 6. Konsistenzen feinkçrniger Bçden und ihre Benennung Konsistenzzahl Liquiditätszahl < 0,00 > 1,00 flüssig fließt aus der Hand 0,00–0,50 1,00–0,50 breiig quillt beim Pressen in der Faust zwischen den Fingern durch 0,50–0,75 0,50– 0,25 weich lässt sich leicht kneten 0,75–1,00 0,25–0,00 steif < 0,00 halbfest 1,00 < IC ¼ wL À w w L À wP Benennung Verhalten des Bodens in der Hand schwer knetbar; zu 3 mm dicken Walzen ausrollbar, ohne zu brechen brçckelt und reißt beim Versuch, ihn zu 3 mm dicken Walzen auszurollen, lässt sich aber erneut zu Klumpen formen In den Versuchen zur Bestimmung der Konsistenzzahl gehen durch Alterung und Diagenese bedingte Verklebungen und Verkittungen im Korngerüst verloren. Die Konsistenzangabe nach IC und IL unterschätzt daher in der Regel die Festigkeit natürlicher Bçden. Die Wassergehalte wL und wP und ihre Differenz, die Plastizitätszahl IP = wL – wP, sind von der Kornfeinheit und dem Mineralbestand eines Bodens abhängig. Sie sind mit wichtigen bautechnischen Eigenschaften des Bodens korreliert. Daher eignen sie sich zur Klassifizierung feinkçrniger Bçden (vgl. Abschn. 10.3. und darin Plastizitätskarte nach Casagrande). Je hçher die Plastizitätszahl IP, umso plastischer ist der Boden. Korngrçßen > 0,02 mm verhalten sich nicht plastisch. Wegen der leichteren Abtrennung der grçberen Kçrner werden die Konsistenzgrenzen dennoch am Kornanteil < 0,4 mm bestimmt. Der für die Versuche zu verwendende Boden darf vorher nicht bis zum Farbumschlag getrocknet werden, da Tonminerale sonst bleibende Veränderungen erfahren kçnnten. Zur Bestimmung der Fließgrenze wL nach DIN 18122-1 dient das „Fließgrenzengerät“ von Casagrande [24] (s. Bild 15 a). Der aufbereitete und in die Schale gestrichene Boden hat den Wassergehalt der Fließgrenze, wenn sich die mit dem Furchenzieher erzeugte Furche gerade nach 25 Schlägen der jeweils 10 mm hoch gehobenen Schale auf 10 mm Länge schließt. In der Regel wird die Fließgrenze durch Interpolation aus 4 Versuchsdurchführungen mit unterschiedlichen Wassergehalten gewonnen (Bild 15 b). Näherungsweise kann wL auch aus Bild 15. Ermittlung der Fließgrenze; a) Fließgrenzengerät nach Casagrande, b) Versuchsauswertung
    • 144 Paul von Soos und Jens Engel dem mehrfach bei einem Wassergehalt wiederholten Versuch nach einer empirischen Beziehung (vgl. DIN 18122-1) errechnet werden (Einpunktmethode). Die Ausrollgrenze wP ist erreicht, wenn der Boden beim Auswalken zu Rçllchen bei 3 mm Dicke zu brçckeln beginnt (DIN 18122-1). Zur Vermeidung subjektiver Einflüsse beim manuellen Auswalken ist ein kalibrierfähiges mechanisches Ausrollgerät entwickelt worden (Kaiser/Gay [76]). An der Fließgrenze weisen feinkçrnige Bçden eine Scherfestigkeit zwischen cu » 2,3 kN/m± (bei wL = 35 %) und cu = 1,4 kN/m± (bei wL = 150 %) auf (Youssef et al. [166]). Deshalb wird die Fließgrenze wL zunehmend durch Verwendung eines für die Messung von cu entwickelten Fallkegels bestimmt, der auf die Oberfläche der aufbereiteten Probe aufgesetzt wird und nach dem Freilassen unter seinem Eigengewicht einsinkt (siehe Bild 16). Nach der Beziehung cu = Ka · mk · g/sk± entspricht der Fließgrenze je nach Öffnungswinkel b und Masse mk des Kegels eine bestimmte Einsenkung sk. Darin ist g die Erdbeschleunigung und Ka ein Formfaktor, der neben dem Öffnungswinkel b von der Adhäsion a am Kegelmantel (max cu, dann a/cu = a = 1,0) abhängt (Kuomoto/Houlsby [91]). Für a = 0,5 ist bei b = 30  (in Großbritannien: BS 1377) Ka = 1,33 und bei b = 60  (in Schweden: Karlsson [79]) Ka = 0,305. b = 60  ist wegen geringerem Einfluss der Adhäsion vorzuziehen. Mit mk = 60 g und sk = 10 mm wird dann für die Fließgrenze cu = 1,83 kPa erhalten. Es wurde vorgeschlagen, auch die Ausrollgrenze wP durch eine Scherfestigkeit, z. B. das 100-fache des cu-Werts für wL, zu definieren (Wood/Wroth [164]). Neben geringerer Streuung der Versuchsergebnisse bietet die Rückbindung der Atterberg’schen Grenzen auf Werte der Scherfestigkeit auch Anwendungsvorteile. Den Wassergehalt an der Schrumpfgrenze wS weist eine Probe auf, wenn sie beim weiteren Austrocknen ihr Volumen nicht mehr merklich ändert. Zu ihrer Bestimmung wird der Boden beim 1,1-fachen Wassergehalt der Fließgrenze in eine Ringform gestrichen und beim Austrocknen werden sein Volumen V und seine Masse m wiederholt bestimmt. Das Probenvolumen V wird als Funktion des Wassergehalts w linear dargestellt. Der Schnittpunkt der Tangenten an beide ¾ste des Diagramms liefert den Wassergehalt an der Schrumpfgrenze wS (vgl. Bild 17). Das Unterschreiten der Schrumpfgrenze ist meist auch an einer helleren Farbe des Bodens zu erkennen. Wird die kleine Restschrumpfung zwischen Schrumpfgrenze und vçlligem Austrocknen der Probe vernachlässigt, so kann wS gemäß DIN 18122-2 aus der Masse md und dem Volumen Vd der getrockneten Probe nach der Beziehung wS = (Vd/md – 1/rs) · rw errechnet werden. Bei ws ergibt sich im Versuch durch Bild 16. Kegelfallgerät Bild 17. Definition der Schrumpfgrenze wS
    • 145 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor das Trocknen der Probe aus dem flüssigen Zustand ein regelloses, sperriges Gefüge der plättchenfçrmigen Bodenteilchen. In natürlichen Sedimenten sind diese aber mehrheitlich parallel ausgerichtet, sodass ungestçrte natürliche Bçden vielfach zu einem Wassergehalt w < ws schrumpfen. Auch beim Ausrollen des Bodens zur Bestimmung der Ausrollgrenze ist eine Einregelung von Teilchen mçglich, sodass bei leichtplastischen Bçden, bei denen die das Schrumpfen bewirkenden Kapillarspannungen gering sind, auch wP £ wS auftreten kann. Die auf das Ausgangsvolumen bezogene Volumenverminderung einer natürlichen Probe beim Trocknen bis zur Schrumpfgrenze, das Volumenschrumpfmaß Vs = (V–Vd)/V beschreibt die Neigung eines Bodens zur Volumenverminderung beim (Aus)trocknen. Darin ist V das Probenvolumen vor und Vd jenes nach dem Trocknen. Das lineare Schrumpfmaß beträgt Ls » Vs/3. Die Schrumpfmaße wachsen mit der Plastizitätszahl an. Der Gehalt an aktiven Tonmineralien erhçht die Fließgrenze und die Plastizitätszahl. Das IP , die Aktivitätszahl nach Skempton [139], gibt daher Hinweise auf Verhältnis IA ¼ mdT =md die Art der Tonmineralien. Darin ist mdT die Masse der Teilchen < 0,002 mm und md die Trockenmasse der Bodenprobe. Bei IA < 0,75 sind die Tonmineralien inaktiv (z. B. Kaolin), bei 0,75 < IA < 1,25 normal und bei IA > 1,25 aktiv (z. B. Montmorillonit). Tabelle 7. Mittlere Werte für wL, IA, wA einiger Tonmineralien Mineralart wL ( %) IA wA ( %) (Enslin/Neff) Quarzmehl – 0 30 Kaolin 60 0,4 80 Illit 100 0,9 Ca-Momtmorillonit 500 1,5 300 Na-Montmorillonit 700 7 700 5.7 Wasseraufnahmevermçgen nach Enslin Anhalt über die Art der Tonmineralien gibt auch das Wasseraufnahmevermçgen des Feinkornanteils <0,4 mm im Gerät nach Enslin/Neff (Bild 18) (Neff [112], DIN 18132). Vor dem Versuch wird das Gerät bis zur Filterplatte mit Wasser gefüllt, die durch ihre Kapillarkraft den Wasserspiegel 50 mm über der Messkapillare hält. 1,0 g (bei Bçden mit wA > 100 % 0,2 g) des getrockneten und pulverisierten Bodens werden auf die Filterplatte kegelfçrmig aufgeschüttet und die von der Bodenprobe aufgesaugte Wassermenge mw wird an der Messkapillare bis zur Beharrung (vielfach < 5 Minuten) beobachtet. Bçden mit quellfähigen Mineralien vermçgen über Stunden hinaus innerkristallines Wasser aufzusaugen. Um dessen Messung nicht durch Verdunstung zu beeinträchtigen wird die Wasseraufnahme in neueren Geräten mittels einer Wägezelle bei unbehindertem Wassernachschub gemessen (Dieng [37]). Das Wasseraufnahmevermçgen wA = mw/md ist zu den Plastizitätsgrenzen und wich- Bild 18. Gerät zur Bestimmung des Wasseraufnahmevermçgens nach Enslin/Neff
    • 146 Paul von Soos und Jens Engel tigen bautechnischen Eigenschaften des Bodens korreliert (Neff [113]). Der vergleichsweise geringe Versuchsaufwand empfiehlt den Versuch auch für Klassifizierungszwecke und zur Gütekontrolle im Erdbau. 5.8 Verdichtungsverhalten in Abhängigkeit vom Wassergehalt Die bleibende Verminderung des Porenanteils bzw. die bleibende Erhçhung der Trockendichte des Bodens wird Verdichtung genannt. Sie wird je nach Bodenart durch Walzen, Stampfen oder Rütteln am wirksamsten erzielt. Die Verdichtbarkeit eines Bodens, der den Wassergehalt w aufweist, ist durch das Volumen seines Porenwassers geometrisch begrenzt. Für volle Sättigung des Bodens gilt rd = rs /(1 + w · rs /rw). Tatsächlich ist eine volle Sättigung durch das Verdichten kaum zu erzielen und die Trockendichte bleibt unterhalb der Sättigungslinie für Sr = 1,0 (vgl. Bild 19). Trockendichten, die gleichen Sättigungszahlen Sr oder gleichen Luftporenanteilen na zugeordnet sind, werden durch die Beziehungen rd ¼ rs rs Á ð1 À na Þ w Á rs ¼ r 1þ 1þw s Sr Á rw rw beschrieben und sind in Bild 20 durch Kurvenscharen dargestellt. Die Trockendichte, die bei einem vorgegebenen Boden und einer bestimmten Verdichtungsart erzielt wird, ist außer vom Wassergehalt w auch von der Arbeit W abhängig, die zur Verdichtung der Volumeneinheit geleistet wird: rd = f(w, W). Wird ein feinkçrniger Boden bei verschiedenen Wassergehalten mit derselben Arbeit W1 verdichtet, so liegen die Trockendichten auf der Linie W1 in Bild 19. Bei einem günstigsten Wassergehalt w01 wird die grçßte Trockendichte max rd1 erzielt. Bei Verdichtung mit W2 > W1 liegen die Trockendichten auf Linie W2 mit max rd2 > max rd1 und w02 < w01. Max rd nimmt etwa mit dem Logarithmus der Verdichtungsarbeit zu. Bei w < w0 („trockene Seite der Verdichtungskurve“) wird die Verdichtung durch die Kapillarfestigkeit der Bodenkrümel behindert, bei Wassergehalten w1 < w0 stellt sich ein Minimum der Dichte min rd ein. Die Trockendichte für w = 0 kann je nach Bodenart grçßer oder kleiner als max rd sein. Bild 19. Verdichtungskurven rd = f(w) bei konstanter Verdichtungsarbeit Bild 20. Kurvenscharen Sr = const und na = const
    • 147 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Bei w > w0 („nasse Seite der Verdichtungskurve“) wird die Verdichtung durch das Volumen des Porenwassers begrenzt und die Verdichtungslinie verläuft etwa parallel zur Sättigungslinie Sr = 1,0. Eine geforderte Dichte rd kann zwischen den Grenzwassergehalten w' und w'' durch eine Verdichtungsarbeit W < W1, bei w < w' durch eine erhçhte Verdichtungsarbeit W > W1 und bei w > w'' auch durch eine erhçhte Verdichtungsarbeit nicht erreicht werden. Feinkçrnige Bçden weisen auf der trockenen und nassen Seite der Verdichtungskurve bei gleicher Dichte unterschiedliches Gefüge auf: Auf der nassen Seite sind Festmasse und Poren gleichmäßig verteilt, daher geringe Porendurchmesser und geringe Durchlässigkeit, aber große Schrumpfneigung. Auf der trockenen Seite ist eine Konzentration der Festmasse in Krümeln mit zwischenliegenden Grobporen vorhanden, daher hohe Wasserdurchlässigkeit und starke Schwellneigung. Bei nachträglicher Sättigung von auf der trockenen Seite verdichteten Bçden besteht unter Auflast die Gefahr von Nachsetzungen (Sackungen). Zur versuchstechnischen Prüfung des Verdichtungsverhaltens wird der von Proctor [122] für bindige Bçden eingeführte und in DIN 18127 für beliebige Bçden genormte Versuch benutzt. Der bei niedrigem Wassergehalt homogenisierte Boden wird in einem Versuchszylinder durch ein Fallgewicht in mehreren Schichten mit vorgegebener Verdichtungsarbeit W eingestampft, wobei beim Wassergehalt w eine Trockendichte rd = r/(1 + w) erhalten wird. Der Versuch wird nach jeweiliger Wasserzugabe mehrfach wiederholt und die Trockendichten rd werden in Abhängigkeit vom Wassergehalt w dargestellt. Die mit einer Verdichtungsarbeit W1 = 0,6 MN · m/mŒ beim optimalen Wassergehalt wPr erzielte hçchste Dichte wird Proctordichte rPr; das mit W2 = 2,70 MN · m/mŒ bei mod wPr erzielte Maximum modifizierte Proctordichte mod rPr genannt. Je nach Grçßtkorn sind nach DIN 18127 Versuchszylinder unterschiedlicher Grçße zu verwenden, bei einem Grçßtkorn 31,5 mm ein Zylinder mit 150 mm Durchmesser. Enthält der Boden Überkorn > 31,5 mm, wird der Versuch ohne dieses am Material < 31,5 mm ausgeführt und die Proctordichte, einschließlich des Überkorns, nach einer empirischen Beziehung des Bureaus of Reclamation zu r'Pr = rPr · (1– ü) + 0,9 · ü · rsü berechnet. Das Ergebnis ist zutreffend, solange der Massenanteil des Überkorns ü < 35 % beträgt. Der zugehçrige Wassergehalt ergibt sich zu w’ = w · (1– ü) + wü · ü. Darin sind rsü die Dichte und wü der Wassergehalt des Überkorns. Zur Beschreibung des Verdichtungszustands wird die Trockendichte eines Bodens auf dessen Proctordichte bezogen: Verdichtungsgrad DPr = rd /rPr. Die Proctordichte gleichkçrniger Bçden und ausgeprägt plastischer Tone liegt in der Grçßenordnung von rPr = 1,5 t/mŒ, bei gut abgestuften Kies-Sand-Schluff-Gemischen wird auch rPr = 2,3 t/mŒ erhalten. Mod rPr beträgt je nach Bodenart 1,04 bis 1,15 rPr. Für feinkçrnige Bçden gelten die Regressionsbeziehungen a) rPr % rw Á wL À 3; 894 I2 À 0; 577 IP À 0; 707 P À2; 457 I2 þ 0; 188 IP À 0; 276 P wPr % 0; 735 À 0; 322 rPr rw (Engel [41] nach Grafik von Eberle [38]) b) 5.9 rPr = 2,29 – 0,887 · wL – 1,165 · wP + 1,360 · wL · wP – 0,144 · Dau wPr = 0,0763 + 0,237 · wL oder wPr = 0,0446 + 0,62 · wP (Lo/Lovell [99]) (mit wL, wP und dem Anteil an Schluffkorn in der Probe Dau als Dezimalbruch ergeben sich rPr in t/mŒ und wPr als Dezimalbruch). Absolute Porengrçße und Filterwirkung Die absoluten Porengrçßen und ihre Verteilung bestimmen die Wasserdurchlässigkeit gesättigter bzw. die Luftdurchlässigkeit trockener Bçden. Bei feinkçrnigen Bçden wird das den
    • 148 Paul von Soos und Jens Engel Bild 21. Filterregel nach Terzaghi Bild 22. Filterregel nach Cistin/Ziems [136] einzelnen Porendurchmessern zugeordnete Porenvolumen mit der Quecksilberporosimetrie bestimmt, bei der in die durch Schockgefrierung und durch Sublimationstrocknung unter Vakuum entwässerte Probe mit steigenden Drücken Quecksilber eingepresst wird. Die Porendurchmesser ergeben sich aus dem jeweiligen Druck p, der Oberflächenspannung THG und dem Benetzungswinkel a des Quecksilbers zu d = 4 · THG · cos a/p. Bei grobkçrnigen Bçden ist für die Filterwirkung gegenüber Feinkorn die Verteilung der Porenengstellen maßgebend. Diese lassen sich für kugelfçrmige Kçrner aus deren Durchmesser und ihre Verteilung aus der Korngrçßenverteilung errechnen (Silveira [137], Muckenthaler [109]). Darüber hinaus ist die Filterwirkung auch ein statistisches Phänomen: Sie setzt eine Mindeststärke des Filters (Filterlänge) voraus (Wittmann [163]). Vereinfachend wurden „Filterregeln“ unmittelbar auf die Korngrçßenverteilung bezogen. Nach der Filterregel von Terzaghi besteht die Filterwirkung zwischen zwei Bçden, wenn D15 des grçberen Bodens kleiner ist als 4 · d85 des feineren Bodens (vgl. Bild 21). Sie gilt für Bçden mit einer Ungleichfçrmigkeitszahl U < 2. Bei Kornverteilungen mit grçßeren Fehlkçrnungen kann diese Filterregel zur Prüfung der inneren Filterstabilität (Suffusionssicherheit) auf die Teilbçden angewandt werden, solange der feinere Teilboden das Korngerüst des grçberen Teilbodens nicht sprengt, also wenn ngrob = n + afein (1– n) < max ngrob bei lockerster Lagerung ist (afein ist der Massenanteil des feineren Teilbodens) (Kovµcs [87]). Für Ungleichfçrmigkeitszahlen 2 < U < 20 wird die Filterwirkung durch die Filterregel nach Cistin/Ziems beschrieben (s. Bild 22). Für U > 20 ist Filterwirkung gegeben, wenn das Verhältnis der Durchlässigkeitsbeiwerte k kleiner als 100 ist. 5.10 Kapillarität Die Oberflächenspannung des Wassers Ts (~ 0,075 N/m) bewirkt einen Anstieg des Wassers in dünnen Rohren (Kapillarrohr) vom Durchmesser d bis zur Hçhe hk. hk ¼ 4 Á Ts 0; 3 Á cos a ’ Á cos a d Á gw d (hk in cm, wenn d in cm)
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Bild 23. Anstieg des Wassers im Kapillarrohr 149 Bild 24. Aktive und passive kapillare Steighçhe im Jamin-Rohr a ist der von der Oberflächenbeschaffenheit abhängige Benetzungswinkel zwischen Wasser und Rohrwandung (vgl. Bild 23). Er beträgt für Bçden etwa 0 Grad. Das Wasser steht im Kapillarrohr unter einer Zugspannung („Saugspannung“), die von der freien Wasseroberfläche bis zum Kapillarmeniskus linear auf –gw · hk ansteigt. Die Weiten der Poren im Boden wechseln ähnlich wie in einem Rohr veränderlicher Weite („Jamin-Rohr“ vgl. Bild 24). Wird das Rohr in Wasser getaucht, ist das Ansteigen des Wassers durch die grçßten Rohrdurchmesser auf hka begrenzt (aktive kapillare Steighçhe). Wird der Wasserspiegel abgesenkt, halten die kleinsten Rohrdurchmesser das Wasser bis zu einer Hçhe hkp zurück (passive kapillare Steighçhe, besser „kapillare Rückhaltehçhe“). Da die Porenweiten im Boden in weiten Grenzen schwanken, stellt sich in einem zunächst wassergesättigten Boden bei Absinken des Grundwasserspiegels mit der Zeit als Gleichgewichtszustand eine Verteilung der Sättigungszahlen Sr nach Linie ABCD in Bild 25 ein. hkp entspricht darin der Hçhe der vçllig gesättigten Bodensäule (geschlossener Kapillarsaum). hkp ist wesentlich kleiner als max hk. Oberhalb von max hk und der zugehçrigen Sättigungszahl Sru fällt Sr nur noch langsam ab. Wird trockener Boden in Wasser gestellt, so steigt in ihm Wasser an, und es stellt sich als Gleichgewichtszustand eine Verteilung der Sättigungszahlen Sr nach Linie EFG in Bild 25 Bild 25. Verteilung der Sättigungszahl im Kapillarsaum Bild 26. Versuchsanordnung nach Beskow
    • 150 Paul von Soos und Jens Engel Bild 27. Prinzipskizze eines Druckplattengeräts ein. An der Verfärbung ist die Grenze des hçchsten Wasseranstiegs hka zu erkennen. Eine gleichbleibende maximale Sättigung reicht bis min hk. Labormäßig kann hkp bei Sanden und Schluffen durch die Versuchsanordnung nach Beskow ermittelt werden (Bild 26). Sie besteht aus zwei mit Schlauch verbundenen Gefäßen. Durch Heben des Wasser enthaltenden Gefäßes B wird der Wasserspiegel in Gefäß A zunächst bis über die Bodenoberfläche angehoben, durch langsames Senken des Gefäßes B sodann wieder abgesenkt und im Porenwasser der Probe werden kapillare Saugspannungen erzeugt. Übersteigt der Hçhenunterschied der Bodenunterfläche zu Wasseroberfläche den Wert hkp, treten durch den Boden Luftblasen, da dann kein geschlossener Kapillarsaum mehr vorhanden ist („Luftdurchtrittswert“, „air entry value“). Die kapillare Saugspannung beträgt dann. ua = hkp · gw. Zur Ermittlung von hka wird eine mit trockenem Boden gefüllte Glasrçhre in Wasser gestellt und der am Farbumschlag erkennbare Anstieg des Kapillarsaumes bis zur Beharrung beobachtet. hkp und hka sind in Bçden mit Einzelkorngefüge neben der die Porenweite bestimmenden Korngrçßenverteilung auch von der Lagerungsdichte D des Bodens abhängig. Erfahrungswerte für hkp sind in Tabelle 8 zusammengestellt. Zur Untersuchung des Zusammenhangs von kapillaren Saugspannungen ua > hk · gw und der Sättigungszahl Sr eignet sich z. B. eine Versuchsanordnung nach der Prinzipskizze Bild 27 (Drucktopfanlage). Wird in dieser die Bodenoberfläche mit einem Luftdruck pa beaufschlagt, entstehen im Boden bei offenem Ventil Saugspannungen pa = ua. Das Steigern von pa und damit von ua bewirkt eine zunehmende Entwässerung der Probe. Eine Steigerung des Drucks um Dp bei geschlossenem Ventil würde in der Probe bei allen Sättigungsgraden Sr < 1,0 nicht nur den Luftdruck auf ua + Dp erhçhen, sondern auch Porenwasserdrücke Dp = uw erzeugen. Die Saugspannungen im Porenwasser ua – uw („matric suction“) blieben hierbei unverändert. In Bild 28 zeigt Linie 1. E. die Entwässerung eines zunächst gesättigten Bodens mit steigender Saugspannung an. Der Luftdurchtrittswert (ua – uw)b ergibt sich als Schnittpunkt der Wendepunkttangente mit der Ordinate Sr = 1 (Fredlund [44]). Bei Saugspannungen von etwa 5 · 105 kPa ist das Kapillarwasser verbraucht, die restliche Entwässerung betrifft das Adhäsionswasser (Schick [131]). Erneute Bewässerung (Linie 1. B.) führt nicht mehr zur vollen Sättigung. Eine zweite Entwässerung (2. E.) nähert sich dem Verlauf von 1. E. an, von Zwischenzuständen ausgehende Be- oder Entwässerungen bilden Hysteresen (gestrichelt angedeutet). Der Zugspannung des Porenwassers entspricht eine erhçhte Druckspannung im Korngerüst. Sie bewirkt ein Schrumpfen des Bodens und eine erhçhte Scherfestigkeit, die sich – da von äußeren Lasten unabhängig – wie eine Kohäsion äußert (Kapillarkohäsion).
    • 151 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Bild 28. Zusammenhang zwischen Kapillarspannung und Sättigung bei Ent- und Bewässerung Tabelle 8. Kapillare Rückhaltehçhe einiger Bodenarten Bodenart Wirksamer Korndurchmesser dw [mm] hkp [m] sandiger Kies 0,7 0,08 Mittel- und Grobsand 0,35 0,20 Fein und Mittelsand 0,10 0,50 schluffiger Feinsand 0,045 1,0 Schluff 0,01 5,0 Ton 0,001 50,0 5.11 Wasserdurchlässigkeit Der Durchfluss Q ist das Wasservolumen Vw, das in der Zeiteinheit t eine Querschnittsfläche A des Bodens durchfließt. Die Filtergeschwindigkeit v ist der auf die Querschnittsfläche A bezogene senkrechte Durchfluss v = Q/A. Bei laminarer Strçmung in den Poren eines wassergesättigten Bodens ist v dem hydraulischen Gefälle i = Dh/l proportional. v=k·i Dh ist darin die ¾nderung der Standrohrspiegelhçhe in Strçmungsrichtung über die Länge l, k der Durchlässigkeitsbeiwert nach Darcy [33]. Laminare Strçmung herrscht nach Ohde [115], solange i < 0,1/dwŒ = igr ist. Dabei ist der wirksame Konrdurchmesser dw (in mm) definiert als der Korndurchmesser eines einkçrnigen
    • 152 Paul von Soos und Jens Engel Bodens, der die Kornoberfläche des untersuchten Bodens aufweist. Im Allgemeinen ist d10 < dw < d25. Bei i > igr nimmt k mit wachsendem i ab („postlinearer Bereich“). Eine Abnahme des k-Wertes von Tonen bei Unterschreiten eines unteren Grenzgefälles („prälinearer Bereich“) wurde vielfach beobachtet und auch ein sog. „Stagnationsgradient“ io postuliert, unter dem keine Strçmung stattfindet (Hansbo [55], Schildknecht [130]). Andererseits wurde die Gültigkeit des Darcy-Gesetzes selbst bei ausgeprägt plastischen Tonen und sehr kleinen Gefällen i nachgewiesen (Degen [36]). Ein Grund für die abweichenden Erkenntnisse ist nicht bekannt. k ist für Wasser bei T = 10 C definiert. Für Flüssigkeiten unterschiedlicher Zähigkeit und Wichte gilt bei unter dem Einfluss des Schwerefelds bewirkten Fließvorgängen k · m/g = const. Darin sind m die dynamische Zähigkeit und g die Wichte der Flüssigkeit. Bçden, in denen plattige Teilchen in einer Richtung, z. B. in der waagerechten, bevorzugt eingeregelt sind, weisen parallel zu dieser Richtung eine grçßere Durchlässigkeit kh auf als senkrecht dazu (kv). Bei Sedimenten liegt das Verhältnis kh /kv meist zwischen 2 und 10. Analog weisen geschichtete Bçden parallel zur Schichtung (parallel geschaltete Strçmungswiderstände) einen grçßeren wirksamen Durchlässigkeitsbeiwert kh = k1 · d1 + k2 · d2 +…+ kn · dn)/d auf, als senkrecht zur Schichtung (in Reihe geschaltete Strçmungswiderstände): d kv ¼ d1 d2 dn þ þ ::: þ k1 k2 kn An grobkçrnigen Bçden (Sand, Kies) wird der k-Wert bevorzugt in einer Versuchsanordnung mit konstantem hydraulischen Gefälle nach Bild 29 bestimmt, da bei dieser die in der Zeit t bei einem hydraulischen Gefälle i = Dhw/l durchstrçmende Wassermenge Vw leicht zu messen ist: k¼ l A Vw l Á A Á t Dhw durchstrçmte Länge der Probe Querschnittsfläche des Probekçrpers Bei feinkçrnigen Bçden (Ton, Schluff) ergibt sich ein konstantes hydraulisches Gefälle mit der Versuchsanordnung nach Bild 30. Der konstante Durchfluss wird durch einen mit konstantem Vorschub bewegten Kolben erzeugt und das hydraulische Gefälle aus dem Differenzdruck zwischen beiden Seiten des Probekçrpers ermittelt (Aiban/Znidarcic [1]). Bild 29. Durchlässigkeitsversuch, konstantes hydraulisches Gefälle
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor 153 Bild 30. Durchlässigkeitsversuch, kontrollierter, konstanter Durchfluss Häufig kommt bei feinkçrnigen Bçden eine Versuchsanordnung mit veränderlichem hydraulischen Gefälle nach Bild 31 zum Einsatz. Die in der Beobachtungszeit t durchstrçmende Wassermenge ergibt sich hier aus dem Abfall des Wasserspiegels im Standrohr vom Querschnitt a zu Vw = a · (h1 – h2) und der Durchlässigkeitsbeiwert zu k¼ a l h1 Á Á ln h2 A t Auf den Durchlässigkeitsbeiwert wassergesättigter feinkçrniger Bçden kann insbesondere im erstverdichteten Zustand auch aus dem zeitlichen Verlauf der Zusammendrückung im Kompressionsgerät anhand der Konsolidierungstheorie (s. Abschn. 6.2.3) geschlossen werden. Die Ergebnisse von Durchlässigkeitsversuchen kçnnen durch mangelhafte Randbedingungen sehr stark verfälscht werden. Einer Umläufigkeit, die zu hohe k-Werte vortäuscht, wird in Versuchsgeräten mit starrer Wandung bei feinkçrnigen Bçden durch statische Auflast, bei grobkçrnigen Bçden durch eine besondere seitliche Abdichtung entgegengewirkt. An Probekçrpern in dreiaxialen Druckgeräten muss der Zellendruck zur Abdichtung um mindestens 0,3 bar über dem hçchsten Porenwasserdruck liegen. Das Zusetzen der Filtersteine durch erodierte Feinteile der Probe, das zu geringe k-Werte vortäuscht, ist durch ein nur allmähliches Steigern des hydraulischen Gefälles zu vermeiden (Heyer [59]). Eine weitere Voraussetzung für zuverlässige Ergebnisse ist, dass die in der Messzeit in die Probe einstrçmende und aus ihr ausstrçmende Wassermenge gleich groß sind (stationäre Strçmung). Diese Bedingung ist bei voller Wassersättigung (Sr = 1,0) und konstantem Porenvolumen während des Versuchs stets gegeben („Güteklasse 1“ nach DIN 18130-1). Volle Wassersättigung ist in dreiaxialen Druckgeräten (s. Bild 51) durch Aufbringen und längeres Einwirkenlassen eines ausreichend hohen Porenwasserdrucks (Sättigungsdruck u0) zu erzeugen (s. auch Abschn. 6.3). Die stationäre Strçmung kann während des Versuchs aber auch durch das Schwellen stark überverdichteter oder durch das Konsolidieren weicher Bçden beeinträchtigt werden. Durch geeignete Wahl des statischen Drucks und des hydraulischen Gefälles lassen sich diese Einflüsse klein halten. Bei nicht voller Sättigung (z. B. bei Verwendung künstlich verdichteter Proben im Kompressions-Durchlässigkeits-Apparat nach Bild 31) tritt bei feinkçrnigen Bçden stationäre
    • 154 Paul von Soos und Jens Engel Bild 31. Durchlässigkeitsversuch, veränderliches hydraulisches Gefälle Strçmung erst nach Tagen ein. k-Werte aus Versuchen mit nicht stationärer Strçmung kçnnen um mehrere 10er-Potenzen verfälscht sein. Zwischen den Durchlässigkeitsbeiwerten k1 und k2 eines Bodens mit den Porenzahlen e1 und e2 besteht die Beziehung (Tavenas et al. [151]): log k1 e1 À e2 ¼2Á k2 e2 Der Durchlässigkeitsbeiwert k nimmt mit der Korngrçße und dem Porenanteil zu. Er ist auch von der Bodenstruktur abhängig (vgl. Abschn. 5.1 und 5.8). Bei Tonen wird der k-Wert darüber hinaus von der Mineralart beeinflusst. Besonders kleine k-Werte liefert NatriumMontmorillonit. Durchlässigkeitsversuche an kleinen Proben müssen nicht unbedingt repräsentativ für Bedingungen in situ sein (vgl. prEN 1997-2, Abschn. 5.11). Dies gilt insbesondere für inhomogene Bçden und für geklüfteten Fels. Lufteinschlüsse im Boden verringern den Durchflussquerschnitt und damit die Wasserdurchlässigkeit wesentlich. Deshalb sollen Bodenproben zur Bestimmung des k-Werts im Labor mçglichst wassergesättigt sein und mit entlüftetem Wasser durchstrçmt werden. Den Wasserdurchlässigkeitsbeiwert k teilgesättigter Bçden versuchstechnisch zu bestimmen ist aufwendig (Samingan et al. [129]). Aus der Sättigungs-Saugspannungs-Linie ist dessen Abhängigkeit von der Sättigungszahl ableitbar (Fredlund et al. [46]).   Sr À Sru 3 Angenähert gilt nach KØzdi [84] k ¼ kr 1 À Sru Sru Grenzwert der Sättigung, unter dem keine Wasserstrçmung mehr eintritt (s. Bild 28) kr Durchlässigkeitsbeiwert des wassergesättigten Bodens Korrelationen Für grobkçrnige Bçden mit 0,06 < d10 < 0,6 mm und 1 < CU = d60/d10 < 20 gilt (nach Daten von Beyer [6] ): k = [A/(CU + B) + C] · d10± (mit d10 in cm ergibt sich fi k in m/s)
    • 155 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor mit den von der Lagerungsdichte abhängigen Konstanten Lagerungsdichte Locker Mitteldicht Dicht A 3,49 2,68 2,34 B 4,40 3,40 3,40 C 0,80 0,55 0,39 Für feinkçrnige Bçden gilt   k À6;44 % 0; 027 Á w6;94 Á IP a) L 10À10 m=s (Engel [40]) (mineralische Bçden mit 0,2 < wL < 1,2) b) k = 6,5 · 10–11 · [e/a · (IA + 1)]4 (Mesri/Feng/Ali/Hayat [106]) (a Massenanteil des Feinsten < 0,002 mm IA Aktivitätszahl jeweils als Dezimalbruch ergibt k in m/s) 5.12 Luftdurchlässigkeit Für die Luftdurchlässigkeit trockener Bçden gilt va = ka · ip Darin ist ka der Durchlässigkeitsbeiwert für Luft und ip = Dp/Dl das Druckgefälle längs der Stromlinie. va ist analog zur Filtergeschwindigkeit definiert. Für mittlere Bodentemperaturen gilt ka ~ 70 · k. Mit zunehmender Wassersättigung nimmt die Luftdurchlässigkeit ab. Bei Sr > Skr » 80 % ist Luftbewegung im Boden nur noch durch Verdrängung von Wasser mçglich. Für ungesättigte Bçden gilt nach KØzdi [84] angenähert k0a   Skr À Sr 3 ¼ ka Skr Zur labormäßigen Bestimmung in grobkçrnigen Bçden eignet sich die Anordnung nach Biczók [8] (s. Bild 32). Für feinkçrnige Bçden siehe [130]. Bild 32. Versuchsanordnung nach Biczók [8] zur Bestimmung der Luftdurchlässigkeit
    • 156 Paul von Soos und Jens Engel 6 Versuche zur Ermittlung des Spannungs-Verformungs-Verhaltens 6.1 Allgemeines 6.1.1 Darstellen von Spannungsänderungen In den konventionellen Geräten zur Untersuchung der Spannungs-Verformungs-Beziehungen von Bçden werden zylindrische Probekçrper in axialer und radialer Richtung durch Normalspannungen belastet. Die Richtungen der axialen Hauptspannung s1 und der radialen Hauptspannung s2 = s3 bleiben dabei stets unverändert. Wegen s2 = s3 eignet sich zur Darstellung des Spannungszustands der Mohr’sche Spannungskreis für zweiachsige Spannungszustände im t/s-Diagramm (Bild 33 a). Der Spannungszustand ist auch durch die Koordinaten des Kreisscheitelpunkts 0,5 · (s2 + s3) und 0,5 · (s2 – s3) in einem Diagramm mit diesen Koordinaten (Bild 33 b) beschrieben. Bei Spannungsänderungen verschiebt sich dieser Scheitelpunkt. Sein Weg, z. B. AB in Bild 33 a und b, wird Spannungspfad genannt. Die Richtung des Spannungspfads gibt Auskunft darüber, in welchem Verhältnis und in welchem Sinne sich die Hauptspannungen geändert haben. Im Bild 34 ist diese Aussage für Spannungspfade, die in die 8 Hauptrichtungen einer Rosette weisen, angegeben. Damit lässt sich auch für zwischenliegende Pfadrichtungen die Spannungsänderung leicht deuten. So gilt z. B. für Richtungen im Bereich 1: Ds1 > Ds3 > 0 oder im Bereich 2: Ds1 > 0, Ds3 < 0 usw. Spannungsänderungen in dreiachsigen Spannungszuständen mit s2 „ s3 lassen sich durch Spuren in einem Koordinatensystem s1, s2 und s3 darstellen (Bild 35). Für s2 = s3 reduziert pffiffiffi sich diese Darstellung auf die Schnittebene zwischen s2 und s3 (Achsen s1 und s3 · 2 ). 6.1.2 Totale und effektive Spannungen Wenn Spannungsänderungen das Volumen des Korngerüsts ändern, muss in wassergesättigten Bçden Porenwasser ab- oder zustrçmen. Das hierzu bençtigte Spannungsgefälle bedingt die Entstehung von Porenwasserüber- oder -unterdrücken. Es gilt Ds = Ds' € Du Dabei ist Ds die ¾nderung der totalen (Gesamt-)Spannungen s, Ds' die ¾nderung der effektiven (wirksamen) Spannungen s' und € Du der Porenwasserüber- oder -unterdruck („Porenwasserdifferenzdruck“). Bild 33. Spannungsdarstellung; a) im t/s-Diagramm,     s1 À s3 s1 þ s3 = -Diagramm b) im 2 2 Bild 34. Bedeutung von Spannungspfaden
    • 1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor Bild 35. Spannungsdarstellung im allgemein räumlichen Koordinatensystem 157 Bild 36. Abhängigkeit des Porenwasserdruckbeiwerts B von der Sättigungszahl Sr [140] Bei fehlender Entwässerungsmçglichkeit (geschlossenes System, Dw = 0) beträgt die ¾nderung des Porenwasserdrucks bei axialsymmetrischen ¾nderungen der totalen Spannungen (Ds2 = Ds3, Ds1) nach Skempton [140]: Du = B · [Ds3 + A · (Ds1 – Ds3)] Der Porenwasserdruckbeiwert B gibt den Einfluss hydrostatischer Spannungsänderungen (Ds1 = Ds2 = Ds3) auf Du an. B nimmt mit der Sättigungszahl Sr zu und wird für Sr = 1 zu 1,0 (vgl. Bild 36). Der Porenwasserdruckbeiwert A zeigt den Einfluss einer ¾nderung der Schubspannungen (Hauptspannungsdifferenz) auf das Volumen und damit auf Du an. A < 1/3 „dilatantes“ Verhalten: Schubspannungsänderung bewirkt Volumenzunahme; bei behinderter Volumenänderung entsteht –Du (Porenwasserunterdruck) A < 1/3 „kontraktantes“Verhalten: Schubspannungsänderung bewirkt Volumenabnahme; bei behinderter Volumenänderung entsteht + Du (Porenwasserüberdruck) Bei ideal-elastischem Material wäre A = 1/3; fi DV = 0 fi Du = 0. A ist keine Bodenkonstante, sondern nimmt mit wachsendem Konsolidationsverhältnis OCR (vgl. Abschn. 6.1.3) bzw. mit wachsender Lagerungsdichte ab und ändert sich auch mit zunehmender Schubspannung (vgl. Bild 37). Bild 37. Abhängigkeit des Porenwasserdruckbeiwerts A vom Konsolidierungsverhältnis OCR und der Verformung (nach Blight [14]) <