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Weltklimavertrag und Kältetechnik (Prof. Dr. Jürgen Schmid)
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EyeTracking. Visualisieren vs. Analysieren
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Genauigkeit von Schadstoff- und Klimavorhersagemodellen (Prof. Dr. Eberhard Sch……
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Kältemittel der vierten Generation (Dr. Walter Sorg, DuPont de Nemours)
Regelverfahren mit Online-Modellierung der Kältekomponenten (Heiko Dreisbach, W……
Servicemanagementsysteme in der Kältetechnik (Dipl.-Ing. Gunter Schill, Dresdne……
Co2-Hochtemperaturwärmepumpen für die Industrie (Prof. Dipl.-Ing. Eberhard Wobs……
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Gleichzeitiges Kühlen, Heizen und Klimatisieren (Günter Gamst, Daikin Aircondit……
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Energieeffizienz durch Kältemittel (Andrea Voigt, EPEE-Generaldirektorin Brüsse……
Kälteeffizienz-Netzwerk Hamburg (Jörn Pagels, Behörde für Stadtentwicklung und ……
Klimaschutzmaßnahmen in der Kältetechnik (Dipl.-Ing. Thomas Bader, tebeg)
Einfuehrung in die STN Express Scriptsprache (2004)
IDC WhitePape
Photovoltaik-Contracting für Gebäude 2574 views
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Email-expo 2010 – IKEA verfolgt integrierte Digitalmarketing-Strategie
Prozessoptimierung mit ITIL
2013 Coverity Scan. Project Spotlight: LibreOffice
The Dictionary of Substances and Their Effects (DOSE): Volume 06 O-S
The Dictionary of Substances and Their Effects (DOSE): Volume 03 D
The Dictionary of Substances and Their Effects (DOSE): Volume 01 A-B
Nichtrelevante Metaboliten im Grundwasser
Specific and differential inhibition of very-long-chain fatty acid elongases fr……
Die wirkungsweise herbizidaler Chloracetamide
The Dictionary of Substances and Their Effects (DOSE): Volume 05 K–N 1118 views kopiersperre
Karl-Josef Witt
Teil 1: Geotechnische Grundlagen
Karl Josef Witt (Hrsg.)
Herausgeber und Schriftleiter:
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt
Professur Grundbau
Coudraystraße 11 C
99421 Weimar
Umschlagbild: Punktlastversuch
Quelle: Fachgebiet Geotechnik, MFPA-Weimar 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
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
Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau
Martin Ziegler
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
Baugrunduntersuchungen im Feld
Klaus-Jürgen Melzer, Ulf Bergdahl und Edwin Fecker
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
Aufschluss im Fels . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 56
Aufschluss der Grundwasserverhältnisse . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 59
Behandlung, Transport und Aufbewahrung der Proben . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 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
Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor
Paul von Soos und Jens Engel
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 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
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
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
Charakterisierung von Schadstoffen im Baugrund und Grundwasser
Andreas Claussen
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
Bewertungsgrundlagen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Auswirkungen auf den Baugrund . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Zusammenfassende Bewertung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Literatur. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Stoffgesetze für Bçden
Dimitrios Kolymbas und Ivo Herle
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 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Entfestigung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 283
Stoffgesetze in der Praxis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 284
Erddruck
Achim Hettler
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
Eigengewicht, großflächige Auflasten und Kohäsion bei
Parallelbewegung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 344
Drehung um den Kopf- oder Fußpunkt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 346
Verteilung des passiven Erddrucks. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 349
Räumlicher aktiver Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 349
Kreiszylindrische Flächen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 351
Stützwände quer zur Bçschung. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 353
Räumlicher passiver Erddruck . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 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
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 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Anhang: Erddrucktabellen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Stoffgesetze und Bemessungsansätze für Festgestein
Erich Pimentel
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. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Durchstrçmung von Gestein und einer Trennfläche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Nicht homogenisierbare Fälle und Sonderfälle . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Bemessungsansätze. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Gleiten – ebener Fall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Gleiten – räumlicher Fall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Kippen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Knicken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Steinfall . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Bodendynamik
Christos Vrettos
Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 451
Schwingungen einfacher Systeme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 452
Freie Schwingungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 453
Erzwungene, gedämpfte Schwingungen. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 455
Viskose Dämpfung . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 457
Wellenausbreitung im Boden . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 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
Numerische Verfahren in der Geotechnik
Peter-Andreas von Wolffersdorff und Helmut F. Schweiger
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
Verkehrsbauliche Dämme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546
Wasserbauliche Dämme . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546
Bçschungen und Einschnitte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 550
Baugrubenwände . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 553
Schlussbemerkungen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 554
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 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Geotechnische Messverfahren
Arno Thut
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 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Probebelastung an Tragteilen, Pfahlversuche, Deformationsmessungen
an Pfahlfundationen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 712
Massenbewegungen
Dieter D. Genske
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
Stichwortverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 795
Inserentenverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 815
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.
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
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
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
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.
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.
Verzeichnis der Autoren
Sen. Chief Engineer Ulf Bergdahl
Department of Geotechnical Design and
Safety Swedish Geotechnical Institute
Olaus Magnus väg 35
58193 Linkçping
(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
(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
Dr.-Ing. Dieter D. Genske
Institute for Environmental Decisions (IED)
Anthroposphere Dynamics
Universitätsstraße 22
(1.12 Massenbewegungen)
Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle
Institut für Geotechnik
Georg-Bähr-Straße 1
(1.5 Stoffgesetze für Bçden)
Univ. Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler
Universität Dortmund
Fakultät Bauwesen
FG Baugrund – Grundbau
August-Schmidt-Straße 6
(1.6 Erddruck)
Univ.-Prof. Dr.-Ing. Otto Heunecke Institut für Geodäsie
Werner-Heisenberg-Weg 39
(1.10 Geodätische Überwachung von
geotechnischen Bauwerken)
Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr.
Dimitrios Kolymbas
Institut für Infrastruktur
Bereich Geotechnik und Tunnelbau
Techniker Straße 15
6020 Innsbruck
Prof. Dr.-Ing. Dr. sc. techn. h. c. Dr. h. c.
Klaus Linkwitz
Institut für Anwendungen der Geodäsie
im Bauwesen
Geschwister-Scholl-Straße 24D
Dr.-Ing. Klaus-Jürgen Melzer
Drosselweg 7a
61440 Oberursel
Dr.-Ing. Erich Pimentel
Professur für Untertagebau
(1.7 Stoffgesetze und Bemessungsverfahren für Festgestein)
Prof. Dr.-Ing. Willfried Schwarz
Professur Geodäsie und Photogrammetrie
Marienstraße 9
Ao. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. M. Sc.
Helmut Schweiger
Institut für Bodenmechnik und Grundbau
AG Numerische Geotechnik
Rechbauerstraße 12
(1.9 Numerische Verfahren der
Geotechnik)
Dipl.-Ing. Paul von Soos
Reußweg 30
Dr. Arno Thut
Solexperts AG
Mettlenbachstraße 25
8617 Mçnchaltorf
(1.11 Geotechnische Messverfahren)
Univ. Prof. Dr.-Ing. Christos Vrettos
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
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
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
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
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.
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
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
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.
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.
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.
EAU, 10. Auflage, 2004
EAB, 4. Auflage, 2006
DIN 4017:2006-03
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
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].
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.
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-
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).
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
EAB:1994, 3. Auflage, EB 19
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
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.
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.
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.
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).
DIN 1054, 4.1 (1)
DIN 1054, 4.2
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.
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.
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.
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.
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.
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
DIN 1054, 5.3.1 (3)
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.
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.
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.
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-
DIN 1055-100, Anhang A, Tabelle A.3
DIN 1054, 6.1.2
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:
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:
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
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,
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:
GK;j È Pk È Qk;1 È
yO;i Qk;i
EK ¼ E
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.
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.
DIN 4085:2007-10, 6.6.1
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)
DIN 1054, 10.3.1 (7)
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.
DIN 1055-100, 3.1. 2. 19
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
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.
Bild 16. Verschiedene Sicherheitsklassen am Beispiel einer Winkelstützwand
Bauzustände bei der Herstellung oder Reparatur eines Bauwerks und Bauzustände durch
Baumaßnahmen neben dem Bauwerk; insbesondere zählen auch Baugrubenkonstruktionen
zur Sicherheitsklasse SK 2.
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“).
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“).
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
LF 1
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).
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.
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
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
Grenzzustände der Tragfähigkeit
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
EAU, E 116
DIN 1054, 3.1.2.5 und 4.3.1
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.
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.
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.
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.
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
DIN 1054, 3.1.2.8
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
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.
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
Formelzeichen
Lastfall
Günstige ständige Einwirkungen
g G;stb
Ungünstige ständige Einwirkungen
g G;dst
Ungünstige veränderliche Einwirkungen
g Q;dst
Strçmungskraft bei günstigem Untergrund
Strçmungskraft bei ungünstigem Untergrund
GZ 1A: Grenzzustand des Verlustes der Lagesicherheit
GZ 1B: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken und Bauteilen
Ständige Einwirkungen allgemein a)
g E0g
g G;inf
Ständige Einwirkungen
Ständige Einwirkungen aus Erdruhedruck
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
Einschließlich ständigem und veränderlichem Wasserdruck
Nur im Sonderfall nach 8.3.4 (2). Pfähle mit überwiegender Zugbeanspruchung bei gleichzeitig wirkenden
Druck- und Zugkräften
DIN 1054 Ber 4:2008-06
Tabelle 3. Teilsicherheitsbeiwerte für Widerstände in Anlehnung an Tabelle 3 von DIN 1054
g Ep; g Gr
g GI
Pfahldruckwiderstand bei Probebelastung
g Pc
Pfahlzugwiderstand bei Probebelastung
g Pt
Pfahlwiderstand auf Druck und Zug aufgrund
von Erfahrungswerten
Widerstand des Stahlzuggliedes
Herausziehwiderstand des Verpresskçrpers
g c; g cu
g N; g Z
Verpresskçrper von Verpressankern
Flexible Bewehrungselemente
Bodenwiderstände
Erdwiderstand und Grundbruchwiderstand
Gleitwiderstand
Pfahlwiderstände
Verpressankerwiderstände
Scherfestigkeit
Reibungsbeiwert tan ’0 des dränierten Bodens
Kohäsion c des dränierten Bodens
und Scherfestigkeit cu des undränierten Bodens
Herausziehwiderstände
Boden- bzw. Felsnägel, Ankerzugpfähle
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.
Bei den Einwirkungen gilt nach wie vor die aus DIN 1054 bekannte Dreiteilung in
Gründungslasten, dynamische Einwirkungen und geotechnische Einwirkungen, wobei Letz-
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.
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.
yi Á Qk;i
Qrep 00¼ 00 Qk;l 00þ 00
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.
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.
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:
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.
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.
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.
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.
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
Gstb;d
Dieser Grenzzustand beschreibt das Materialversagen. Ausreichende Sicherheit ist gegeben,
wenn zu jeder Zeit die Bemessungsbeanspruchungen Ed kleiner sind als die Bemessungswiderstände Rd:
Die Bildung der Bemessungsbeanspruchungen und Bemessungswiderstände erfolgt formal
nach den gleichen Regeln wie für den nachfolgend beschriebenen Grenzzustand GEO-2. Die
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.
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:
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
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-
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
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:
Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit SLS
Allgemein muss im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nachgewiesen werden, dass
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
Gk;j þ Pk þ
v¼v
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.
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.
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
Bemessungssituation
BS-P
BS-T
BS-A
HYD und UPL: Grenzzustand des Versagens durch hydraulischen Grundbruch und Aufschwimmen
Lagesicherheit
Destabilisierende ständige Einwirkungen
Stabilisierende ständige Einwirkungen
Destabilisierende veränderliche Einwirkungen
Stabilisierende veränderliche Einwirkungen
g Q;stb
STR und GEO-2: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken, Bauteilen und Baugrund
Beanspruchungen aus ständigen Einwirkungen allgemein a)
Beanspruchungen aus ständigen Einwirkungen aus Erdruhedruck
g E0;G
Beanspruchungen aus ungünstigen veränderlichen Einwirkungen
Beanspruchungen aus günstigen veränderlichen Einwirkungen
Beanspruchungen aus günstigen ständigen Einwirkungen
Nur im Sonderfall nach 7.6.3.1 (3)P; Pfähle mit überwiegender Zugbeanspruchung bei gleichzeitig wirkenden
GEO-3: Grenzzustand des Versagens durch Verlust der Gesamtstandsicherheit
SLS: Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit
Anmerkung: In der Bemessungssituation BS-E werden nach DIN EN 1990 keine Teilsicherheitswerte
angesetzt.
Tabelle 5. Teilsicherheitsbeiwerte für geotechnische Kenngrçßen
(in Anlehnung an Tabelle A 2-2 von DIN 1054:2009 (Entwurf April 2008))
Bodenkenngrçße
Reibungsbeiwert tan j, des dränierten Bodens und Reibungsbeiwert tan ju des undränierten Bodens
g ’0 ; g ’u
Kohäsion c, des dränierten Bodens und Scherfestigkeit cu des
undränierten Bodens
g c0 ; g cu
GEO-2: Grenzzustand des Versagens von Bauwerken, Bauteilen und Baugrund
Tabelle 6. Teilsicherheitsbeiwerte für Widerstände
g R;e ; g R:v
g R;h
Pfahlwiderstände aus statischen und dynamischen Pfahlprobebelastungen
Spitzenwiderstand
Mantelreibung (Druck)
Gesamtwiderstand (Druck)
Mantelreibung (Zug)
g s;t
gb; gs; g t
Pfahlwiderstände auf der Grundlage von Erfahrungswerten
Druckpfähle
Zugpfähle (nur in Ausnahmefällen)
Tabelle 6 (Fortsetzung)
Boden- bzw. Felsnägel
siehe Tabelle A 2-2
siehe STR und GEO-2
Weitere ¾nderungen
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
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).
EA-Pfähle:2007
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 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.
(Spezialtiefbau) – Verpressanker.
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
Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln; Deutsche Fassung
EN 1997-1:2004.
Geotechnik – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des
Baugrunds; Deutsche Fassung EN 1997-2:2007.
Bohrpfähle – Herstellung, Bemessung und Tragverhalten.
Baugrund – Berechnung des Grundbruchwiderstands von
Flachgründungen.
Alle DIN-Normen sind im Beuth-Verlag erschienen
Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke.
Rammpfähle – Herstellung, Bemessung und zulässige
Belastung.
Baugrund – Geländebruchberechnungen.
Baugrund – Berechnung des Erddrucks.
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.
Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Felduntersuchungen – Teil 1 bis Teil 12.
EAB, 3. Auflage
Empfehlungen des Arbeitskreises „Baugruben“,
Ernst & Sohn, 1994.
EA-Pfähle
Empfehlungen des Arbeitskreises „Pfähle“, Ernst & Sohn,
EAU, 9. Auflage
Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“
Häfen und Wasserstraßen, Ernst & Sohn, 1996.
EAU, 10. Auflage
Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“,
EBGEO
Empfehlungen für Bewehrungen mit Geokunststoffen,
[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
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
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.
Geotechnical investigation and testing – Identification and classification
of soil – Part 1-2.
ISO 14689-1
of rock – Part 1: Identification and description.
Baugrund- und Wasserbohrungen; Zeichnerische Darstellung der
Ergebnisse.
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
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)
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.
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-
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.
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.
Kategorie A
Schichtenverbreitungb)
Grundwasserspiegel
Porenwasserdruck
Felsart
Korngrçße
Wassergehalt
Geotechnische
Bodenart
Allgemeine
Untersuchungsverfahrena)
Kategorie B
CPT & CPTU
Pressiometer cÞ
R3 e)
Dilatometer
SDT
Mçgliche Ergebnisse
Seitendruckger¨ t BJT
SPT dÞ
DPL=DPM
DPH=DPSH
FVT
Grundwassermessungen
R2 C1 F2 R1 C1 F1
Offenes System
Feldversuche
Geschlossenes System
Probenentnahme
Tabelle 1. Beispiel für eine vereinfachte Übersicht über die Anwendbarkeit von Felduntersuchungen a) der Abschnitte 2 bis 4 (in Anlehnung an EN 1997-2)
Zusammendrückbarkeit C2
Durchlässigkeit
Chemische Versuche
R1e)
R1 gut in Fels
C1 gut in grobem Boden*
F1 gut in feinem Boden *
– nicht geeignet
* Hauptbodengruppen „grob“
und „fein“ nach ISO 14688-1
R2 mäßig in Fels
C2 mäßig in grobem Boden
F2 mäßig in feinem Boden
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.
siehe Abschnitte 2–4 für die Bezeichnungen
in horizontaler und vertikaler Richtung
abhängig vom Pressiometer-Typ
unter der Annahme, dass eine Probe entnommen werden kann.
nur für weichen Fels
Dichte
Atterberg-Grenzen
C2 F3
R3 wenig in Fels
C3 wenig in grobem Boden
F3 wenig in feinem Boden
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
EN ISO 22476
Versuchsbericht
Geotechnischer Untersuchungsbericht
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.
Baugrundaufschluss durch Schürfe, Bohrungen und
Probenentnahmen
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,
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.
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.
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
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
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.
Aufschluss im Boden
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
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
– Wichte, Lagerungsdichte, Porenvolumen, Durchlässigkeit
Zu verwendendes Entnahmeverfahren (Kategorie)
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.
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.
Tabelle 4. Beispiele von Verfahren der Probenentnahme im Hinblick auf die Kategorien
der Probenentnahme in verschiedenen Bçden (nach EN ISO 22475-1)
Anwendbarkeit
hängt z. B. ab von
Probenentnahmeverfahren
Zähigkeit oder Festigkeit
Empfindlichkeit
Plastizität
PS-PU
OS-TK/W-PEa, b)
CS-DT, CS-TT
LS, S-TP, S-BB
OS-TW-PE
OS-T/W-PE
CS-ST
ASa)
Schluff
Grundwasseroberfläche
LS,S-TP
OS-TK/W-PE
S-TP
Organische
Bçden
Grad der Zersetzung
OS-T/W-PU
Offenes Entnahmegerät, dünnwandig,
eingedrückt
schlagend eingebracht
OS-TK/W-PE Offenes Entnahmegerät, dickwandig,
Kolbenentnahmegerät
Kolbenentnahmegerät, eingedrückt
Großes Entnahmegerät
Rotationskernbohrung, Einfachkernrohr
CS-DT, CS-TT Rotationskernbohrung, Doppel- oder
Dreifachkernrohr
Schneckenbohrung
Hohlschneckenbohrung
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.
Gewinnung von Proben durch Bohrverfahren
Diese Gruppe umfasst eine Reihe von Bohr- und Entnahmeverfahren wie Rotationsbohrungen, Rammbohr- und Rotationsrammbohrverfahren, Schlagbohrverfahren, pneumatische
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.
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.
Entnahme von Blockproben
Blockproben kçnnen durch Probenentnahme z. B. in Schürfen oder unter Benutzung von
Großprobenentnahmegeräten gewonnen werden. In bindigen Bçden kçnnen Blockproben
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.
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)
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.
Aufschluss der Grundwasserverhältnisse
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.
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.
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
Abdichtung
Filterkies
Bild 2. Beispiele von offenen Systemen (nach EN ISO 22475-1):
a) offenes Standrohr, b) offenes Rohr mit Innenschlauch
Druckwertmessgeber
Strçmungsregler
Druckzuleitung
Rückleitung
Spülleitung
Messinstrument
elektrischer Messwertgeber
Filterspitze
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-
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.
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.
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.
• 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.
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).
Baugrundaufschluss durch Sondierungen
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
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
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.
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.
Rammsondierungen
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
50,5 – 0,5
50 < d < 0,5 Dha)
750 – 20
DPSH-B
Anmerkung: Die angegebenen Toleranzen sind Herstellungstoleranzen.
Dh Durchmesser des Rammbären, bei rechteckiger Ausbildung wird die kleinere Länge als Durchmesser angenommen.
Nur für verlorene Sondenspitze.
Die maximale Gestängelänge darf 2 m nicht überschreiten.
Abweichung der Stange von der Vertikale.
kJ/m2
spezifische Arbeit je Schlag
mgh/A
90,0 – 2 b)
43,7 – 1
51 – 2
45,0– 0,3
50 < d < 0,5 Dh
DPSH-A
DPSH
(superschwer)
50 – 0,5
(schwer)
50 < d < Dha)
(mittel)
(leicht)
kg/m
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
Tabelle 6. Arten der Rammsondiergeräte (nach EN ISO 22476-2)
Verlängerungsstange (Gestänge)
Injektionsçffnung (optional)
Gewindeverbindung
Sondenspitze
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].
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).
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
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)
Cua)
Sondenart
N10 ü = 2 N10 u + 2
N10 ü = 1,3 N10 u + 2
N10 ü = 1,2 N10 u · 4,5
Sa-Gr
‡6
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
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
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
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
ICb)
Bezogene
Lagerungsdichte ID
über unter
GW GW
Steifebeiwert v
0,10 0,435
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
Darin sind:
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
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
für leicht- und mittelplastische Tone:
v = b1 + b2 × N10
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.
Standard Penetration Test
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 60eingesetzt. Dieses Verfahren
wird heute außer in Deutschland z. B. u. a. auch in folgenden Ländern praktiziert: Australien,
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
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
Stopfbuchse
Automatische
Ausklinkvorrichtung
Rammbär
Sonde
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.
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-
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
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
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,
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)
über GW
unter GW
0,75 – 1,30
Ungleichfçrmigkeitszahl; b) Konsistenz
Für den Steifebeiwert: bei Sa: 3 £ N30 £ 25 bei Si: 3 £ N30 £ 23.
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.
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
für leicht und mittelplastische Tone:
v = d1 + d2 × N30
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
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.
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).
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]).
Drucksondierungen
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].
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],
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])
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].
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)
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.
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].
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
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)
Bezogene Lagerungsdichte ID Steifebeiwert v
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.
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
Bezogene Lagerungsdichte ID
< 2,5
< 0,15
sehr locker
2,5–7,5
0,15–0,35
7,5–15,0
mitteldicht
15,0–25,0
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.
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
Lagerungsdichte
Winkel des
Scherwiderstandsa) j'
Dränierter
Young’s Modulb) E'
Die angegebenen Werte gelten für Sande. Für schluffige Bçden sollten 3abgezogen werden. Für Kiese sollten
die Werte um 2erhçht 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
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
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
und vorzugsweise mit qt aus dem CPTU:
cu = (qt – svo)/Nkt
Nk, Nkt
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].
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:
v = f1 + f2 × log qc
für leichte und mittelplastische Tone:
v = f 1 + f 2 × qc
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.
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
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.
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.
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.
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])
Verhältnisse der Sondierergebnisse
Nichtbindige Bçden
Bindige Bçden
qc/N30
Sa (Cu < 3)
Sa (Cu > 6)
Gr (Cu > 6)
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.
Flügelscherversuche
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-
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).
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/D
cfv
Mmax
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/D
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.
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
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]).
Gewichtssondierungen
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
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
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).
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
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.
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.
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
Young’s Modulb)
E' [Mpa]
Scherwiderstandsa)
j' []
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].
Bohrlochaufweitungsversuche
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
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.
Bild 14. Schematische Ausrüstung einer
Pressiometerausrüstung (nach [151])
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
Seitendruckversuch
(en: Borehole
jacking test)
Dilatometerversuch in
(en: Soil dilatometer test)
Dilatometerversuch in Fels
(en: Rock dilatometer test)
Benennung
Gerät
BJT
zylindrische
Halbschalen
aus Stahl
diametral
mit elektrischen
Wegaufnehmern
Seitendruckmodul EB
Kriechmaß kB
dreikammriger
radialGummipacker symetrisch
MØnard Modul
Grenzdruck
des Bodens
einkammriger
radialmit elektrischen Dilatometermodul ED
Gummipacker symetrisch Wegaufnehmern
an der Packer- Kriechmaß kD
innenseite
volumetrisch
festem,
ungeklüftetem
stark zerklüftetem Fels und
weichen Bçden
Empfohlener Einsatz empEinsatz
fohlen bei eingeschränkt
Bohrlochdurchmesser einem Steifein
modul Es
[MPa]
Versuchsergebnis
Messung der
Bohrlochaufweitung
radialmit elektrischen DilatometerGummipacker symetrisch Wegaufnehmern
modul ED
an der Bohr- Kriechmaß kD
lochwand
Art der
Kurz- Vorrichtung
zeichen für Bohrloch- Belastung
aufweitung
Tabelle 16. Einige Arten und Einsatzmçglichkeiten von Dilatometer, Pressiometer und Seitendruckgerät (nach [151])
Pushed-in, FDP
Self-boring, SBP
Gruppe,
intern. Kurzzeichen
PAF 76
Cambridge selfboring
(CSBP)
Pencel
Cambridge cone
Fugro McClelland
cone pressuremeter
Weak rock selfboring
(RSBP)
APAGEO
Gummipacker
einkammriger,
verstärkter
Vorrichtung
für Hohlraumaufweitung
Federweg
(elektrisch),
drei Richtungen
der Hohlraumaufweitung
Länge/
Tabelle 17. Übersicht über einige kommerziell verfügbare Self-Boring und Pushed-In Pressuremeter (in Anlehnung an [139])
allen Bçden mit
Ausnahme von Kies
festen Tonen,
sehr dichten Sanden
und weichem Fels
wenig oder keinem
Kiesanteil
Einsatz in
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
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).
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
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.
Steifemodul
Eoed
Dilatometermodul:
ED = (1 + n) × d/Dd × Dpd
Kriechmaß:
kD = (d2 – d1)/log (t2/t1)
MØnard-Modul:
EM = 2,66 V × Dp/DV
Grenzdruck:
PLM aus Bild 17 oder
pLM = 1,7 pf – 0,7 sHS
Seitendruckmodul:
EB = f × d × Dp/Dd
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
EBE ð1 À nÞ
Eoed = Rm · EDMT
Gl.-Nr.
Erläuterungen
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
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.
Ableitung geotechnischer Kenngrçßen
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
pLM Grenzdruck nach Bild 17
Horizontalspannung in der Untersuchungstiefe
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
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
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
Volumen der Messzelle vor der Belastung
Mittelwert des Volumens im nahezu linearen, elastischen Bereich
In [155] wird ein modifiziertes Auswerteverfahren vorgeschlagen, um die Ergebnisse von
MPT-Versuchen mit denen von SBP-Versuchen vergleichbar zu machen.
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].
Tragfähigkeit von Flachgründungen und Pfählen
Die unmittelbare Anwendung von MPT-Ergebnissen für die Berechnung der Tragfähigkeit
von Flachgründungen ist ein gutes Beispiel dafür, wie ein halbempirisches Berechnungs-
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)
Tragfähigkeit der Gründung bei lotrechter Belastung
A‘
wirksame Grundfläche
gesamte Anfangsvertikalspannung in der Gründungssohle
repräsentativer Wert des Grenzdrucks nach MØnard in der Gründungssohle der
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
Tragfähigkeitsbeiwert in Abhängigkeit von der Bodenart und pLM, aus
EN 1997-2, Tabelle E.1
Gründungsbreite
Gründungslänge
äquivalente Tiefe der Gründung
Für die gerade bei Flachgründungen wichtigen Setzungsberechnungen enthält EN 1997-2,
Anhang E.2 ein entsprechendes Beispiel, für das MPT-Ergebnisse als Eingangswerte
dienen.
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)
Aufstandsfläche des Pfahls, die für Pfähle mit geschlossener Spitze dem Pfahlquerschnitt und bei Pfählen mit offener Spitze einem Teil davon gleichzusetzen
repräsentativer Wert des Grenzdrucks in der Tiefe der Pfahlspitze, korrigiert für
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
Tragfähigkeitsfaktor in Abhängigkeit von der Bodenart, pLM und Pfahltyp, aus
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]).
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].
Bestimmung der Dichte
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
Masse der entnommenen Probe (feucht oder trocken)
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.
Tabelle 19. Bezeichnung und Eignung der Versuche zur Volumenermittlung
(in Anlehnung an DIN 18125-2)
Kurzzeichen
Verfahren
Ausstechzylinder
DIN 18125-2-F-A
ohne Grobkorn
Fein- bis Mittelsande
DIN 18125-2-F-B
Fein- bis Mittelsande,
Kies-Sand-Gemische,
sandarmer Kies
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
DIN 18125-2-F-S
Kies-Sand-Gemische
Sandersatz
Schürfgrube
DIN 18125-2-F-Sch
mit geringen Beimengungen
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-
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
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]).
Geophysikalische Verfahren
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
– 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
Seismik
Geoelektrik,
Widerstandsmessung
Elektromagnetik Erzeugung eines
elektromagnetischen
Feldes
Bodenradar
Zeile
Aussendung hochfrequenter elektromagnetischer
Wellenzüge
Einbringen von
Gleich- oder
Wechselstrom
über Elektroden
Erzeugung seismischer Wellen, z. B.
durch Sprengung,
Hammerschlag,
Fallgewicht,
Vibrationsquellen
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
Verwendung/Zweck
Messgrçßen
Tabelle 20. Übersicht über geophysikalische Verfahren an der Erdoberfläche nach DIN 4020, Beiblatt
Gravimetrie
Magnetik
Radiometrie
Thermografie
Relativmessung
der Oberflächentemperatur
Aussenden von
Gamma- und Neutronenstrahlung;
Messung von radioaktiver Strahlung
Veränderungen zum
natürlichen Magnetfeld der Erde
Relativmessung der
Massenanziehung
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
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.
Feststellung von Hohlräumen
(z. B. Dolinen, Stollen) und
Einschlüssen. Auffinden und
Abgrenzen von verdeckten
Altablagerungen, Auffüllungen
Schwerkraftdifferenzen in Mgal
Seismik: Crosshole-, DownholeMessungen
Akustik/
Sonic-Log
Geoelektrik:
Widerstands-Log,
Latero-Log,
Microlatero-Log,
Dipmeter
EigenpotentialLog
Radiometrie:
Gamma-Log,
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
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
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
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“)
Erzeugung und
Empfang seismischer
Wellen an der Bohrlochwand
Erzeugung seismischer Wellen in
einem weiteren oder
demselben Bohrloch
oder an der Geländeoberfläche
Tabelle 21. Übersicht über geophysikalische Bohrloch-Messverfahren (nach DIN 4020)
Aussendung von
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
Auch in verrohrten und trockenen Bohrlçchern anwendbar. Gleiches Messprinzip
auch bei gerammten radiometrischen Tiefensonden, siehe auch „Merkblatt über die
Bestimmung der Dichte und des Wassergehalts von Bçden“ (FGSV-Nr. 591).
Bestimmung von Dichte bzw.
Wassergehalt, Schichtansprache
Hinweise auf Grundwasserstrçmung
der rückgestreuten
Strahlung (GammaStrahlung bzw. von
Neutronen)
Temperatur, Ionengehalt
Nur in mit akustisch transparenter
Flüssigkeit gefüllten, unverrohrten
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
Nur in Flüssigkeit gefüllten unverrohrten
bzw. verfilterten Bohrlçchern anwendbar,
Wartezeit erforderlich, bis Gebirgstemperatur erreicht wird.
Messen der FließFließgeschwindigkeit
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
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].
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.
• 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.
• 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.
[1] DIN Deutsches Institut für Normung e. V.: Bauen in Europa – Felduntersuchungen und Laborversuche für die geotechnische Bemessung. Beuth Verlag, Berlin, Wien, Zürich 2000.
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1.3 Eigenschaften von Boden und Fels – ihre Ermittlung im Labor
Eigenschaften von Boden und Fels –
ihre Ermittlung im Labor
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.
Eigenschaften der Bçden
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.
Tabelle 1. Bodenkennwerte von Bodenproben
BodenGruppe
DIN 18 196
Kies, gleichkçrnig
Korngrçßenverteilung
< 0,06 < 2,0
Plastizitätsgrenzen
des Kornanteils
< 0,4 mm
Kies, sandig, mit wenig Feinkorn
GW, GI
Kies, sandig, mit Schluff- oder
Tonbeimengungen, die das Korngerüst nicht sprengen
GU, GT
Kies-Sand-Feinkorngemisch; das
Feinkorn sprengt das Korngerüst
gleichkçrnig
a) Feinsand
b) Grobsand
Sand, gut abgestuft und
Sand, kiesig
SW, SI
Sand mit Feinkorn, das das
Korngerüst nicht sprengt
SU, ST
Korngerüst sprengt
Schluff, leicht plastisch
Schluff, mittel- und ausgeprägt
plastisch
UM, UA
Ton, leicht plastisch
Ton, mittelplastisch
Ton, ausgeprägt plastisch
Schluff oder Ton, organisch
OU, OT
Torf
HN, HZ
Mudde
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.
kN/m3 kN/m3
Proctorwerte
Wichte
Zusammendrückbarkeit erstverdichteter Bçden
s we
Es ¼ ve Á sat
t/m3
Scherparameter
DurchlässigkeitsKoeffizient k
s0vc
j0 r
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:
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).
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).
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
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.
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.
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.
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.
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.
Kennwerte und Eigenschaften der festen Bodenkçrner
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
Bild 3. Darstellung der Kçrnungslinien
Tabelle 2. Kornfraktionen und ihre Bezeichnungen
Hauptgruppe
Korngrçßengruppe
in mm
Symbol nach
EN ISO 14688-1
Ton (Feinstes)
> 0,002 bis 0,063
feinkçrnige
Feinschluff
> 0,002 bis 0,0063
Mittelschluff
> 0,0063 bis 0,02
Grobschluff
> 0,02 bis 0,063
> 0,063 bis 2,0
Feinsand
Mittelsand
grobkçrnige
> 0,63 bis 2,0
> 2,0 bis 63
> 0,2 bis 0,63
Grobsand
Feinkies
Grobkies
Mittelkies
> 2,0 bis 6,6
> 20 bis 63
> 63,0 bis 200
> 200 bis 630
großer Block
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
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
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
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).
Korndichte
Die Korndichte rs ist die auf das Kornvolumen einschließlich etwa eingeschlossener
Hohlräume bezogene Masse der Kçrner
rs ¼
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/cm
Gips
Montmorillonit
Feldspat
Kaolinit
Dolomit
Biotit
Na-Feldspat
Kalzit
Baryt (Schwerspat)
Illite
Magnesit
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
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.
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
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]).
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
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
tional. Diese nimmt daher mit der Kornfeinheit zu. Bild 8 ist der Wassergehalt w für eine
adsorptive Wasserschicht von 4 · 10–6 mm = 40  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.
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
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.
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
Kennwerte und Eigenschaften des Kornhaufens
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
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.
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
1Àn
ew ¼
ea ¼
n¼
1þe
ew ¼ w Á
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
Tabelle 5. (Fortsetzung)
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.
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
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/cm ergeben sich daraus extreme Trockendichten von min rd = 1,35 und
max rd = 1,96 g/cm.
Bild 12. Lockerste und dichteste Kugelpackung
Bild 13. Schlaggabelverfahren zur Ermittlung
der dichtesten Lagerung
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:
D¼
max n À n
rd À min rd
1 þ min e
Á ID
max n À min n max rd À min rd
bezogene Lagerungsdichte
ID ¼
max e À e
max rd
ÁD
max e À min e
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:
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
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.
Tabelle 6. Konsistenzen feinkçrniger Bçden und ihre Benennung
flüssig
fließt aus der Hand
breiig
quillt beim Pressen in der Faust
zwischen den Fingern durch
0,50– 0,25
weich
lässt sich leicht kneten
halbfest
1,00 < IC ¼
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
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
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
, 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 ( %)
wA ( %) (Enslin/Neff)
Quarzmehl
Illit
Ca-Momtmorillonit
Na-Montmorillonit
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
tigen bautechnischen Eigenschaften des Bodens korreliert (Neff [113]). Der vergleichsweise
geringe Versuchsaufwand empfiehlt den Versuch auch für Klassifizierungszwecke und zur
Gütekontrolle im Erdbau.
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 Á ð1 À na Þ
w Á rs ¼
1þ
1þw s
Sr Á 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
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/m beim optimalen Wassergehalt wPr erzielte hçchste
Dichte wird Proctordichte rPr; das mit W2 = 2,70 MN · m/m 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/m, bei gut abgestuften Kies-Sand-Schluff-Gemischen wird auch
rPr = 2,3 t/m erhalten. Mod rPr beträgt je nach Bodenart 1,04 bis 1,15 rPr.
Für feinkçrnige Bçden gelten die Regressionsbeziehungen
rPr % rw Á
wL À 3; 894 I2 À 0; 577 IP À 0; 707
À2; 457 I2 þ 0; 188 IP À 0; 276
wPr % 0; 735 À 0; 322
(Engel [41] nach Grafik von Eberle [38])
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/m 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
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.
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
(hk in cm, wenn d in cm)
Bild 23. Anstieg des Wassers
im Kapillarrohr
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
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).
Bild 28. Zusammenhang zwischen Kapillarspannung und Sättigung bei Ent- und Bewässerung
Tabelle 8. Kapillare Rückhaltehçhe einiger Bodenarten
Wirksamer Korndurchmesser dw [mm]
hkp [m]
sandiger Kies
Mittel- und Grobsand
Fein und Mittelsand
schluffiger Feinsand
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/dw = igr ist. Dabei ist der
wirksame Konrdurchmesser dw (in mm) definiert als der Korndurchmesser eines einkçrnigen
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):
kv ¼
d1 d2
þ þ ::: þ
k1 k2
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
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
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
a l
Á Á ln
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
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]):
e1 À e2
¼2Á
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)
mit den von der Lagerungsdichte abhängigen Konstanten
Für feinkçrnige Bçden gilt
À6;44
% 0; 027 Á w6;94 Á IP
10À10 m=s
(Engel [40])
(mineralische Bçden mit 0,2 < wL < 1,2)
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)
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
Skr À Sr 3
¼ ka
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
Versuche zur Ermittlung des
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
sich diese Darstellung auf die Schnittebene zwischen s2 und s3 (Achsen s1 und s3 · 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
Bild 34. Bedeutung von
Spannungspfaden
Bild 35. Spannungsdarstellung im allgemein
räumlichen Koordinatensystem
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)
„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])
Bild 38. Totale und effektive Spannung
Für „beliebige“ ¾nderungen der totalen Spannungen beträgt die ¾nderung des Porenwasserdrucks Du in wassergesättigten Bçden bei Dw = DV = 0 nach Henkel [57]:
Ds1 þ Ds2 þ Ds3
Du ¼ B Á
þ a Á ðDs1 À Ds2 Þ2 þðDs1 À Ds3 Þ2 þðDs2 À Ds3 Þ2
mit a als Porenwasserdruckbeiwert nach Henkel.
Bei axialsymmetrischer Spannungsänderung ist A = a ·
2 + 1/3.
Zusammengehçrende Spannungswerte der totalen und effektiven Spannungen liegen im
Diagramm nach Bild 38 auf gleichen Ordinaten, aber in Richtung der Abszisse um den
Porenwasser-Differenzdruck Du versetzt. Gleichzeitiges Darstellen der totalen und effektiven Spannungen veranschaulicht somit auch die Entwicklung der Porenwasserdrücke.
Einflussgrçßen der Spannungs-Verformungs-Beziehungen
Die Spannungs-Verformungs-Beziehungen des Bodens sind außer von der Bodenart vor allem
von der Spannungsvorgeschichte, dem Spannungsniveau, der Ausnutzung der Scherfestigkeit
und der Art der Spannungsänderung (Richtung und Form des Spannungspfades) abhängig. Die
bei Spannungsänderungen auftretenden Verformungen sind darüber hinaus zeitabhängig.
Bezüglich der Spannungsvorgeschichte wird unterschieden in normalkonsolidierte Bçden,
die in ihrer Vorgeschichte bei keiner hçheren als der augenblicklichen Spannung s'vc (z. B.
Überlagerungsdruck s'vo = g · z) konsolidiert sind und überkonsolidierte Bçden, deren Vorkonsolidierungsspannung s'p (z. B. geologische Vorbelastung) grçßer war als s'vc. Das
Konsolidationsverhältnis OCR = sp/s'vc (overconsolidation ratio) ist ein Vergleichsmaß
der Vorkonsolidierung. Es ist für die Verformungseigenschaften bestimmend. Normalkonsolidierte Bçden verhalten sich z. B. bei Spannungszuwachs stets weicher als überkonsolidierte Bçden. Werden an Proben eines nicht sensitiven und nicht verkitteten bindigen
Bodens, die bei unterschiedlichen Spannungen s'vc konsolidiert sind, deren Verdichtungsverhältnis OCR aber gleich ist, Spannungs-Verformun