Ingenieurgeologie, 5. Auflage

2.6.2 Wirkung des Wassers, Porenwasserdruck In einem weitgehend wassergesattigten, feinkornigen Untergrund kann das Porenwasser bei Belastung und Formanderung nicht schnell genug abflieBen (Abb. 2.9). Ais Folge davon wird fur einige Zeit ein Teil der Belastung yom Porenwasser ubernommen und es treten zusatzliche Porenwasserdriicke auf. In einem Drei- bzw. Zweiphasensystem werden deshalb drei verschiedene Spannungen unterschieden: Die Spannungen, die von der Festsubstanz aufgenommen werden (sog. Korn-zu-KornDruck), sind die wirksamen (effektiven) Spannungen 0'. Sie werden vereinfacht auf die rechnerische Flache bezogen.

39

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

Der Spannungsanteil, der vom Porenwasser abgetragen wird, ist die neutrale Spannung oder der Porenwasserdruck u = Yw . H Die Gesamtspannungen aus der Masse des Bodens und des Wassers sowie moglicher Auflasten werden als totale Spannungen (J bezeichnet: d = (J - u. Die totalen und die wirksamen Spannungen sind gerichtete Spannungen, wahrend der Porenwasserdruck nach allen Seiten in gleicher GroBe wirkt. Die Porenwasserdrucke konnen sich je nach Beanspruchungsart (Belastung oder Entlastung) als Oberdruck (+~u) oder Unterdruck (-~u) auswirken und halten je nach Durchlassigkeit des Untergrundes unterschiedlich lange an (GUDEHUS et a1. 1990, MORGENSTERN 1990, darin Lit.). Bei Belastung baut sich ein Porenwasserdruckgefalle zu geringer belasteten Zonen bzw. zu durchlassigeren Schichten oder freien Oberflachen auf. Dieses Druckgefalle lost einen Stromungsvorgang aus, der so lange anhalt, bis der Porenwasseruberdruck vollkommen abgebaut ist. Die dabei auftretende Stromungskraft ist ebenfalls eine vektorielle GroBe (s. Abschn. 5.7.7).

AuffOliung Wasserspiegel im Mer..rohr

a1s) " de (enem Ge \an \

'J

Bei schneller Entlastung fallt der Porenwasserdruck dementsprechend auf negative Werte abo Die Geschwindigkeit des Porenwasserdruckausgleichs hangt ab von der Durchlassigkeit des Gesteins und der Gebirgsdurchlassigkeit auf vorhandenen Trennflachen. Fur das Messen von Porenwasserdrucken in situ werden Porenwasserdruckgeber auf den ungestarten Boden aufgesetzt bzw. mit der Einpressspitze eingedruckt, wobei keine merkbaren Volumenanderungen hervorgerufen werden durfen. Die Messung erfolgt in der Regel uber Ventilgeber mit einer Uberdruckmembrane (Abb. 2.22). Die Ursachen fUr in der Natur zu beobachtende anormale Porenwasserdrucke konnen sehr unterschiedlich sein. GUDEHUS et a1. (1990) be-

;n -'

,

-':"'-f'--_ Bohrloch-

verfOliung

.-+--+-+---'-.....,.-(,--

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//): /4 /"<~ 177 Grundwasser-

Die GroBe des Porenwasserdruckes u ergibt sich aus Abb. 2.21: u=yw· H H = piezometrische Druckhohe h = normaler hydrostatischer Druck Yw = Wichte des Wassers

Druck- und ROckleitung

- - _.......=i!+-.J.--:olr-- Membrane

T

~;%

Abb. 2.21 Prinzip des Porenwasserdruckes, ausgel6st durch Spannungs- bzw. Volumenanderungen im Untergrund infolge groBflachiger AuffOliung.

I--

40 mm

------1

Abb. 2.22 Prinzip eines Porenwasserdruckgebers (pneumatisches System). Der Porenwasserdruck wirkt durch den Filterstein auf die Membrane des Oberdruckventi Is. Der Offnungsdruck entspricht dem Porenwasserdruck.

40

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

richten uber leichte Porenwasseruberdrucke in wenig konsolidierten Seetonen des Bodenseegebietes. Gelegentlich beobachtete Porenwasserunterdrucke konnen auf z. T. lange zuruckliegenden Grundwasserentnahmen, der Entnahme anderer Fluide oder Entlastungsvorgangen beruhen. In der Schweiz (Wellenberg) wurde bei den Standortuntersuchungen der Nagra im tieferen Teil machtiger Tonmergelkomplexe eine Unterdruckzone erkannt, die auf mechanische Entlastung (Eisruckzug, Erosion) zuruckgefuhrt wird (Nagra informiert Nr. 32). Den Porenwasserdruckgebern ahnliche Messgerate sind Tensiometer, wie sie zur Ermittlung der Saugspannung im Boden bzw. der Messung von Wassergehaltsanderungen eingesetzt werden. Mit Hilfe von Tensiometern kann die Ausbreitung der Sickerfront bei Versickerungsversuchen und dam it die Abstandsgeschwindigkeit Va ermittelt werden (HESSE et al. 1991; ROSENFELD 1995).

2.6.3 Spannungs-VerformungsBeziehungen Das Spannungs-Dehnungs-Diagramm besteht aus vier Teilabschnitten, die ein unterschiedliches Materialverhalten anzeigen (Abb. 2.23). Die Arbeitslinie der Verformung verlauft bei Materialien, die dem Hook'schen Gesetz gehorchen, bis zur Proportionalitatsgrenze (Bereich B) linear und auch daruber hinaus reagiert ein solcher Stoff bis zur Elastizitatsgrenze elastisch, d. h., die Verformungen sind bei Entlastung rucklaufig (Bereich C). Erst bei Oberschreiten der Bruchbzw. der Elastizitatsgrenze treten bleibende Verformungen auf, das Material reagiert plastisch (Bereich D). Die Spannungs-Verformungs-Beziehung von Boden ist nicht linear, sondern wird als elastischplastisch bezeichnet. Eine dem Hook'schen Gesetz entsprechende Beziehung kann daher nur fUr eine kurze, definierte Strecke (I1P1,) im linearen Bereich ermittelt werden. Der im Laborversuch ermittelte Elastizitatsmodul bei verhinderter Seitenausdehnung wird als Steifemodul Es bezeichnet (Abb. 2.26). Er ist keine Konstante, sondern andert sich mit der Belastung.

Bruch failure Post-fallure-Bereich . .-. - ... .

..

o (1) Propos!>"nnung

? Verformung ,

Abb. 2.23 Spannungs-Dehnungs-Diagramm 1996).

(nach

THURO

Auch bei Festgesteinen liegt elastisches Verhalten nur im linearen Teil des Spannungs-Dehnungs-Diagramms vor und kann im Fels dementsprechend erst recht nur in standfestem Gebirge und bei kleinen Lastanderungen angenommen werden. In der Regel treten im Fels elastische und bleibende Formanderungen auf, fUr die elastisch-plastisches oder elastisch-viskoplastisches Spannungs-Dehnungs-Verhalten angenommen wird. Die durch die Entlastungslinien der Abb. 2.24 angezeigten bleibenden Formanderungen sind bereits von einer Schadigung des Materials begleitet, welche das bruchhafte Versagen einleitet. Auch nach dem Bruch zeigen viele Gesteine und Fels elastoplastisches Verhalten. Dieser Bereich des Bruchflie6ens oder sog. "post-failure Bereich" (Abb. 2.23) spielt im Felsbau eine wesentliche Rolle, da die allgegenwartige Restfestigkeit von zerklUftetem Gebirge diesem Zustand zuzuordnen ist. Die Verformungsmoduln des Gebirges werden aus den Arbeitslinien des Spannungs-Dehnungs-Diagramms ermittelt (Abb. 2.24). Alle Moduln werden als Sekantenmodul berechnet. Der Erstbelastungsmodul und der Verformungsmodul (V, Ey !) ergeben sich aus der Neigung der Verbindungslinie zwischen dem Minimal- und dem Maximaldruck eines jeden BelastungszykIus. Den Elastizitatsmodul (E-Modul) erhalt man aus der Neigung der Verbindungslinie zwischen dem Maximal- und dem Minimaldruck eines jeden Entlastungszyklus, in dem die elastische Ruckverformung des Gebirges zum Ausdruck

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

41

2

""u

.:><

u

2 o

2

Cl

a)

Verformung

b)

Verformung

kommt. Der Wiederbelastungsmodul (E y2 ) entspricht etwa dem E-Modul bzw. der Neigung der Verbindungslinie zwischen dem Minimaldruck eines neuen Lastzyklus und dem Punkt der Belastungslinie, der dem Maximaldruck des vorhergehenden Zyklus entspricht (s. Abschn. 2.6.5). Unter der vereinfachten Annahme, dass sich der Boden bzw. Fels linear-elastisch, homogen und isotrop verhalten, gelten untereinander und gegenuber dem Steifemodul Es die Beziehungen der Tab. 2.8.

2.6.4 Bodensteifigkeit, Steifemodul (Es), (E5 ), Zei tsetzu ngsverha Iten Unter Steifigkeit eines Bodens versteht man seinen Widerstand gegen Verformung. Die Bodensteifigkeit ist abhangig von der Vorkonsolidierung, dem wirksamen Spannungszustand und den Entwasserungsbedingungen. Die Bodensteifigkeit wird mittels Labor- oder Feldversuchen ermittelt sowie auch durch die Beobachtung des Setzungsverhaltens bestehender Bauwerke. Bauwerke .

c)

Verformung

Abb. 2.24 Definition der Verformungsmoduln.

len bezeichnet, d. h. eine Dehnung infolge einer Verminderung der wirksamen Spannungen. Die DIN 18 135 beschreibt die einzelnen Begriffe sowie den Versuchsablauf und die Auswertung. Vor dem Versuch werden parallel dazu der Anfangswassergehalt, die Feuchtdichte sowie die Trockendichte des Probenkorpers ermittelt und daraus die Anfangsporenzahl eo bestimmt. Die Erdstoffprobe wird dann moglichst ungestort in einen starren Probeaufnahmering, Durchmesser d = 70 mm oder 100 mm, Hohe h = 14 mm bzw. 20 mm (dlh = 5: 1), zwischen Filtersteinen eingebaut und stufenweise belastet (Abb. 2.25). Vor jeder Laststeigerung muss das Porenwasser abgestromt und die Setzung abgeklungen sein. Je nach Aufgabenstellung konnen auch stufenweise Be- und Entlastungen gefahren werden. Die Auswertung erfolgt zunachst uber eine Auflistung der jeweiligen wirksamen Spannung d (kN/m 2 ), der zugehOrigen bezogenen Setzung s' und der

2.6.4.1 .6 I
Abb.2.25 KD-Geriit, Ansicht und Prinzipskizze.

42

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

den Anfangs- und Endwerten einer jeden Laststufe errechnet:

jeweiligen Porenzahl e. AnschlieBend werden das Druck-Porenzahl-Diagramm oder die Drucksetzungslinie in halblogarithmischer oder linearer Auftragung dargestellt (Abb. 2.26). Die Verformbarkeit wird durch den Kompressions- bzw. Schwellindex (Cc bzw. Cs) oder die Steifezahl Es ausgedruckt. Der Kompressionsbeiwert Cc wird aus der Steigung des geradlinigen Abschnitts der Kompressionslinie im DruckPorenzahl-Diagramm ermittelt, mit der Porenzahl e als Ordinate und dem Logarithmus der Spannung d auf der Abszisse (DIN 18l35):

Die Entlastungslinien einer Drucksetzungskurve zeigen an, welcher Anteil auf die elastische Ruckverformung und welcher auf die bleibende Setzung entfallt. Der Sekantenmodul aus dem Entlastungsast wird als Entlastungs- oder Schwellmodul Ee bezeichnet und zur Ermittlung von Entlastungsverformungen verwendet (s. Abschn. 5.5.3.3). Der Entlastungsmodul entspricht praktisch dem Zweitbelastungsmodul. Alternativen zur Ermittlung des Steife- bzw. Verformungsmoduls sind: Ruckrechnungen aus Setzungsbeobachtungen (Abschn. 5.5.3.6) Direkte Belastungsversuche, z. B. Plattendruckversuch (Abschn. 2.6.5) Pressiometer oder Bohrlochaufweitungsversuche (Abschn. 2.6.7) Empirische Ermittlung anhand von Sondierergebnissen (Abschn. 4.4.6).

C=~. c

i1logcr'

Bei Kompressionskurven, die keinen geradlinigen Abschnitt aufweisen, wird eine Hilfsgerade verwendet. Den Schwellwert Cs erhalt man aus dem entsprechenden Abschnitt der Entlastungskurve bzw. der Sehne des Entlastungs- und Wiederbelastungsastes und entsprechend der obigen Gleichung. Der Steifemodul Es fUr verhinderte Seitenausdehnung kann als Tangenten- oder Sekantenmodul angegeben werden. Am haufigsten wird er als Sekantenmodul fur die einzelnen Laststufen aus

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2

OJ

§ 3

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Normalspannung [kN.m2) (linear)

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300

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5

500

600

-

6 Einbauh6he [mmJ = 20.000 Versuc/1·N,

Abb. 2.26 Drucksetzungslinie in linearer Auftragung mit Laststufen und Auswertung der Steifemoduln.

1W (nachher) [%J = 11 .38

1 1 2 1 3 1 4 1 5 1 6 1 7 1 8 Normalspannung [kN.ln2] 10 100 300 500 50 j 100 300 500 Messuhrablesung [mml 0.000 10.340 10.63010,8121 0.75410.76710.80910.844 SlerfemodullM'l.ln2) 76.9 195.2 1114.31 5.3 113,8 22.0 SlBIfemodui Erstbolasrung (M
J

I

I

1 1

I

I . I

1

1

43

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

2.6.4.2 Vorbelastung und Werte n S eifemo I" Die Zusammendriickbarkeit bindiger Boden wird ganz erheblich von der Belastungsgeschichte des Baugrunds beeinflusst. Der Erstbelastungsast einer Drucksetzungslinie in halblogarithmischer Auftragung zeigt bei einer nicht vorbelasteten bindigen Bodenprobe eine bedeutend groBere Zusammendriickung als der Wiederbelastungsast. Ein ahnliches Verhalten zeigen auch geologisch vorbelastete Boden. Die im halblogarithmischen MaBstab dargestellte Drucksetzungslinie eines solchen Bodens hat anfanglich eine flach gekriimmte Form und geht dann in eine starkere Neigung iiber. Die Ursache dafUr wird im Uberschreiten einer friiheren Vorbelastung gesehen, wie sie auch im Verhaltnis Erstbelastung/Wiederbelastung zum Ausdruck kommt. Der Wendebezeichnet punkt wird als CASAGRANDE-Knick bezeiehnet und gibt vermeintlieh vermeintlich die GroBe der Vorbelastung an. Auf dieser Grundlage haben verschiedene Autoren versucht, an moglichst ungestOrt eingebauten schluffig-tonigen Bodenproben die geologische Vorbelastung zu ermitteln (PELZ et a1. 2009 und Abschn. 2.6.9). Die Werte der Steifemoduln sind sehr stark von der Qualitat der ungestorten Proben, von Einbaustorungen und von der Sorgfalt der VersuchsdurchfUhrung abhangig. AuBerdem entsprechen die Verformungsbedingungen im Versuch mit der durch den starren Probenaufnahmering vollkommen verhinderten Seitenausdehnung nieht nicht der Situation im praktisch unbegrenzten Baugrund mit nur mehr oder weniger behinderter Seitenausdehnung. Dieser Fehler, der im Prinzip eine Abminderung der Versuchswerte erfordern wiirde, wird aber in der Regel vernachlassigt. Fiir den Fall, dass keine regionalen Erfahrungen vorliegen, nennt die DIN EN 1997-2, Anhang Q, eine Mindestzahl von 2 bis 4 zu untersuchenden Proben einer Bodenschieht Bodenschicht und zwar in Abhangigkeit des Streubereichs der Versuchsergebnisse und der Setzungsempfindlichkeit des Bauwerks. Allgemein liegen die Steifemoduln Es fiir den Spannungsbereieh Spannungsbereich 100/300 MN/m 2 etwa in folgender GroBenordung:

Boden

MN/m'

Organische und organisch verunreinigte Boden

1,0- 3,0

stark bindige Boden, weichpJastisch

3,0- 5,0

stark bindige Boden, steifplastisch

5,0-15,0

schwach bindige Boden

5,0- 30,0

Sand, locker

10,0- 20,0

Sand, dicht

50,0- 80,0

Kies, sandig, dicht

100,0-200,0

Die Wertigkeit der Steifemoduln aus Laborversuchen darf insgesamt nicht iiberschatzt werden (s. DIN EN 1997-1). Die Werte aus dem KD-Versuch sind in der Regel nur bei nicht vorbelasteten bindigen Boden gut verwendbar. Dazu gehoren alle Boden, die in ihrer geologischen Vergangenheit noch unter keinen hoheren Oberlagerungsspannungen gestanden haben, wie z. B. Auelehme. Bei starker vorbelasteten bindigen Boden, wie z. B. tertiaren Tonen oder quartaren Grundmoranen sowie auch bei Loss, der eine gewisse Strukturfestigkeit aufweist, sind die Steifemoduln aus dem Erstbelastungsversuch z. T. urn mehr als 50 % zu niedrig (s. Abschn. 5.5.3.4). In solchen Fallen kann ggf. der Wiederbelastungswert genom men werden. Besonders problematisch ist die Ermittlung von Steifemoduln Es bei sehr steifen bis halbfesten angewitterten Tonsteinproben, z. B. der RotFolge des Oberen Buntsandstein oder des Keuper (STRAUSS 1996; SCHMIDT 1999). Kompressionsversuche ergeben in der Regel zu kleine Steifemoduln. SCHMIDT (1998) ermittelte fUr steife bis halbfeste Keupertonsteine (Ie = 0,88 bzw. 1,69, Pd = 1,69 bzw. 1,88) im KD-Versuch Steifemoduln fUr die Erstbelastung von Es = 10-15 MN1 m 2 und fiir die Zweitbelastung Es = 30-35 MNI m 2 • An speziellen Triaxialversuchen 0100 mm (Bohrkerndurchmesser) wurden entsprechend hohere Werte von Es = 20-50 MN/m 2 bzw. Es = 40-150 MN/m 2 ermittelt und in einem speziellen Versuch Es = 38 MN/m 2 • Ein Steifemodul von etwa 40 MN/m 2 entspricht etwa den Erfahrungswerten von Setzungsmessungen. WITTKE & ZUCHNER (2008) betonen die Unterschiede zwi-

2

44

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

schen Laborversuchen (10-40 MN/m 2) und Feldversuchen (20-80 MN/m 2 und geben aus Nachrechnungen E-Werte bis 150 MN/m2 an. Auch fur die Angabe von Entlastungsmoduln (Ee) sind, wenn moglich Verformungsmessungen in Baugruben oder Einschnitten gemafS Abschn. 4.6.4 (Extensometermessungen) auszuwerten. Dazu einige Angaben aus der Literatur: Kreidemergel Ee = 200 MN/m2 (PLACZEK & LONDONG 1994) Sand, mitteldicht-dicht Ee = EV2 = 150-250 MN/m2 (REHFELD 1996) Keupertonsteine (ku) Ee = 90 MN/m 2 (SCHULZ 1999). Fur dynamische Beanspruchungen (Maschinenfundamente, Glockenturme) werden dynamische Elastizitatsmoduln benotigt. Fur einfache Falle kann die GrofSenordnung von Edyn nach dem Diagramm der Abb. 2.27 ermittelt werden, Eine Besonderheit der lotrechten Lageanderung (Verformung) ist das Sackungsverhalten von nicht- oder leichtbindigen Sedimenten im ungesattigten Zustand bei Durchnassung, z. B. Wiederanstieg des Grundwassers. Die Ursachen dieses Phanomens sind nach SCHULZ et al. (2008, darin Lit.) die Veranderung bzw. der Verlust stabilisierender Feststoffbrucken zwischen den Kornern und die Reduktion der Haftreibung. In einem Sediment haben sich nach Jahren wirksamer Entwasserung zwischen den Kornern infolge von Kristallisationsprozessen von im Wasser gelosten Stoffen Festkorperbrucken und -uberzuge gebildet, die eine Stabilisierung des Kornverbandes bewirken. Dazu kommt die Wirkung 100 r-------~--------,-------~

§

~~ 10 ~----~~---~

w

100

----'

1000

Es in [MN/m2] Abb. 2.27 Verhiiltnis des dynamischen E-Moduls Edyn zum Steifenmodul Es (aus KLEIN 1990).

von Kapillarkraften, die im ungesattigten Zustand ebenfalls zur Stabilitat des Kornverbandes beitragen, was im weiteren Sinne als scheinbare Kohasion bezeichnet wird. Bei Durchnassung gehen diese stabilisierenden Wirkungen nach und nach verloren und es konnen zeitlich unregelmafSig, z. T. lang anhaltende Setzungen auftreten. In der Literatur werden Sackungsbetrage von 1 mm bis 5 mm pro Meter Grundwasseranstieg genannt, eine GrofSenordnung, welche die gem. Abschn. 6.2.2 beobachteten SetzmafSe bei grofSflachiger Grundwasserabsenkung erreicht bzw. ubersteigt. Das Sackungsverhalten kann im bdometerversuch simuliert werden. Der Probenkorper wird geflutet und das Verformungsverhalten bei den in situ zu erwartenden Vertikalspannungen ermittelt (DIN EN 1997-2, Abs: 5.9 und FEESER et al. 2001). Betroffen von derartigen Sackungsvorgangen sind in erster Linie Lossboden (bes. in Osteuropa und in Asien), feinkornige Sande sowie aufgeschuttete feinkornige Kippen.

2.6.4.3 Konsolidation und Zeitsetzung Die bei Spannungsanderungen auftretenden Verformungen sind, wie im Abschn. 2.6.1 bereits erlautert, zeitabhangig. In grobkornigen, gut durchlassigen Boden stellt sich bei Belastung die Verkleinerung des Porenanteils unter Verschiebung der Bodenkorner infolge des kaum behinderten Abflusses des Porenwassers mehr oder weniger sofort ein. In feinkornigen, wassergesattigten Boden mit geringer Durchlassigkeit wird der Druck zunachst von dem praktisch inkompressiblen Porenwasser aufgenommen. Erst mit dem langsamen Abstromen des Porenwassers und dem Obergang des Druckes vom Porenwasser auf das Korngerust setzt eine Volumenanderung des Bodens ein, die als Konsolidation bezeichnet wird. Sie verlauft urn so langsamer je weniger durchlassig ein Boden und je grofSer seine Schichtdicke ist. 1m Versuch wird der zeitliche Verlauf der Setzung als Zeitsetzungslinie dargestellt, die im Bedarfsfall fUr jede Laststufe getrennt im halblogarithmischen MafSstab aufgetragen wird. Aus der Zeitsetzungslinie kann der zeitliche Verlauf der Setzungen nach Abschn. 5.5.3.5 rechnerisch abgeschatzt und bei feinkornigen Boden auch der

45

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

.,

2 C

Z

0.1

Zellachse (in min) 10 100

1

1000

2

10000

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~ 100

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100 % Gesamtsetzung

DurchHissigkeitsbeiwert k ermittelt werden (s. Abschn.2.8.3). An der Zeitsetzungslinie bindiger Boden sind drei Setzungsanteile zu unterscheiden (Abb. 2.28): Die Sofortsetzung, die unmittelbar nach der Lastaufbringung auftritt und meist von Einbaustorungen beeinflusst ist. Die Hauptphase ist die sog. primare Setzung oder Konsolidiationssetzung, in der das Kornoder das Mineralgeriist unter Abbau des Porenwasseriiberdrucks zusammengedriickt wird (Konsolidation). Sie wird ausgedriickt durch den parabelfOrmigen Teil der Zeitsetzungslinie bis zum Schnittpunkt der Tangenten. Die anschlieBende sekundare oder Langzeitsetzung bzw. Kriechsetzung tritt nur bei feinkornigen Boden auf und ist auf Kriecherscheinungen im Boden, verbunden mit Umlagerungen im Mineralgeriist bei konstantem Porenwasserdruck zuriickzufiihren.

2.6.5 Verformungsmodul (EJ und Bettungsmodul (ks ) aus dem Plattendruckversuch Der Plattendruckversuch ist ein Feldversuch zur Kontrolle der Zusammendriickbarkeit (Verformbarkeit) und damit der Tragfahigkeit bzw. der erreichten Verdichtung. Die Versuchsdurchfiihrung erfolgt nach DIN 18134: 2008 bzw. der Empfehlung Nr. 6 des Arbeitskreises "Versuchstechnik Fels". Die Versuchseinrichtung besteht aus einer Lastplatte (bis 150 mm GroBtkorn mit 300 mm

Abb. 2.28 Auftragung der Zeitsetzung einer Laststufe mit der Angabe der Setzungsanteile.

0, dariiber 600 mm bzw. 762 mm 0), der Druckvorrichtung mit Gegengewicht (Totlast) und der Messeinrichtung. Die Belastung wird bei rolligen Boden in 3 bis 4, bei bindigen Boden in 6 gleich groBen Laststufen aufgebracht, so dass die Gesamtsetzung bei der 300 mm-Platte min. 1,5 mm, max. 5,0 mm betragt oder eine Plattenpressung von etwa 0,5 MN/m 2 erreicht wird. Die Auftragung der Drucksetzungslinien erfolgt gemafS DIN 18134 nach einem Polynom zweiten Grades, dessen Konstanten durch Anpassung an die Versuchsergebnisse nach der Methode der kleinsten Fehlerquadrate gewonnen werden. Danach ist eine Berechnung von Hand kaum noch praktikabel. Die Auswertung muss mit einem PC bzw. Laptop erfolgen, die gleich die Drucksetzungslinien ausgeben. Die Ermittlung des Verformungsmoduls Bv erfolgt in der Regel fiir den Spannungsbereich 0,3 bis 0,7 der aufgebrachten Normalspannung (Abb. 2.29) nach der Beziehung Verformungsmodul Bv = 1,5· r· (1'1.(5/l'1.s) (in MN/m2), wobei r der Radius der Lastplatte ist. BYl wird hierbei aus dem Erstbelastungsast, BY2 aus dem Zweitbelastungsast ermittelt. Aus dem Verlauf der Drucksetzungslinien bzw. aus dem Verhaltnis By/ BYl konnen Hinweise auf die Lagerungsdichte des Bodens abgeleitet werden (s. Abschn. 12.2.4). Bei sandig-kiesig-steinigem Baugrund oder im Fels wird der Plattendruckversuch auch herangezogen, urn direkte Angaben iiber das Setzungsverhalten von Griindungen zu erhalten. Fiir die Bestimmung des Verformungsmoduls By mit

46

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

eingesetzt. In DIN EN 1997-2, Abs. 4.11, werden derartige Versuche als Belastungsversuch fUr Flachgrtindungen (PLT) bezeichnet. Haufig wird die Auswertung auch tiber die oben genannte Standardformel des Plattendruckversuchs vorgenommen, die einer Poissonzahl von v = 0,2 entspricht. Die Ey- Werte aus dem Erstbelastungsast liegen haufig zu niedrig. In solchen Fallen kann Ey aus dem Zweitbelastungsast ermittelt werden. Der E-Modul aus dem Entlas-

unbehinderter Seitenausdehnung werden aus dem betreffenden linearen Teil der Lastenverschiebungslinie flam und fls abgegriffen und in die Formel

Ev = m· (1 - y2). r· (MJm/fls) V = Poissonzahl (s. Abschn. 2.6.9) m = Beiwert nach Empf. Nr. 6, Versuchstechnik Fels

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47

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

tungsast wird zur Ermittlung der Entlastungsverformung herangezogen. Plattendruekversuehe erfordern zwar einen geringen Aufwand, ihre Lastflaehen (00,3 bzw. 0,76 m) und ihre Tiefenwirkung sind aber verhaltnismaBig klein. 1m Felsbau bzw. im Tunnelbau werden Lastplattenversuehe untertagig in Versuehsstollen oder -sehaehten aueh als Doppellastplattenversuehe ausgefUhrt. Die dabei aufgebraehten Lasten betragen 1 bis 8 MN. Die Versehiebungen werden an der Lastplatte selbst und im Gebirge mit kleinen, 1 bis 3 m tiefen Mehrfaehextensometern gemessen. Eine Auswertung uber solche Kleinextensometer ergibt in der Regel hahere Verformungsmoduln als uber die oben genannten Formeln. Die Tiefenwirkung der Plattendruekversuehe ist abhangig yom Plattendurehmesser, dem spezifisehen Plattendruek und dem Gebirge bzw. dem Kluft- und Sehiehtungsgefuge, besonders aber harteren Einzelbanken, in denen offensiehtlieh die Spannungen bevorzugt lateral abgeleitet werden. Hierdureh ergeben Plattendruekversuehe im Fels bei der ubliehen Auswertung fur die oberste Aufloekerungszone teilweise zu niedrige, ab Tiefen von 0,5-1,0 D (D = Plattendurehmesser) haufig aber reeht hohe Verformungsmoduln (BOCK & KONIETZKY 1997). Die Bereehnung des Bettungsmoduls ks erfolgt aus dem Erstbelastungsast des Plattendruekversuehes, und zwar naeh DIN 18134 mit einer 762 mm-Lastplatte und einer mittleren Setzung von 1,25 mm naeh der Beziehung (Abb. 2.30):

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= 0, , 86 - --+I

Abb. 2.30 Drucksetzungslinie zur Bestimmung des Bettungsmoduls k, (aus DIN 18 134).

ks = (50/5 ks = 0,186/0,00125 = 148,8 MN/m 3 Der so ermittelte Bettungsmodul kann naeh dem Modellgesetz

auf andere Plattendurehmesser umgereehnet werden (s. a. Absehn. 8.2.4).

2.6.6 California Bearing Ratio (CBR)-Versuch Ein weiterer, vor aHem in der englisehspraehigen Literatur verwendeter Parameter fur die Verdiehtung und Tragfahigkeit eines Planums ist der CBR-Wert. Der CBR-Versueh (California Bearing Ratio) wurde 1929 in den USA entwickelt und ergibt einen empirisehen Wert zur Ermittlung der relativen Tragfahigkeit. Dabei handelt es sieh urn einen Stempeleindruekversueh, bei dem ein Druekstempel (0 5 em) mit gleiehmaBiger Gesehwindigkeit (1,25 mm/min) in das zu prufende Planum bis max. 1,25 em eingedruekt wird. Dureh Vergleieh der gemessenen Stempeldrueke (N/mm 2) mit dem Wert eines Standardbodens ergibt sieh der CBR-Wert: CBR- Wert =

Messwert ·100 Wert Standardboden

Der Vergleichswert "Standardboden" wird ahnlieh dem Proetorversueh im CBR-Topf (0 = 15,2 em, h = 17,8 em) mit einem gut abgestimmten Mineralgemiseh 0/16 oder im Feldversueh bei jeweils optimaler Verdichtung ermittelt. Der CBR-Wert ist, wie aueh der Proetorwert, wassergehaltsabhangig. Einzelheiten uber Versuehsteehnik und Anwendung des CBR-Werts s. SCHULZE-MuHS (1969). Allgemein kannen zum Vergleieh folgende CBR-Werte angenommen werden: 0,02- 0,04

sehr schlechter Untergrund

0,04-0,07

schlechter Untergrund

0,07-0,15

mittelmaBiger Untergrund

2

48

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

0,15-0,40

guter Untergrund

0,40-1,00

sehr guter Untergrund.

2.6.7 Verformungsmodul (Evl aus Bohrlochaufweitungsversuchen Die Versuchsanordnung und Durchfiihrung von Bohrlochaufweitungsversuchen ist in Abschn. 4.4.6.4 beschrieben. Die Versuche haben den Vorteil, dass kein gro~flachiger Gebirgsaufschluss notig ist. Das Gebirge wird durch die Bohrung wenig gestort. Die Belastungsflachen sind allerdings ebenfalls verhiiltnismaBig klein, so dass in einem gekliifteten Gebirge der Einfluss der Trennflachen meist zu wenig erfasst wird. Die in Deutschland unter dem Begriff "Dilatometerversuch" bekannten Verfahren werden in den neuen europaischen Normen als Versuch mit dem flexiblen Dilatometer gefiihrt (DIN EN ISO 22476-5). In Deutschland sind dariiber hinaus verschiedene Bohrlochaufweitungssonden auf dem Markt. Unterschieden werden dabei Schlauchdruck- (engl. Dilatometer) und Plattendrucksonden. Bei den Ersteren wird die Bohrlochwandung isotrop, d. h. radial in jeder Richtung gleichmaBig belastet, wah rend die Plattendrucksonde eine gerichtete Belastung auf die Bohrlochwandung ausiibt. Der Dehnweg betragt bis 20 mm. Die erforderlichen Bohrlochdurchmesser betragen 96 mm, 101 mm oder 116 mm (meist 101 mm). Bei gro~er Verformbarkeit (V < 100 MPa) werden sog. Seitendrucksonden mit einem Bohrlochdurchmesser von 146 mm und einem Dehnweg von 36 mm bzw. 50 mm eingesetzt. Das Ergebnis von Bohrlochaufweitungsversuchen sind Druck-Verformungs-Kurven, deren Verbindungslinien zwischen Maximal- und Minimaldruck fiir die Auswertung herangezogen werden. Ais Hilfe fiir den Geotechniker werden fiir die drei (oder fiinf) Belastungszyklen der Erstbelastungsmodul Ey !, der Wiederbelastungsmodul Ey2 , der Verformungsmodul Ey oder V sowie der Entlastungsmodul Ee dargestellt (s. Abb. 2.24). Die Berechnung erfolgt nach der Empfehlung Nr. 8 "Versuchstechnik Fels". Die

Bewertung der Ergebnisse und die Ermittlung von Rechenwerten ist sehr komplex und muss letztendlich durch kritische Vergleiche mit ortlichen Erfahrungswerten erfolgen. Haufig werden als Rechenwerte der Erstbelastungsmodul bzw. Verformungsmodul des 1. Lastzyklus oder der Erstbelastungsmodul des 2. Lastzyklus genommen bzw. als untere und obere Grenzwerte eingesetzt (s. Abschn. 2.6.3 und 4.4.6.4). Andererseits werden wegen der geringen Reichweite des Versuchs gegeniiber dem spater belasteten Volumen haufig auch die oberen Grenzwerte verwendet (JOHN & REITER 2007). Das Gebirge ist in der Regel anisotrop und inhomogen. Vergleichsuntersuchungen haben ergeben, dass die Anisotropie zwischen Evert. und Ehoriz. bei den meisten bindigen Bodenarten und halbfesten Tonsteinen gering ist. Bei Wechselschichtung mit hiirteren Zwischenlagen ergeben sich dabei in der Regel fiir Ehoriz. ZU hohe Werte (STRAUSS 1994, darin Lit.).

2.6.8 Diskussion der Verformungsmoduln des Gebirges Das Verformungsverhalten des Gebirges beruht hauptsachlich auf der Teilkorperbeweglichkeit, d. h. der Verschiebung der Kluftkorper und der Zusarnmendriickung der KluftOffnungen bzw. der Kluftfiillungen und nur zu einem geringen Teil aus der elastischen oder plastischen Verformung der Gesteine selbst. In Tab. 2.9 sind einige Anhaltswerte von vertikalen Verformungsmoduln fiir verschiedene Gebirgsarten zusammengestellt. Dabei ist zu beriicksichtigen, dass Schichtgesteine inder Regel eine deutliche Anisotropie aufweisen und die Verformbarkeit senkrecht zur Schichtung deutlich gro~er ist als parallel dazu. Mittel- und engstandig gekliiftetes Gebirge zeigt bei Belastung oft unerwartet gro~e Verformungen. Diese Abminderung der Verformungsmoduln ergibt sich haufig bei oder mit Annaherung an Talhange (Hangzerrei~ung, Talzuschub) und in der oberflachennahen Auflockerungszone. Ein ahnliches Verhalten zeigt auch das nachgesackte, konsokidierte Deckgebirge iiber tiefem Steibkohlenbergbau, fiir das SROKA & PREUSSE (2009) Verformungsmoduln

49

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

2

Tabelle 2.9 Anhaltswerte von Verformungsmoduln fOr verschiedene Gebirgsarten. Gebirgsart, Lokalitat

Oberlagerung (m)

Verformungsmodul

Versuchsart, Literatur, Bemerkungen

MN/mZ

MN/m Z

4000070000

500 - 10000

Bemessungswerte nach Druckkissenversuchen, WITIKE et al. (1974)

Tonschiefer, Taunus

5000-20000

1500- 3000

Bemessungswerte nach Druckkissen- und Bohrlochaufweitungsversuchen steil zur Schieferung.

Dickbank-Sandstein (su)

620-1970 i.M.l030

50-80

i. M. 70

Dilatometerversuch HOLZHAUSER & STEMLE 2010

BuntsandsteinWechselfolge (sm)

400 - 1000

100- 400

GroBtriaxiaiversuche, NIEDERMEYER et al. (1983) Plattendruckversuche u. Fundamentbelastungsversuch in oberflachennaher Auflockerungszone, NAUMANN & JENNEWEIN (1987)

Gneis, SGdschwarzwald

350

Sandsteinreiche Wechselfolge (sm)

15- 20

130- 160

Tonsteinreiche Wechselfolge (sm)

15- 20

30-80 z. T. weniger

Solling-Sandstein (sm)

5- 20

170 ±20

Rottonsteine (so)

5- 20

70- 140

Wellenkalk (mu)

5- 20

140

Tonsteine des Keupers

ca. 30

100-250

RGckrechnung Fundamentsetzungen, ENGELS & KATZENBACH (1992)

15- 60

GroBtriaxiaiversuche, WICHTER (1980)

75 - 100

RGckrechnung StraBentunnel Heslach, BEICHE et al. (1987)

Residualgebirge des Gipskeuper

80 - 150

Bemessungswerte, BACHERACH 2007; WITIKE & ZOCHNER 2008

Sandsteine des Keuper

750- 1500

Bemessungswerte, BEICHE et al. (1987)

Opalinuston

10

200 - 400

40- 20

GroBtriaxialversuche, WICHTER & GUDEHUS (1982)

50

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

von 46-56 MN/m 2 angeben. Auch in Kluft- und Storungszonen mit tektonischer Gebirgsauflockerung haben sich an den Tunneln der DB-Neubaustrecke Hannover-Wurzburg in Osthessen z. T. auffallend groBe Verformungen eingestellt (s. Abschn. 17.2.3). Den ersten Hinweis auf diese insgesamt recht niedrigen Verformungsmoduln des Gebirges gaben Bohrlochaufweitungsversuche, die auch eine mehr oder weniger deutliche Abhangigkeit von der Dberiagerungshohe, yom Gebirgstyp (Sandsteinbanke, dunnbankige Wechselfolgen) und auch von der Gebirgszerbrechung (Storungszonen) erkennen lieBen.

Die horizontalen Spannungsanteile (O"h' 0"2.3' O"x,) sind eine Folge der seitlichen Einspannung durch das Dberlagerungsgewicht und betragen fUr den vereinfacht angenommenen Fall eines elastischisotropen Spannungs-Dehnungsverhaltens

Ko = Ruhedruckbeiwert.

Der Ruhedruck- oder Seitendruckbeiwert Ko ist als Verhaltniswert der effektiven Horizontalspannungen O"h' zu den effektiven Vertikalspannungen O"y' definiert:

2.6.9 Primarspann ungszustand Ais Primarspannungszustand wird der vor Beginn eines groBeren Eingriffs im Untergrund herrschende Spannungszustand bezeichnet. Er ist neben den elastischen Kennwerten des Gebirges der entscheidende Parameter, urn das Deformationsverhalten eines Gebirges bei tiefreichenden Eingriffen (Untertagebauwerke, Fluidbewegungen bei tiefen Verpress- oder Geothermiebohrungen) zu ermitteln. Unter der Annahme eines homogenen Gebirges, horizontaler Gelandeoberflache und dass keine tektonischen Spannungen wirksam sind, ist die groBte Hauptnormalspannung (O"J vertikal gerichtet und nimmt mit der Tiefe linear zu (Abb. 2.31): O"z =

y. h (kN, MN).

Der Ruhedruckbeiwert gilt bei erstbelasteten bzw. normalkonsolidierten Boden als konstant. Fur die Abschatzung des Ruhedruckbeiwerts gilt fUr erstbelastete bindige oder nichtbindige Boden folgende Beziehung (s. Abb. 2.32):

Ko = 1 - sin cp Bei Lockergesteinen liegt Ko in der Regel zwischen 0,35 und 0,65 und bei Fels zwischen 0,18 und 0,5 (s. Abschn. 17.5.2). Bei Auftreten von Porenwasseruberdruck kann Ko bis 0,95 ansteigen. In uberkonsolidierten Boden konnen Ko- Werte > 1,0 auftreten. Der Ruhedruckbeiwert uberkonsolidierter Boden ist keine Konstante. Er ist abhangig von der Spannungsgeschichte, die durch die maximale geologische Vorbelastung bzw. den Dberkonsolidierungsgrad OCR ausgedruckt werden

a:v'l vlXV/),v/),v/),v;;Z:V;;Z:V - - - - -. - - - - - - - - - cr.

z

r-----------~~ O.

Raumgewicht

cr,

y

--------o._¢-Ox --.............. z

yZ

..... ... - - - - - - -

z

Abb.2.31 Prinzip der Primarspannungen im elastisch-isotropen Halbraum (nach LANG & HUDER 1994).

51

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

ko ~

2

~

~

1.0

~

~

¥ _, '" ., " ' ,~/

a:

,/

lehnentunnel

/

.5 -+----t--H

'----+-----j

'i>~ _ _

~

fehlendes Uberlagerungsgew1cht

Abb. 2.33 GroBe und Richtung der Hauptspannungen in Abhangigkeit von Topografie und groBfliichiger Abtragung (nach GOTZ & VARDAR 1976). Abb. 2.32 Zusammenhang zwischen Reibungswinkel (cf», Poissonzahl (v) und Ruhedruckbeiwert (Ko) .

kann. Der OCR (over consolidation ratio) entspricht dem Verhaltnis der maximalen, jemals vorhandenen effektiven Vertikalspannung zur derzeitigen effektiven Vertikalspannung. Laborversuche und Ableitungen zur Ermittlung des Seitendruckbeiwerts Ko(oc) fiir iiberkonsolidierte Boden s. PELZ et a1. (2009). Eine weitere Kennziffer fiir das Verhaltnis Querdehnung zu Langsdehnung ist die Poissonzabl, auch Querdehnzahl genannt. Sie betragt fiir einen volumenbestandigen Stoff v = 0,5 und fUr einen normal konsolidierten Boden 0,25-0,45 mit einem Mittelwert von V = 0,33 (Abb. 2.32). Bei Gesteinen liegt die Poissonzahl zwischen 0,15 bis 0,3, meist bei v = 0,25. In der Literatur wird gelegentlich der reziproke Wert 11 = l/v angegeben. Dieser Wert ist immer groBer als 2 und darf nicht mit der Poissonzahl verwechselt werden.

2.6.9.1 Abweichende Primarspannungszustande Flir den im Gebirge tatsachlich herrschenden Primarspannungszustand ist in erster Linie die Oberlagerungshohe maBgebend. Dariiber hinaus

sind die Primarspannungen und ihre Richtungsverteilung von einer ganzen Reihe weiterer Spannungsanteile verschiedenen Ursprungs abhangig: Lokale Spannungsfelder mit den Einflussfaktoren Topografie, Anisotropie des Gebirges, ortliche tektonische Strukturen und geologische Vorbelastung. Regionale Spannungsfelder, die abhangig sind von der geologischen Vorbelastung und den regionalen tektonischen Strukturen. Der Einfluss der Gelandeform, des TrennflachengefUges und der Vorbelastung ist aus Abb. 2.33 ersichtlich. Ersterer wird bei der Abschatzung des Spannungszustandes haufig unterschatzt. In Oberflachennahe hat die Topographie einen erheblichen Einfluss auf den Primarspannungszustand, d. h. auf den Verlauf der Spannungstrajektorien. Die groBte Hauptnormalspannung kann in Hanglage naherungsweise hangparallel verlaufen. Mit zunehmendem Abstand yom Hang nehmen die aus dem Eigengewicht resultierenden Hauptspannungen wieder normalen Verlauf an. Auch das Trennflachengefiige beeinflusst die Spannungsrichtung und die Spannungsausbreitung, da an offenen Trennflachen keine Normalspannungen iibertragen werden konnen (s. Abschn. 17.5.2). Die Abhangigkeit des Primarspannungszustandes von der geologischen Vorbelastung

52

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

bzw. der flachenhaften Erosion und dem Relaxationsverhalten des Gebirges ist erst in den 1980er Jahren richtig erkannt worden. In den flach liegenden Sedimentgesteinen, z. B. der mitteleuropais chen Schichtstufenlandschaften, werden in Oberflachennahe haufig horizontale Gebirgsspannungsanteile gemessen, die nicht dem gegenwartigen Oberlagerungsdruck entsprechen. Ein Ruhedruckbeiwert nahe oder uber 1,0 bedeutet aber, dass der Horizontalspannungsanteil ungewohnlich groB bzw. groBer ist als der entsprechende Uberlagerungsdruck (Uberkonsolidierungsgrad s. oben). Diese erhohten Horizontalspannungen sind sowohl eine elastische Nachwirkung der ehemals groBeren Uberlagerung und der flachenhaften Abtragung bei gleichzeitiger seitlicher Einspannung als auch ehemals weitaus hoherer Horizontalspannungen im Zuge der tektonischen Beanspruchung. Die querdehnungsbehinderte Entlastung bewirkt einen Horizontalspannungsiiberschuss, der offensichtlich je nach den mechanischen Gesteinsparametern unterschiedlich tief reicht. In uberkonsolidierten Tonen reicht z. B. dieser Horizontalspannungsuberschuss, ausgedruckt durch einen Ruhedruckbeiwert Ko ~ 1,0, einige Zehnermeter tief. Fur den Londoner Ton werden schon von SKEMPTON (1961) Ko- Werte von 2 bis 3 angegeben, die sich mit zunehmender Tiefe vermindern. Fur die Tertiartone von Frankfurt geben FRANKE et al. (1985: 414) Ko- Werte von 1,0 bis max. 3,0 an, die in etwa 20 m Tiefe annahernd auf den lithostatischen Spannungszustand abgebaut sind. In sohlig gelagerten Sedimentgesteinen reicht der Horizontalspannungsuberschuss nach Literaturangaben 50 bis 100 m tief. Fur den Stuttgarter Raum geben BOTTCHER et al. (1998) fur die Tonsteinschichten des Unterjura (ehem. Lias <Xl) erhohte Horizontalspannungen von 1-2 MN/m2 an und fUr die Wechselfolgen des ehem. Lias <X2 von 0,5-1,0 MN/m2 (s. a. WITTKE 2009). WITTKE & ZUCHNER (2008) beschreiben eine gewisse Abnahme der Horizontalspannungen mit dem Verwitterungsgrad bzw. zunehmendem Wassergehalt. Die erhohten Horizontalspannungen wirken sich vor aHem auf den Schichtflachen aus (s. Abschn. 17.5.5.1). 1m Thuringischen Schiefergebirge wurde in den 1990er Jahren mit dem Hydraulic Fracturing-Verfahren ein NW-SE gerichteter Horizontalspannungsuberschuss urn den Faktor 2,1 bis

4,5 gemessen (JOHN & Po SCHER 2004). Messungen mit der Triaxsonde ergaben aHerdings niedrigere Werte (KONNINGS & LEIPZIGER 1997). Ab einem Verhaltnis von 5 ist in kompetenten Gesteinen mit Bergschlaggefahr zu rechnen (s, Abschn.17.5.2). In den Schweizer Voralpen (Ton-, Kalk- und Sandmergel des Wellenberges, Unterjura) wurden bis in 500 m Tiefe Einflusse der Topografie festgestellt und maximale horizontale Spannungskomponenten, die im Schnitt 2 bis 3-mal groBer waren als die Vertikalkomponente (GLAWE & BLUMING 1997). Nur im Bereich der HangzerreiBung und offener Klufte ist mit einem volligen Abbau der erhohten Horizontalspannungen zu rechnen. Der im Gebirge herrschende Primarspannungszustand und der beschriebene Horizontalspannungsuberschuss konnen teilweise auch durch rezente tektonische Vorgiinge beeinflusst sein (s. Abschn. 4.2.4). Angaben uber GroBe und Richtung dieser Spannungsanteile sind aber selbst bei Kenntnis der regionalen Tektonik praktisch nicht moglich. Der primare Spannungszustand ist somit das Ergebnis der Uberlagerungshohe und der erdgeschichtlichen Entwicklung eines Gebirgsbereiches. Es ist nicht moglich, Spannungen aus der Uberlagerungslast, tektonische Restspannungen oder rezente tektonische Spannungen getrennt zu messen. Der Horizontalspannungsuberschuss in Oberflachennahe wird meist als Restspannung ehemaliger Oberlagerung gewertet, wobei die auffallende Richtungskonstanz in Mitteleuropa als Nachwirkung tektonischer Schubbeanspruchung gesehen werden muss (s. Abschn. 4.2.4). Unabhangig davon werden auch in groBeren Tiefen ungewohnliche Primarspannungszustande beobachtet, die auf anhaltende (rezente) tektonische Beanspruchung zuruckgefuhrt werden.

.6.9.2 In-Situ Spannungs6 9 2 I" 8, u 8pannun messungen mess ng Das Erfassen von Spannungen im Gebirge ist nach wie vor eines der schwierigsten Probleme der Geomechanik. Die Bestimmung erfolgt durch indirekte Methoden, bei denen Gebirgsdeformationen oder Bruchzustande ausgelost werden, aus den en dann mit Hilfe der elastischen Konstanten

53

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

des Gesteins die Spannungen riickgerechnet werden. Die einzelnen Bestimmungsverfahren unterscheiden sich in der Einsatztiefe und in dem erfassten Gebirgsvolumen sowie in ihrer Aussagekraft. AuBer der Methode der Auswertung

von Herdflachenlosungen bei Erdbeben werden nachfolgende Verfahren eingesetzt: Gebirgsentlastungsverfahren sind Bohrlochentlastung (Doorstoppper, Triaxialzelle), Einsatztiefe < 1000 m

/

48 °

focal mechaNsrn

t.-eakouts

0011 Induced frae borehole $loner

48 °

overconng

hydro fractures 9801 tndcatOfS

Regime:

NF rSS e TF

U

Quality : A

B

C

all depths

46 °

(2OOfJ1 WiVlldStN. M.Ip

6°

go

12°

15°

46 °

Pra"eetoon~

Abb.2.34 Karte der Spannungsrichtungen in Deutschland (Quelle: HEIDBACH, 0., TINGAY, M., BARTH, A., REIN ECKER,

J., KURFESS, D. & MOLLER, B., The World Stress Map database release 2008 doi: 1O.1594/GFZ.wSM.ReI2008, 2008) .

54

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Bohrlochschlitzverfahren, Einsatztiefe < 100 m Schlitzentlastung beim Ausbruch Interpretation von Bohrlochwandausbruchen Verformungsmessungen beim Ausbruch Gebirgsbelastungsverfahren sind Hydraulic Fracturing, Einsatztiefe < 2000 m Kompensationsmessung mit Druckkissen. In tieferen Bohrungen konnen au6er der Auswertung von Bohrlochwandausbruchen (BOL, Breakout Orientation Log) auch EntspannungsDeformationsmessungen an orientiert gewonnenen Bohrkernen vorgenommen werden (GROTE 1998). Fur die Auslegung eines Erkundungsprogramms sollte sowohl die tektonische Gesamtsituation berucksichtigt werden (s. Abschn. 4.2.4) als auch die Frage, welche Komponenten des Spannungstensors fur das Projekt entscheidend sind (DOE et al. 2006). Da die einzelnen Messmethoden von unterschiedlichen Annahmen ausgehen, kann deren Zuverlassigkeit nur durch Vergleich der Messergebnisse beurteilt werden. Dabei ergeben sich haufig gute Ubereinstimmungen in der Richtung der Hauptnormalspannungen, wahrend hinsichtlich ihrer Gro6e deutliche Unterschiede gemessen werden (BOCK 1992; KONNINGS & LEIPZIGER 1997; JOHN & POSCHER 2004). In der Datenbank der World-Stress-Map (Abb. 2.34) sind dementsprechend Qualitatseinstufungen verwendet worden, welche Aussagekraft den einzelnen Messungen zugewiesen werden kann. Die Qualitatstufe A zeigt die Richtung der gro6ten horizontalen Hauptspannung (SH)' die das region ale Spannungsfeld mit einer Genauigkeit von +/- 15° angibt. Messungen mit der Uberbohrmethode (Triaxialsonde), bei der sowohl die Vertikal- als auch die Horizontalspannungen direkt ermittelt werden, haben dagegen nur ortliche Bedeutung (REINECKER & WENZEL 2006). Bei der Uberbohrmethode mit der Traxialsonde wird in einem kleinen Pilotbohrloch (038 mm) eine Messpatrone verklebt und anschlie6end uberbohrt (Abb. 2.35). Die durch den Entspannungsvorgang beim Uberbohren stattfindenden Deformationen im Bohrkern werden durch Dehnungsmessstreifen gemessen. Aus diesen Deformationen konnen unter Annahme eines Modells fur das Spannungs-DehnungsVerhalten des Gebirges (meist linear-elastisch,

isotrop) und der Kenntnis der elastischen Konstanten (E v - bzw. E-Modul) die herrschenden Gebirgsspannungen ermittelt werden (s. Empfehlung 14 "Versuchstechnik Fels", 1990). Das Bohrlochschlitzverfahren ist ein Spannungsentlastungsverfahren zur Bestimmung des 2-dimensionalen Spannungszustandes in der Ebene senkrecht zur Bohrlochachse. 1m Bohrloch werden mit einem kleinen Diamantsageblatt jeweils drei Schlitze parallel zur Bohrlochachse in l20° Abstand gesagt und die Entlastungsreaktion uber einen Dehnungssensor gemessen. Die BohrWcher mussen wasserfrei sein. Ublicherweise werden pro Messtiefe mehrere Schlitzreihen in Abstanden von 10-20 em getestet (s. Empfehlung Nr. 7, Versuchstechnik Fels). Nachteil der Methode ist die geringe Einsatztiefe, wodurch die Frage der Ubertragbarkeit der Ergebnisse auf gro6ere Tiefen schwer zu beantworten ist. Bei der Kompensationsmessung mit Druckkissen (Large oder Small Flat Jack) werden die Entlastungsverformungen an einem mit einem Diamantsageblatt hergestellten Schlitz im Ge-

Setzwerkzeug

Triaxialzelle

"--...<.LO.... "

Abb. 2.35 Schema der Primarspannungsmessung nach der Oberbohrmethode mit der Triaxialzelle (nach Firmenprospekt).

2.6 Verformungsverhalten. Druck- und Zugfestigkeit

birge gemessen und der Wiederbelastungsdruck mit einem Druckkissen aufgebracht. Das Messprinzip besteht darin. dass durch den auf das Druckkissen wirkenden Gebirgsdruck in diesem sich ein Fliissigkeitsdruck aufbaut. der iiber einen hydraulisch oder pneumatisch gesteuerten Gegendruck gemessen wird (BOCK1994). Die Spannungsgeber sowie ggf. eine notwendige Ausgleichsmasse sollten in ihrer Steifigkeit dem Gebirge entsprechen. urn einen sog. steifen oder weichen Einschluss zu vermeiden (s. Empfehlung Nr.19. Versuchstechnik Fels). Die Messung der Verformung erfolgt iiber Kleinextensometer oder Dehnungsmessstreifen. Der Nachteil dieser Methode ist. dass ein gro6f1achiger Aufschluss notig ist und die Messstellen meist im gestorten und entlasteten Bereich der Ausbruchswandungen liegen und dass je nach Anisotropie des Gebirges mehrere Messschlitze erforderlich sind (Abb. 2.36). Bei der Hydraulic-Fracturing-Methode wird in einem durch Packer abgeschotteten. moglichst kluftarmen Bohrlochabschnitt ein Fliissigkeitsdruck aufgebracht. wodurch Risse im Gebirge erzeugt bzw. bereits vorhandene. geschlossene Kliifte geOffnet werden. Danach wird durch wiederholte Injektionszyklen der RissOffnungsdruck ermittelt. Aus dem Frac-Druck. dem RissOffnungsdruck und den Raumlagen der Rissspuren. die nachtraglich mit einem Abdruckpacker oder mit geophysikalischen Logging-Geraten ermittelt werden. konnen Riickschliisse auf das Spannungsfeld im Bereich der Bohrung gezogen werden (HAMMER et al. 1995; FECKER 1997). Wenn die gro6te Hauptspannung vertikal gerichtet ist. bildet sich urn das Bohrloch ein (vertikaler) Radialriss aus. der normal zur kleins-

55

2

Abb. 2.37 Rissausbildung beim Hydraulic-FracturingVersuch; 0', jeweils gr6Bte Hauptspannung.

ten Hauptspannung streicht (Abb. 2.37). 1st die gro6te Hauptspannung horizontal, so findet der hydraulische Aufrei6druck den geringeren Widerstand in der Vertikalen und es entsteht ein Transversalriss. der (sofern vorhanden) Schichtgrenzen folgt. Wahrend die Vertikalspannung Sy dem lithostatischen Druck gleichgesetzt wird. und die kleinste horizontale Hauptspannung dem Druck entspricht. den Riss offen zu halten. ist die Magnitude der gro6ten horizonzalen Hauptspannung SH nur schwer zu bestimmen. Bei sehr vielen Hydraulic -Fracturing -Messungen sind in den oberen Bereichen hauptsachlich Transversalrisse aufgetreten und in gro6erer Tiefe Radialrisse. woraus auf einen horizontalen Spannungsiiberschuss in den obersten Teilen der Erdkruste geschlossen wird (Abb. 2.38 und Abschn. 4.2.4).

hauplSachhch honzonlale R,sse

hauplSachhch vertJkale RIsse

Abb. 2.36 Schema der Kompensationsmessung mit dem Druckkissen (Firmenprospekt).

Abb. 2.38 Zunahme der Spannungen mit der Tiefe. Links theoretischer Spannungsverlauf; rechts Spannungsverlauf aus der Rissanordnung bei Hydraulic Fracturing-Messungen .

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

56

Seit den 1990er Jahren werden fur Primarspannungsmessungen in weicheren Gebirgsarten auch im Bohrloch eingebaute, einzelne oder in Gruppen urn 120 verdreht angeordnete hydraulische Druckkissen als Spannungsmonitorstationen ("Harter Einschluss", System Interfels) bzw. als Gebirgsdruck- oder Bohrlochgeber (System Glotzl) eingesetzt. Durch spezielle Nachspanntechniken kann das System hinsichtlich der ortlichen Situation und der bodenabhangigen Spannungsumlagerung individuell eingerichtet werden (s. FECKER 1997). Ruckschlusse auf die Richtung von Gebirgsspannungen konnen auch aus Bohrlochwandausbriichen und z. T. auch typischen Bruchstrukturen an Bohrkernen aus tieferen Bohrungen gewonnen werden (s. BLUMLING & SCHNEIDER 1986; BOCK & MEDHORST 1990; sowie LEMPP & ROCKEL 1999). Die Theorie geht davon aus, dass in einem, unter einer gewissen horizontalen Spannung stehenden Gebirge, am Bohrlochrand Spannungsumlagerungen und Spannungskonzentrationen auftreten, die zu Scherbruchen und Bohrlochwandausbruchen fiihren konnen (Abb. 2.39). Aus der Richtung der Bohrlochwandausbruche ergibt sich die Richtung der maximalen horizontalen Hauptspannung. Auch scheibenformiger Zerfall von Bohrkernen massiger Gesteinsarten aus tiefen Bohrungen (sog. Core Disking)

sind ein Hinweis auf gr06e Primarspannungen (RITZ & BERTHOLET 2003; ROCKEL & LEMPP 2003).

0

<'.

JJ' ~~I

male

/ Abb. 2.39 BohrlochwandausbrOche in Tiefbohrungen zeigen die Richtung der gr6Bten horizontalen Hauptspannung.

2.6.10 Druckfestigkeit, Zugfestigkeit, Sprodigkeit Der gebrauchlichste Begriff fur die Festigkeit von Gesteinen ist die einaxiale Druckfestigkeit bei unbehinderter Seitendehnung. Sie wird an zylindrischen Proben mit vorgegebener konstanter Verformungsgeschwindigkeit ermittelt. Die einaxiale Druckfestigkeit findet Anwendung bei der Dimensionierung der Tragfahigkeit von Gro6bohrpfahlen in Fels und felsahnlichen Boden. Daruber hinaus wird die einaxiale Druckfestigkeit haufig auch als Einflussgro6e fur die Standfestigkeit sowie fur die Bohrbarkeit bzw. Losbarkeit herangezogen (s. Abschn. 8.4 und 17.2.9). Bei allen Bauleistungen, bei denen der Werkzeugverschlei6 eine Rolle spielt, sind au6erdem Angaben uber die Gesteinsabrasivitat zu machen.

.6.10.1 Druckfestigkeit .6 10 1 Einaxiale Emaxi Ie 0 u kf von Boden Bod n Fur die Durchfuhrung und Auswertung des einaxialen Druckversuches an Boden gilt DIN 18l36: 2003, bzw. die Vornorm DIN ISO TS 17892-7. Die aufgebrachte Vertikalkraft erzeugt zunachst eine Spannung, auf die der Probekorper mit Verformung (Stauchung, Dehnung) reagiert. Dabei kann es sowohl zu einer Scherdeformation, d. h. zur Ausbildung einer Scherflache kommen, als auch zu einem Verformungsbruch gema6 Abb. 2.40 in Form eines plastischen Bruchs bzw. plastischen Flie6ens. Ais Bruchkriterium gilt der Hochstwert der Druckspannung (J aus dem Druck-StauchungsDiagramm. Wird bei der Stauchung kein Hochstwert der Druckspannung erreicht, so gilt eine Stauchung von 20 bzw. 15 % als Bruchkriterium. Die einaxiale Druckfestigkeit qu entspricht dem Hochstwert der einaxialen Druckspannung (J (Abb.2.41): qu = max (J

57

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

2

Probekiirper vor Versuch

SprOder Bruch h = klein

Plilsli5cher Plaslisches FlieBen Bruch (Scharen von Bruchflii chen) llh '" groB

Der Verformungsmodul aus dem einaxialen Druckversuch betragt:

Eu = derldt: d = Spannungsbereich 0,3 erB-0,7 erB (s. Abb. 2.41). Einzelne Versuchsergebnisse haben nur sehr eingeschrankten Aussagewert und muss en durch Korrelation und regionale Erfahrungswerte abgesichert werden. Fur bindige Boden gelten allgemein die nachstehenden Beziehungen zwischen der Konsistenz und der einaxialen Druckfestigkeit (Angaben nach der alten DIN 4017: 1979 und neuere Werte fUr Tonboden nach DIN 1054: 2005, Anhang A): einaxiale Druckfestlgkeit [kN/m2] DIN 4017

DIN 1054

sehr weich

< 25

weichplastisch

20- 50

steifplastisch

50- 100

120- 300

halbfest

100- 200

300-700

fest

> 200

>

700

Die sehr steifen bis halbfesten schluffigen Tone bis tonig-feinsandigen Schluffe des Tertiars (Rupelton, Cyrenenmergel) weisen in der Tat einaxiale Druckfestigkeiten von 50-800 MN/m2, i. M. 250-400 MN/m 2auf, die gut halbfesten Mergel im Allgemeinen 600-1200 MNI m 2 • Fur halbfeste bis feste Opalinus- und Amaltheentone der Frankenalb geben STIEGLER et al. (1998) in Ab-

Abb. 2.40 Mogliche Bruchformen einer Bodenprobe im einaxialen Druckversuch.

hangigkeit von der Trockendichte (1,83-2,30 t/m3 ) Werte fUr einaxiale Druckfestigkeiten von 100 MN/m 2bis 1000 MN/m 2an. Der einaxiale Druckversuch wird auch verwendet, urn die undriinierte Scherfestigkeit Cu eines feinkornigen Bodens zu ermitteln. Der cu Wert entspricht der halben einaxialen Druckfestigkeit (s. Abschn. 2.7.4):

qj2 = cu' Diese Angabe gilt streng genommen nur fUr tonige Boden mit geringer Durchlassigkeit, die sich wahrend des Versuchs hinreichend undraniert verhalten.

2.6.10.2 2610 Druckfestigkeitt Gesteinen und Fels von Gest Die einaxiale Druckfestigkeit von Gesteinen (qu' fruher erD bzw. ues, Unconfined Compressive Strength) wird an makroskopisch rissefreien zylindrischen Gesteinskernen der Kategorie A oder B ermittelt (s. Absehn. 4.4.3). Die Prufmaschine sollte Versuehe mit Weg- oder Kraftregelung ermogliehen, so dass auGer der einaxialen Druekfestigkeit aueh die Verformungseigenschaften des Gesteine (Y, E, v) ermittelt werden konnen. Der Probendurchmesser darf nach der Empfehlung Nr. 1 "Versuchstechnik Fels" (2004) fUr einaxiale Druekversuche an Gesteinsproben nieht weniger als 30 mm betragen, das Verhaltnis Durehmesser zu Lange (d:l) moglichst 1:2,5, aber nieht < 1:2, da sonst bis zu 10 % zu hohe Festigkeitswerte auftreten (Korrekturfaktoren s. Empfehlung). Die Gesteinsdruekfestigkeit ist auGer-

58

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Il!lIiIEI

WinEiRdH Window . Anwendung - Ielnd"alldbl

Bestimmung der einaxialen Druckfestigkelt nach DIN 18136

--

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1-1 1-1

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Abb. 2.41 Grafische Darstellung eines einaxialen Druckversuchs und ausgeworfene Ergebnisse.

dem vom Wassergehalt abhangig, so dass auch immer anzugeben ist, ob es sich um bergfeuchtes Material oder um ausgetrocknete Kernproben handelt, die hohere Druckfestigkeiten ergeben. Bei veranderlichfesten Gesteinen ist der Wassergehalt zu bestimmen. Die Prufbedingungen sind anzugeben und die Bruchform ist zeichnerisch darzustellen, damit die Ergebnisse vergleichbar sind und fur den Anwender klar erkennbar ist, ob

es sich um latente Flachenbruche oder um einen primaren Materialbruch handelt. Bei dunnschichtigen oder geschieferten Gesteinen ist die einaxiale Druckfestigkeit nur bei Belastung senkrecht und parallel zu den Trennflachen bestimmbar. Bei Abweichung von dies en Belastungsrichtungen entstehen auf den Trennflachen Schubspannungen. Mit zunehmender Richtungsabweichung wird die Festigkeit des

59

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

100

Schleferung

1,

UN

~'

80

60

40

20

34 Versuche

Abb.2.42 Einaxiale Druckfestigkeit eines Tonschiefers in Abhangigkeit von der Druckrichtung zur Schieferung.

Gesteins allein durch die Scherfestigkeit auf diesen FHichen bestimmt, was zu einem Abfall der einaxialen Druckfestigkeit urn 60-80 % fuhrt (Abb. 2.42). Bei Versuchsergebnissen von dunn-

schichtigen oder geschieferten Gesteinen muss deshalb immer die Belastungsrichtung angegeben werden. Bei den Prufverfahren fur Natursteine (DIN EN 1926) erfolgt die Bestimmung der Druckfestigkeit weiterhin an Wurfeln mit einer KantenHinge von 50 mm oder an Zylindern mit einem Durchmesser und einer Hohe von 50 mm. Die Proben werden vorher bei 70°C bis zur Massenkonstanz getrocknet, wodurch sich angeblich kaum veranderte Prufwerte ergeben. Die DIN EN 1997-2, Anlage W, gibt Empfehlungen fur Mindestwerte an Versuchen einer Gesteinsart in Abhangigkeit von der Streuung der Werte und vorliegenden Erfahrungen. Der genannte Hochstwert von 6 Versuchen erscheint dabei zu niedrig, denn an Bohrkernen ermittelte Gesteinsdruckfestigkeiten stellen meist eine in doppelter Hinsicht einseitige Auswahl dar (Abb. 2.43). Einerseits konnen an Kernstucken mit geringen Druckfestigkeiten (::; 5 MN/m2) praktisch keine Versuche durchgefiihrt werden, da solche wenig festen Gesteine bereits beim Bohren zerbrechen, andererseits stehen bei der Probenauswahl vielfach zunachst Fragen der Standfestigkeit und Tragfahigkeit im Vordergrund, so dass auch Kernabschnitte hoher Festigkeit weniger Beachtung finden. Fur die Beurteilung der Bohrbarkeit und der Losbarkeit sind aber gerade die hohen Festigkeitswerte entscheidend. Bei

Tabelle 2.10 Klassifikation der Gesteine in Abhangigkeit von der einaxialen Druckfestigkeit qu (in MN/m2). DIN 1054 (2005)

IAEG-Empfehlung (Matula 1981)

ISRM-Empfehlung 1978/1981 und DIN EN ISO 14 689- 1:2004

Gesteinsarten

> 230 - extrem fest

> 250 - extrem hoch

120-230 - sehr fest

100- 250

Basalt, Diabas, Quarzit, feinkorniger Granit, Gneis, quarzitischer Sandstein, Kalkmarmor

> 50 - hart

50 - 120 ; fest

50-100 - hoch

Gneis, Kalkstein, Tonschiefer, Sand stein, Granit, Dolomitstein

12,5- 50

15- 50

25-50 - miiBig hoch

Sandstein, Tonschiefer, Tonstein, Kalkmergelstein

5-25 - gering

Salzgesteine, Kreide

1,25- 5 - murb

1- 5 - sehr gering

verwitterte Gesteine

< 1,25 - sehr murb

< 1 - ext rem gering

stark verwitterte und entfestigte Gesteine

B

maBig hart

5- 12,5 - miiBig murb

=maBig(-fest)

1,5-15 - gering(-fest)

c

sehr hoch

60

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

20 Wen.

1S

Abb. 2.43 Mogliche Fehlinterpretation der einaxialen Druckfestigkeit von Einzelversuchen an Kalksteinkernen gegenGber dem Summendiagramm von 129 Werten.

Angaben der Druckfestigkeit darf man sich daher nicht auf einzelne Versuchswerte beschranken und muss immer eine Zuordnung der Versuchswerte zu Literaturangaben oder Erfahrungswerten vornehmen (s. a. PLINNINGER & BRUEHLHEIDE 2007; PLINNINGER et al. 200S). Die groBen Streuungen der Versuchswerte sind nieht nur Ausdruck unterschiedlicher Festigkeiten, sonden beruhen haufig auf latenten, zunaehst nieht erkennbaren Mikrorissen an den Prufkorpern. Urn derartige Einflusse zu minimieren, verwenden MULLER et al. (2009, 2010) als zerstorungsfreien Festigkeitskennwert die akustisehe Impetanz (Sehallharte in 106 kg/m 2 • s), d. i. das Produkt aus Diehte und der Ultrasehallgesehwindigkeit einer Gesteinsprobe. Die akustische Impetanz zeigt eine line are Abhiingigkeit mit der einaxialen Gesteinsdruckfestigkeit und auch der Porositat der Gesteine. Die dreiaxiale Druekfestigkeit von Gesteinen kann in Hochdruck -Dreiaxialzellen ermittelt werden (Empfehlungen Nr. 2 "Versuchsteehnik Fels"). Resultate von dreiaxialen Druckversuchen an Ton- und Sandmergeln bringen GLAWE & BLUMLING (1997). Eine allgemein gultige Klassifikation der Gesteine naeh der Druekfestigkeit liegt nieht vor. Allgemein gilt (in MN/m 2 ): qu < 1 = Boden = entfestigte oder sehwaeh verfestigte 1-10 (murbe) Gesteine > 10 = Festgesteine

Die Tab. 2.10 zeigt einige gangige Einteilungen. In ahnlieher GroBenordnung liegen aueh andere Tabellenwerte (Absehn.3.4.1). Eine Zuordnung der einaxialen Gesteinsdruekfestigkeiten und von Ruckprallwerten (s. u.) zu den Verwitterungsgraden enthalt das FGSVMerkblatt Felsbeschreibung (1992; s. Tab. 3.5). Eine ausfuhrliche Zusammenstellung von Gesteinskennwerten metamorpher Gesteine der Alpen bringen CZECH & HUBER (1990). PLINNINGER & BRUEHLHEIDE (2007) haben u. a. Diabase des Rheinischen Schiefergebirges (31214MN/m2 ) und Fanglomerate aus dem Schwarzwald (36-96 MN/m 2 ) untersueht und zwar Bohrproben im Vergleieh zu Haufwerksproben (s. Abschn. 17.2.S). FISCHER & SCHULTZ (1995) geben fUr Gesteine des Buntsandsteins auch Korrelationen der Druckfestigkeit zum Elastizitatsmodul E und von dies em zum Verformungsmodul Ev. KLEFFNER et al. (2006) nennen einaxiale Gesteinsdruckfestigkeiten fUr gipsfuhrende, wenig auslaugungsgesehadigte Tonsteine der Rotbasis von qu = 3-41 MN/m 2• HANKE et al. (2001) bringen Gesteinsdruckfestigkeiten fUr Keupersandsteine von qu = 0,S-51,6 MN/m 2 und fur die eingelagerten Steinmergel-Quacken von qu = 10-120 MN/m 2• Fur unausgelaugten Gipskeuper geben WAHLEN & WITTKE (2009) Werte von 5 bis 80 MN/m 2 mit einem Mittelwert von 27 MN/m 2 an und fUr mehr oder weniger ausgelaugte Ton- und Schluffsteine des Gipskeuper nennen KEUSER et al. (2005) Werte von 5-25 MN/m 2 • Fur Kalksteine des Oberen Jura nennen NEUMANN et al. (2005) als statistisehes Minimum Werte von 35-S4 MN/m 2• Fur Kalksteine des Tertiars geben KATZENBACH & VOGLER (2004) aus 76 Versuehen qu-Werte von IS200 MN/m 2 an, mit einem Mittelwert von 84 MN/m 2 • Fur die Tertiarquarzite in Leipzig nennen SCHEFFLER et al. (2004) eine Streubreite von qu = 11-242 MN/m 2 und fur die zugehorige Spaltzugfestigkeit von qz = 0,75-12,9 MN/m 2 • Ais einfacher Indexversuch zur Bestimmung der sog. abgeleiteten Gesteinsdruckfestigkeit kann der Punktlastversueh (PLT) herangezogen werden (Empfehlung Nr. 5 "Versuehstechnik Fels" bzw. ISRM-Empfehlung 1985; S. a. DIN EN 1997-2). Dabei wird ein zylinderfOrmiger (Bohrkern d/h < 1,0) oder ein quaderformiger Probelorper (Handstuck h/b < 1,0) zwischen zwei abgestumpften Kegelspitzen bis zum Trennbruch

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

61

2

I. (MN/m2J

75 84 Lastpunklabsland

100

a [mm)

Abb. 2.45 Diagramm zur Korrektur der Ergebnisse von Punktlastversuchen beliebigen Durchmessers auf einen Lastpunktabstand von 50 mm (1'/50)' aus WITTKE (1984).

Abb. 2.44 Punktlastgeri'it.

belastet (Abb. 2.44). Der Lastpunktabstand I zwischen den beiden Kegelspitzen solI etwa 50 mm betragen. Der Punktlastindex i, (als Einzelversuch) betragt nach der o. g. Empfehlung i = FB / A (in N/mm2) FB = Bruchkraft (in kN) A = Probekorperflache (in mm) A ist im Regelfalli. h bzw.l· d (Hohe bzw. Durchmesser der Probe). Die o. g. Empfehlung enthiilt weitere Formeln fUr verschiedene Probekorper. Der Indexwert ist von den Abmessungen und der Form der Pronbekorper abhangig. AuBerdem muss die Bruchflache durch die beiden Lasteinleitungspunkte gehen. Ais Vergleichswert dient der Punktlastindex eines quaderformigen Probekorpers von 50 x 50 mm. Dieser wird als i,(50) bezeichnet. Bei abweichenden Lastpunktabstanden kann der Indexwert nach einer empirischen Gleichung i,(50) = (A /2500)°,225. i, (siehe o. g. Empfehlung)

bzw. vereinfacht nach Abb 2.45 umgerechnet werden. Der Mittelwert von mindestens 10 Einzelversuchen wird als Punktlastfestigkeit I, bzw. 1'(50) bezeichnet. Der Punktlastindex 1'(50) wird entweder direkt als Vergleichswert fUr die Gesteinsfestigkeit verwendet oder daraus kann mit Hilfe eines gesteinsspezifischen Umrechnungsfaktors c die (abgeleitete) einaxiale Druckfestigkeit ermittelt werden: qu * = c . I, bzw. c . 1'(50)'

Der Umrechnungsfaktor c wird in der Literatur mit 14 < c> 26 (bzw. sogar > 40) angegeben. Der Faktor c sollte am besten fUr jede Versuchscharge uber vergleichende einaxiale Druckversuche ermittelt werden. Fur Rot -Tonsteine mit qu = 10-30 MN/m 2 ergab sich z. B. ein Umrechnungsfaktorvon c = 10 (STRAUSS 1996), beihalbfesten Kreidemergeln mit qu = 1-20 MN/m 2 fand SCHIMMER (1989) einen Faktor von c = 9 und fur halbfeste Tonsteine mit qu = 5-20 MN/m 2 gibt BECKER (1993) einen Faktor von 5 an. In der o. g. Empfehlung wird fur Innsbrucker Quarzphyllit normal zur Schierferung mit qu = 20-100 ein Faktor von 15,6 genannt. Insgesamt ist die Anwendung des Punktlastindex bei Gesteinsdruckfestigkeiten < 25 MN/m 2 umstritten (HOECK 1999).

62

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Ais einfache Baustellenmethode zur Beurteilung der Gesteinsfestigkeit werden auch die RiickpraUwerte mit dem Schmidt'schen Betonpriifhammer (DIN EN 12504-2: 2001) herangezogen, der heute auch mit Messdatenspeicher lieferbar ist. Die rissefreien Kernstucke mit frischer, sauberer Oberflache sollten mindestens 0,2 m lang sein (Abb. 2.46). Der Test kann in fest aufstehenden Kernkisten vorgenommen werden. Der Ruckprallwert wird als arithmetisches Mittel von 3 Einzelschlagen in einem engen Bereich oder (besser) von 5 Einzelschlagen unter Abzug offensichtlicher AusreiBer (Abweichung > 5 Einheiten) angegeben. Fur die Zuordnung in Bezug auf die Gesteinsfestigkeit liegen fur verschiedene Gesteinsarten unterschiedliche Auswertungen vor (s. Abb. 2.47 und STRIEGEL 1984; KRAUTER et al. 1985; WOSZIDLO 1989). Die zur Gesteinsdruckfestigkeit analoge Gebirgsdruckfestigkeit bei einaxialer Bean-

spruchung findet nur bei der Frage der Standfestigkeit der Ulmen und der Ortsbrust bzw. bei Gebirgspfeilern im Bergbau direkte Anwendung. In der Praxis konnen einaxiale und vor allen Dingen dreiaxiale Gebirgsdruckfestigkeiten mittels Druckversuchen an Gro13bohrkernen (00,5 bis 1,0 m) ermittelt werden. In der Regel erfolgen

o su A V,s .. V,s/V,A

150

D,s

0

• D,st D,t <> H,s H,st

.

~

• +

..

..

• S

. .. .. . .. ..

G,s

100

.. .. .. 1

.. .. ..o .. "

.~

.... ....... .....

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I.,,,·

6 +0

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50

.. . "" ...

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•

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.. p + ~ "tlI to+ ~..

r.t

+

P

+

0

+

+

o

20

40

60

ROckpraliwerte

Abb. 2.46 Ermittlung der Ruckprallwerte mit dem Schmidt'schen Betonprufhammer.

Abb. 2.47 Beziehung zwischen der einaxialen Druckfestigkeit von Sandsteinen des Buntsandsteins und den Ruckprallwerten mit dem Schmidt'schen Betonprufhammer.

63

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

jedoeh Angaben iiber Gebirgsdruekfestigkeiten als Absehatzung aus einaxialen Gesteinsdruekfestigkeiten. Naeh REIK & HESSELMANN (1981) gelten folgende Faustregeln: massiges, kaum gekliiftetes Gebirge: qu(Gebirge) ""

0,9 qu(Gestein)

homogenes, undeutlieh gesehiehtetes, wenig gekliiftetes Gebirge (z. B. Tonsteine): qu(Gebirge) "" 0,4 bis 0,6 qu(Gestein) bankiges und gekliiftetes Gebirge (z. B. Kalksteine, Sandsteine): qu(Gebirge) "" 0,1 bis 0,2 qu (Gestein)' Bei bankigen Weehselfolgen, etwa Kalksteinl Tonstein oder Sandstein/Tonstein, ist die Gebirgsfestigkeit in der Regel naeh den ungiinstigeren Gesteinskennwerten der Tonsteine einzusehatzen.

2 6.10.3 Zugfestigl<eit und Spodlgkelt Eine gewisse Zugfestigkeit von Lockergesteinen wird nur bei starker kohasiven, tonigen Boden angenommen. Ihre GroBenordnung kann (als positive Zahl) aus dem sog. Attraktionsabsehnitt a im 7:1 (J- Diagramm naeh Abb. 2.56 abgeleitet werden (Absehn. 2.7.3.1 sowie DIN ISO TS 17892-9, Bild 1). Die Ermittlung der Zugfestigkeit von Festgesteinen erfolgt in der Regel dureh den Spaltzugversueh, und zwar entweder naeh der Empfehlung Nr. 10 ,,versuehsteehnik Fels" oder dem sog. Brazilian-Test, beides Druekversuehe an seheibenformigen Priifkorpern (naeh ISRM-Empfehlung 1= 3 em, d = 5 em), wobei in beiden Fallen auf gute Ebenheit der Druekflaehen zu aehten ist (Abb. 2.48):

qz qz F

d 1

2

p

SpallZug· spannungen

p

Abb. 2.48 Prinzip des Spaltzugversuchs (aus 1988).

MAIDL

anisotropie zu beriieksiehtigen. Die Zugfestigkeit senkreeht zu Sehieht - und Sehieferungsflaehen ist meist sehr niedrig und kann versuehsteehniseh aueh in direkten Zugversuehen ermittelt werden. Die Gebirgszugfestigkeit (qz(Gebirge)) ist ebenfalls erheblieh niedriger als die Gesteinszugfestigkeit. Sie wird aber als Folge noeh vorhandener Materialbriieken und der Verzahnung der Kluftkorper allgemein als vorhanden angenommen. Senkreeht zu durehgehenden GroBkliiften und auf glatten oder mit Glimmer belegten Sehichtflaehen ist in der Regel keine Gebirgszugfestigkeit vorhanden. Aus dem Verhaltnis Druekfestigkeit zu Zugfestigkeit kann die Kompetenz oder Spriidigkeit eines Gesteins abgeleitet werden (Tab. 2.11). Bei kompetenten Gesteinen folgt auf nur geringe elastisehe Verformung unmittelbar der Brueh35,-------------------------------,

= (2 . F)/(rr· d .1) = Zugfestigkeit (in N/mm2) = Bruehkraft (in N) = Probendurehmesser (in mm) = Probenlange (in mm)

Die Spaltzugfestigkeit von Gesteinen (qz) nimmt mit steigender Druekfestigkeit zu (Abb. 2.49). Sie gibt einen Anhalt iiber die Kornbindungskrafte der Gesteine. Bei gesehiehteten oder gesehieferten Gesteinen ist ebenfalls wieder die Festigkeits-

o

100

200

300

400

500

Druckfestigkeit [MN/m2]

Abb. 2.49 Korrelation von einaxialer Druckfestigkeit und Spaltzugfestigkeit fOr verschiedene Gesteine (nach KOPPL et al. 2009).

64

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Tab. 2.11 Kompetenz der Gesteine in Abhiingigkeit yom Verhiiltnis

q,/q,.

q./q,

Gesteine

sehr sprOde

> 20

Quarzit, Granit und quarzitische Sandsteine

sprOde

20-10

Granlt, Gneis, harte Sandsteine, Kalkstelne, Dolomitsteine und Tonschiefer

ziih

10-5

angewitterter Granit und Gneis, feste-miirbe Sandstelne und Tonschlefer

sehr ziih

<5

Tonsteme, Mergelsteine, Phyllite und Anhydrit

vorgang (sog. Sprodbruch) und meist auch eine rasche Rissausbreitung. Bei inkompetentem, d. h. zahem (duktilen) Bruchverhalten treten vor dem Bruch (sog. Zahbruch) plastische Verformungen auf und anstelle von Spannungskonzentrationen Verschiebungsspitzen mit ortlich groBen plastischen Verformungen (s. a. Abschn. 3.4.1).

2.6.11 Volumenzunahme durch Quellen Die mit Wasserzutritt verbundenen Volumenzunahmen von bestimmten Ton- und Sulfatgesteinen sind sehr vielgestaltig und konnen erhebliche Betrage erreichen. Bei Behinderung des Quellvorganges treten entsprechende Quelldriicke auf (s. Abschn. 17.5.2.2 und 19.2.2).

26 2.6.11.11 Quellen toniger Gesteine Beim Quellen toniger Gesteine handelt es sich urn einen physikalischen Vorgang der Wasseraufnahme unter gleich bleibender oder abnehmender Belastung. Hierbei sind zwei Mechanismen zu unterscheiden: Innerkristalline Quellung durch Einbau von Wassermolekiilen an austauschbare Kationen im Zwischenschichtraum der quellfahigen Tonminerale (Abschn. 2.1.8). Der Vorgang wird auch als Hydratation bezeichnet und findet gr6Btenteils im Rahmen der natiirlichen Wassergehaltsanderungen statt. Osmotische Quellung durch Wasseraufnahme in den Poren des Tones bzw. an den Tonmineraloberflachen infolge Entlastungsdeformation.

Die GroBe der Quellerscheinungen ist abhangig von der Art, dem Anteil und der Orientierung der quellfahigen Tonminerale, yom Spannungszustand und der Wasserwegigkeit (auch Diffusion) sowie davon, ob der Quellvorgang bereits teilweise oder ganz vollzogen ist. Letzteres ist am Verwitterungszustand und an der der Plastizitat des Tons sowie der Art der Tonminerale erkennbar. Unverwitterte Tonsteine mit diagenetischer Bindung (Verwitterungsgrad wI) weisen in der Regel keine Quellneigung auf. Mit zunehmender Verwitterung geht die diagenetische Verfestigung verloren und das Quellvermogen nimmt zu. Auch zerscherte Tonschiefer konnen, besonders bei tektonisch oder hydrothermal bedingten Tonmineralumwandlungen, ein erhebliches Quellpotenzial aufweisen (s. Abschn. 3.4.4 und 17.5.2.2). Die Orientierung der Tonminerale bewirkt eine deutliche Anisotropie des Quellvorganges mit einer maximalen Volumenzunahme senkrecht zur Schichtung. Die Ermittluug des QuellverhaItens erfolgt in der Regel im KD-Gerat nach der Empfehlung Nr. 11 "Versuchstechnik Fels", Quellversuche an Gesteinsproben, wobei folgende Versuchsarten unterschieden werden: Quelldruckindex; Ermittlung des maximalen Quelldrucks, der sich einstellt, wenn eine auf 0"0 entlastete Probe bei Zugabe von entmineralisierten Wasser auf einem konstanten Volumen gehalten wird (Abb. 2.50a). Quellhebungsindex; Ermittlung der axialen Quelldehnung E, die sich bei stufenweiser Entlastung von dem der Entnahmetiefe entsprechenden Gebirgsdruck (400kN/m 2 ) auf eine vorgegebene Mindestspannung, z. B., 0"0 = 5 kN/m 2 einstellt, wenn die in ihrer radialen Dehnung behinderte Probe unter Wasser gesetzt wird (Abb. 2.50b).

65

2.6 Verformungsverhalten, Druck- und Zugfestigkeit

Auflast 0 0= 5 MN/m'

a

0

E Z

~ Ol C :::I

c c

1000

a.

500

III

en

0 a)

~

2.....

Quellspannung : Oq= 2100 kN/m'

5

10 15 d [Tage]

20

Quelldehnung: EqO= 14 %

c

-'= CIl 0

Quellzeil: 5 rage

0

&qO

'"

Ol C :::I

Quellzeil: 0

25

b)

0

5

10 15 d [Tage]

tq= 5 Tage

20

25

Abb. 2.50 Quellversuch und Quellhebungsversuch zur Ermittlung der max. Quellspannung bzw. der Quellhebung bei definierter Entlastung (s. Text) - nach HillMANN & STIBRNY (1998).

Quellversuch nach KAISER/HENKE (1980); Ermittlung der axialen Spannung iTqA, die notwen dig ist, urn eine eingetretene Quellhebung ruckgangig zu machen (s. Empf. Nr. 11 "Versuchstechnik Fels"). Bei diesem Versuch wird vor Beginn der Quellhebungsstufen im Odometer ein Be-, Ent - und Wiederbelastungszyklus gefahren. Quellversuch nach HUDER/AMBERG (1970); bei diesem Versuch wird vor Beginn der eigentlichen Quellhebungsstufen im Odometer ebenfalls ein Be-, Ent- und Wiederbelastungszyklus gefahren. Mit dem Versuch konnen sowohl die Quelldehnung (QuellmaB) als auch die Druckspannung ermittelt werden, die notig ist, eine Quellung zu verhindern. Als Anhaltswert fur die ProbengroBe wird in DIN EN 1997 -2, Anhang V, eine Mindestdicke von 15 mm und ein Mindestdurchmessrt der 2,5bzw. 4-fachen Dicke genannt. Die Versuchsergebnisse von Quellversuchen der verschiedenen Versuchsarten und auch verschiedener Labore streuen meist deutlich, so dass im Einzelfall eine auf die Problemstellung abgestimmte VersuchsdurchfUhrung gewahlt werden muss. Zu beachten ist auch, dass Quellhebungen in Tonen und Tonsteinen verhaltnismaBig rasch und dam it in der Praxis haufig ohne bauliche Auswirkungen ablaufen. Die GroBenordnung der maximal zu erwartenden, vorwiegend osmotisch bedingten Quellhebungen liegt bei mehreren Zentimetern bis einigen Dezimetern, der entsprechende Quelldruck meist bei 0,2 bis 2,0 MN/m2 (STIEGLER et

al. 1998; v. WOLFERSDORFF et al. 2004; FRUHAUF & STOIBERER 2005; BRAZA & KITZLER 2006). GROB (1972) bringt eine Formel mit deren Hilfe die Quellhebung rechnerisch abgeschatzt werden kann. Urn Quellhebungen vollstandig zu unterdrucken, sind relativ hohe Drucke erforderlich. Lasst man jedoch eine gewisse Quellhebung von etwa 1 bis 2 % zu, so kann in vielen Fallen die weitere Hebung mit wesentlich kleineren Spannungen beherrscht werden. Diese Abhangigkeit des Quelldrucks von der Quellhebung kann in den Laborversuchen nach der o. g. Empfehlung Nr. 11 ermittelt werden. 1st die vertikale Spannung groBer als der maximale Quelldruck, so wird jede Quellhebung unterdruckt. Verringert man dagegen die vertikale Spannung, so entwickelt sich ein Quelldruck. Lasst man eine gewisse Quellhebung zu und halt diese konstant, so konvergiert der Quelldruck gegen einen Endwert, der mit groBerer zugelassener Quellhebung geringer wird. Dieses auf die Quellversuche von HUDER & AMBERG (1970) zuruckgehende Quellgesetz wurde auf dreidimensionale und zeitabhangige Ablaufe erweitert (WITTKE et al. 2004, darin Lit.) und ist Grundlage fUr eine numerische Abschatzung des Quellverhaltens.

2.6.11.2 .6.11 2 Quellhebung und umwandlungsdruck bel Umwandlungsdruck bei der -t dratation von Anhydrit Hydratation Bei anhydrithaltigen Gesteinen tritt bei andauernder Feuchtigkeitseinwirkung ein chemischer

2

66

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Vorgang der Umwandlung von Anhydrit in Gips auf, und zwar in Form von CaS0 4 + 2 HP = CaS0 4 • 2 HP, der von einer theoretischen Volumenvergro6erung urn etwa 17 % in jeder Richtung, insgesamt 61 % begleitet ist. Der Prozess wird in Abschn. 19.2.2 beschrieben. Die Wasserbewegung im Gebirge erfolgt primar auf Trennflachen und dringt von den Flachenwandungen ausgehend tiber feine Risse bzw. kapillar und diffusiv in das quellfahige Gestein ein. Nach WITTKE (2003) und WAHLEN (2009) werden zur Umwandlung von 1 m 3 Anhydrit in Gips theoretisch 0,78 m 3 Wasser benotigt. Durch die nur allmahliche Wasseraufnahme ist auch der daraus resultierende Quellvorgang zeitabhangig. Der bei der Hydratation von Anhydrit zu Gips auftretende Druck wird auch als Umwandlungsdruck bezeichnet. Anfallig ftir diese Erscheinungen sind weniger massige Anhydritbanke, die selbst meist wenig wasserwegsam sind, als vielmehr dtinnschichtige Wechsellagerungen und Mergel mit fein verteiltem Anhydrit, und zwar schon bei einem Anhydritanteil von etwa 5 %. Bei solchen Mischgesteinen besteht der Verdacht, dass zunachst ein Tonquellen eintritt, wodurch feine Risse entstehen, deren Wasserwegsamkeit das Anhydritquellen auslost und beschleunigt (KATZENBACH et al. 201O). Durch Umwandlung von Anhydrit in Gips bedingte Quelldruckerscheinungen bzw. -hebungen konnen tiber Jahrzehnte anhalten. Die Erscheinungen der Hydratation sind auf den Gebirgsbereich unterhalb des Anhydritspiegels beschrankt. Wo der Sulfatanteil schon restlos in Gips umgewandelt ist, treten keine Sohlhebungen durch Umwandlungsdruck mehr auf (s. Abschn. 19.2.2.1). Laboruntersuchungen auf dies en Umwandlungsprozess werden ebenfalls in speziellen Oedometerversuchsstanden vorgenommen und zwar moglichst als Langzeitversuche. Unterschieden werden auch hier Quellhebungsversuche, bei denen die Proben unter einem festgelegten Druck konstant belastet und die auftretenden Hebungen gemessen werden sowie Quelldruckversuche, bei denen die Hebung verhindert und der durch die Volumzunahme entstehende Druck gemesen wird.

Die Phanomene des Quellens von anhydrithaltigen Gesteinen bei Wasserzutritt sind zwar vergleichbar mit den Quellvorgangen bei Tonen, sind aber in ihrer Gro6enordnung und in ihren Auswirkungen weitaus ausgepragter und wegen der in der Natur meist recht inhomogenen Ausbildung bzw. Verteilung des Anhydrits im Laborversuch wesentlich schwerer zu erfassen. Die unbehinderten Quellhebungen konnen Dezimeter- bis Meterbetrage erreichen (Messwerte 0,4 bis 1,6 cm/Jahr tiber Jahrzehnte); die entsprechenden Quelldrticke konnen im Laborversuch 8-10 MN/m2 erreichen, was aber in der Praxis kaum zur Halfte eintritt (s. Abschn. 17.5.2.2).

2.7 Scherfestigkeit 2.7.1 Grundlagen Die Scherfestigkeit eines Bodens oder Festgesteins wird allgemein mit der Festigkeit gleich gesetzt. Sie ist tiberschritten, wenn entlang einer oder mehrerer Flachen Verschiebungen stattfinden, die keine weitere Steigerung der Scherkrafte erfordern. Der Scherwiderstand r entlang dieser Flachen setzt sich aus Reibung, ausgedrtickt durch den Reibungswinkel qJ, und der Kohasion c zusammen. Die Scherspannung kann nach der Bruchbedingung von COULOMB als lineare Funktion der Normalspannung (J formuliert werden: r= c +

(J.

tanqJ.

1m MOHR-COULOMB'schen Spannungskreis konnen durch Auftragen der Scher- und Normalspannungen aus mehreren Scherversuchen die Scherlinie und damit die Scherparameter ermittelt werden (Abb. 2.51). Der Reibungswinkel qJ ist von der Normalspannung unabhangig. Er bestimmt bei einem nichtbindigen Boden mehr oder weniger allein die Scherfestigkeit. Die Scherlinie geht in diesem Fall durch den Koordinatennullpunkt. In bindigen Boden setzt sich die Scherfestigkeit aus dem Reibungswinkel und der von der Normalspannung abhangigen Kohasion c zusammen. Diese ist auf zwischen den Kornern wirkende Haftkrafte zurtickzufuhren. Sie ist abhangig yom

67

2.7 Scherfestigkeit

2

Abb. 2.51 Bruchbedingungen

(J

von COULOMB-MoHR.

Anteil der Tonminerale, yom Wassergehalt, dem Sattigungsgrad und dem Belastungszustand. Mit zunehmendem Wassergehalt nimmt die Kohasion ab und ist bei einem breiigen Boden Null. Nichtbindige Boden wei sen oft eine scheinbare Kohasion auf, die eine Folge des unter Unterdruck stehenden Kapillarwassers ist (sog. Kapillarkohasion, BILZ & VIEWEG 1993 und Abschn.2.7.6). Die Parallele zur Kohasion als Haftwirkung im Boden ist die Adhasion als Haftspannung zwischen verschiedenen Stoffen, z. B. Stahl/Boden. Adhasionskrafte werden nur bei bindigen Boden angesetzt. Ihre Wirkung nimmt mit der Plastizitat zu (s. Abschn. 8.4). Zu unterscheiden ist zwischen normaler Adhasion und tangentialer Adhasion bei parallel angreifender Trennkraft. Die tangentiale Adhasion ist immer kleiner als die Kohasion c des betreffenden Bodens (SCHUMACHER 2004). Physikalisch wird dieses Anhaften eines Tonbodens durch den Kapillardruck eines Fliissigkeitsfilms an der Grenzflache zwischen Boden und der Werkstoffoberflache erklart. Die versuchstechnische Ermittlung der Adhasionseigenschaften bzw. -spannungen eines Bodens erfolgt dementsprechend iiber modifizierte Zugversuche zwischen einem aufbereiteten Tonboden und einem Adhasionskolben (BURBAUM et al. 2010) bzw. einem Adhasionskonus (Konuszugversuch nach FEINENDEGEN et al. 2010). Die sog. Kontaktscherfestigkeit zwischen Bauteilen und dem Boden ist dariiber hinaus abhangig von der Rauheit der Bauteilflache, der

Scherfestigkeit des Bodens, der einwirkenden Scherkraft und mogliehen Differenzbewegungen (s. Absehn. 5.6.3). Bei rauer Flache liegt die Kontaktseherfestigkeit bei nichtbindigen Boden nur wenig unter der Scherfestigkeit des Bodens. Der groBte Scherwiderstand tritt in einem dichten, nichtbindigen oder mindestens steifen bindigen Boden unmittelbar beim Bruch auf (Abb. 2.52) und wird als 'l"f = Scherfestigkeit beim Bruch (Index f = failure) oder als Spitzenwert der Seherfestigkeit bezeichnet. Der Bruchvorgang ist dabei von einer stetigen Auflockerung im Bereich der Bruchfuge begleitet (sog. Dilatanz). Mit zunehmender Verformung Wlt der Scherwiderstand dann ab und erreicht bei einem groBeren Scherweg einen Kleinstwert T R' die sogenannte Restscherfestigkeit oder Gleitfestigkeit. Der Abfall auf die Restseherfestigkeit selbst ist nieht in erster Linie dureh Auflockerung, sondem durch Einregelung plattehenformiger Aggregate in der Scherfuge bedingt. Da die Reibungsfestigkeit (5. tanq> von der Normalspannung ((5) abhangig ist, muss bei bindigen Boden der Porenwasserdruck beriieksichtigt werden, der zunachst einen Teil der Spannungen aufnimmt (s. Abschn. 2.6.2). Fiir die Ermittlung der wirksamen oder effektiven Spannung d, die auf das Komgeriist wirkt, ist deshalb von der gesamten (totalen) Spannung (5 der Porenwasserdruck u abzuziehen. Hierbei wird eine Sattigung des Porenwassers bei Beginn des Abschervorganges vorausgesetzt:

d=(5-u.

68

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

t

Schubspannung

t fl----='-.,.,......

dichter nichtbindiger oder fester bindiger Boden

lockerer nichtbindiger oder weicher bindiger Boden

Restscherfestigkeit Verschlebung

Abb. 2.52 Scherverschiebungsdiagramm.

Je nach Aufgabenstellung, den Versuchsbedingungen und der Art der Auswertung k6nnen fUr den gleichen Boden unterschiedliche Scherparameter erhalten werden: Die wirksamen oder effektiven Scherparameter c' und ql des entwasserten (dranierten) Bodens werden aus den effektiven Spannungen im Bruchzustand ermittelt (s. Abschn. 2.7.3). Die Scherparameter c' und q/ dienen der Berechnung

ill

triaxialer Kompressionsversuch mit freier Ausbildung der Scherflache und kontrollierten Hauptspannungen.

2.7.2 Direkter Scherversuch mit vorgegebener Scherflache

der Endstandsicherheit.

Die Scherparameter der Restscherfestigkeit oder Gleitfestigkeit fPR, CR werden aus den effektiven Spannungen nach grofien Scherwegen abgeleitet. Der dabei auftretende Abfall der Scherparameter kann besonders bei hochplastischen, montmorillonithaltigen Tonen erheblich sein und ist nicht auf iiberverdichtete Tone beschrankt. 1m Versuch wird die Restscherfestigkeit durch mehrfache Umkehr der Scherbewegung ermittelt. Der Bruchwert (a/-a/)/2 des unkonsolidierten, undranierten Triaxialversuchs nach DIN ISO TS 17 892-8 wird als undriinierte Scherfestigkeit Cu bezeichnet (s. Abschn. 2.7.4). Sie dient zur Berechnung der Anfangsfestigkeit, besonders bei schnellen Belastungen. Die undranierte Scherfestigkeit ist in hohem Mafie von der Konsistenz und auch von der Vorbelastung abhangig. Zur Bestimmung der Scherparameter sind zwei Versuchsanordnungen iiblich: direkter Scherversuch mit vorgegebener (erzwungener) Scherflache

1m Rahmenscherversuch nach DIN 18137-3 (2002) bzw. der Vornorm DIN ISO TS 17892-10 wird die Bodenprobe in einem quadratischen oder kreisformigen Rahmen zwischen gezahnten Filtersteinen entweder den in situ-Bedingungen entsprechend oder ungestort, nach der Zahnung der Filtersteine zugeschnitten, eingebaut (Abb. 2.53) und nach der Konsolidation auf einer mechanisch erzwungenen horizontalen Scherflache abgeschert. Sande konnen auch mit vorgege-

t

Abb. 2.53 Prinzip eines Rahmenscherversuchs mit vorgegebener Scherfliiche.

69

2.7 Scherfestigkeit

bener Dichte eingebaut werden. Beim Versuch wird die Probe bei verhinderter Seitenausdehnung unter einer definierten Normalspannung konsolidiert und je nach Bodenart mit konstanter Schergeschwindigkeit von 0,01-0,03 mm/min (bindige Boden) bzw. bis 0,5 mm/min (kohasionslose Boden) abgeschert. Der Porenwasserdruck kann im Rahmenscherversuch nieht gemessen werden. Das Abscheren erfolgt so langsam, dass ein auftretender Porendruck tiber die Entwasserung abgebaut wird und somit die effektiven Spannungen den Normalspannungen entsprechen. Die Auswertung erfolgt tiber die ScherkraftVerschiebungslinie zur Ermittlung von r in Abhangigkeit yom Scherweg bzw. von der Restscherflache beim Bruch und Auftragung im r/a-Diagramm bei der zugehorigen Normalspannung (Abb. 2.54). Die Ergebnisse von Rahmenscherversuchen reprasentieren die Festigkeit unter konsolidierten und dranierten Bedingun-

gen und ergeben die wirksamen Reibungswinkel ql und die wirksame Kohasion c: Beim Kreisringscherversuch wird die Scherkraft durch Drehen des oberen Rahmens aufgebracht. Die Scherflache bleibt dadurch unverandert. Da der Scherweg unbegrenzt ist, kann das Gerat auch zur Ermittlung der Restscherfestigkeit verwendet werden. Die Ermittlung der Restscherfestigkeit erfolgt entweder in einem Rahmenscherversuch mit wiederholten Wechseln der Belastungsrichtung oder im sog. Wiener Routinescherversuch. Beim Wiener Routinescherversuch wird eine ungestorte Bodenprobe in ein Rahmenschergerat eingebaut, bei 500 MN/m2 konsolidiert und dann zuerst langsam abgeschert, wobei durch Veranderung der Auflast eine Vertikalverformung verhindert wird. Danach wird die Probe auf der entstandenen Gleitflache solange hin und zurtick schnell abgeschert, bis der Scherwiderstand einem Minimalwert zustrebt, der die Restscherfestigkeit liefert.

R

~.

30 0

~. I'

=:~ =~

!

.c

oX

20 0

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~ 1 - 1 - - 2 - 1 - 3 -I - L - -~-

•

200

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1-6-

5c.hf rw fQ mm

300

Normalsponnung d IkN/ml) lobor ·Nr Bohrung

- Nr

Ent nohmtt,.f. 1101

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1'/01

2

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12.5 U.t.s·

Bod.nort

V... u
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'c.m10'1

c·

I~N/m'l

g Ilt'0,029 he'QOKh""nd mml

Einbou: ,ungulor'

mI\

27.3

23 konsalld •.,ft

.ntwou.rt

Abb. 2.54 Auswertung eines direkten Scherversuchs mit Auftragung der Scherverschiebungslinie und der Scherfestigkeitslinie im r/a-Diagramm.

70

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

2.7.3 Konsolidierte triaxiale Kompressionsversuche Der triaxiale Druck- bzw. Kompressionsversuch ist der Standardversuch zur Ermittlung der Scherparameter feinkorniger Boden im ungestorten Zustand. Durch einen Manteldruck 0'2 = 0'3 auf den zylindrischen Priitkorper wird die teilweise behinderte Seitenausdehnung im Untergrund am besten nachgeahmt und die Bruchflache kann sich frei ausbilden (Abb. 2.55). Fiir seine Durchfiihrung und Auswertung gilt DIN 18l37-2 (1990) bzw. die Vornorm DIN ISO IS 17892-9, konsolidierte triaxiale Kompressionsversuche an wassergesattigten Boden. Die 35 bis 38 mm im Durchmesser und 70 bis 85 mm hohen zylindrischen Probekorper werden einem isotropen oder anisotropen Spannungszustand ausgesetzt und anschlieEend undraniert oder draniert abgeschert. Die letztgenannte Norm unterscheidet: isotrope Konsolidation, undraniert (CIU-Versuch) oder draniert (CID-Versuch) anisotrope Konsolidation, undraniert (CAUVersuch) oder draniert (CAD-Versuch) . Mit anisotroper Konsolidation wird bei Boden mit abweichenden Primarspannungszustand (s. Abschn. 2.6.9.1) gearbeitet. Dabei wird der Probekorper unter einem, der wirsarnen Hauptspannung 0'/ entsprechenden Zelldruck konsolidiert und dann unter dranierten Bedingungen die Differenzspannung 0']-0'3 soweit erhoht, bis die

Dberlagerungsspannung 0'] erreicht ist. Bei stark iiberkonsolidierten Boden kann die Vertikalspannung 0'] auch kleiner als 0'3 sein. In dies en Fallen empfiehlt es sich, die Vertikalspannung mit O'v (statt 0']) und die Horizontalspannung mit O'H (statt 0'3) zu bezeichnen. Der Versuchsvorgang gliedert sich in 3 Ieile: Sattigung und Aufbringen des Gegendrucks (Sattigungsdruck) Konsolidation Abschervorgang. Beim isotropen undranierten CIU-Versuch, der etwa dem friiheren CU-Versuch entspricht, werden die Proben bei offener Dranageleitung wassergesattigt und konsolidiert und dann bei geschlossenem Porenwasserdruck und konstantern Zelldruck durch Steigerung der Vertikalkraft langsam bis zum Bruch belastet, so dass sich in der Probe ein einheitlicher Porenwasserdruck aufbauen kann. Die Primarkonsolidation muss vor dem Abscheren abgeschlossen sein. In regelmaEigen Zeitabstanden werden folgende Messdaten protokolliert: Zeit (t) Vertikalkraft (P) Vertikale Verformung (L1H) Zellendruck (0'3) Porenwasserdruck (u). Ais Bruchkriterien gelten: das Maximum der Hauptspannungsdifferenz 0']-0'3

eine Axialdehnung (Stauchung) der Probe von 15%. Die Versuchsdurchfiihrung und Auswertung erfolgt nach DIN ISO IS 17892-9. Die wirksamen Scherparameter werden im MOHR'schen Spannungskreis gemaE Abb. 2.56 iiber die wirksamen Spannungen

Abb. 2.55 Spannungen beim triaxialen Druckversuch .

ermittelt. Die Neigung der geraden Umhiillenden ergibt der Reibungswinkel qf, der Abschnitt auf der 'l'-Abzisse die KohOsion c: Der Abschnitt zwischen den Schergeraden und der Verlangerung der Ordinate ergibt den sog. Attraktivitatsab-

71

2.7 Scherfestigkeit

/

..

c· a'

~

Als Bruchkriterien gelten: eine Axialdehnung (Stauchung) der Probe von 15 % ein Zuwachs der Axialdehnung urn 2 % ohne Steigerung von 0'"

"",\)\\e(l6e

TI

~rK °3

011'

(3)

(2)

~ 0,'

d

Abb. 2.56 Auswertung eines CU-Versuchs.

schnitt a, der auch als Zugfestigkeit bezeichnet wird (s. Abschn. 2.6.10.3). Bei dem isotropen dranierten CID-Versuch, der etwa dem fruheren D-Versuch entspricht, wird die Probe nach Abschluss der Sattigung und der Konsolidation so langsam abgeschert (0,0010,1 mm/min), dass die Volumanderung der Probe nur mit vernachlassigbar kleinen Porenwasserdruckunterschieden « 4%) stattfindet. Dadurch treten nur wirksame Spannungen auf, aus denen unmittelbar die zugehOrigen Scherparameter ql und c' ermittelt werden k6nnen. Der CID-Versuch ist in all den Fallen angebracht, in denen der Porenwasserdruck schwierig zu messen ist (z. B. in halbfesten Boden). In regelmaBigen Zeitabstanden werden folgende Messdaten protokolliert: Zeit (t) Vertikalkraft (P) Vertikale Verformung (1lH) Volumenanderung (Ey) Zelldruck (0'3) Differenz zwischen Zelldruck 0'3 und dem Porenwasserdruck u.

Die Bestimmung der effektiven Scherparameter des (dranierten) Bodens erfolgt in einem Diagramm mit der halben Hauptspannungsdifferenz (0',-0'3)/2 als Abzisse und der halben effektiven Hauptspannungssumme (0', + 0'3)/2 als Ordinate nach Abb. 2.57 bzw. nach DIN ISO TS 17892-9.

2.7.4 Versuche zur Ermittlung der undranierten Scherfestigkeit cu Fur die Bestimmung der undranierten Scherfestigkeit Cu eines kohasiven (bindigen) Bodens sind folgende Versuchsanordnungen ublich: einaxialer Druckversuch (Abschn. 2.6.10.1) unkonsolidierter undranierter Triaxialversuch Fallkegelversuch Feldversuche. Fur den fruheren UU-Versuch kommt heute der unkonsolidierte undriinierte Triaxialversuch nach DIN ISO TS 17892-8 zum Einsatz. Nach aufbringen des festgelegten Zelldrucks (0'3) wird die Probe mit konstanter Geschwindigkeit vertikal bis zum Bruch belastet. In regelmaBigen Zeitabstanden werden folgende Messdaten protokolliert:

Spannungswege

N

~£

300"---+-

~200~--+--4----~~~--~----+---~~

__~

~

o I

o

T100 c·

25kWm20L-_~

____~____k-L-~_ _~~__L -__~____-L~ -----(u "

",)12 In kNlm2------1~

Abb. 2.57 Auswertung eines CID-Versuchs.

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

72

2

Zeit (t) Vertikalkraft (P) Vertikale Verformung (Mf) Zelldruck (0"3)' Als Bruchkriterium gilt, wenn die Hauptspannungsdifferenz (max. 0"1-0"3) nicht mehr anwachst oder die Axialdehnung (Stauchung) 15 % erreicht. Yom Bruchzustand ist eine Zeichnung oder ein Foto uber die Ausbauchung bzw. die dominierenden Bruchflachen anzufertigen. Der Wert 0,5 · (0"1-0"3) ist die undranierte Scherfestigkeit Cu bei schnellen Belastungen. In einigen Landem wird dafur anstelle von Cu das Symbol Su verwendet. Nach der Vomorm DIN ISO TS 17892-6 kann die undranierte Scherfestigkeit Cu gestorter oder ungestorter bindiger Boden auch mit dem FaIlkegelversuch ermittelt werden (s. Abschn. 2.5). Der Versuch gilt allerdings nur als Indexversuch, d. h. die mit dem Fallkegel ermitteltem Werte entsprechen nicht unbedingt der undranierten Scherfestigkeit des Bodens in situ und sollten mit ortlichen Erfahrungswerten abgestimmt werden. Die mit dem Fallkegelgerat bestimmte undranierte Scherfestigkeit wird deshalb auch als Fallkegelscherfestigkeit c ue bezeichnet. Die Bestimmung der undranierten Scherfestigkeit Cu kann auch in Feldversuchen mit der Flugelsondierung (s. Abschn. 4.4.6.3) bzw. auch mit dem Penetrometer erfolgen. Fur die bindigen Boden Norddeutschlands werden die Cu - Werte auch aus Drucksondierergebnissen ermittelt (s. Abschn. 4.4.6.2): Cu

= (0,05 bis 0,1O) . qe

Tabelle 2.12 Niiherungsweise angenommener Zusammenhang zwischen der Scherfestigkeit Cu und der Konsistenz Ie (nach alter DIN 4014, T2: 1977).

sehr gering

< 20

gering

20- 40

mittel

40- 75

hoch

75- 150

sehr hoch

> 150

Die undranierte Scherfestigkeit wassergesattigter Boden zeigt eine deutliche Abhangigkeit von der Porenzahl und der Konsistenz, was bei erstbelasteten Tonboden (oberhalb der A-Linie im CASAGRANDE-Diagramm) folgende Beziehung ermoglicht (s. ENGEL 2002, darin Lit.): = d v ' (0,11 + 0,37 Ip) d v = effektiver Uberlagerungsdruck Ip = Plastizitatszahl (als Dezimalbruch) Cu

Konsistenz

c" (in kN/m 2)

12,5

0,25

sehr weich

25

0,5

weichplastisch

100 200

Mittels Flugelsondierung ermittelte Cu - Werte sind Bruchwerte des Bodens unter undranierten Bedingungen. Fur Anwendung bei langsamen Scherbeanspruchungen muss die mit der Flugelsonde ermittelte Scherfestigkeit abgemindert werden. Der Abminderungsfaktor ist abhangig von der Plastizitat (wL) und liegt zwischen 0,6 und 1,0 (s. Abschn. 4.4.6.3). Die undrlinierte Scherfestigkeit Cu ist in der bodenmechanischen Praxis ein haufig verwendeter Wert zur Kennzeichnung der Festigkeit bindiger Boden und wird in den neueren Normen zunehmend fur die Ermittlung direkter Tragfahigkeitswerte herangezogen (KIEKBUSCH 1999). Sie ist im hohen MaBe von der Konsistenz des Bodens abhangig (Tab. 2.12). Die undranierte Scherfestigkeit nimmt mit der Tiefe ± linear zu und zeigt in einem uberkonsolidierten Ton deutlich hohere Werte als in einem normal konsolidierten Ton. Nach EN ISO 14688-2 wird fur die undranierte Scherfestigkeit folgende Abstufung getroffen (in kN/m 2):

steifplastisch/ halbfest iiber 1

halbfest

Die Werte der undranierten Scherfestigkeit werden auch zur Bestimmung der Sensitivitlit ( S, bzw. SlY) eines Bodens herangezogen. Bei einem besonders (wasser-}empfindlichen Boden ist die einaxiale Druckfestigkeit einer auibereiteten Probe erheblich niedriger als die im ungestorten Zustand:

73

2.7 Scherfestigkeit

2

Sty = qu(ungestort)/qu(gestort)

In Deutschland werden die Boden hinsichtlich ihrer Sensitivitat wie folgt eingestuft:

<2 2-4 4-8

geringe Sensitivitat mittlere Sensitivitat hohe Sensitivitat.

In den nordischen Landem, wo entsprechende Boden weit verbreitet sind, wird eine wesentlich hohere Bewertung verwendet (gering < 8, mittel 8-30 und hoch > 30). Werte > 50 sind kennzeichnend fiir Quicktone (EN ISO 14688-2). Das Verhalten der Quicktone wird auf ihre marine oder brackische Ablagerung zuriickgefiihrt bzw. auf die nachtragliche Auswaschung der dabei eingelagerten SalzkristalIe, was eine typische Kartenhausstruktur der Tonminerale hinterlasst. Bezeichnend fiir diese Boden ist der nahezu volIstandige Verlust der Scherfestigkeit bei Erschiitterungseinwirkung, die geringe Restscherfestigkeit im gestorten Zustand (s. Abschn. 15.3.5) und das abrupte Stabilitatsversagen bei geringer Spannungserhohung (KEMPFERT et al. 2008).

2.7.5 GroBscherversuche Mit den bisher behandelten Schergeraten konnen nur Scherflachen bis max. 100 cm 2 untersucht werden. Diese Querschnittsflachen reichen bei stark inhomogenen Boden und bei von Trennflachen durchsetztem Fels nicht aus, urn reprasentative Scherparameter zu erhalten. Die Scherfestigkeit auf Trennflachen wird sehr stark von der Geometrie der Flliche und damit yom MaBstabseffekt bestimmt. Auch bei Lockergesteinen solI der Probendurchmesser fiinfmal groBer sein als das GroBtkom der zu untersuchenden Probe. Bei ebenflachigen, volI durchtrennten Trennflachen wird die Schubspannung im Wesentlichen nur iiber Reibung iibertragen. Bei unebenen Trennflachen kommt es bei niedrigen Normalspannungen zu einem Aufgleiten entlang der Unebenheiten und dadurch zu einer Dilatation senkrecht zur Gleitebene. Bei hoherer Normalspannung ist die Dilatation behindert, so dass Unebenheiten der Trennflachen abgeschert wer-

a)

b)

't

10-

~~

t

=

o-·tan
t

=

o-·tan
I

c)

-

lo-

t

d)

't

Abb. 2.58 Verschiedene Formen des Schubbruches auf Trennflachen.

den miissen, was eine hohe Anfangsscherfestigkeit durch Oberwindung der sog. technischen Kohasion ergibt. Das in Abb. 2.58 dargestelIte bilineare Bruchkriterium ist ein stark vereinfachtes Modell der Umhullenden der Mohrschen Grenzbedingung. Bei Vorliegen einer gekrummten Umhiillenden im T-CY- Diagramm kann mit dem Sekantenreibungswinkel gerechnet werden, welcher der groBten Normalspannung CYdes Anwendungsfalles entspricht (Abb. 2.59). t

maxo-'

cr'

Abb.2.59 Hullkurve im r-o:-Diagramm von zahlreichen Dreiaxialversuchen und Ermittlung des Sekantenreibungswinkels ({'o' fur eine vorgegebene max. Normalspannung a' (aus DIN 18 137, T 1).

74

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Z

216kN

.>:

I-

200 171kN

I I

~

,

T<

, F=const

I

I

F> T=O

10

Scherweg

20

Imm l

Abb. 2.60 Scherkraft-Verschiebungsdiagramm

bei einem direkten GroBscherversuch in Mehrstufentechnik (SOMMER et al. 1989).

In den 1970er Jahren sind sowohl Rahmenschergerate fiir Labor-GroBscherversuche an Trennflachen als auch Gerate fiir Trixial-GroBversuche entwickelt worden. Mit triaxialen Druckversuchen an GroBbohrkernen mit Durchmess ern von 0,5 m bis 1,0 m kann die Gebirgsscherfestigkeit schrag zu den horizontalen Schichtflachen ermittelt werden (Empfehlung Nr. 3 "Versuchstechnik Fels"). Die Entnahmetechnik fUr GroBbohrkerne ist aufwandig und erfordert entsprechend zugangliche Gebirgsaufschliisse. Manchmal ist es daher einfacher, Proben fur GroB-Rahmenschergerate aus dem Gebirge herauszuschneiden. Moderne prozessgesteuerte Rahmenschergerate haben Abmessungen bis 150 x 100 x 60 em. Durch Anwendung der Mehrstufentechnik, bei welcher der Abschervorgang bei unterschiedlichen Normalspannungen jeweils nur eingeleitet

und bei Ankiindigung des Bruchvorganges durch Verminderung der Schubspannung wieder unterbrochen wird, konnen an jeder Scherflache die erforderliche Zahl von drei Abschervorgangen gefahren werden (Abb. 2.60). In der letzten Laststufe kann der Abschervorgang so lange fortgesetzt werden, bis die Restscherfestigkeit erreicht ist. Die erforderlichen Probekorper werden in Handarbeit mit Trennschleifern aus dem anstehenden Gebirge herausgearbeitet. Bei unebenen und nur teilweise durchgehenden Trennflachen kann es zweckmaBig sein, direkte in situ-GroBscherversuche mit Scherflachen von 1 x 1 m und mehr vorzusehen. Diese Versuchstechnik wurde bereits in den 1960er Jahren angewandt. Die Probekorper werden in Schramarbeit herausgearbeitet. Mit Hilfe der Mehrstufentechnik kann heute die Versuchsanzahl gering gehalten werden. Versuchsergebnisse derartiger direkter GroBscherversuche sind auf Abb. 2.61 und Tab. 2.13 zusammengestellt. An den herausgebohrten oder -gearbeiteten Versuchskorpern solcher GroBversuche miissen die Schichtenabfolge und besonders das Trennflachengefiige sorgfaltig aufgenommen und zusammen mit der Scherflache zeichnerisch und fotografisch dokumentiert werden (s. Abb. 2.62).

2.7.6 Diskussion der Scherfestigkeitsparameter (qJ, c) In der Praxis wird bei Lockergesteinen mit den wirksamen Scherparametern ql, c' gearbeitet,

VERSUCHSBESCHREIBUNG Versuche parallel zur Schlchtung

Abb. 2.61 Ergebnisse von GroBscherversuchen an Rot Tonsteinen parallel und schrag zur Schichtung (nach SOMMER et al. 1989).

Versuche schrog l;ur Schlchtung

Grontriaxiolversuche

~T --

~ +0)

Fh

, ~=65°

SCHERPARAME TER 4> [0

19.0 2'.0 16.5 '0.0

3L.0 385 'IS 39.8

L26

J

c'[kN/m2] 30

SS LO 260 190 '20

290 120 210

75

2.7 Scherfestigkeit

2

1m

I?"7:l ~

Albit-Karbonatphyllite

~

Klufte, Siorung

~

Ouarz-Kalzitlinsen

~

BatonvertUliung

Abb. 2.62 Zeichnerische Darstellung des TrennflachengefOges von PrOfkiirpern direkter GroBscherversuche (a us BROSCH et al. 1990).

Tabelle 2.13 Zusammenstellung von Scherfestigkeitswerten von Festgesteinen. Oben auf Schicht- oder Schieferungsflachen, unten schrag zur Schichtung (s. a. Abb. 2.63). Direkte Scherversuche Stratigraphie

Devon

Gestein

ProbengroBe

Scherparameter

cpo [°1

c' [kN/m1j

Phylit. Tonschiefer, fest, dGnnschiefrig sf - flachwellig (65°)

0,4·0,2 m

15,0- 17,5

°

Phylit. Tonschiefer, maBig fest, dOnnsch. sf - glatt

0,4·0,2 m

10- 15

0

24

9,4

Literatur

NBS KolnRhein/Main, unveroffentlicht

(55 °) Oberer Muschelkalk, Tonplattenfazies

Tonstein Mergelstein

3,5·2,3 m

Gipskeuper

Tonstein mit Fasergips

00,32 m h - 0,25 m

40

600

HENKE & KAISER (1980)

Oberer Keuper

Knollenmergel mit Harnischflache

00,94 m

13

50

W,TIKE

HABETHA

(1963)

(1984)

76

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Tabeile 2.13 (Fortsetzung) GroBtriaxialversuche Stratigraphie

Gestein

Scherparameter !p'

[oJ

Literatur

c' [kN/m2]

Sandstein-Tonsteinwechselfolge Tonsteinanteil > 30%

30,5-44,0

50-445

Tonstein (Storungszone)

19,5-25,3

49-62

Wechselfolge von weichem Tonstein und mlirbem Sand stein

13,2-29,2

20-85

Tonstein, fest, keine durchgehende Bruchflache

27-32

200-700

Tonstein, fest-mOrbfest, ausgepragte Bruchflachen

20,5-22,5

500-700

Mergelstein, hart

30-45

200-300

Ton-Schluffstein, kleinstiickig zerbrochen

30-35

0-100

Mergelstein, Wechsellagerung

30-35

100-200

Tonstein, fest, klliftig, brockelig

30-35

100-250

Tonstein, fest, mit Bandern von Residualbildung

25-30

0-250

ausgelaugter Gipskeuper (Anwitterungszone)

Tonstein, halbfest, stark angewittert

25-30

0-100

ausgelaugter Gipskeuper (Verwitterungszone)

Tonstein, vollig verwittert u. entfestigt, durchnasst

25-27,5

0

unausgelaugter Gipskeuper

Tonstein mit Anhydritlagen und -k nollen, KIOfte mit Fasergips

30

0-200

Mittlerer Buntsandstein

Oberer Buntsandstein (Rot)

Keuper, Bunte Mergel (ausgelaugt)

Gipskeuper (ausgelaugt)

wenn die Endfestigkeit zu beurteilen ist, und mit den scheinbaren Scherfestigkeiten ({Ju und Cu bzw. mit der undranierten Scherfestigkeit cu ' wenn die Anfangsfestigkeit maBgebend ist. Eine Zusammenstellung charakteristischer Rechenwerte enthalt auch die DIN 1055-2 (E 2007). Bei Sanden nnd Kiesen ist der wirksame Reibungswinkel von der KorngroBenverteilung so-

NBS Hannover- Wurzburg (unveroffentlicht)

STRAUSS (1996) (s.d. Abb.4.5)

WICHTER ( 1980)

WAHLEN & WITIKE (2009)

wie der Kornform und Kornrauigkeit und vor allen Dingen von der Lagerungsdichte abhangig (5. Abschn. 2.4.2). Dabei konnen folgende mittlere Reibungswinkel angenommen werden:

77

2.7 Scherfestigkeit

Boden Sand, locker gelagert

30- 32,5

Sand, dicht gelagert

32,5-37,5

Sand und Kies, locker gelagert

30- 32,5

Sand und Kies, dicht gelagert

35-40

Splitt-Schottergemische

35- 45

Eine Kohasion wird bei nichtbindigen Boden in der Regel nicht angesetzt. Erfahrungen haben jedoch gezeigt, dass bei fein- und mittelkornigen Sanden unterhalb der 40 bis 60 cm dicken witterungsbedingten Zone der oberflachigen Wassergehaltsschwankungen teilweise eine scheinbare Kohasion oder besser Kapillarkohasion Cc angesetzt werden konnte (BILZ & VIEHWEG 1993). Die Kapillarkohasion Cc kann folgende GroBenordnungen erreichen: 1-4 kN/m 2 Grobsand Mittelsand 3-6 kN/m 2 Feinsand Auch ARSLAN et al. (1998) haben bei in situGroBscherversuchen in einem dicht gelagerten, stark sandigen Kies ein gekrummtes r-O"-Diagramm erhalten, das eine gewisse quasi-Kohasion anzeigt. Die Maximalwerte der Scherspannung wurden aber erst bei einem relativ groBen Scherweg erreicht, so dass diese Werte nur angenommen werden durfen, wenn derartige Verformungen gefahrlos aufgenommen werden konnen. Bei feinkornigen Boden sind die Scherfestigkeitsparameter qJ' und c' sowie Cu vom Tongehalt und der Art der Tonminerale abhangig. Besonders hohere Gehalte an quellfahigen Tonmineralen lassen die Scherfestigkeit erheblich abfallen. In der Literatur findet man verschiedene Korrelationen zwischen dem Reibungswinkel und anderen Kennwerten, z. B. der Plastizitat (Lit. s. PRINZ 1997). Bei den Schwerwinkeln treten bei bindigen Boden erfahrungsgemaB geringe Streuungen auf und die effektiven Werte (qJ') sind relativ unabhangig von den Versuchsbedingungen. Die Kohasionswerte werden dagegen ganz wesentlich von der Belastungsgeschichte des Bodens bestimmt und zeigen entsprechend groBe Unter-

schiede, die zu der bekannten Problematik bei der Festlegung von charakteristischen Werten fUr praktische Anwendungen fuhren. Die Kohasion c' bindiger Boden ist nicht nur von der Plastizitat bzw. dem Wassergehalt abhangig, sondern kann mit der Zeit aus verschiedenen anderen Grunden abfallen. Besonders Boden mit schichtiger Ablagerung oder Kluftung konnen auf dies en Fiachen stark abgeminderte Scherparameter aufweisen. Unabhangig von diesen Streubereichen ist die Scherfestigkeit von Tonboden keine Konstante, sondern ist auch abhangig von der Beanspruchung, ob der Ton z. B. eine Entlastung erfahrt (CPu' cJ oder eine Belastung (cp', c'). Durchschnittswerte der Scherfestigkeitsparameter sind: c· !kN/m2)

c !kN/ml)

schwach bindige Boden

25- 27,5

0-5

0-40

stark bindige Boden

15- 22,5

10-25

20-100

organische Boden

5- 17,5

0-5

5-15

Die Restscherfestigkeit tritt nicht nur bei hochplastischen Tonen auf, sondern bei allen zu Entfestigung neigenden Bodenarten sowie auf vorgegebenen Bewegungsflachen aller Art. Besonders anfallig sind montmorillonithaltige Tone. Der Abfall der Scherfestigkeit auf die Restfestigkeit bei zunehmender Bewegung kommt dadurch zustande, dass durch die in Abschn. 2.7.3 beschriebene Dilatation in der Gleitflache eine Wasseraufnahme und Plastifizierung stattfindet und dass eine, mittels rasterelektronenmikroskopischer Untersuchungen bereits von verschiedenen Autoren beschriebene Einregelung von Schichtsilikaten erfolgt (BROSCH & RIEDMULLER 1988, darin Lit.). Auf der Oberflache der Gleitflachenbelage wurden extrem dunne, unregelmaBig geformte Plattchen, wahrscheinlich Smektit-IllitAggregate beobachtet, die dachziegelartig einander uberlagernd angeordnet sind und die offensichtlich wesentlich zu dem markanten Abfall der Scherfestigkeit beitragen. Die Restscherfestigkeit

78

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

betragt meist nur 1/3 bis 1/2 von q>'; c' WIt meist auf c, = 0 abo Bei gemischtkornigen Boden ist die Scherfestigkeit nicht nur von der Lagerungsdichte und der Wassersattigung abhangig, sondern auch sehr stark von der Kornverteilung im Feinkorn- und im Grobkornbereich. Dabei ist bei Mischboden vielfach eine Zunahme der Scherfestigkeit gegenuber den reinen Bodenarten festzustellen. In Anlehnung an DIN 18196 konnen naturliche MischbOden (s. Abschn. 2.l.4 und 3.1) mitteldichter bis dichter Lagerung bezuglich der Scherfestigkeit in 4 Gruppen eingeteiIt werden: sandig-kiesiger (-steiniger) Mischboden, Tonund Schluffanteil < 5-8 % ep' = 35° bis 40°, c' = 0-5 MN/m2 schwach tonig-schluffiger, gemischtkorniger Sand- oder Kiesboden (ohne oder mit Steinen), Ton- und Schluffanteil5-8 % bis 15-20 % ep' = 32,5° bis 37,5°, c' = 0-10 MN/m 2 stark tonig-schluffiger, gemischtkorniger Sand- oder Kiesboden (ohne oder mit Steinen) Ton- und Schluffanteil 15-20% bis 40% ep' = 30° bis 35°, c' = 10-30 MN/m2 bindiger (feinkorniger) Mischboden, Tonund Schluffanteil > 40 % ep' = 25° bis 30°, c' = 20-40 MN/m2 In Berechnungsfallen, bei denen es nicht ohne weiteres moglich ist, den Einfluss der Kohasion c' zu berucksichtigen, kann ein Ersatzreibungswinkel ep! oder ({Jee>' bezogen auf den jeweiligen Spannungszustand d angenommen werden (Abb. 2.63). In weichen Boden kann der ErsatzT

./

/ y-

t'"",--:r

./

'P

/

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7 1 1

1

./

a: (1,

lnttt

a, Abb. 2.63 Ermittlung des Ersatzreibungswinkels q>, aus (5'.

reibungswinkel aus dem cu-Wert abgeleitet werden (HETTLER et al. 2002): tan epee> = cJ(y· z) y. z = Ubedagerungsdruck Der Ersatzreibungswinkel fur Wechsellagerungen von Schichten unterschiedlicher Scherfestigkeit kann als gewogenes Mittel, entsprechend den MachtigkeitsverhaItnissen (in %) nach der Formel

q>ecs. =

x%· tan q>x + y%. tanq>y 100%

abgeschatzt werden (s. DIN 4017, T 1, Beiblatt). Die Scherfestigkeit des Gebirges ist eine komplexe Eigenschaft, die sich aus Scherfestigkeitsanteilen des mehr oder weniger angewitterten (festen) Gesteins und aus dem Reibungswiderstand auf Trennflachen zusammensetzt (s. Abschn. 2.7.3). Je mehr Trennflachen vorhanden sind und je weiter dieselben durchgerissen sind, desto geringer wird die Verbandsfestigkeit eines Gebirgsbereiches (s. BROSCH et al. 1990). 1st eine entsprechend orientierte Flache mehr oder weniger durchgerissen, so wirkt nur noch der von den Unebenheiten der Flache abhangige Reibungswinkel, wobei bei niedrigen Normalspannungen deren Geometrie, bei hohen Normalspannungen deren Kohasion maBgeblich ist. Bei groBerer Scherverformung wird schlieBlich die Restscherfestigkeit erreicht. Die Gebirgsscherfestigkeit ist in hohem MaBe vom Einspannungszustand abhangig. Werte von triaxialen GroBversuchen verschiedener Gebirgsarten zeigt Tab. 2.13. Bei einseitiger Freilage des Gebirges wird jedoch die Gebirgsfestigkeit im Wesentlichen von der Scherfestigkeit auf ungunstig einfallenden Trennflachen bestimmt (Abb. 2.64). Obwohl fur Schicht- und Schieferungsflachen sowie fUr Kluftflachen die gleichen mechanischen Regeln und dam it auch vergleichbare GroBenordnungen der Scherfestigkeiten geIten, werden fur die Zwecke der Praxis die Scherfestigkeiten an den Trennflachen nachstehend getrennt angesprochen: Die Scherfestigkeit auf Schichtflachen ist im Wesentlichen abhangig von der Unebenheit der Flache, den materialabhangigen Reibungseigenschaften (Glimmerbelage, Anteil quellfahiger Ton-

79

2.7 Scherfestigkeit

I -II

" I-- - -GE BIRGE --=-~ ~ -+--------j

L~~/

-- '"

/'

'" '"

Abb. 2.64 Mittlere Gebirgsscherfestigkeit von Sandstein/Tonstein-Wechselfolgen des Buntsandsteins schrag und parallel zur Schichtung (aus MOLL & KATZENBACH

1987).

minerale), dem Verwitterungsgrad und etwaigen Bewegungsspuren (s. Abschn. 3.4.3). Letzteres betrifft besonders veranderlichfeste Gesteine (HOLZHAUSER & THURO 2009). Die Abhangigkeit der Scherfestigkeit von der Ausbildung der Schichtflachen ist aus Tabelle 2.14 ersichtlich. Die Scherfestigkeit sandig-toniger Schichtund Schieferungsflachen liegt zwischen 8° und 40° (DONIE 1993; MOSER 1993; RADEKE & BAUMANN 1993). Auftonigen Schichtflachen werden iiblicherweise Rechenwerte von qJ' = 18° bis 24° angenommen, mit unterschiedlichen Kohasionsanteilen. Durch reibungsabmindernde Belage oder Bewegungsspuren in Form von Harnischen

oder Myloniten konnen auf mehr oder weniger groBen Teilflachen Abminderungen bis auf eine Restscherfestigkeit von ({\ = 8°-12° auftreten. Die Scherfestigkeitswerte auf Schicht- und Schieferungsflachen sind sowohl durch zahlreiche Laborversuche als auch durch einige GroBscherversuche sowie durch Riickrechnung von Gleitungen auf solchen Flachen bzw. der Riickrechnung der Standsicherheit vergleichbarer natiirlicher Hange recht gut abgesichert (Lit. s. PRINZ 1997). Bei der Angabe abgeminderter Scherfestigkeiten ist auch immer die FlachengroBe abzuschatzen, fiir welche die Abminderung gilt. In der oberflachennahen Anwitterungszone des Gebirges, die 15 bis 30 m, teilweise iiber 50 m tief reichen kann, sowie in der Nahe von Storungszonen und alten Landoberflachen ist verstarkt mit solchen Abminderungsfaktoren zu rechnen. In entfestigten und stark strukturgestorten Gebirgsbereichen, wie dem ausgelaugten Gipskeuper Siiddeutschlands (s. Abschn. 19.2.2.2), sind die Reibungswinkel parallel und quer zur Schichtung oft sehr ahnlich, nur die Kohasionswerte zeigen deutliche Unterschiede (Abb. 2.65) . Ahnliche Werte (qf = 25°, c' = 20 -70 kN/m 2 ) geben WITTKE et al. (2010) auch fUr Residualgesteine von ausgelaugten Rottonsteinen an. Die Scherfestigkeit auf Kluftflachen ist abhangig vom Gestein, der Ausbildung der Flachen, der Kluftweite, der Art der Kluftfiillung und der Normalspannung auf der Trennflache. Haufig

Tab. 2.14 Zusammenstellung von Scherparametern auf verschieden ausgebildeten Schichtflachen in R6t-Tonsteinen (aus SOMMER et al. 1989). Bereich I

Bereich II

Bereich III

8-18

19-29

29-41

kN/m2

10-60

45-90

100-180

%

14-25

9-14

7-9

Ausrollgrenze wp

%

21-25

17,5-22,5

16-19

FlieBgrenze wl

%

39-50

28,5-38

25-29

Plastizitatszahl/p

%

17-20

10-5

7-11

Konsistenzzahl/c

1,0-0,5

1,5-2,0

1,9-2,5

Ausbildung der Schichtfliichen

eben, glatt, tonige Zwischenlagen

eben bis uneben, glatt, tonig belegt

uneben, rauh, Kanten

Einheit Reibungswinkel ql Kohiision c' Wassergehalt

W

80

2

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

«kNlm, Versuche

• C 15 em x 15 em Scherfl3che • 0 30 em x JO em Scherfl3che

X GroBscherversuch 1m Stollen

Abb. 2.65 Ermittlung des Reibungswinkels an Proben des Gipskeupers (nach WITTKE & ZOeHNER

2008).

wird ein aus dem einfachen Gleitversuch ermittelter Reibungswinkel angegeben, der zwischen 20° und 50° liegt, mit einem Mittelwert bei 35° (MULLER et al. 20lO). Bei diesem Versuch werden zwei zusammengehorige, etwa gleich groBe Kluftkorper solange gekippt, bis der obere Kluftkorper auf dem unteren zu gleiten beginnt. Dieser Winkelwert ergibt einen Anhaltspunkt fUr den sog. einfachen Kluftreibungswinkel. Rechnerisch kann dabei die effektive Normalspannung mit (j= y. h . cosa angenommen werden (h = Kluftkorperdicke, a = Kippwinkel). Ein Anwendungsbeispiel bringt SCHWINGENSCHLOGL (1990). Mit zunehmender Kluftweite ist bei belegten Kliiften ein Abfall der Scherfestigkeit auf die des Kluftfiillungsmaterials bzw. bei Vorhandensein oder der Bildung von Flachen in der KluftfUliung auf die Restscherfestigkeit der KluftfUliung anzunehmen. Werte aus GroBversuchen oder aus zutreffenden Riickrechnungen liegen fUr Versagensfalle auf steil stehenden Kluftflachen kaum vor. Direkte Laborversuche auf Gesteinstrennflachen ohne oder mit Kluftfiillungsmaterial ergeben Werte von qJ = 15° bis qJ = 55°. Die iiblichen Rechenwerte fUr die Scherfestigkeit auf Kluftflachen liegen bei qJ = 25° fUr tonige Gesteine, sonst bei 30° bis 35°, c = 0-100 MNlm 2• Auf nassen Flachen wird ein Abfall urn 2° bis 4° angenommen. Echte Erfahrungswerte sind sehr schwer anzugeben, da im Gebirge der Einspannungszustand und die jeweils wirksame FlachengroBe auBerst schwer abzuschatzen sind. Wirkt auf der Trennflache keine Normalspannung, so fallt die Scherfestigkeit auf 0 abo Die gebrauchliche Annahme eines Ersatzreibungswinkels von qJ = 35°, der

haufig der Gebirgsscherfestigkeit nahe kommt, beriicksichtigt nicht eine ungiinstige Ausbildung und den Spannungszustand auf solchen steil stehenden Fliichen und ist deshalb in vielen Fallen zu hoch angenommen. In mylonitischen Scherzonen und Kluftfiillungen, besonders von metamorph beanspruchten Gesteinen, konnen quellfahige Tonminerale auftreten, die schon in geringen Mengen (~5%) eine wesentliche Herabsetzung der Scherfestigkeitseigenschaften bewirken (s. a. CZECH & HUBER 1990).

2.8 Durchlassigkeit Die Durchlassigkeit oder hydraulische Leitfahigkeit wird ausgedriickt durch den Durchlassigkeitsbeiwert k (in m/s). Der Durchlassigkeitsbeiwert wird aus der Durchflussmenge Q pro Flacheneinheit des durchstromten Querschnitts A bei einem hydraulischen Gefalle von i = 1 ermittelt (s. unten). Die Durchlassigkeitsbeiwerte gelten fUr FlieBvorgange von Wasser in der gesattigten Zone, nicht aber fUr andere Fluide und Suspensionen. Der Durchlassigkeitsbeiwert der ungesattigten Zone wird vereinfacht mit ku = 0,5· k angenommen (REITMEIER 1995). Die FlieBgeschwindigkeit und damit der k- Wert sind auBerdem von der Zahigkeit des Wassers und damit von der Wassertemperatur abhangig. Bei der Angabe von Durchlassigkeitsbeiwerten wird gelegentlich zur besseren Unterschei-

2.8 Durchlassigkeit

dung zwischen Laborwerten als k- Wert und Gebirgs- bzw. Feldversuchswerten als kr Wert differenziert.

2.8.1 Durch lassigkeit von Lockergesteinen

81

ermittelt worden ist und das einen linearen Zusammenhang zwischen dem hydraulischen Gefalle i und der dazugehorigen Filtergeschwindigkeit v bei laminarer Durchstromung ausdriickt. Als Proportionalitatsfaktor fUhrte DARCY den Durchliissigkeitsbeiwert k ein und formulierte das Darcy-Gesetz wie folgt:

vii v = QIA; Q = k . A . hll; i = hll

k=

Die Durchlassigkeit eines Lockergesteins hangt ab von der KorngroBe, der Kornform und der Kornanordnung, dem Porenanteil, der PorengroBe und den Verbindungen zwischen den Poren. Die Porengro6enklassen sind: weite Grobporen > 50 11m Sickerwasserbewegung enge Grobporen 50-10 11m nutzbare Feldkapazitat Mittelporen 1O-0,2!lill Haftwasser, von Pflanzen noch nutzbar (s. Abschn. 6.2.2) Feinporen < 0,2 !lill Adsorptions- oder Totwasser (s. Abschn. 2.3.1). Der durchflussnutzbare Porenanteil nr oder no ist beschrankt auf die Grobporen ab etwa > 20 11m. Ein wassererfUllter Kiessand mit etwa 30 % Porenvolumen (n = 0,25-0,35) verliert deshalb bei Entwasserung ungefahr nur die Halfte seines Wasservolumens. Bei fein- und gemischtkornigen Lockergesteinen wird die Durchlassigkeit durch die Engstellen der Poren bestimmt und wird zusatzlich durch die gebundene Wasserhiille bzw. das schwer bewegliche Adsorptionswasser, das in der engeren Umgebung der Mineraloberflachen sowie in den engen Zwickeln angrenzender Korner (Porenwinkelwasser) stark gebunden ist, behindert (s. Abschn. 2.3.1). Die Dicke der chemisch und adsorptiv gebundenen Wasserhiille an der Oberflache und in den Porenwinkeln ist von der Tonmineralart abhangig. Dies bedeutet, dass bei einem feinkornigen Lockergestein nur etwa 4 bis max. 8 % des wassererfUliten Porenvolumens gravitativ entwassert werden konnen, wobei der Sattigungsgrad von 1 auf etwa 0,7 sinkt (s. Abschn. 2.3.1). Grundlage der Berechnung der Wasserstromung im Untergrund ist das Filtergesetz von DARCY (1856), das bei Durchstromungsversuchen mit Mittel- bis Grobsanden experimentell

= hydraulisches Gefalle h = hydraulische DruckhOhe (in m) 1 = FlieBiange (in m) v = Filtergeschwindigkeit (in m/s) Q = Durchflussrate (in m 3/s) A = FlieBquerschnitt (in m 2).

Das hydraulische Gefalle i ist dimensionslos, wodurch der Durchlassigkeitsbeiwert k nach der Formel die Einheit m/s erhalt, obwohl er streng genommen keine Geschwindigkeit darstellt. Die Filtergeschwindigkeit v oder Durchflussgeschwindigkeit ist eine fiktive Geschwindigkeit, die ermittelt wird aus dem Quotienten der Durchflussrate Q und dem durchflossenen Querschnitt A, rechtwinklig zur FlieBrichtung (Abb. 2.66). Der Durchfluss wird dabei auf die volle Flache bezogen und nicht auf den durchflossenen Porenraum (deshalb Filtergeschwindigkeit v). Die Abstandsgeschwindigkeit va ist ein Rechenwert, der aus dem Abstand 1 zweier in FlieBrichtung gelegener Messpunkte pro Zeiteinheit M ermittelt wird: va = liM in m/s

Die Abstandsgeschwindigkeit wird durch Markierungsversuche mit nicht sorptiven Salz- oder Farbstofftracern bestimmt (s. Abschn. 2.8.6). Haufig wird die Abstandsgeschwindigkeit auch durch die Beziehung va = vlnr bzw.

Va

=

(k . i)lnr

ausgedriickt, die streng genommen fiir die wahre Flie6geschwindigkeit Vw gilt, die bei gIeich bleibender Wassermenge bei kleinerem nutzbaren Porenanteil nr groBer werden muss. Die wahre FlieBgeschwindigkeit Vw ist groBer als die Abstandsgeschwindigkeit va' da die Was-

82

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

2

Abb. 2.66 Definition des Filtergesetzes von DARCY und Geschwindigkeitsbegriffe beim Grundwasser.

serteilchen auf Umwegen um die Korner des Lockergesteins herumflieGen mussen, wodurch sich die zuruckgelegte WegHinge wesentlich vergroGert (s. Abb. 2.66). Die wahre FlieGgeschwindigkeit entspricht der tatsachlichen Geschwindigkeit des stromenden Grundwassers, wie sie z. B. fUr die Abschatzung der Erosionsgefahr benotigt wird (s. Abschn. 18.2.4). Die dargestellten Zusammenhange setzen Laminaritat des FlieGvorgangs voraus. 1m nicht mehr laminaren Bereich sind die FlieGwiderstande groGer und die Durchflussmenge und damit die FlieGgeschwindigkeit geringer. Fur Sande und Kiese kann angenommen werden, dass sie noch vorwiegend im Bereich der laminaren Stromung liegen. Das Gesetz von DARCY ist nur gultig bei laminarem FlieGen und wenn der durchstromte Porenraum gleichmaGig ist und sich wahrend der

Durchstromung nicht verandert. Dies gilt auch noch annahernd fUr Quarzmehl. Bei Erdstoffen mit Tonmineralen bewirken die Molekularkrafte zwischen den Bodenteilchen und dem Wasser, dass zumindest fur kleine hydraulische Gradienten eine verminderte Wasserbewegung anzunehmen ist. Diese Abhangigkeit der Durchlassigkeit yom hydraulischen Gradienten und damit verbunden die Frage nach der Existenz eines stromungslosen Bereichs bei niedrigen Gradienten ist besonders in den 1980er Jahren ausfuhrlich diskutiert worden (Lit. s. PRINZ 1997). Nach den Arbeiten von GODECKE (1980) und GABENER (1987) kann davon ausgegangen werden, dass das FlieGgesetz von DARCY nur fUr den mittleren, linearen Stromungsbereich gilt (Abb. 2.67). Die Auswertungen sorgfaltig durchgefuhrter Durchlassigkeitsversuche an Tonen ergaben einen geometrischen Schnittpunkt der DARCY'schen Geraden mit der x-Achse (i) im Bereich des sog. Anfangsgradienten io' Die Grenze zwischen dem linearen und dem pralinearen Stromungsbereich ist durch den Dbergangsgradienten ie gekennzeichnet. Dieser liegt fur Schluffe zwischen i = 1 bis 10 und fur Tone zwischen i = 5 bis 20 (s. a. DIN 18 130-1). Allgemein wird heute angenommen, dass kein stromungsloser Bereich auftritt, dass aber die FlieGgeschwindigkeit mit kleiner werdendem hydraulischem Gefalle uberproportional abnimmt. Der Durchlassigkeitsbeiwert k eines feinkornigen Bodens erreicht nur im linearen Bereich einen einigermaGen konstanten und gleichzeitig maximalen Wert (Abb. 2.67). Bei der Ermittlung des Durchlassigkeitsbeiwertes im Labor muss daher das hydraulische Gefalle moglichst im linearen Bereich liegen und den Anwendungsbedingungen moglichst angepasst sein. AuBerdem muss bei Ansatz des erweiterten DARCy'schen Gesetzes v = k . (i - io) die GroGe des Anfangsgradienten versuchstechnisch ermittelt werden.

2.8.2 Durchlassigkeit von Fels In Festgesteinen muss zwischen Gesteinsdurchliissigkeit (Porendurchlassigkeit oder Permeabilitat, S. Abschn. 3.4.1) und Trennfugendurchlassigkeit unterschieden werden. Beide zusammen ergeben die Gebirgsdurchlassigkeit. Das hydrau-

83

2.8 Durchli:issigkeit ,

, , strOmungsloser' prahnearer , Bereich ' Bereich

IInearer

pcSlhnea rer

lurbuienler

Bereich

Bereich

Bereich

2

/

/ I

Abb. 2.67 Giiltigkeit des DARCYGesetzes zur Beschreibung der Stromungsvorgi:inge in feinkornigen Boden.

lisehe Verhalten von Fels ist wesentlieh komplizierter als das eines Porengrundwasserleiters und weist groGe Untersehiede auf, die u. a. von der Gesteinsabfolge, der erdgesehichtliehen Entwicklung (Tektonik) und der Lage zum Vorfluter (hangnahe Entlastung) abhangig sind. Die Gesteinsdurchliissigkeit kG ist bis auf wenige Ausnahmen (z. B. grobporige Sandsteine) vernaehlassigbar gering (s. Absehn. 3.4.1). Wahrend der Durehlassigkeitsbeiwert kG (m/s) definitionsgemaG aueh von den FlieGeigensehaften abhangig ist, besehrankt sieh die Permeabilitat K (m 2 ) allein auf die Gesteinseigensehaften. Sie steht mit dem Durehlassigkeitsbeiwert in folgender Beziehung: k =K· P ·g G

J1

p = Dichte des Wassers fl = Viskositat g = Erdbesehleunigung

Die Gebirgsdurchliissigkeit wird fast aussehlieGlieh von der Wasserbewegung in Kliiften und GroGporen bestimmt und ist in der Regel nieht nur inhomogen, sondern aueh hoehgradig anisotrop. Experimente bei Kluftgrundwasserleitern zeigen sehr komplexe Ausbreitungsvorgange. In Abb. 2.68 sind die Durehlassigkeitsbeiwerte eines idealisierten, homogenen Felsmodells im Vergleich zur Durehlassigkeit von Loekergesteinen zusammengestellt. Die Zahlenreihen zeigen, dass die Durehlassigkeit in Riehtung einer Kluftsehar

von der 3. Potenz der mittleren Kluftweite abhangt (s. d. a. WUSTENHAGEN et al. 1990). Dies bedeutet, dass einzelne Kluftseharen mit groGerer Kluftweite oder engeren Kluftabstanden (z. B. Kluft- oder Storungszonen) die Durehlassigkeit und damit die Wasserbewegung im Fels ganz entseheidend beeinflussen konnen. Die Wasserbewegung ist auGerdem hoehgradig von der Geometrie der Kliifte und ihrer Erstreekung abhangig. Gesteinskliifte haben in der Regel nieht nur unebene Wandungen, aueh

20

k, [ m/s I : 1k lBoden l

0,6. 10. 6 o,lmm+ O.2mm:~~~ 0,4 mm

~

'7'1'J'7'77m

0.3 ' 10~ 0.5 ·10s 0.2 ·10~ 0,4 ·10'

0.2 .10" .J

0,7mm

1,0 mm

'V~~

7lJ77m77. ~

~

0,2 ·10

.J

0.1 ·10

0.6 .1(jJ 0,3 ,lO'J

I

Schlulf

~

T

I 1 T

Abb. 2.68 Durchli:issigkeit von Fels mit einer Trennfli:ichenschar mit definierter Kluftweite und einem mittleren Kluftabstand von 1 m im Vergleich mit der mittleren Durchli:issigkeit von Lockergesteinen (nach WITTKE

1984).

84

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

die Kluftweite andert sich haufig aufkurze Erstreckung. Selbst vermeintlich geschlossene Kliifte oder Schichtflachen konnen entlang von Harnischlineationen (s. Abschn. 3.4.3.2) und FlieBkanalen infolge ehemaliger Wasserstromung noch eine betrachtliche Durchlassigkeit aufweisen (WUSTENHAGEN et a1. 1990). Bei Wechselfolgen von durchlassigen und sehr gering durchlassigen Gesteinen ist auBer der kliiftungsbedingten Anisotropie in horizontaler Richtung auch eine sedimentations- bzw. schichtungsbedingte Anisotropie in vertikaler Richtung zu beachten. Da die meisten Kliifte in Tonsteinbanken absetzen, ist die direkte Verbindung der Wasserwege behindert oder sogar unterbunden. 1m Gegensatz zu den Porengrundwasserleitern der Lockergesteine, in denen zwar auch nicht von einer volligen Homogenitat und Isotropie der Durchlassigkeit ausgegangen werden kann, wohl aber haufig von einer Quasihomogenitat und -isotropie, miissen in Kluftgrundwasserleitern mit sehr unterschiedlichen Kluftabstanden und -Offnungen immer anisotrope StromungsverhaItnisse und turbulentes FlieBen angenommen werden. Die Giiltigkeit des DARCy'schen Gesetzes kann aber nur vorausgesetzt werden, wenn die Durchlassigkeit von einer Vielzahl statistisch regelmaBig verteilter Kliifte mit laminarer Durchstromung bestimmt wird. Dies wird mangels anderer, in der Praxis brauchbarer Methoden allgemein angenommen. Die VergleichsgroGen fiir die Gebirgsdurchlassigkeit von Kluftgrundwasserleitern (durchschnittliche k- Werte) werden daher in der Regel ebenfalls iiber hydraulische Bohrlochversuche (Pumpversuche, Wasserdruckversuche, u. a. m.) ermittelt. Die hydraulische Gewichtung von Kliiften oder Kluftscharen fiir Rechenmodelle erfordert eine starke Vereinfachung auf ein gleichmaBig verteiltes, feinmaschiges Kluftnetz oder auf dominante Einzelkliifte und Kluftscharen bzw. eine Kombination davon (s. Abschn. 17.2.5.2). Auch die Wasserfiihrung von tektonischen Storungszonen kann sehr unterschiedlich sein. Eklatanten Fallen erheblicher Kluftdurchlassigkeit stehen zahlreiche Beispiele fiir die relative Dichtheit von Storungszonen gegeniiber (PRINZ & HOLTZ 1989; WERNER 1990 und Abb. 17.10). Das durchflusswirksame Kluftvolumen erreicht in der oberflachennahen Auflockerungszone haufig 3 bis 4 %, bei Spaltenbildung z. T.

5 bis 10 %, gelegentlich auch mehr (s. Abschn. 3.4.3.2). Unterhalb dieser Auflockerungsszone betragt das wirksame Kluftvolumen in kompetenten Gesteinen meist 0,5 bis 1,5 %, max. 2 %, in tonigen Gesteinen und diinnbankigen Wechselfolgen meist nur 0,1 bis 0,5% (TENSCHERT 1980; PRINZ & HOLTZ 1989; HOLTING & COLDEWEY 2009: 19 und Abschn. 17.2.5.2). In Bereichen mit tektonischer und auch atektonischer Gebirgsauflockerung (s. Abschn. 3.4.3.2) ist auch in groBerer Tiefe noch mit merkbaren KluftOffnungen und entsprechend durchflusswirksamen Kluftvolumen zu rechnen. Auch im Kalksteinkarst betragt das durchflusswirksame Hohlraumvolumen der zahlreichen aufgeweiteten Kliifte, kleinen Spalten und Karstschlauche meist nur 1-2 % und nur in stark verkarsteten Bereichen mit groBervolumigen Abflussbahnen 5-10 %, selten mehr. Bei der seit 1951 in Betrieb befindlichen Staustufe Hessigheim im Mittleren Muschelkalk (mit Sulfateinlagerungen, s. Abschn. 19.4.2) hat bei Sanierungsarbeiten in den 1980er-Jahren das injizierte Hohlraumvolumen etwa 15 % der betreffenden Gebirgskubatur betragen (FRANZIUS 1988). Das durchflusswirksame Hohlraumvolumen wird dabei mit etwa 50 % des Gesamthohlraumvolumens angenommen.

2.8.3 Laborversuche zur Ermittlung des k-Wertes Der Durchlassigkeitsbeiwert k wird in direkten Durchstromungsversuchen nach DIN 18130-1, bzw. kiinftig DIN ISO TS 17 892-11 bestimmt (s. a. DIN EN 1997-2, Anhang S). In der aktuellen Ausgabe der DIN 18 130-1 sind hinsichtlich der Versuchsdurchfiihrung drei Klassen definiert, die sich im Grad der Wassersattigung der Probe und der Art der Durchstromung unterscheiden. Bei direkten Durchstromungsversuchen wird der Durchlassigkeitsbeiwert k aus der Wassermenge ermittelt, die in der Zeiteinheit mit einem bestimmten hydraulischen Gefalle durch eine Erdstoffprobe flieGt. Bei der hOchsten Versuchsklasse werden strenge Anforderungen an die Wassersattigung der Probe und die stationare Durchstromung mit entliiftetem Wasser gestellt, die beide groBen Einfluss auf das Ergebnis haben

85

2.8 Durchliissigkeit

(SCHOLZ et al. 2003). Zu beachten ist, dass der Durchfluss und das hydraulische Gefalle zuverlassig gemessen werden mussen, wobei letzteres innerhalb des linearen Bereiches (i = 10 bis 200) nach praktischen Gesichtspunkten gewahlt werden kann. Durchstromung von unten nach oben hat den Vorteil, dass Lufteinschlusse im Boden entweichen konnen. RandstOrungen an Probekorpern sind mit Kunstharz oder Quellzement abzudichten. Bei geologisch vorbelasteten Boden ist auBerdem der Spannungszustand zu berucksichtigen. 1m Laborversuch ermittelte k- Werte sind in der Regel mit erheblichen Fehlern behaftet, was einerseits auf mogliche Fehlerquellen bei der Probennahme und beim Versuch, andererseits aber auch auf immer vorhandene UnregelmaBigkeiten im Untergrund zuruckzufuhren ist. Ausfuhrliche Studien dazu bringt ENTENMANN (1998). Die Untersuchung grobkorniger Boden (Sande und Kiese, k> 10-3 m/s) erfolgt meist an, mit einer bestimmten Dichte (z. B. Proctordichte) eingebauten Proben in einer Versuchsanordnung mit konstantem hydraulischem Gefalle (Abb. 2.69):

Gerat, s. Abschn. 2.6.4.1), in einer Triaxialzelle oder einer einfachen Prufzelle (z. B. Entnahmezylinder) mit einem Standrohr fur veranderliches (Abb. 2.70) oder konstantes hydraulisches Gefaile. Hierbei kann der Oberwasserdruck notigenfalls durch Druckerzeuger erhoht werden. Bei kleinen Durchlassigkeiten sind bei niedrigen hydraulischen Gradienten (i < 10) die zu erwartenden Durchflussmengen sehr gering. Hier haben Versuche mit konstantem hydraulischen Gefalle Vorteile, da die Versuchsbedingungen beliebig lange unverandert aufrecht erhalten werden konnen. Nach dem heutigen Stand der Technik werden die Anforderungen an eine realitatsnahe Durchlassigkeitsbestimmung an feinkornigen Boden (k < 10-5 m/s) am besten in der Triaxialzelle erreicht (s. DIN ISO TS 17892-9). Durch Variation des Seitendruckes (a3 ) kann eine Anpassung an den in situ-Spannungszustand vorgenommen werden und die Volumenanderungen beim Sattigungsvorgang und bei der Durchstromung werden am wenigsten behindert. Dabei soli der Sei-

k=(Q·l)IA·h,

wobei Q = V)t; k = (Vw' l)IA . h . t

STANDROHR 1M QUERSCHNITT

Q

Vw = Wasservolumen

Die Untersuchung feinkorniger Boden erfolgt im Kompressions-Durchlassigkeits-Gerat (KD-

-

VERSUCHSlYUNOER

WASSEREWl

MESSZYLlNO€R

Abb. 2.69 Durchliissigkeitsversuch an einem grobkiirnigen Boden mit kostantem hydraulischen Gefiille taus SCHWERTER & KUNZE 1994).

a.I hi' m/s k=--ln-m A· t hl

I

Abb.2.70 Durchliissigkeitsversuch mit veriinderlichem hydraulischen Gefiille taus SCHWERTER & KUNZE 1994).

86

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

tendruck 0,3 bar uber dem Innendruck liegen, urn eine Umlaufigkeit an der Probenwand zu verhindern. Bei feinkornigen Boden besteht augerdem die Moglichkeit, den k- Wert unter Anwendung der Konsolidationstheorie direkt aus den Ergebnissen eines Kompressions-Durchlassigkeits-Versuchs abzuleiten. Da bei der Konsolidation die Belastung zunachst yom Porenwasser aufgenommen wird und die Umlagerung auf das Korngerust davon abhangt, wie schnell das Porenwasser abfliegen kann, besteht ein direkter Zusammenhang zwischen der Volumenanderung beim KDVersuch und der Wasserdurchlassigkeit. Diese Bestimmungsmethode hat bei weichen bindigen Boden Vorteile gegenuber der VersuchsdurchfUhrung nach DIN 18130 und kann auch bei Boden mit hoheren organischen Beimengungen angewendet werden. VersuchsdurchfUhrung und -auswertung s. RIZKALLAH & RICHWIEN (1998). Der k- Wert ist temperaturabhangig und wird auf eine Vergleichs-Temperatur von 10 °C umgerechnet. Aus der Erkenntnis, dass die Durchlassigkeit eines nichtbindigen Bodens proportional dem Quadrat des hydraulisch wirksamen Korndurchmessers (d lO ) ist und urn die zeitaufwandigen Durchlassigkeitsversuche einzuschranken, ist wiederholt versucht worden, die Durchllissigkeit aus der Kornungslinie zu ermitteln. ENTENMANN (1992, 1998) hat verschiedene Methoden vergliehen. Am gebrauchliehsten ist die Ableitung von HAZEN (1893):

k = 0,0116 . dlO 2 (dlO in mm, k in m/s) gultig fUr Sande mit eu = 3-5. Fur ungleiehformige Kornungslinien mit geringen Schluffgehalten werden haufig die USBRFormel bzw. eine Tabelle von MALLET IPAQUANDT (1954) verwendet, die von der Korngroge d20 ausgehen. JORDAN & WEDER (1995: 26), ENTENMANN (1998: l30) und HOLTING & COLDEWEY (2009: 252) bringen noch weitere Ableitungen zur Ermittlung des k- Wertes aus der Kornungslinie. Bei bindigen Boden kann die Durchlassigkeit auch aus der Porenzahl und der Plastizitatszahl abgeleitet werden (ENGEL 2002).

2.8.4 Feldversuche zur Ermittlung des k-Wertes Ais erster Anhaltswert fUr das Abschatzen der Durchlassigkeit kann das Grundwassergefalle bzw. der Anstieg der Grundwasseroberflache im Berg dienen. Die Neigung der Grundwasseroberflache ist urn so flacher und ausgegli<;:hener je groger die Durchlassigkeit ist. SCHRAFT & RAMBOW (1984: 246) berichten tiber solche Auswertungen im Buntsandsteingebirge Osthessens. Eine Neigung der Grundwasseroberflache von 1 : 25 weist danach auf k- Werte < 10-6 m/s hin, ein Neigungsverhaltnis bis 1:250 spricht fUr k- Werte von etwa 5 . 10-5 m/s. Flachere Neigungsverhaltnisse deuten auf k- Werte > 5· 10-5 m/s hin. Diese Werte gelten zunachst nur fur das Buntsandsteingebirge und entsprechen wegen der absoluten Langzeitwirkung nieht der SICHARDT-Formel fUr die Reiehweite (s. Abschn. 11.6).

Weitere Hinweise liefern die taglichen Messungen der Bohrlochwasserstiinde (s. Abschn. 4.6) und die Wasserspiegelschwankungen in Grundwassermessstellen im Vergleich zu den Niederschlagswerten. Starke Schwankungen von mehreren Metern zeigen in der Regel sehr gering durchHissiges Gebirge sowie stark wechselnde Grundwasserneubildung an. Geringe Schwankungen bzw. eine ausgegliehene Grundwasseroberflache bedeuten dagegen ein verhaltnismaBig groges Kluftvolumen und gut durchlassige Gebirgsbereiche (PRINZ & HOLTZ 1989). Die Standardversuche zur Ermittlung der Durchlassigkeit in situ sind geohydraulische Bohrlochversuche, bei denen das Fliegsystem durch eine gezielte Wasserentnahme oder -zufuhr bzw. durch einen Druckimpuls angeregt wird und seine Reaktionen registriert werden. Feldversuche liefern in der Regel zuverlassigere Angaben tiber die Durchlassigkeit des Untergrundes als Laborversuche. Die einfachste Methode zur tiberschlagigen Ermittlung der Durchlassigkeit ist das Ausblasen des (nieht ausgebauten) Bohrlochs und Auswertung des Wiederanstiegs als Einlochpumpversuch nach Abschn 2.8.4.1. Fur die eigentlichen Feldversuche zur Bestimmung der hydraulischen Eigenschaften des Baugrunds gilt kunftig die Normenreihe DIN EN ISO 22282 "geohydraulische Versuche" mit

87

2.8 Durchlassigkeit

Teil1 Allgemeine Regeln (E 2008) Teil 2 WasserdurchHissigkeitsversuche im Bohrloch ohne Packer (E 2008) Teil3 Wasserdruckversuch im Fels (E 2008) Teil4 Pumpversuche (E 2008) Teil 5 Infiltrometerversuche (E 2008) Teil 6 Wasserdurchlassigkeitsversuche im Bohrloch unter Anwendung geschlossener Systeme (E 2008). Auf die allgemeinen Hinweise der EN ISO 22 282leD) iiber Planung, Ausriistung und Durchfiihrung von geohydraulischen Feldversuchen wird verwiesen.

2.8.4.1 Pumpversuche 2.84 Pu Die haufigste Methode zur Ermittlung der hydraulischen Parameter eines Grundwasserleiters ist ein Pumpversuch unter vergleichbaren Verhaltnissen, am besten unmittelbar im interessierenden Gebirgsbereich. Ein kompletter Pumpversuch ist verhaltnisma6ig aufwandig und kommt daher meist nur bei groBeren Bauvorhaben in Betracht. Er bedarf einer behordlichen Erlaubnis (s. Abschn. 4.4.1) und muss sorgfaltig vorbereitet und protokolliert werden. Die behordliche Erlaubnis muss auch die Entsorgung des geforderten Wassers einbeziehen, entweder in einen Vorfluter, in das Abwassernetz oder in einen Schluckbrunnen in ausreichender Entfernung yom Versuchsfeld. 1m Hinblick auf die Wasserbilanz soH abgeschopftes Wasser nach Moglichkeit wieder dem Grundwasser zugefUhrt werden. Eine Verunreinigung des Grundwassers darf damit nicht verbunden sein. Zur Vorbereitung eines Pumpversuchs gehoren neben ausreichenden Informationen iiber den Untergrundaufbau (Tiefenlage des Grundwasserleiters) und das Bauprojekt zunachst das Abschatzen der zu erwartenden Forderrate (in m3/s) und der Absenktiefe. Diese Schatzwerte werden benotigt, urn einen entsprechenden Ausbau der Bohrung und eine Pumpe mit angemessener Leistung auszuwahlen. Eine DN 50-Grundwassermessstelle gemaB Abschn. 4.6 kann z. B. nur mit kleinen Tauchpumpen 0 < 45 mm mit einer Leistung von 0,2 bis 0,3 lis (= 0,8-1,2 m 3 /h) bei Forderhohen von 20 bis 40 m bepumpt werden. Eine mittlere Tauchpumpe (0 < 100 mm)

erfordert mindestens einen Ausbau DN 125 (Bohrlochdurchmesser min. 176 mm, besser Aufweitung auf 220 bis 300 mm) und bringt bei rd. 50 m ForderhOhe eine Leistung von etwa 0,8l!s (3 m 3/h). Bei groBerer erwarteter Leistung ist ein DN 150-Ausbau fUr eine 133/145er Tauchpumpe o ohne bzw. mit Kabel) vorzusehen. Fiir tiefere Brunnen bzw. bei einer erwarteten Leistung bis 25l!s ist ein DN 300- bis DN 400-Ausbau erforderlich (Bohrlochaufweitung auf 800-900 mm). Der Versuchsbrunnen ist so tief zu bohren, dass die gleichen Schichten wie bei der spateren Projektabsenkung erfasst werden. Urn den Entnahmebrunnen miissen nach hydro geologischen und auswertungstechnischen Gesichtspunkten zwei oder drei Reihen von Grundwassermessstellen, gewohnlich 2" -Kunststoff-Filter mit Aufsatzrohren, eingerichtet werden (Abb. 2.71). Damit sollen die unterschiedlichen Durchlassigkeitsverhaltnisse und die dadurch bedingte Asymmetrie des Entnahmetrichters erfasst werden. Eine dieser GrundwassermesssteHen wird nahe dem Entnahmebrunnen (± 2 m) angeordnet, urn die Steilheit des Absenktrichters zu erfassen. AuBerdem muss die Absenkung im Brunnen selbst iiber eine Messstelle im verkiesten Ringraum gemessen werden. Der Brunnenausbau erfolgt nach den Grundsatzen der Abschn. 4.6 und 11.3. Das Filterrohr und das Filtermatrial (Abschn. 2.1.7) sind auf den Grundwasserleiter abzustimmen, urn eine Mitforderung von Sand und eine dadurch bedingte etwaige Gelandesenkung zu vermeiden. Nach E DIN EN ISO 22282-4 soH bei sandig-kiesigem Untergrund die KorngroBe des Filters der Ungleichung 5d15(Bod) < d 15 (Filt) < d 15 (Bod)

entsprechen. Der Versuchsbrunnen muss vor dem Pumpversuch klargespiilt (regeneriert) werden. Die Zeitdauer eines Pumpversuches ist mit mindestens 100 Stunden, besser mit mehreren Wochen anzusetzen. Kiirzere Pumpversuche von 1 bis 3 Tagen werden als Kurzpumpversuche bezeichnet. Ein Pumpversuch kann mit variabler oder konstanter Forderrate gefahren werden. In der Regel wird anHinglich mit variabler, stufenweise zu steigernder Fordermenge gepumpt (Abb.

88

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

2

Pei I rohre

a

b

Abb. 2.71 Darstellung der Parameter fUr die Auswertung von Pumpversuchen im gespanntem und ungespanntem Grundwasser (aus

.

Aqlli fer

HOLTING 1996).

2.72). Die geforderte Wassermenge wird mittels einer Wasseruhr oder eines Messwehres gemessen, das aus mindestens 2 Kammern mit der Funktion von Absetzbecken zur Kontrolle mitgeforderter Feinteile bestehen sol1 (s. Abschn. 11.3). Die Messung erfolgt gewohnlich in lis, die flir die Auswertung in m 3 /s umgerechnet werden. Nach Erreichen der geplanten Absenktiefe wird auf konstante Forderrate umgeste11t.

1m Brunnen und in den Grundwassermessste11en muss gleichlaufend in anfangs kurzen, dann langeren Abstanden (etwa 30",1',2',3',4',5', 10', 15',20',25',30',45',60',240' ... ) die Messung der Wasserstande erfolgen. Nach Ende der Pumpzeit wird in den gleichen, dem logarithmischen AuswertungsmaBstab entsprechenden Zeitabstanden der Wiederanstieg des Wasserspiegels im Brunnen gemessen.

2.0 2.0 1,0[==============~========f1 ,O

a [Vs)

40

50

Abb. 2.72 Doppeldiagramm mit Darstellung der Entnahmemenge Q (I/s oder m3 /h) und der Absenkung im Brunnen bzw. des Wiederanstiegs uber die Zeit.

60

70

12-00

2400

1200

70

2.8 Durchlassigkeit

Ein Pumpversuch sollte immer bis zum stationaren Beharrungszustand gefahren werden. Bei Gebirgsdurchlassigkeiten < 10-6 m/s ist es oft schwierig, eine uber langere Zeit konstante Forderrate einzuhalten. Eine Auswertung bei transienten (instationaren) hydraulischen Randbedingungen liefert jedoch nur Naherungswerte. Mit stufenlos regelbaren Tauchpumpen konnen auch uber langere Zeit konstante Fordermengen von < l1/min (= 0,0161/s) entnommen werden. Die Protokollierung der Messwerte kann nach Formblattern der E DIN EN ISO 22282-4, Anhang A, oder nach Vorgaben des DVGW-Arbeitsblattes WIll vorgenommen werden. Die Auswertung erfolgt nach Anhang C der Norm unter der Annahme, dass ein homogener und isotroper Grundwasserleiter in gleichmaBiger Machtigkeit und praktisch unendlicher Ausdehnung sowie ein vollkommener Brunnen vorliegen und der naturliche Grundwasserspiegel horizontal liegt. Die Auswertung kann in Anlehnung an die Norm graphisch oder rechnerisch uber Brunnenformeln erfolgen. Die Auswertung beginnt gewohnlich mit einem Doppeldiagramm als Wasserstands-Zeit -Diagramm und EntnahmeZeit-Diagramm. Aus der Wasserstands-ZeitKurve ist zu erkennen, ob ein quasistationarer Zustand (Beharrungszustand) vorgelegen hat. Ein solcher kann fur jede Zwischenfordermenge erreieht werden, so dass die Absenkung uber die Steigerung der Fordermenge auf jeden Fall bis in die maEgebliche Tiefe betrieben werden muss. Die rechnerische Auswertung fur ungespanntes und auch gespanntes Grundwasser kann bei Porengrundwasserleitern nach den Einzelbrunnenformeln von DUPUIT (1983) und THIEM (1906) vorgenommen werden (s. Abb. 2.71). Gespanntes Grundwasser:

Freies Grundwasser: k-

-

Q.(lnr -lnfj)

2 --'-;--=-----c""'-

7r'(h~-hn

89

k

= Durchlassigkeitsbeiwert Q = Entnahme (in m 3 /s) h/h2 = Standrohrspiegelhohen in den Messstellen 1 und 2 (in m) r/r2 = zugehorige Entfernung yom Brunnen (in m) = Machtigkeit des Grundwasserleiters. M

Die DUPUIT- THIEM'sche Brunnenformel ist nur eine NaherungslOsung, u. a., weil die angenommene Grundwassersohle meist nieht vorhanden ist (s. Abschn. 11.6). Eine getrennte Auswertung von Bohrlochversuchen mit hoher bzw. geringer Durchlassigkeit unterhalb des Versuchsraums bringt SCHNEIDER (2000). Bei Kurzpumpversuchen ist festzustellen, dass die beobachtete Absenkung bzw. der Wiederanstieg in der ersten Forderphase sehr stark yom Ausbau des Brunnens bestimmt werden und insgesamt nur der Nahbereich des Brunnens erfasst wird. Urn die hydraulischen Eigenschaften besonders von Kluftgrundwasserleitern zu erfassen, muss ein solcher Pumpversuch eine gewisse Mindestforderdauer haben. Die durch den Brunnenausbau bedingten Anfangsreaktionen der Absenkkurve konnen an der Geradlinigkeit der halblogarithmischen Auftragung des Wasserstand-Zeit-Diagrammes erkannt werden. Die Messergebnisse von Pumpversuchen bleiben aber immer mehrdeutig. Wenn bei Pumpversuchen das notige Messstellennetz fehlt, muss die Auswertung allein nach dem Wasserspiegelgang im Brunnen erfolgen. Sie werden als Einlochpumpversuche oder Pumptests bezeiehnet. Fur die Auswertung von stationaren Einlochpumpversuchen ohne zugehorige Grundwassermessstellen muss bei Anwendung der ublichen Formeln jeweils die Reiehweite geschatzt werden. Die Schatzwerte liegen je nach Absenktiefe zwischen R = 10 m und R = 100 m, meist 50 bzw. 100 m (s. unten). Fur die rechnerische Ermittlung des k- Wertes konnen in solchen Fallen nachstehende abgewandelte Formeln von THIEM (1906) verwendet werden:

2

90

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

2

60~-------''--------.---------r--------'

70

Abb. 2.73 Halblogarithmische Darstellung des Wiederanstiegs zur Ermittlung des k-Wertes uber die Transmissivitat nach THEIS.

10

100

1000

10000

Zeit (5)

Ftir R", 100 m ergibt sich In R =6,91 , ein Wert, r

der in vielen vereinfachten Formeln erscheint:

Aus dem Wiederanstieg lasst sich der k- Wert tiber die Transmissivitat T nach dem Verfahren von THEISS ermitteln (Abb. 2.73):

k=~·T=Q·0,183 (inm2/s) M'

Allgemein ergeben Absenkversuche in Grundwassermessstellen (meist Kurzpumpversuche) im Vergleich zu echten Pumpversuchen zu kleine Durchlassigkeiten. Ftir allgemeine Oberschlagsrechnungen ergibt sich fUr R '" 100 m eine weitere Vereinfachung der o. g. Formeln: Gespanntes Grundwasser k=--.SL. (in mls) M ·h5

Ungespanntes Grundwasser (freie Oberflache) Q . h k=--- 'wobelh =h'+...2...

hm ·h5 '

k M Q hs h'

= = = = =

m

2

Durchlassigkeitsbeiwert (m/s) Machtigkeit des genutzten Grundwassers (m) Entnahmemenge (m 3/s) Absenktiefe im Brunnen (H-h') Wassersaule tiber Brunnensohle, (m)

Sobald bei einem Pumpversuch die Forderung eingestellt wird, beginnt die Wiederanstiegsphase, in der sich der Absenktrichter wieder auffUllt (Abb. 2.72).

~s

fur instationare VerhaItnisse und T = Q·0,3665 (.lnm 2 I s ) ~s

fur stationare VerhaItnisse Transmissivitat (in m 2/s) Q = Forderrate ftir den quasistationaren Zustand (in m3/s) ~s = Steigung der Kurve ftir einen logarithmischen Zyklus nach Abb. 2.73 M = Machtigkeit des Grundwasserraumes bis Brunnensohle im Ruhezustand (in m) T

=

Da bei normalen Pumpversuchen kaum ein stationarer Beharrungszustand erreicht wird, geht man in der Regel von einem transienten (instationaren) bzw. quasitransienten Stromungszustand aus. Die Transmissivitat T ist ein hydrologischer Hilfswert, der von THEIS 1935 eingefUhrt worden ist. Er beschreibt ftir ein homogenes und isotropes Lockergestein die Wassermenge, die bei einem hydraulischen Gradienten von i = 1, einen 1 m breiten und tiber die wassererfUllte Machtigkeit des Aquifers hohen Querschnitt des Gebirges durchstromt. 1st ein Aquifer schichtig aufgebaut,

2.8 Durchlassigkeit so ergibt sich die Transmissivitat aus der Summe der Einzeltransmissivitaten der Schichten:

T=~>(i)·M. Die Auswertung uber die Wiederanstiegskurve im Brunnen bringt besonders bei Kluftgrundwasserleitern die besten Ergebnisse. Aus dem Anstieg der Kurve konnen auch qualitative Schlusse uber die Durchlassigkeitsverhaltnisse gezogen werden. 1m Prinzip zeigt ein steiler Anstieg die Reaktion einer gut durchlassigen Zone an und umgekehrt, jedoch kann man diese Einflusse nicht ohne weiteres auf das jeweilige Anstiegsniveau ubertragen. Bei Wechselfolgen von durchlassigen und praktisch nicht wasserwegsamen Schichten (Tonsteinen) kann man au£erdem anstelle der gesamten Machtigkeit des Grundwasserraumes nur einen Teil davon (z. B. M/2) in Rechnung setzen. Bei unvollkommenen Brunnen ist dagegen M urn bis zu 1/3 tiefer als die Bohrlochsohle anzunehmen.

2.8 4.2 Vel sicl<erun sversuche Versickerungsversuche an der Oberflache oder in geringer Tiefe werden nach DIN EN ISO 22 282- 5 (E 2008) als Inftltrometerversuche bezeichnet. Die Versuche konnen sowohl im ungesattigten als auch im gesattigten Bereich vorgenommen werden. Unterschieden werden sog. offene Systeme fur den Durchlassigkeitsbereich von 10-5 bis 10-8 m/s und geschlossene Systeme fur geringere Durchlassigkeiten. Die Versuchszelle fur das offene System besteht aus einem zylindrischen Ring von d, > 200 mm (sog. Ringinfiltrometer) bzw. zwei zylindrischen koaxialen Ringen (sog. Doppelring-Infiltrometer), die jeweils mindestens 5 em in die sorgfaltig vorbereitete Bodenoberflache eingedruckt werden. Als Messgro6en werden der Wasserspiegel im Messrohr bzw. die hydraulische Druckhohe und das versickerte Wasservolumen als Funktion der Zeit ermittelt. Zu Beginn des Versuchs muss uber die Auftragung der Versickerungsgeschwindigkeit die Sattigung des Versuchsbereichs (Boden) abgewartet werden. Die Sattigungsphase betragt je nach Bodenart 0,5 bis 10 Stunden. Ab einem geraden Verlauf der Kurve der Versickerungsge-

91

schwindigkeit beginnt die eigentliche Messphase, deren Mindestdauer mehrere Minuten bis einige Stunden betragt. Ober die Versuchsdurchfuhrung ist ein normengema£es Feldprotokoll zu fuhren. Das Versuchsergebnis ist die Durchflussrate bzw. die Versickerungsgeschwindigkeit v fur die jeweilige hydraulische Druckhohe (h), die nach dem DARCy'schen Gesetz v = k . i und unter Berucksichtigung der Dicke der gesattigten Zone zw' durch die der Durchfluss erfolgt, mit

den Durchlassigkeitsbeiwert k ergibt:

k = vii. Die Dicke der gesattigten Zone wird am Ende des Versuchs durch Probennahme und Bestimmung des gegenuber dem Ausgangszustand erhOhten Wassergehalts ermittelt. Einzelheiten fur die Versuchsdurchfuhrung und Auswertung sind der genannten Norm zu entnehmen (s. a. Abschn. 9.4). ? .8.4.3

AuffUlI- und Schlucl
Fur Wasserdurchlassigkeitsversuche in einem Bohrloch bei offenem System unter und auch oberhalb des Grundwasserspiegels gilt E DIN EN ISO 22282-2. Der Versuch ergibt den durchschnittlichen k-Wert des untersuchten Bereichs. Der Priifabschnitt (Lange L, Durchmesser D) kann aus einem perforierten (Innen)rohr mit perforierter oder geschlossener Bodenscheibe, einem Bohrlochabschnitt mit Filterpackung oder aus einem Standrohr mit offener Sohle bestehen. In stabilen Bohrlochern (Fels) wird der freie Prufabschnitt durch einen Packer abgeschlossen. Wahrend des Versuchs bildet sich urn den Prufabschnitt ein weitgehend gesattigter Stromungsbereich. Bei geringer Durchlassigkeit (Schluffboden) ist dieser etwa kugelformig. Bei hOheren Durchlassigkeiten (Sand und Kies) und gesattigten Bedingungen ist der Stromungsbereich ebenfalls kugel- oder ellipsenformig, bei ungesattigten Ausgangsbedingungen nimmt er dagegen unter der Wirkung der Schwerkraft die Form einer Versickerungsglocke an.

92

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Die Versuche konnen mit konstanter bzw. veranderlicher Druckhohe (k-Werte 10-4 _10-9 ) bzw. mit konstanter Durchflussrate (k- Werte > 10-6) gefahren werden. Die veranderliche Druckhohe wird durch eine momentane Anderung des hydraulischen Drucks im Bohrloch erzeugt und das Einpendeln des Wasserspiegels im Bohrloch in kurzen Zeitintervallen (30",1',1,5',2',3',4',5',10', 15' usw.) gemessen. Bei konstanter Druckhohe wird die Durchflussrate in den entsprechenden Zeitabschnitten gemessen. Fur die Protokollierung der Versuchswerte kann auf Formblatter der DIN, Anhang A, zuruckgegriffen werden. Die Auswertung erfolgt nach E DIN EN ISO 22282-2. Bei der ublichen Form des Prufabschnitts (L = 100 em, D = 10 cm) entspricht ein Wechsel der Druckhohe von H = 10 cm und einer Zuflussrate von 100l/min einem k- Wert von etwa 10-3 m/s. Bei einer Durchflussrate von etwa II/min ergibt sich ein Wert von k< 10-6 m/s. Bei einem Standrohr mit offener Sohle, konstanter Druckhohe und annahernd kreisformigem Stromungsbereich kann die Auswertung als Open-End-Test erfolgen (Abb. 2.74): k=

Q (in mls) 5,5·r·H

Q = Zufluss

r = Radius der Rohrtour H = hydraulische Druckhohe beim Versuch

2.8.4.4 Wassel drucl
Fur die vor 80 Jahren von LUGEON eingefuhrten Wasserdruckversuche (WD-Tests) zur Bestimmung der Durchlassigkeit von Fels liegt seit 1984 die Empfehlung Nr. 9 "Versuchstechnik Fels" vor. Dazu kommt kunftig Teil 3 der DIN EN ISO 22282, Wasserdruckversuch im Fels (E 2008). Der Wasserdruckversuch dient zur Bestimmung der Gebirgsdurchlassigkeit (bzw. der Dichtheit des Gebirges), seiner Verpressbarkeit und des Verformungsverhaltens des Gebirges. Der Versuch kann sowohl unterhalb als auch oberhalb des Grundwasserspiegels vorgenommen werden. Dabei wird in eine nach oben (Einfachpacker) bzw. auch nach unten (Doppel-

___ :7_ H

Abb. 2.74 Versuchsschema fur einen Open-End-Test.

packer) abgeschlossene Bohrlochstrecke unter einem bestimmten Druck Wasser eingepresst (Abb. 2.75). Urn eine Umlaufigkeit des Packers zu vermeiden, muss fur die Packerstellung ein nach der Beschaffenheit der Bohrkerne glatter Abschnitt der Bohrlochwand mit konstantem Bohrlochdurchmesser ausgewahlt werden. Bei nachbruchigem Gebirge werden z. T. uberlange Gummipacker (> 1 m) verwendet. Eine Packerumlaufigkeit tauscht immer eine zu groBe Durchlassigkeit vor. Die Langen der Abpressstrecken richten sich nach den geologischen Verhaltnissen. Sie sollten 5 m nicht ubersteigen, doch werden neuerdings kurzere Abpressstrecken von jeweils 1 bis 2 m bevorzugt. Die Einsatztiefe ist derzeit auf etwa 100 m (max. 150) begrenzt. Der WD-Test ist nach dem Wasserhaushaltsgesetz (s. Abschn. 4.4.1) kein genehmigungspflichtiges Verfahren. Bei einem WD-Test (oder WPT, water pressure test) werden, zumindest wenn es gleichzeitig urn das Verformungs- bzw. AufreiBverhalten des Gebirges geht, mindestens 5 Druckstufen gefahren, 3 aufsteigende und 2 absteigende (A-B-C-BA oder DIN-gemaB PO, PI, P2, P3, P2, PI, PO).

93

2.8 Durchliissigkeit

2

Luhdl\lckllll,eh,

ode,

KOfnpr.ssor

Abb. 2.75 Prinzipskizze des Doppelpacker- und Einfachpacker-Wasserdruckversuchs (aus EBADY & KOWALEWSKI 1984).

Fiir eine einwandfreie Auswertung der WDTests ist eine moglichst exakte Messung der durchflie6enden Wassermenge und des Druckes in der Versuchsstrecke notig. Der iibliche Messbereich fUr die Registrierung der Wassermengen liegt bei 0-lSI! min bzw. 0-150 I! min. Die minimal registrierbare Wassermenge betragt dabei II! min, was die Anwendbarkeit der Versuchstechnik auf Durchlassigkeiten von mehr als 10-7 m/s beschrankt. Durch den Einsatz genauerer Durchflussmengenmesser < O,lI!min konnen Durchlassigkeiten bis 10-9 m/s ermittelt werden. Dabei muss bei jedem Druckschritt sowohl fUr den Einpressdruck pals auch dem Wasserdurchfluss Q der Gleichgewichtszustand (Konstanz der Werte) abgewartet werden. Die einfachste Auswertung eines WD-Versuchs ist die Angabe der Wasseraufnahme W in V(min' m), bezogen auf einen bestimmten Druck (s. Abschn. 18.2.1). Die iibliche Auswertung hinsichtlich der Gebirgsdurchlassigkeit erfolgt iiber ein Verpressdruck-Durchfluss-Diagrarnm (Abb. 2.76), das auch Riickschliisse auf das belastungsabhangige Durchlassigkeitsverhalten und iiber das Verformungsverhalten des Gebirges ermog-

licht. Bei dem iiblichen Mehrstufenversuch ergibt sich in den unteren Druckstufen (Stufe A, B und C) haufig ein lineares Druck-Mengen-Verhaltnis (a). Bei hoheren Driicken wird das Stromungsregime in den Kliiften turbulent, wodurch sich die Wasseraufnahme verringert (b). Das Aufweiten oder Aufrei6en von Trennflachen (Kliifte oder Schichtflachen) macht sich in einer iiberproportionalen Zunahme der Wassermenge in Abhangigkeit vom Verpressdruck bemerkbar (c). Bleibt der Durchfluss Q bei Druckrninderung gro6er als im aufsteigenden Ast (d), so haben sich die Flie6wege irreversibel erweitert bzw. es besteht Erosionsverdacht. In der Praxis treten haufig Mischformen auf, die von den StandardDiagrammen abweichen und entsprechend interpretiert werden miissen (EWERT 2004 und E DIN EN ISO 22282-3). Das Aufweitungs- bzw. Aufrei6verhalten von Trennflachen der verschiedenen Gebirgstypen wird von EWERT (2005) ausfUhrlich behandelt. Das Aufweiten vorhandener Wasserwege wird auch als Hydrojacking bezeichnet und findet vorzugsweise auf Kliiften statt. Das Aufrei6en latenter Trennflachen, auch Hydrofracturing

94

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

2

Q II/min)

Q II/min)

Abb. 2.76 Typische Verpressdruck-Mengendiagramme bei WD-Tests.

Plo,,)

genannt, erfolgt vorrangig an Schicht- bzw. Schieferungsflachen und ist besonders in der oberflachennahen Auflockerungszone vom Oberlagerungsdruck abhangig. Darunter sind die AufreiBvorgange der Trennflachen festigkeitsbedingt, d. h., sie sind von der Zugfestigkeit quer zu den Trennflachen abhangig. Der kritische Druck fur das Aufweiten bzw. AufreiBen von Trennflachen liegt haufig nur bei wenigen bar (<15 bar). Fur die Protokollierung der Versuchsergebnisse steht ein Formblatt (Norm) zur Verfugung. Die Auswertung kann direkt oder in Anlehnung an die Norm nach theoretischen Ansatzen von RISSLER (1984) erfolgen. Die Formeln gehen von der Annahme eines homogenen Kontinuums mit radialsymmetrischem und konstantem Durchfluss und einem stationaren Regime aus:

Q

I

Q

Q .In R 2·/ ·H ·,. ro

k

Q = Wasserdurchfluss (in m 3 /s) bzw.l!(m· min) = Lange des PrufabschniUs (in m) H = hydraulische Druckh6he in der Teststrecke zu Beginn des Versuchs (in m) R = Einflussradius des Versuchs (10 bis 100 m). ro = Bohrlochradius (in m)

I

Trotz einiger nicht zutreffender Annahmen sind bei Durchlassigkeiten von k = 10- 5 bis 10-8 m/s die Auswertungen nach den oben zitierten Formeln recht brauchbar. In Abb. 2.77 sind drei auf verschiedenen Wegen ermittelte Auswertungen der QwD-k- Beziehung gegenubergestellt. Dabei zeigt sich, dass die aus Pumpversuchen gewonnene Kurve von SCHRAFT & RAMBOW (1984) und die empirische Auswertungskurve von HEITFELD (1965) recht gut ubereinstimmen. Allgemein streuen WD-Versuchergebnisse starker als die von Pumpversuchen, was auf die unterschiedlich groBen Prutbereiche und die dadurch bedingte Abhangigkeit von der Kluftverteilung

/.

k = - - - ·In- bzw.0,3665 ·- -·lg- (Ill mls) 2rc-/ ·H r /·hm r bzw. nach DIN 22282-3 Anhang C

,\ II

, I

I

SCHRAFT , RAMBOW I'"

,

I liD"'

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II I

I

Abb. 2.77 Nach verschiedenen Methoden ermittelte Qwo-k-Beziehungen (aus HEITFELD & HEITFELD 1989).

III

I

,

I I- '-)jl. I

I .,

1I

Eorth Monuol~/

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1111

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I

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I

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10

II

I 11D-\

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J

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110 4

c-

2.B Durchlassigkeit im Gebirge zuriickzufUhren ist. Zu ahnlichen Ergebnissen kommen auch FRITZ & ROTTGEN (1995) fUr gering durchlassige Kreidetonsteine Norddeutschlands. Die Abb. 2.77 zeigt ferner, dass die im Rheinischen Schiefergebirge ermittelten Werte von HEITFELD auf andere Gebirgsarten iibertragbar sind. Die Durchlassigkeitswerte von SCHRAFT & RAMBOW (1984) haben sich bei den Tunnelbauten der DB AG in den Buntsandstein-Wechselfolgen weitgehend bestatigt (PRINZ & HOLTZ 1989) und sind zwischenzeitig auch in anderen Formationen belegt worden (SCHETELIG 1991).

95

2 ~~~:rft1'FF=z~u;r~Datenerfassung ~~~~r111lF==~z~u~r~Datenenassung

itt-+-- Verdrangungskorper

Druckaufnehmer

2.8.4.5 Wasserdurchlassigkeitsversuche im Bohrloch mit geschlossenen Systemen

Abb. 2.78 Versuchseinrichtung eines Slug- und BailTest mittels Verdrangungsk6rper.

In einem schwach durchlassigen Gebirge mit k- Werten < 10-8 konnen sowohl die Gebirgsdurchlassigkeit als auch die Transmissivitat T und der Speicherkoeffizient S mittels spezieller impulsgebender Packerversuche gemaG DIN EN ISO 22282-6 (E 2008) ermittelt werden. In dem durch einen oder zwei Packer abgeschlossenen Bohrlochabschnitt wird auf der Basis einer anfanglich zu messenden hydraulischen Druckhohe kurzzeitig ein Druckimpuls aufgebracht und die Schwankung des Volumens Vo und des Druckes Po des Fluids im Priifabschnitt aufgezeichnet. Die Versuchsdurchfiihrung, Protokollierung und Auswertung erfolgt nach der genannten Norm. Bisher, so auch noch im Normenentwurf2004, sind diese Art Versuche als Slug- und Bailtest bzw. als Pulse-Test bezeichnet worden. Insgesamt werden sie auch Ventiltests genannt. Beim Slugbzw. Bail-Test wird die Erhohung des Wasserspiegels im Brunnen mit einem Verdrangungskorper (035 mm bzw. 80 mm) erreicht. Der Ruhewasserspiegel muss oberhalb der Filterstrecke liegen. Beim Slug-Test wird die zeitliche Entwicklung der infolge der DruckerhOhung abflieGenden Wassermenge iiber einen Druckwertaufnehmer im Priifabschnitt gemessen. Wenn sich im Brunnen der Ruhewasserspiegel eingestellt hat, entsteht durch Entfernen des Verdrangungskorpers ein Absinken des Wasserspiegels, des sen Druckdifferenz durch nachstromendes Wasser ausgeglichen wird. Diese Ver-

suchsphase wird als Bail-Test bezeichnet. Die Versuchseinrichtung zeigt Abb. 2.78. Das Eintauchen bzw. Entfernen des Verdrangungskorpers soll moglichst schnell erfolgen, ohne starke Schwingungen des Wasserspiegels zu erzeugen. Der Slug-Versuch wird heute auch unter AbschluG der Versuchsstrecke mit einem Packer angeboten, wobei die kurzzeitige Anderung der hydraulischen Druckhohe mit einer iiber dem Packer hangenden Pumpe erzeugt wird. Die Auswertung erfolgt nach verschiedenen Verfahren, die im Tunnelbautaschenbuch 1994 und bei ROSENFELD (1998) zusammengestellt sind. Beim Pulse-Test wird ein unverrohrter Bohrlochabschnitt unterhalb des Grundwasserspiegels durch einen Doppelpacker abgesperrt und mit einer bestimmten Wassermenge beaufschlagt (kurzzeitiger Druckimpuls). Aus dem Druckabbau kann bei gering durchlassigem Gebirge (k < 10-7 m/s) die Durchlassigkeit abgeleitet werden (Auswerteverfahren s. ParER 1998). Bei dem einstufigen Packer- bzw. Pumptests konnen in einem durch Doppelpacker abgeschlossenen Bohrlochabschnitt mittels einer stufenlos regelbaren Pumpe konstante kleine Fordermengen abgepumpt werden. Aus dem anschlieGenden Druckaufbau wird die Durchlassigkeit des abgepackerten Gebirgsabschnitts ermittelt (SCHLUMBERGER-Verfahren). Diese Art Packertests haben in schwach bis sehr schwach

96

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

durchlassigem Gebirge Vorteile gegeniiber dem WD-Test. Beim Fluid-Logging-Verfahren wird das Bohrlochfluid gegen ein Wasser niedrigerer (oder hOherer) elektrischer Leitfahigkeit ausgetauscht. Durch Absenken des Ruhewasserspiegels angeregte Zufliisse im Bohrloch zeigen sich im Log der elektrischen Leitfahigkeit an. Die Auswertung erfolgt mittels analytischer und numerischer Verfahren (ROSENFELD 1998). Der Einsatz des Verfahrens wird fiir Gebirgsdurchlassigkeiten k = 5.10-4 bis 10-9 m/s empfohlen.

flowmelermesswef1 Umdr IS

100

1"."',.:._""';:-.';";,l"lv,.H 1"."',.:._""';:-.';";,l"lv,.H ~

~

--- ___ J _________ _ ----------

25.,.,

2.8.4.5 Einschwing- und Flowmeterverfahren Mit dem sog. Einschwingverfahren kann die Transmissivitat und daraus die Durchlassigkeit ermittelt werden. In einer Grundwassermessstelle wird der Wasserspiegel mit Hilfe von Pressluft abgedriickt. Durch p16tzliches Losen der Druckauflast schwingt der Wasserspiegel zuriick. Aus der Schwingungshohe, der Wellenlange der Schwingung und deren Diimpfung kann auf die Durchlassigkeit des umgebenden Bodens geschlossen werden. Mittels Einschwingversuchen konnen die kostenaufwandigen Pumpversuche eingeschrankt werden. Das Einschwingverfahren ist patentrechtlich geschiitzt. Liegen im Untergrund Schichten verschiedener Durchlassigkeiten vor, so beeinflussen die tieferen Schichten den gemessenen k- Wert starker als flach liegende GW-Stockwerke. Eine Moglichkeit zur Feststellung der unterschiedlichen Durchlassigkeiten bei k > 10-6 m/s (Q > 21/s) sind Flowmetermessungen. Eine Messung bei ruhendem Wasserspiegel dient zunachst der Dberpriifung der Filterdurchlassigkeit. Eine Messung mit hochhangender Pumpe und teilabgesenkten Wasserspiegel gibt aus dem Vergleich der Umdrehungszahlen Hinweise auf die Zustromverhaltnisse in den Filterstrecken (Abb. 2.79). Die Messung wird stufenweise von unten nach oben vorgenommen.

T8llfe

Abb. 2.79 Prinzip einer Flowmetermessung (Firmenprospekt).

2.8.5 Durchlassigkeitsbeiwerte Sowohl Laborversuche als auch Feldversuche unterliegen Anwendungsgrenzen, die nicht nur yom Gestein und der Priifkorpergroge, sondern auch von der Auswertungsmethode abhangig sind. Besonders Laborwerte sind haufig nicht reprasentativ. Wenn moglich sollten immer Feldversuche vorgenommen werden (Abb. 2.80). Aufgrund von im Untergrund haufig vorhandener Inhomogenitaten ist die Angabe des k-Wertes auch dann noch mit gewissen Unsicherheiten behaftet. Voraussetzung fiir eine einigermagen zutreffende Angabe der Durchlassigkeitsverhaltnisse im Untergrund, d. h. der Durchlassigkeiten, Durchlassigkeitsunterschiede und der richtungsabhangigen Durchlassigkeiten sowie des hydraulisch nutzbaren Poren- bzw. Kluftvolumens im Gebirge ist daher eine entsprechende Untergrundbeschreibung und ein gezielter Einsatz der verschiedenen Untersuchungsmethoden sowie ein kritischer Vergleich der Ergebnisse im Hinblick auf ihre Qualitat und den Untersuchungsmagstab (s. a. ENTENMANN 1998; KLEIN & DURRWANG 1994; ROSENFELD & RONSCH 1995: WAHRMUND et a1. 2006; MUHLENKAMP et a1. 2010). Die Durchlassigkeitsbeiwerte k der Lockergesteine variieren erheblich und zwar nicht nur

97

2.8 Durchlassigkeit

2

Durchlilssigkeitsbeiwert kf [m/S] 10· '0 10.9 10.8 10.7 10-6 10.5 1Q-4 10.3 10-2 10"

Pumpversuche Markierungsversuche

,

"' ccp .c

£:

Einschwingverfahren

CD~ CD -roc> Drill-Stern-Test "'..c: CD CD " .~"'~ CD C CD Slug-Test ..>
g .~,:>

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WD-Test Pulse-Test Fluid-Logging Pumpversuche Markierungsversuche

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Einschwingverfahren WD-Test Slug-Test Fluid-Logging Drill-Stern-Test

•

~

-- -- -~

I-

•

Abb. 2.80 Anwendungsbereiche der Bohrlochtests fUr verschiedene Durchlassigkeitsbereiche (nach DENZEL et al. 1997).

•

zwischen den verschiedenen Bodenarten (Abb. 2.81), sondern auch innerhalb vermeintlich vergleichbarer Korngemische. Selbst in einer einigermaBen einheitlich erscheinenden Kies-SandAbfolge ist immer mit einer gewissen Anderung der Kornverteilung infolge schichtiger Ablagerung und mit schichtweise wechselnden Feinanteilen zu rechnen. Dies gilt nicht nur in vertikaler, sondern auch in horizontaler Richtung, in der die

Kornzusammensetzung auf eine Entfernung von einigen Metern bis wenigen Zehnermetern ebenfalls ganz erheblich wechseln kann. Besonders ausgepragt sind diese Erscheinungen bei fluviatilen Ablagerungen. In einer solchen Kies-SandWechsellagerung kann der k- Wert zwischen 10-2 und 10-5 m/s differieren. Bei einer Grundwasserabsenkung wirken sich einzelne besser durchlassige Schichten sehr stark aus und zwar sowohl auf

Korngrof\enklossen und Ourchliisslgkeiten der Lockernesteine Kies

Steine

Abb. 2.81 Abhangigkeit des Durchlassigkeitsbeiwerts von der Korngr6Benverteilung von Lockergesteinen (aus KRAPP 1983).

98

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

die zu fordernde Wassermenge als auch auf die Absenkkurve und die Reichweite. Derartige Lagen hoher Durchlassigkeit treten in Flusstalern oft in den unteren Teilen und besonders an der Basis der Kies-Sand-Abfolgen auf. Talrandnahe Kies- und Sandablagerungen weisen dagegen infolge bindiger Einspulmassen haufig deutlich niedrigere Durchlassigkeiten auf (s. d. Abschn. 11.6). Insgesamt werden im Bauwesen folgende Grundwasserleiter unterschieden (MARTAK (2005): Freier Grundwasserleiter, in dem sich der Grundwasserspiegel bei Eingriffen zeitverschoben frei ausbilden kann Halbgespannter Grundwasserleiter, der sich druckmaBig und zeitlich deutlich verzogert dem freien Grundwasserspiegel angleicht Gespannter Grundwasserleiter, der ein eigenes Druckniveau zeigt, das von weiter entfernten Grundwassereinspeisungen abhangt (s. a. Abschn. 4.5). Die Durchlassigkeiten von Lockergesteinen und die zugehorigen hydrogeologischen Begriffe sind in Tab. 2.15 zusammengestellt. Die Angaben gelten fUr mindestens mitteldichte Lagerung. Bei lockerer Lagerung nichtbindiger oder leicht bindiger Boden konnen wesentlich hohere Werte auftreten. So weisen z. B. die relativ locker gelagerten Losse in Rheinhessen statt k = 10-6 ml s Werte von k = 10-4 mls auf. Organische Boden wei sen insgesamt geringe Durchlassigkeit auf (k = 10-8 bis 10-9 mls). Die Durchlassigkeit von Torfen kann aufgrund der Struktur, der unterschiedlichen Schluffgehalte und dem unterschiedlichen Zersetzungsgrad sehr inhomogen und auch anisotrop sein. ENTENMANN (1992) gibt fiir stark bis maBig zersetzen Torf Werte von 2,4· 10-8 (vertikal) und 1,0.10-7 (horizontal) an (s. a. ENTENMANN 1998: 149). Anisotropie der DurchHissigkeit ist bei allen geschichteten Boden- und Felsarten zu beachten. In einem Sediment wird die vertikale Durchlassigkeit von den am geringsten durchlassigen Schichten bestimmt, wahrend die horizontale Durchlassigkeit in erster Linie von einzelnen starker durchlassigen Lagen abhangig ist, selbst wenn diese nur geringmachtig sind. Diese ablagerungsbedingten Abweichungen der k-Werte

bewirken, dass die vertikale Durchlassigkeit fast immer geringer ist als die Durchlassigkeit in horizontaler Richtung (s. Abschn. 4.4.3). Die Literaturangaben differieren zwischen 1/ 1 und 1/2 bei Sanden und bis > 11100 bei bindigen Boden (Einzelwerte s. ENTENMANN 1998: 149). Auch in kiesig-sandigen Flussablagerungen gelten noch Erfahrungswerte von kh = 5 . kv bis 15· kv' Besonders ausgepragt sind diese Unterschiede bei Sedimentgesteinen, auch Tonsteinfolgen mit untergeordnet Kalk- oder Sandsteinlagen. In Festgesteinen konnen qualitative Angaben iiber die Gebirgsdurchlassigkeit genau genommen nur relativ gro6raumig gemacht werden. In Kluftgrundwasserleitern ergeben sich haufig Durchlassigkeiten, die einerseits eine deutliche Tiefenabhangigkeit zeigen (PRINZ & HOLTZ 1989; KLEIN & DURRWANG 1994) und andererseits mit k- Werten von 10-5 bis 10-7 mls an der Grenze zu schwach durchlassigem Gebirge liegen bzw. Grundwasserhemmer darstellen. So bedeutet z. B. ein Kluftvolumen von 1 % theoretisch eine Gebirgsdurchlassigkeit in der Gro6enordnung von 5 . 10-6 mls (s. Abschn. 2.8.2). Die geohydraulischen Erfahrungen bei den Tunnelbauten fur die Neubaustrecke der Deutschen Bahn AG im Buntsandsteingebirge Osthessens haben diese Werte im Wesentlichen bestatigt. Sie konnen auch auf andere Gebirge mit derartigen Wechselfolgen iibertragen werden (HANKE et al. 2001; WITTKE & ZUCHNER 2008; MUHLENKAMP et al. 2010). Fiir Residualtone von ausgelaugten Rottonsteinen geben WITTKE et al. (2010) Durchlassigkeitsbeiwerte von 5 . 10-5 bis 10-8 mls an, bei einem Rechenwert von 10-7 mls. Von Tonsteingebirgen, wie dem siiddeutschen Knollenmergel, werden k-Werte von 10-8 beschrieben und fiir den unausgelaugten Gipskeuper mit z. T. fasergipsverheilten Kliiften 10-9 mls (WITTKE & ZUCHNER 2008). Die Grundwasserbewegung findet im Festgestein in der Regel in einigen starker durchlassigen Schichtpaketen oder Kluftzonen statt, in denen besonders die horizontalen Gebirgsdurchlassigkeiten wahrscheinlich 1 bis 3 Potenzexponenten hoher liegen als die mittlere Gebirgsdurchlassigkeit (s. PRINZ & HOLTZ 1989 sowie Abschn. 17.2.5.2). Sowohl schluffig-tonige Zwischenschichten in Lockergesteinen als auch machtigere Tonsteinpakete und auch tonsteinreiche Abschnitte in Fest-

99

2.8 Durchlassigkeit

Tabelle 2.15 Definition der Durchlassigkeiten von Lockergesteinen in Anlehnung an DIN 18 130, T 1, im Vergleich mit den hydrogeologischen Begriffen fUr Grundwasserleiter. Geotechnische Begriffe

k [m/s)

Hydrogeologische Begriffe

k, [m / s]

sehr stark durchlassig

> 10

stark durchlassig

10.'- 10

Porengrundwasserleiter oder KIuftgru ndwasse rlei ter

> 10 '

durchlassig

10·'- 10 •

wie oben

> 10 '

schwach durchlassig

10 '- 10 '

Grundwasserhemmer bzw. Grundwassergeringleiter

< 10 •

sehr schwach durchlassig

< 10 ·'

Quasi-Nichtleiter oder Stauer

< 10 '

2 1

gesteins-Wechselfolgen wirken als sog. Grundwasserhemmer (DIN 4049), liber denen sich sowohl im GroBen schwebende Grundwasserstockwerke, als auch im Kleinen wasserleitende Lagen und Wasseraustritte liber Tonsteinbanken ausbilden. Diese grundwasserleitenden Systeme haben zwar haufig liber faziell bedingte Fehlstellen oder groBere Kliifte in den dann halbdurchlassigen Grundwasserstauern untereinander Verbindung, die Wasserwegsamkeit dieser Kluftzonen ist aber vielfach so gering, dass die Stockwerksgliederung erhalten bleibt und nur bei groBeren Druckunterschieden, wie z. B. bei einer Grundwasserabsenkung verloren geht. Andererseits konnen besser wasserwegsame Schiehtglieder liber weite Erstreckung dranend wirken. Auch tektonische Storungs- und Zerrlittungszonen wirken oft regelrecht dranend und sind dann die Ursache fUr stark unterschiedliche Wasserstande im Gebirge. Andererseits kann das Gebirge in StOrungszonen zu Feinkorn mylonitisiert oder tiefgrlindig vertont sein. Soiche Storungszonen sind dann weniger durchlassig als das angrenzende Gebirge, so dass sieh an oder in ihnen hohere Wasserstande aufbauen konnen (s. Abb. 17.10). Besonders schwierig abzuschatzen ist die DurchHissigkeit von Karstgebirge. Flir Kalksteingebirge werden als groBraumige mittlere Gebirgsdurchlassigkeit ein Wert von k = 10-4 bis 10- 3 m/s genannt, mit Einzelwerten je nach Grad der Verkarstung von 10-2 bis 10-8 m/s. In diesen Streuwerten kommt auch die unterschiedliche Anfalligkeit der Karbonatgesteine gegenliber der Verkarstung bzw. ihre Ausriehtung nach den

Hauptkluftrichtungen zum Ausdruck. Auch in einem Kalkstein -Karstgrundwasserleiter liegen meist starker verkarstete Horizonte oder Kluftzonen zwischen oder neben gering verkarsteten Bereiehen vor. Soiche besonders verkarstungsanfalligen Horizonte sind z. T. der zuckerkornige Dolomit im Oberjura, aber auch der Grenzdolomit an der Basis des Unteren Muschelkalk und der Basisdolomit des Mittleren Muschelkalk (SCHMIDT et al. 1999).

2.8.6 GrundwasserflieBparameter Die Grundwasserbewegung ist ein sehr komplexes hydraulisches System, das sehr stark von der Morphologie und der Struktur des Grundwasserleiters abhangig ist. Dabei herrscht in Grundwasserleitern normalerweise eine mehr oder weniger horizontal verlaufende Grundwasserstromung, die allerdings nieht in allen Tiefen gleieh sein wird. Bei unterschiedlieher Struktur der Grundwasserleiter konnen stark abweichende FlieBverhaltnisse und dadurch bedingt auch abweichende Wasserstande in Messstellen auftreten. Die wesentlichen GrundwasserflieBparameter sind die FlieBgeschwindigkeit und die FlieBriehtung. Die natiirlichen Flie6geschwindigkeiten des Grundwassers (Abstandsgeschwindigkeit va) sind abhangig von der Durchlassigkeit und dem Grundwassergefalle, die ihrerseits wieder in Abhangigkeit vom durchflusswirksamen Porenanteil nf stehen (s. Abschn. 2.3.4). Laminares

100

2 Boden- und felsmechanische Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

FlieBen vorausgesetzt, wird haufig folgende Beziehung angenommen (s. Abschn. 2.8.1): Va =

(k· l)ln f •

Die Abstandsgeschwindigkeit des Grundwassers wird durch Markierungsversuche ermittelt. Die Auswahl des Markierungsstoffes hangt ab von der Aufgabenstellung, den Standortbedingungen und der erforderlichen Nachweisempfindlichkeit. In Betracht kommen losliche Salze (Chromid, Bromid, Nitrat), Fluoreszenzfarbstoffe (Uranin, Eosin, Pyranin), Triftstoffe (z. B. Barlappsporen) oder stabile Isotope. Mit Markierungsversuchen konnen die FlieBbewegung des Grundwassers, die FlieBwege sowie die Vorgange beim Stofftransport (Dispersion, Sorptionsvorgange) untersucht werden. Die maximale Abstandsgeschwindigkeit ergibt sich als Quotient der Entfernung und dem Zeitpunkt des ersten Nachweises, die mittlere Abstandsgeschwindigkeit entspricht dem Hochstwert der Durchgangskurve. Versuchsanordnung und -durchfiihrung bediirfen einer sorgfaltigen Vorbereitung (s. MAIER 1998; HOLTING & COLDEWEY 2009:275). Fiir gut abgestufte fluvioglaziale Kiese Oberbayerns nennt SEILER (1979) bei einem Porenanteil von 0,2-0,25, einem nutzbaren Porenanteil von 0,02-0,14 und Durchlassigkeitsbeiwerten von k = 2 . 10-2 bis 4,5· 10-3 m/s gemessene Abstandsgeschwindigkeiten von 15 bis 20 mid. In sandig-kiesigen Flussablagerungen mit k = 10-4 m/s betragt z. B. das Grundwasserspiegelgefalle in der Regel < 1 % und die Abstandsgeschwindigkeit 0,5 bis 1,0 mid (s. FEISTMANTL et al. 2005). Fiir kiesig-sandige Innschotter mit Durchlassigkeiten zwischen 10-2 und 10-4 m/s geben PALLA & LEITNER (2009) eine mittlere FlieBgeschwindigkeit von 1,4 mid an. In Kluftgrundwasserleitern ist, wie schon die Gebirgsdurchlassigkeit, auch die Abstandsgeschwindigkeit des Grundwassers sehr stark anisotrop (s. Abschn. 18.2.4). Nach der oben genannten Beziehung ergibt ein Kluftabstand von 0,1 m und eine Offnungsweite von 0,1 mm bei einem Grundwassergefalle von i =0,1 eine Abstandsgeschwindigkeit von etwa 5 . 10-4 m/s oder 43 mid. Tatsachlich wurden in Kluftgrundwasserleitern des nordhessischen Buntsandsteingebirges bei einem k- Wert von 10-4 bis 10-5 m/s und einem Grundwassergefalle von j = 0,1 Abstands-

geschwindigkeiten von 173 bis 605 mid beobachtet. Die in Bohrungen gemessene ortliche GrundwasserflieBrichtung entsprach dabei nicht unbedingt dem allgemeinen Grundwassergefalle (PRINZ & HOLTZ 1989). Fiir die Karstgrundwasserleiter des Schwabischen Jura werden in der Literatur (s. PRINZ 1997) als groBraumiger Mittelwert bei i = 0,01 etwa 10 mid und als Mittelwerte der maximalen Abstandsgeschwindigkeiten 85 bis 190 m/h genannt. Allgemein werden in Karstgrundwasserleitern Abstandsgeschwindigkeiten von 10 bis 500 m/h angenommen. Die Flie6richtung des Grundwassers kann aus der Hohenlage des Grundwasserspiegels (hydrologisches Dreieck) bzw. mittels Grundwassergleichenplanen ermittelt werden. GroBflachige Grundwassergleichenplane geben jedoch nur ein generelles Bild des Grundwassergefalles und beriicksichtigen nicht das durch lithologischen Wechsel bzw. das Trennflachengefiige und die Morphologie des Grundwasserleiters bedingte differenzierte FlieBverhalten des Grundwassers. Ein neues Verfahren zur Erfassung des FlieBverhaltens des Grundwassers ist das sog. Grundwasserfluss-Visualisierungs-Messsystem (GFV) von SCHOTTLER (2004). Dabei wird der Grundwasserfluss in Bohrungen oder Grundwassermessstellen (DN 50-l75) iiber die Drift immer vorhandener Feinschwebstoffe erfasst, wobei gleichzeitig die FlieBrichtung und die Stromungsgeschwindigkeit registriert werden. Die Abschatzung der Flie6zeiten kann nach der angenaherten Beziehung erfolgen (s. a. Los EN & POMMERENING 1989): Va

~

Vw

lit", (k . i)ln f t = (1. nf)/(k . i)

k j,

nf

in m/s in s dimensionslos.

101

2.8 Durchlassigkeit

2

Tabelle 2.16 Sickerspenden in verschiedenen Boden (a us MUTH 1997). k-Wert

Sickerspende

m/s

lj(s.m 2 )

Ij(s·ha)

Sand

5· 10 \

0,05

500

lehmiger Sand

2 . 10 \

0,Q2

200

sandiger Lehm

8· 10"

0,008

80

Lehm

4· 10-·

0,004

40

toniger Lehm

2 · 10 '

0,002

20

Bodenart

2.8.7 Sickerwasser, Grundwasserneubildung, kapillare Steighohe (h k ) Als Grundwasser wird nach DIN 4049, T3, Wasser bezeichnet, das sich unter dem Einfluss der Schwerkraft frei bewegen kann und eine geschlossene Wasseroberflache bildet. Das in dem Raum darliber, der wasserungesattigten Bodenzone, enthaltene Wasser, das sich unter der Einwirkung der Schwerkraft abwarts bewegt, wird als Sickerwasser bezeichnet. Wasser, das in der ungesattigten Bodenzone entgegen der Schwerkraft zurlickgehalten wird, nennt man insgesamt Haftwasser. Dazu gehoren das Adsorptionswasser und das Kapillarwasser (s. Abschn. 2.3.1). Das Kapillarwasser wird liberwiegend durch Kapillarkrafte gehalten und gehoben. Das in den Boden einsickernde Wasser (Tabelle 2.16) flillt zunachst die Porenraume bzw. das Kluftvolumen aus. Nur der Teil des Sickerwassers, der nicht als Haftwasser zurlick-

~ --~-

I'

•

--

I ' h.

-icken" a \ er (eonschl Schlchtco\'a5ser und Stau\\a. scrl

gehalten wird bzw. durch die Vegetation (Evapotranspiration S. Abschn. 6.2.2) verbraucht wird, kann dem Grundwasser zusickern. Die Sickergeschwindigkeit ist sehr stark von der Bodenart und der Bodenstruktur (GroBporen) abhangig und kann zwischen < 1 em und > 100 cmld liegen. GroBraumig werden in der Literatur flir Lehmboden mittlere Gesamtsickerwerte von 100 cm/a angegeben. GroBe Unterschiede in den Mengen der jahrlichen und saisonalen Verteilung der Niederschlage flihren vor allem wahrend der Vegetationsruhe zu starkerer Versickerung, wahrend in den Sommermonaten, je nach Vegetation, vielfach keine Grundwasserneubildung stattfindet. Angaben liber die Grundwasserneubildung erfolgen als Grundwasserneubildungsspende in 1/(s . kro 2) oder als GrundwasserneubildungshOhe (in mm). Die Grundwasserneubildungsspende betragt je nach Niederschlagshohe und Untergrundaufbau im Durchschnitt 2 bis 7 1/(s· kro2) bzw. 60 bis 220 mm/a (s. d. HOLTING & COL DEWEY 2009: 232). Flir Flachen mit geringer

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Stch!hohe

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Abb. 2.82 Erscheinungsformen des Wassers im Boden (nach SCHWERTER, Zittau) S, ~ Sattigungsgrad h, ~ kapillare Steighohe.

102

2 Boden- und felsmeehanisehe Kennwerte, ihre Ermittlung und Bedeutung

Versiegelung und giinstigen Versickerungsbedingungen werden auch 8 bis 1Ol/(s·km 2 ) angegeben. Beim Kapillarwasser wird ein offener und geschlossener Kapillarwasserbereich unterschieden (Abb. 2.82). 1m geschlossenen Kapillarraum ist die Wassersattigung S, = 1,0. 1m offenen Kapillarraum treten nach oben zunehmend Lufteinschliisse auf. Die kapillare SteighOhe (h k ) gibt an, wie hoch Wasser im Boden infolge der Oberflachenspannung und der Adhasion zwischen Bodenkorn und Wasser nach oben aufsteigt bzw. an den Wandungen des Korngefiiges festgehalten wird. Die kapillare SteighOhe hangt ab von der Korngro6e, dem KorngefUge und der Porengeometrie des Bodens sowie der Wassersattigung (steigende oder fallende Grundwasseroberflache, Durchsickerung) . Die Angabe der kapillaren Steighohe erfolgt am einfachsten durch Beobachtung der Bodenverfarbung, wobei keine Trennung des offenen und geschlossenen Kapillarraums moglich ist, oder durch Wassergehaltsbestimmungen in kurzen vertikalen Abstanden. Die kapillaren Sattigungsanteile sind neb en der Korngro6enverteilung auch von der Porengeometrie abhangig. SCHICK (2002) bringt eine Darstellung der kapillaren Steighohe in Abhangigkeit vom Korndurch-

messer und den Porengro6en. 1m Labor wird die kapillare Steighohe durch den Versuch nach BESKOW ermittelt, was jedoch in der Praxis sehr selten geschieht. Die kapillaren Steighohen betragen bei Kies

bis 10 em

Sand und Kies

20 bis 100 em

Fein-, Mitteisand

100 bis 150 em

Lehm, Loss

bis 350 em

Die kapillaren Oberflachenkrafte verleihen dem Boden einen Zusammenhalt, die sog scheinbare Kohasion (s. Abschn. 2.7.1), die unter der Grundwasseroberflache bzw. durch Austrocknung verloren geht. Die kapillare SteighOhe ist im Stra6enbau hinsichtlich der Frostempfindlichkeit, im Grundbau wegen der Abdichtungsforderungen, ferner fUr die Beurteilung von Schrumpfsetzungen sowie von Vegetationsschaden bei Grundwasserabsenkung von Bedeutung (s. Abschn. 6.2.2). Die Priifung der kapillaren Wasseraufnahme (Saugfahigkeit) von Natursteinen erfolgt nach DIN EN 13765 in Abhangigkeit von der Zeit.

3

Beschreebung n und assifikat eon vo Bo en und Fels I fur bau bautechnische Zwecke e

Bei der Beschreibung und Klassifikation von Boden ist zu unterscheiden zwischen der Benennung einer Bodenart und der Klassifikation.

3.1 Benennung, Beschreibung und Klassifizierung von Boden und Fels

zung und der genetischen Herkunft sowie nach maGgebenden Eigenschaften (Verwitterung, Festigkeit u. a.) - s. Abschn. 3.4.

3.2 Gruppeneinteilung der Boden nach DIN 18 196

Fur das Benennen und Beschreiben von Boden und Fels sind folgende Normen zu beachten: EN ISO 14688-1: 2003, Benennung und Beschreibung von Boden EN ISO 14688-2: 2004, Grundlagen der Bodenklassifizierung EN ISO 14689-1: 2004. Benennung und Be-

Die nachstehende Bodenklassifizierung fur bautechnische Zwecke ist eine Zusammenfassung von Bodenarten zu Bodengruppen mit annahernd gleicher stofflicher Zusammensetzung und ahnlichen bodenphysikalischen Eigenschaften. Die Grundlage dafur bieten neben den EN ISO 14688-1 und -2 die DIN 18 196 (2006), die auGer der auf der stofflichen Zusammensetzung auf-

schreibung von Fels und

bauenden Einteilung nach

DIN EN ISO 14689-1: 2004, Benennung und Beschreibung von Fels (NA) mit Anderung A 100. Die Benennung und Beschreibung von Boden erfolgt anhand der KorngroGenanteile, der Konsistenz (wv Ip) oder organischer Anteile, nach visuellen und manuellen Techniken sowie den Ergebnissen von Feldversuchen (s. Abschn. 3.2 und 4.4.6). Die EN ISO 14688-1 enthait auch eine Benennung vulkanischer Ablagerungen. In EN ISO 14688-2 werden die Grundlagen fUr die Klassifizierung von Boden in Gruppen mit annahernd gleichem stofflichen Aufbau und ahnlichen geotechnischen Eigenschaften im Hinblick auf ihre geotechnische Eignung als Baugrund oder als Baustoff zusammengefasst. Die Benennung und Beschreibung von Fels erfolgt nach der mineralogischen ZusammensetH. Prinz et al., Ingenieurgeologie © Spektrum Akademischer Verlag Heidelberg 2011

KorngroGenbereichen und -verteilung plastischen Eigenschaften organischen Bestandteilen auch noch weitere Erkennungsmerkmale angibt sowie eine qualitative Bewertung der bautechnischen Eigenschaften und ihre Eignung als Baustoff. Letztere Angaben sind auf Tabelle 3.1 aus Platzgrunden nicht wiedergegeben. Nach DIN 18196 (2006) sollen fur die Klassifizierung einer Bodenprobe streng genommen Versuchsergebnisse herangezogen werden, nur in der geotechnischen Kategorie GK 1 (s. Abschn. 4.1) kann mit visuellen und manuellen Methoden gearbeitet werden. Diese Regelung ist allerdings in der Praxis nicht realisierbar. Die Norm gilt auGerdem nicht fur Fels und fur Boden mit > 40 % Steinen und Blacken.

104

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

Tabelle 3.1 Obersicht Ober die Bodenklassifikation fUr bautechnische Zwecke nach DIN 18 196. Bodengruppe

Definition Kornung, Plastizitat, Stoffwerte

GE

Kies enggestuft

C. ~ 6, Co < 1

GW

Kies weitgestuft

Cu > 6, C, - 1-3

GI

Kies intermittierend

Fehlkornung vorh.

SE

Sand enggestuft

Cu < 6, C. < 1

SW

Sand weitgestuft

Cu> 6, Co - 1-3

SI

Sand intermittierend

Fehlkornung vorh.

GU

Kies schluffig

5- 15% < 0,063 mm

>

SU

Sand schluffig

Feinkorn schluffig

~

GT

Kies tonig

5- 15% < 0,063 mm

>

ST

Sand tonig

Feinkorn tonig

~

GU*

Kies stark schluffig

15- 40% < 0,063 mm

>

SUO

Sand stark schluffig

Feinkorn schluffig

~

GT'

Kies stark tonig

15-40% < 0,063 mm

>

ST*

Sand stark tonig

Feinkorn tonig

~

UL

Schluff leicht plastisch

wl < 35%

UM

Schluff mittel plastisch

wl

'. < 4 % oder unter A-Linie

TL

Ton leicht plastisch

wl < 35%

TM

Ton mittel plastisch

wl

TA

Ton ausgepragt plastisch

wl < 50%

OU

organischer Schlutt

w, · 35- 50%

OT

organischer Ton

wl < 50%

OH

humoser Boden

Vat

~

-

35 - 50%

35 - 50%

< 20% pflanzt.

>40%>2mm < 5% < 0,063 mm

40%> 2 mm

nichtbindig (rollig)

gemischtkornig

40%> 2 mm bindig 40%>2mm

40%> 2 mm

feinkornig

'. < 7 % und Ober A-Linie

'. < 7 % und unter A-Linie

organogen

Kornung 40% ~ 0,063 mm

~

kalkig-kieseliger Boden

Vc.

HN

Torf nicht zersetzt

v < 30% faserig

HZ

Torf zersetzt

Vat

F

Mudde (Faulschlamm)

v < 30% federnd

schwammig

1-1

Auffullung

aus natUrlichen Boden

[G, S, U, T, H, F)

A

AuffUliung

aus Fremdstoffen

Mull, Schutt

< 30% schmierig

grobkornig

> 40% < 2 mm < 5% < 0,063 mm

OK

< 10 % poros

Hauptgruppen

braunlich

organisch

schwiirzlich

AuffUliung

organisch

105

3.2 Gruppeneinteilung der Boden nach DIN 18 196

Fur die Bezeichnung der Bodenarten werden Kurzzeichen oder Gruppensymbole benutzt, bestehend aus zwei GroBbuchstaben (DIN 18196, s. Tab. 3.1) bzw. GroBbuchstaben fUr den Hauptantei! und Kleinbuchstaben fur die Nebenantei!e bzw. die kennzeichnende Eigenschaft (DIN EN ISO 14688-2). Kurzzeichen fur die wichtigsten Hauptbodenarten nach DIN 18196/DIN EN ISO 14688-1: IBo = Blocke ("block") ICo =Steine ("cobble") G/Gr = Kies ("grant") S/Sa = Sand UlSi = Schluff ("silt") T/CI = Ton ("clay") OIOr = organische Boden ("organic") A/Mg = AuffUllung ("made ground") HI =Torf FI = Mudde KI = Kalk Die DIN 18 196 enthalt auch Kennbuchstaben fUr kennzeichnende Eigenschaften (s. Tab. 3.1), fur die Art der KorngroBenverteilung = weit gestufte KorngroBenverteilung W = eng gestufte KorngroBenverteilung, E = intermittierend gestufte KorngroBenverteilung, oder nach den plastischen Eigenschaften = leicht plastisch L M = mittel plastisch = ausgepragt plastisch, A bzw. nach dem Zersetzungsgrad von Torfen N = nicht bis kaum zersetzter Torf = zersetzter Torf. Z Die geologische Bezeichnung wird nach DIN EN ISO 14688-1 den oben genannten Bodenarten in Klammer nachgestellt. International wird haufig auch die USCSKlassifikation (Unified Soil Classification System, USA 1953) benutzt: G

gravel

Kies

S

sand

Sand

M

silt

Schluff

C

clay

Ton

0

organic

org. Boden

PI

peat

Torf

W

well graded

gut abgestuft

p

poorly graded

schlecht abgestuft

L

low graded

leicht plastisch

M

medium graded

mittel plastisch

H

high graded

ausgepragt plastisch

z. B.

GP-GM = schlecht abgestufter Kies mit Schluff SC-SM = toniger bis schluffiger Sand.

3.2.1 Grobkornige Boden Die Benennung erfolgt nach Gewichtsanteilen. Reine grobkornige Bodenarten konnen bis 5 % Schluff und Ton enthalten. Fur die Benennung entscheidend ist der Kornanteil > 40 %. Bodenarten wie Kies, sandig bzw. Sand, kiesig enthalten jeweils mehr als 40 % Sand- bzw. Kiesanteile. Die Grenze enggestufte-weitgestufte KorngroBenverteilung ist bei Cu = 6 festgelegt (s. Abschn. 2.1.3). Wahrend die Bodenklassifizierung nach DIN 18196 nur Korngro6en bis 63 mm berucksichtigt, werden in EN ISO 14688-2 auch "sehr grobkornige Boden" ausgehalten mit Steinen (63200 mm), Blacken (200-630 mm) und sog. groBen BlOcken (> 630 mm), sowie eine Unterteilung in geringen « 5 % bzw. < 10 %), mittleren (> 5 % bzw. 10-20 %) und hohen Block- bzw. Steinanteil (> 20%).

3.2.2 Gemischtkornige Boden Hierbei handelt es sich urn grobkornige Boden mit 5 % bis 40 % Schluff und Ton. Die weitere Unterteilung erfolgt in % der Trockenmasse: 5-15 % Schluff und Ton = gering bzw. schwach schluffig/tonig (u/T). 15-40% Schluff und Ton = hoch bzw. stark schluffig/tonig (VIT) bzw. U*/T*.

3

106

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

Zu den gemischtkornigen Bodenarten im weiteren Sinne gehoren auch die sog. Block-in-Matrix-Gesteine, auch Bimrocks genannt. Dabei handelt es sich urn ein Gemisch von Kiesen, Steinen und Blacken in feinkorniger Grundmasse, die sich bei nicht verfestigtem Feinkornanteil wie Lockergesteine verhalten. Zu dieser Gruppe gehoren auger entfestigten StOrungsgesteinen (s. Abschn. 3.4.4) auch Rutsch- und Bergsturzmassen.

3.2.3 Feinkornige Boden Die feinkornigen Boden enthalten iiber 40 % Schluff und Ton. Sie werden nach der Plastizitat bzw. nach der Lage zur A-Linie im Plastizitatsdiagramm von CASAGRANDE eingeteilt (Abb. 2.18). Schluffe liegen zusammen mit den organischen bzw. organogenen Boden (OT, OU) unterhalb der A-Linie: < 35%

(UL)

leicht plastische Schluffe

WL

mittel plastische Schluffe

wL - 35- 50%

(UM)

ausgepragt plastische Schluffe

wL > 50%

(UA)

Tone haben Plastizitatszahlen > 7, sie liegen oberhalb der A- Linie: (TL)

leicht plastische Tone mittel plastische Tone ausgepragt plastische Tone

WL

-

35- 50%

(TM) (TA)

Die Einstufung der feinkornigen Boden nach der Lage zur A-Linie im Plastizitatsdiagramm von CASAGRANDE fiihrt zu einer Oberbewertung der Tonboden (TL bis TA) und zu einer gewissen Vernachlassigung der weit verbreiteten Schluffbaden mit typischen geotechnischen Eigenschaften, wie relativ hohe Reibungswinkel bei kleiner Kohasion, schnell ablaufende, aber meist relativ geringe Zusammendriickbarkeit und starke Wasserempfindlichkeit (HEISE 2001, s. Abschn. 2.5 und 4.5.2).

3.2.4 Organische und organogene Boden Diese Bodengruppe wird zunachst unterteilt in organische Boden und organogene Boden bzw. Boden mit organischen Beimengungen. Organische Boden werden weiter unterteilt in Torfe (H) und Faulschlamm bzw. Mudde (F). Ais organogene Boden werden nichtbindige Boden mit mehr als 3 % und bindige Boden mit mehr als 5 % organischer Beimengungen (pfianzliche und tierische Reste) bezeichnet sowie Boden mit humosen (OH, z. B. Oberboden) bzw. kalkigen Beimengungen (OK, z. B. Wiesenkalk). Bei den Torfen werden nicht bis maBig zersetzte Torfe (HN) und zersetzte Torfe (HZ) unterschieden und weiter nach EN ISO 14688-1 faseriger Torf, schwach faseriger Torf und amorpher Torf. Die Bestimmung des Zersetzungsgrades erfolgt mittels Ausquetschversuch. Dazu wird eine nasse Torfprobe in der Faust kraftig gequetscht. Die Probe zeigt bei nicht bis maBig zersetztem Torf gut erhaltene und erkennbare Pfianzenreste und es tritt klares bis triibes Wasser aus. Bei stark bis vollig zersetztem Torf (auch amorpher Torf genannt) sind keine Pfianzenreste erkennbar und es wird wassriger Brei ausgequetscht (s. DIN 19682-12, Bestimmung des Zersetzungsgrades der Torfe). Boden mit iiber 40 % Schluff und Ton und einem Anteil an organischer Substanz bis 20 % werden als Klei oder Schlick bezeichnet. Mittlere Kennwerte dafiir s. SCHULZ (2002), HETTLER et al. (2002) und ENGEL (2002a, darin Lit.). Unterschieden werden schluff- oder tonreiche Schlicke (OU, OT) und starker sandige Schlicke. Mudden sind organische Boden mit iiber 20 % organischen Bestandteilen (s. Tab. 3.1).

3.2.5 Aufgeschuttete Bodenarten Bei den Auffiillungen werden solche aus natiirlichen Boden unterschieden, deren Gruppensymbol in eckige Klammern gesetzt wird und Auffiillungen aus Fremdstoffen (Miill, Schlacke, Bauschutt, Industrieabfalle), die das Gruppensymbol A/Mg erhalten.

3.3 Beschreibung und Einstufung von Boden und Fels nach den ATV der VOB

Bei den geschutteten Boden sind unverdichtete Schuttungen und durch Fahrverkehr oder mittels Verdichtungsgeraten verdichtete Schuttungen zu unterscheiden (s. Abschn. 14.2).

3.3 Beschreibung und Einstufung von Boden und Fels nach den ATV der VOB 3.3.1 Boden- und Felsklassen nach ATV DIN 18300, Erdarbeiten Die Bodenklassen der ATV DIN 18300 beschreiben die Losungsfestigkeit bei Erdarbeiten fiir die Ausschreibung und Abrechnung. Daruber hinaus ist im Sinne der VOB/A § 9 dem Bieter zum besseren Verstandnis zusatzlich eine Beschreibung der Bodenarten gemaB EN ISO 14688-1 und DIN 18 196 an die Hand zu geben, die ihm die tatsachliche Losbarkeit eindeutig erkennen lasst und eine entsprechende Kalkulation ermoglicht. Die ZTVE-StB 09 enthalt fur Zwecke des StraBenbaus erganzende Erlauterungen zu den Bodenklassen der DIN 18 300 und gibt die zu den einzelnen Bodenklassen gehorenden Bodengruppen der DIN 18 196 an. Die Einteilung in Boden- und Felsklassen erfolgt unabhangig von den maschinentechnischen Daten allein nach boden- und felstypischen Merkmalen, wobei fur die Einstufung der Zustand beim Losen maBgebend ist: Klasse 1: Oberboden Oberboden ist die oberste Schicht des Bodens, die neben anorganischen Stoffen, z. B. Kies-, Sand-, Schluff- und Tongemischen, auch Humus und Bodenlebewesen enthalt. Klasse 2: Flie6ende Bodenarten Bodenarten, die von flussiger bis breiiger Beschaffenheit sind und die das Wasser schwer abgeben. Hierzu gehoren nach ZTVE-StB 09: organische Boden der Gruppen HN, HZ und F feinkornige Boden der Gruppen UL, UM, TL, TM, TA sowie organogene Boden und solche

107

mit organischen Beimengungen der Gruppen OU, OT, OH und OK, wenn sie breiige oder flussige Konsistenz haben gemischtkornige Boden der Gruppen SU*, ST*, GU* und GT*, wenn sie breiige oder fliissige Konsistenz haben. Klasse 3: Leicht losbare Bodenarten Nichtbindige bis schwachbindige Sande, Kiese und Sand-Kies-Gemische mit bis zu 15 Gew.-% Beimengungen von Schluff und Ton (KorngroBe < 0,06 mm) und mit hOchstens 30 Gew.-% Steinen von uber 63 mm KorngroBe bis zu 0,01 m 3 Rauminhalt (entspricht einem Kugeldurchmesser von rd. 0,3 m). Organische Bodenarten mit einem geringen Wassergehalt (z. B. feste Torfe). Zu Klasse 3 gehoren nach ZTVE-StB 09: grobkornige Boden der Gruppen Sw, SI, SE, GW, GI,GE gemischtkornige Boden der Gruppen SU, ST, GU, undGT Torfe der Gruppen HN mit geringem Wassergehalt, soweit sie beim Ausheben standfest bleiben. Klasse 4: Mittelschwer losbare Bodenarten Gemische von Sand, Kies, Schluff und Ton mit einem Anteil von mehr als 15 Gew.-% KorngroBe < 0,06 mm. Bindige Bodenarten von leichter bis mittlerer Plastizitat, die je nach Wassergehalt weich bis fest sind und die hochstens 30 Gew.-% Steine von uber 63 mm KorngroBe bis zu 0,01 m 3 Rauminhalt enthalten. Zu Klasse 4 gehOren nach ZTVE-StB 09: feinkornige Boden der Gruppen UL, UM, TL undTM gemischtkornige Boden der Gruppen SU*, ST*, GU* und GT* organogene Boden und Boden mit organ is chen Beimengungen der Gruppen OU, OH, OK. Klasse 5: Schwer lOsbare Bodenarten Bodenarten nach den Klassen 3 und 4, jedoch mit mehr als 30 Gew.-% Steinen von uber 63 mm KorngroBe bis zu 0,1 m 3 Rauminhalt. Nichtbindige und bindige Bodenarten mit hochstens 30 Gew.-% Steinen von iiber 0,1 m 3 bis 0,1 m 3 Rauminhalt (entspricht einer Kugeldurchmesser von rd. 0,6 m).

108

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

Ausgepragt plastische und organische Tone, die je nach Wassergehalt weich bis halbfest sind. Klasse 6: Leicht losbarer Fels und vergleichbare Bodenarten Felsarten, die einen inneren, mineralisch gebundenen Zusammenhalt haben, jedoch stark kluftig bruchig, brocklig, schiefrig, weich oder verwittert sind, sowie vergleichbare verfestigte, nichtbindige und bindige Bodenarten mit fester Konsistenz, z. B. durch Austrocknung, Gefrieren oder Verfestigung. Nichtbindige und bindige Bodenarten mit mehr als 30 Gew.-% Steinen von uber 0,01 m 3 bis 0,1 m 3 Rauminhalt. Klasse 7: Schwer lOsbarer Fels Felsarten, die einen inneren, mineralisch gebundenen Zusammenhalt und hohe Gefugefestigkeit haben und die nur wenig kluftig oder verwittert sind. Steine von uber 0,1 m 3 Rauminhalt. Sonstige Stoffe, z. B. Recyclingmaterial, industrielle Nebenprodukte, Abfalle usw. werden nach ingenieurgeologisch -erdbautechnischen Gesichtspunkten beschrieben und in die o. g. Klassen eingestuft (s. Abschn. 12.2 und 16.6.1) Der Schwachpunkt dieser Normung liegt in der unklaren Unterscheidung der Klassen 6 und 7. Nach DIN 18300 erfolgt die Unterteilung allein nach Kluftigkeit und Verwitterungszustand. Die Einstufung sollte aber auf einer moglichst umfassenden Gebirgsbeschreibung aufbauen, bei der folgende Parameter berucksichtigt werden: Gesteinsart und -festigkeit, Abrasivitat, Verwitterungsgrad, Schichtung, Kluftung (KluftkorpergroBe) sowie die Verbandsfestigkeit (s. Abschn.3.4.3.2). 1m Erkundungsstadium konnen als zusatzliches Hilfsmittel refraktionsseismische Messungen gemaB Abschn. 4.3.2 eingesetzt werden. Die Grenze zwischen Klasse 6 und 7 wird allgemein bei Wellengeschwindigkeiten von 1600-1800 m/s angenommen (s. Abschn. 12.1). Als brauchbares Hilfskriterium hat sich auch der beim Losen anfallende Anteil von Blocken von uber 0,1 m 3 Rauminhalt erwiesen, was Kluftkorpern von rd. 0,5 . 0,5 . 0,4 m entspricht. Allgemein gelten Gesteine ab Druckfestigkeiten von 50-60 MN/m 2 und Bankdicken ab etwa 0,5 m als Sprengfels.

Bei Wechsellagerungen von Gesteinen der Klassen 6 und 7 konnen Mischfelsklassen nach prozentualer Aufteilung oder als einheitlicher Mischpreis gebildet werden (s. Abschn. 12.1 und Abb. 12.3). Wird Fels der Klasse 6 zur Erleichterung der Gewinnung durch Bohr- oder Sprengarbeit gelockert, so andert sich die Einstufung ebenso wenig, als wenn Fels der Klasse 7 noch durch ReiBgerate gelost werden kann. Die Abrechnung der Bodenpositionen von Erdarbeiten erfolgt fast immer nach festen Massen, im Gegensatz zu anzulieferndem und abzuladendem Material, das als Lieferposition in der Regel als lose Masse abgerechnet wird, d. h. in aufgelockertem Zustand, wie es auf dem Lastwagen liegt (s. Abschn. 12).

3.3.2 Boden- und Felsklassen fur Bohrarbeiten Bohrarbeiten fUr Baugrundaufschlusse und auch fur die Bohrpfahlherstellung, fur Einpressarbeiten und fUr Anker sollen nach ATV DIN 18301 (2010), Boden- und Felsklassen fUr Bohrarbeiten, ausgeschrieben und abgerechnet werden: Lockergesteins-Klasse BN: Nichtbindige Lockergesteine BN = Sand und Kies BN 1 = mit Feinkornanteil bis 15% BN 2 = mit Feinkornanteil uber 15%. Lockergesteins-Klasse BB: Bindige Lockergesteine (Hauptbestandteile Schluff, Ton bzw. Sand, Kies, mit starkem Einfluss der bindigen Anteile) BB 1 = flussig - breiig ell < 20 kN/m 2 BB 2 = weich, steif ell = 20 - 200 kN/m 2 BB 3 = halbfest ell = 200 - 600 kN/m 2 BB 4 = fest, sehr fest ell> 600 kN/m 2 • Lockergesteins-Klasse BO: Organische Boden BO 1 = zersetzte Torfe, Mudde, Humus BO 2 = unzersetzte Torfe. Festgesteins-Klasse F: Festgesteine werden weiter unterteilt nach der Verwitterung und dem Trennflachenabstand

3.3 Beschreibung und Einstufung von Boden und Fels nach den ATV der VOB Verwitterungsgrad

LN fUr nichtbindige Lockergesteine

Trennflachenabstand bis 10cm

entfestigt

FV 1

angewittert

FV2

unverwittert

FV4

10 bis 30cm

109

Lagerung

eng gestuft

weit oder intermittierend gestuft

locker

LNE 1

LNW 1

mitteldicht

LNE 2

LNW2

dicht

LNE 3

LNW3

Ober 30 em

FV3 FV6

FV 5

sowie nach der einaxialen Druckfestigkeit qu FD 1 < 20 MN/m2 FD 2 20-80 MN/m2 FD 3 80-200 MN/m2 FD 4 200-300 MN/m 2 FD 5 > 300 MN/m 2. Ais gut bohrbar gelten Festgesteine mit einer Druckfestigkeit qu < 20 MN/m 2. Daruber hinaus ist es zweckmaBig, auch auf den Abrasivitatsgrad der Gesteine gem. Abschn. 17.2.9 hinzuweisen. Kommen in Lockergesteinen Bli:icke oder Steine (KorngroBe > 63 mm) vor, so werden sie in Abhangigkeit von der GroBe und dem Volumenanteil in die Zusatzklasse BS eingestuft:

LB fUr bindige Lockergesteine Konslstenz

mlneralisch

organogen

breiig - weich

LBM 1

LBO 1

steif - halbfest

LBM 2

LBO 2

fest

LBM 3

LBO 3

S als Zusatzklasse fUr Steine Volumenantell

5teingriiBe bis 200 mm

200-630 mm

bis 30%

S1

S3

Gber 30%

52

S4

LO fUr organische Boden (allgemein). KorngroBe

Volumenanteil bis 30%

Ober 30%

63-200mm

BS 1

BS 2

200-600mm

BS 3

B54

GroBe Blocke uber 600 mm werden gesondert beschrieben und angegeben. Auffullungen werden, so weit moglich, in die o. g. Klassen eingestuft und im Hinblick auf ihre Eigenschaften fUr Bohrarbeiten beschrieben.

3.3.3 Boden- und Felsklassen

F fUr Festgesteine und zwar hach dem Tennflachenabstand und der einaxialen Druckfestigkeit Druckfestigkeit [MN/mJ

Trenn flachenabstand Dezlmeterbereich

Trennfliichen abstand Zentlmeterbereich

<5

FO 1

FZ 1

5-50

FD 2

FZ 2

50-100

FO 3

FZ 3

100

FO 4

FZ 4

>

fur Rohrvortriebsarbeiten Fur Rohrvortriebsarbeiten (s. Abschn. 17.6.5) gelten die Boden- und Felsklassen der ATV DIN 18319 (2010) und zwar:

3.3.4 Sonstige Klassifizierungen nach ATV DIN Fur Nassbaggerarbeiten nach ATV DIN 18311 gilt sowohl eine eigensHindige Beschreibung von

3

110

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fOr bautechnische Zwecke

Boden und Fels als auch eine gesonderte Einstufung in Boden- und Felsklassen (Klasse A bis E). Fur Untertagebauarbeiten gilt ATV DIN 18312 (Abschn. 17.3). Fur einige Gewerke, wie z. B. Rammarbeiten (ATV DIN 18304), gibt es nach wie vor keine spezifische Einstufung von Boden und Fels (s. Abschn. 10.3.2).

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels) Die Beschreibung von Fels erfolgt in der Geotechnik nach EN ISO 14689-1: 2003 mit einem Nationalen Anhang, der DIN EN ISO 14689-1: 2004 (NA). Die Beschreibung erfolgt auf der Grundlage der geologischen Benennung und der mineralogischen Zusammensetzung sowie der Gesteinsharte bzw. Festigkeit. Das Gebirge wird zusatzlich auch nach der geologischen Struktur, d. h. der raumlichen Anordnung der Trennflachen (Schichtung, Schieferung) und des Verwitterungsprofils beschrieben. Das Gestein in der GroGenordnung einzelner Kluftkorper oder Probestucke weist ganz andere Eigenschaften auf als der Fels im Gebirgsverband, der von Trennflachen verschiedenster Art durchzogen ist und dessen Eigenschaften deshalb in hohem MaGe richtungsabhangig sind. Gebirgseigenschaften konnen daher immer nur fUr einen bestimmten Gultigkeitsbereich angegeben werden, den sog. Homogenbereich. Seine Abgrenzung ist yom Untersuchungszweck abhangig und ist gegebenenfalls fUr verschiedene Eigenschaften unterschiedlich vorzunehmen und auf diese zu beziehen. Ais solche Homogenbereiche kommen z. B. Gesteinsserien mit ahnlichen Eigenschaften oder Bereiche mit vergleichbarer Kluftung in Betracht: gleiche lithologische Abfolge gleicher Verwitterungszustand gleiches RichtungsgefUge der Trennflachen gleiche Gebirgszerlegung und Gebirgseigenschaften (Kennwerte). Relativ aufwandige, auf geostatistischen Methoden beruhende Verfahren zur Abgrenzung von Homogenbereichen in Lockergesteinen beschreiben GAU & TIEDEMANN (2004).

3.4.1 Gesteinsbeschreibung fur bautechnische Zwecke Die Beschreibung eines Festgesteins erfolgt am zweckma6igsten auf der Grundlage seiner geologischen Benennung (Mineralogie und Genese) und der Gesteinsfestigkeit. Die Kenntnis der geologischen Bezeichnung gestattet in den meisten Fallen, sich eine Vorstellung uber das Gestein, seine Lagerungsverhaltnisse und sein Verhalten bei Beanspruchung zu machen. Das gebrauchlichste petrographische Einteilungssystem gliedert die Festgesteine in Erstarrungsgesteine (Magmatite), Ablagerungsgesteine (Sedimentite) und Umwandlungsgesteine (Metamorphite), s. Tab. 3.2. Kristalline Gesteine sind ein Sammelbegriff fur magmatische und metamorphe Gesteine. Weiterhin werden monomineralische Gesteine unterschieden, z. B. reiner Sandstein bzw. Quarzit (metamorpher Sandstein) oder reiner Kalkstein sowie polymineralische Gesteine, wie kalkig- tonig gebundene Sandsteine, tonige oder kieselige Karbonatgesteine und nahezu aIle Magmatite sowie auch die meisten Metamorphite.

3.4.1.1 Petrographische Eigenschaften Die Eigenschaften eines Gesteins werden im Wesentlichen durch drei Elemente bestimmt, dem Mineralbestand und dem KristallgefUge, dem KorngefUge sowie der Porositat. Die wichtigsten gesteinsbildenden Minerale sind Quarz (12 %), Calcit (1,5 %), Dolomit (0,5 %), Feldspate (50%), Glimmer (5%). Augite, Hornblenden, OliYin (zus. 18%) und Tonminerale (4,5%). Die Zahlen in Klammern geben den durchschnittlichen Massenanteil der Minerale in der oberen Erdkruste an (MIRWALD 1997). AuGer Calcit und Dolomit gehoren aIle anderen genannten Minerale zur Gruppe der Silikate. Die Harte der Minerale wird in der Regel nach der Ritzharte, d. h. nach der zehnstufigen relativen Harteskala von MOHS (1822) angegeben bzw. nach der so genannten Schleifharte nach ROSIVAL (1896), die von der Schleifharte des Quarz als Referenzwert (= 100) ausgeht (Tab. 3.3). Die DIN EN ISO 14689-1 (NA) beschreibt die Mineralkornharte eines Gesteins mittels sechs

111

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

3

Tabelle 3.2 Gesteinsarten in Abhiingigkeit ihrer Genese. Magmatische Gesteine (Tiefen- und Ergussgesteine bzw. Plutonite und Vulkanite)

Sedimentgesteine

Metamorphe Gesteine (mechanisch und thermisch umgewandel te Gesteine mit Verformungsgefiigen)

Konglomerat

Gneis

Granit

Quarzporphyr

Syenit

Keratophyr

Brekzie

Sericitgneis

Trachyt

Sandstein

Tonschiefer

Porphyrit

Tonstein

Phyllit

Phonolith

Mergelstein

Glimmerschiefer

Andesit

Kalkstein

Quarzit

Diabas

Dolomitstein

Ouarzitschiefer

Melaphyr

Tuffstein

Marmor

Basalt

Kalktuff (Travertin, Quellsinter)

Kalkglimmerschiefer

Diorit

Gabbro

Anhydrit Gips Salz Steinkohle, Braunkohle

Tabelle 3.3 Mineralhiirten nach MOHS (ergiinzt) und Umrechnungsfaktoren auf Ouarz. Ritzharte

MOHSSCHE Harteskala

Umrechnungsfaktor auf Quarz nach der ROSSlvAL-Skala

Steinsalz

2

0,002

Kalkspat

3

0,03

Flussspat

4

004

Apatit

5

0,05

Magnetit

5,5

0,16

Orthoklas, Plagioklas Augit, Hornblende, Pyrit, Hamatit

6

0,31

Ollvin, Granat

6,5

0,55

Ouarz

7

1,0

Topas

8

Korund

9

Wolframcarbid (Widia-Stahl)

9,5

Diamant

10

Bezeichnung

Talk Mit Fingemagel ritzbar

Mit Stahl ritzbar

Fensterglas wird geritzt

112

Geste,nsart

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fur bautechnische Zwecke

1

2

MOHssche Hlirteskala 3 4 5 6 7

Granot. Gna's Basalt Tonsts,n Sandsts,n Kalkste,n Dolom't

8

9

.- -

.~~

-.. ~~

Tonschoefer

I-

Quarz,t

'1-

Abb. 3.1 Gesteinshiirten auf der Grundlage der Hiirteskala von MOHS (nach MIRWAlD 1997).

Hartegraden, von Hartegrad 1 und 2, mit dem Fingernagel leicht ritzbar, bis Hartegrad 6, ritzt Fensterglas. Eine Vergleichstabelle mit der in der Werkstoffkunde ublichen Hartezahl nach BRINELL bringen BAYER & HABER (2006). Der Begriff der Gesteinshiirte ist wegen der sehr variablen Zusammensetzung der Gesteine und der Anisotropieeffekte der gesteinsbildenden Minerale nur sehr eingeschrankt verwendbar. Ais Hartgesteine gelten allgemein die meisten magmatischen Gesteine und Sedimentgesteine mit kieseligem Bindemittel, wahrend die iibrigen Gesteine oft als Weiehgesteine bezeiehnet werden (s. Tab. 2.10). Die Abb. 3.1 zeigt einen Versuch, die Gesteinsharte mit der MOHs'schen Mineralharteskala zu vergleichen. Bei den monomineralischen Gesteinen wie reinen Karbonatgesteinen und Quarziten ist dies recht gut moglich, nieht hingegen bei Sandsteinen mit unterschiedlichen Bindemitteln und bei tonigen Karbonatgesteinen. Die Harte bzw. Festigkeit eines Gesteins, auch als Kornbindung bezeichnet (s. Tab. 3.5), wird in der Baupraxis durch Handprufverfahren ermittelt bzw. durch die Gesteinsdruckfestigkeit und seine Abrasivitat ausgedriickt (s. Abschn. 4.5.3 und 17.2.9). Die Kenntnis der Gesteinsfestigkeit ist fur zahlreiche Fragestellungen des Tiefbaus von Bedeutung (Losearbeiten, Bohrarbeiten, Herstellen von GroBbohrpfahlen im Fels und grobkornigen Lockergesteinen (BECKHAUS & THURO 2008). Ais Kornbindung von voll- oder teilkornigen Gesteinen kommen in Betracht toniges bzw. tonig-ferritisches,

karbonatisches, quarzitisches bzw. kieseliges Bindemittel. Entscheidend fur die Gesteinsfestigkeit ist nieht nur die Art des Bindemittels, sondern auch seine Raumausfullung. Bezuglich ihrer Festigkeitseigenschaften werden Gesteine unterteilt in kompetente Gesteine, die unelastisch mit Sprodbruch reagieren und in inkompetente Gesteine, die mehr oder weniger plastisch (duktil) reagieren (s. Abschn. 2.6.10). Unter Gefiige versteht man allgemein die Ausbildung, raumliche Anordnung sowie die £1achenhafte und/oder lineare Orientierung aller Einzelbestandteile geologischer Korper, angefangen von den Mineralen uber das Gestein bis zum Gebirge (Trenn£1achengefuge). Das Korngefiige eines Gesteins wird von den Mineralkornern und dem Porenraum bestimmt und ist oft nur mit mikroskopischen Methoden zu erfassen. Die maBgebenden Merkmale sind die Mineralart, die KorngroBe und die Kornform (Struktur), die KorngroBenverteilung bzw. Korneinregelung sowie die Verwachsungsverhaltnisse, die als texturelle Aspekte bezeiehnet werden. Letztere bestimmen die Kornbindung. Die DIN EN ISO 14689-1: 2004 (NA) verwendet fur die Kornigkeit die Begriffe vollkornig = ein Gestein, das nur aus erkennbaren Einzelkornern besteht teilkornig auch als porphyrisch bezeichnet, ein Gestein mit Einzelkornern in einer nieht kornigen Grundmasse (z. B. Bindemittel) niehtkornig oder dieht, ein Gestein, bei dem visuell keine Korner unterscheidbar sind. Hinsiehtlich des Korngefiiges werden folgende Einregelungen unterscheiden: riehtungslos-kornig = keine bevorzugte Regelung (z. B. Granit) geschichtet = regelmaBiger oder unregelmaBiger Wechsel der KorngroBe, z. T. mit plattchenformigen Einlagerungen (z. B. Glimmer) geschiefert = parallele Einregelung = Kleinstfaltenbildung, auch Rungefaltelt zelung.

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

Die Porositat (vgl. Abschn. 2.3.4) ist ein relatives MaB fUr die Dichte (RaumausfiiIlung) und die Gesteinsfestigkeit. Unter Gesamtporositat werden sowohl die verbindenden als auch die geschlossenen Poren zusammengefasst. Erstere bestimmen im Wesentlichen die Gesteinsdurchlassigkeit oder Permeabilitat. Gesteine mit einer Porositat < 1 % gelten als kompakt bzw. dicht. Dazu gehoren fast aIle Tiefengesteine und viele Metamorphite (s. Tab. 3.2). Die Gesteine zeigen aber im Verlauf der Verwitterung eine deutliche Zunahme des nutzbaren Porenraums (Granit z. B. auf 14-20%, SCHULZ 2009). Allgemein weisen Sandsteine eine Porositat von 10 bis 20 %, z. T. bis 30 % auf, Kalksteine eine solche von 1 bis 20%, selten mehr, und Vulkanite im Mittel 20 bis 30%, mit Extremwerten von 1 bis 45 %. Bei Porositaten iiber 20 % spricht man von stark porig. Fiir visuell erkennbare Poren gelten folgende Definitionen: = keine Poren erkennbar dicht poros = sandkorngroBe Poren sind gleichmaBig verteilt locherig = iiber sandkorngroBe Poren sind unregelmaBig verteilt kavernos = kleine und groBere Hohlraume sind unregelmaBig verteilt. Die Gesteinspermeabilitat Kist definiert als K = 1 Darcy, wenn eine Fliissigkeit mit der dynamischen Viskositat 1 cP (Zentipoise) bei einer Druckdifferenz von 1,013 . 105 Pa einen Gesteinskubus von 1 cm Lange und einer Querschnittsflache von 1 cm 2 in 1 s durchflieBt (s. HOLTING & COLDEWEY 2009: 23 und 28). Die Permeabilitat hat die Einheiten Darcy (D, mD) oder m 2 : K

= 1 Darcy = 0,98697· 1012 m 2 •

Die Gesteinspermeabilitaten liegen nach der Literatur haufig in der GroBenordnung von K = 10-- 1 bis 10-4 mD bzw. 10-13 bis 10- 16 m 2 (s. Abschn. 2.8.2). Diese Permeabilitaten entsprechen GesteinsdurchHissigkeitsbeiwerten von k = 10-9 bis 10-66 m/s.

113

3.4.1.2 Fest1!estein/Halbfestgestemn Ein Festgestein weist eine mineralische Bindung auf, d. h. die Mineralkomponenten sind mehr oder weniger fest untereinander verbunden bzw. verwachsen. Das Gestein darf bei 24-stiindiger Wasserlagerung keine Veranderung zeigen. Die Probe darf weder zerfallen noch an der Oberflache aufweichen. EN ISO 14689-1: 2003 unterscheidet drei bzw. weiter unterteilt fiinf Veranderlichkeitsgrade: nicht veranderlich (Grad 1) veranderlich (Grad 2 und 3) stark veranderlich (Grad 4 und 5). Gesteine, die beim Wasserlagerungsversuch Veranderungen zeigen, werden als veranderlichfeste Gesteine bzw. Halbfestgesteine bezeichnet. Sie haben im urspriinglichen Zustand weitestgehend Festgesteinscharakter, sind aber deutlich verwitterungs- bzw. wasserempfindlich und zerfallen bei Austrocknung und Wiederbefeuchtung. Ihre Abgrenzung gegeniiber den Lockerbzw. Festgesteinen erfolgt nach dem Wasserlagerungsversuch oder der Druckfestigkeit. Dabei wird die Abgrenzung der Halbfestgesteine zu den Lockergesteinen bei qu = 0,2-1,0 MN/m 2, haufig 0,6 MN/m 22 angenommen, wahrend die Grenze zu den Festgesteinen allgemein bei qu = 50-60 MN/m 22 liegt (s. Tab. 2.10). Uber diese Grenze hinaus treten zahlreiche "gering veranderliche Gesteine" auf, die in abgeschwachter Form ahnliche Reaktionen zeigen, wie die ausgewiesen veranderlichfesten Gesteine (PLINNINGER et al. 2008). Neuere Untersuchungen haben gezeigt, dass sowohl der Wasserlagerungsversuch als auch die Gesteinsdruckfestigkeit nicht in vollem Umfang geeignet sind, das unterschiedliche Verhalten der Gesteine bei langerfristigem Einfluss der Atmospharilien zutreffend zu erfassen. NICKMANN et al. (2005) verwenden deshalb neben einem modifizierten Wasserlagerungsversuch mit drei Trocknungs- und Befeuchtungswechseln auch noch den sog. Kristallisationsversuch sowie das Porenvolumen und unterscheiden fUnf Veranderlichkeitsklassen (Tab. 3.4). Die Porositat ist dabei ein zusatzlicher Indikator fiir schnelle Reaktionen bei Wasserzutritt, wahrend der Kristallisationsversuch besser als die Gesteinsdruckfestigkeit die Abgrenzung zu den dauerhaft festen Gesteinen

3

114

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

Tabelle 3.4 Veranderlichkeitsklassen von Halbfestgesteinen auf Grund des modifizierten Wasserlagerungsversuchs nach NICKMANN et al. (2005) und als Vergleich die derzeitige Einteilung nach DIN EN ISO 14 689-1 .

VK

Bezeichnung

Beschrei bung

DIN EN 14689- 1

VKO

nicht veranderlich

Bis zum 3. Wechsel keine Veranderung feststellbar, keine Reaktlon im Kristallisationsversuch.

nicht veranderlich (Grad 1)

VK 1

gering veranderlich

Bis zum 3. Wechsel keine Veranderung feststellbar, lediglich leichtes Absanden moglicherweise durch bei der Bearbeitung aufgelockerte Bestandteile (max. 5 %).

VK 2

langsam veranderlich

Bei einmaliger Wasserlagerung keine Reaktion, aber bis zum 3. Wechsel Rissbildung und/oder beginnender Zerfall bis zu 50 %.

VK3

maBig schnell veranderlich

Bei einmaliger Wasserlagerung Rissbildung bzw. Abbrechen von kleineren Bruchkorpern oder Aggregaten (bis max. 10%), Gestein bleibt aber erhalten. Bis zum 3. Wechsel Zerfall in Aggregate < 2,5 %.

VK4

schnell und stark veranderlich

Bei einmaliger Wasserlagerung deutliche Desintegration (10-75 %), bis zum 3. Wechsel Zerfall in Aggregate < 2,5%.

VK 5

unmittelbar und sehr stark veriinderlich

Unmittelbarer Zerfall bei einmaliger Wasserlagerung in Aggregate < 25 %, bis zum 3. Wechsel < 1 %.

LG

Lockergestein

markiert. Nach ZTVE-StB 09 bzw. TP BF-StB, Teil C, wird fur die Einstufung veranderlichfester Gesteine auch der Siebtrommelversuch herangezogen (Abschn. 3.4.2). Halbfestgesteine sind weit verbreitet. Wechsellagerungen mit Festgesteinen und angewitterten Festgesteinen, die ihre mineralische Kornbindung teilweise verloren haben, sind ebenso zu den Halbfestgesteinen zu rechnen wie teilverfestigte Lockergesteine (z. B. Tonsteine, Mergelsteine und tonig gebundene oder bindemittelarme Sandsteine). Mit dem Begriff Tonstein hzw. Schluffstein werden allgemein feinkornige Sedimentgesteine mit einer vorherrschenden KorngroBe im Tonbzw. Schluffbereich charakterisiert. Die Unterscheidung, ob letztlich ein Tonstein oder ein Schluffstein vorliegt, ist schwierig. EN ISO

veranderlich (Grad 2 und 3)

stark veranderlich (Grad 4 und 5)

14689-1: 2003 sprieht von Schlufftonstein bzw. bei erkennbar mehr als 50 % feinkornigen Partikeln von Schluffstein und bei mehr als 50 % sehr feinkornigen Partikeln von Tonstein (s. Abschn. 2.1.2). Klassifikationskriterien vergleichbarer Lockergesteine werden dazu in der Regel nieht angewendet (s. Abschn. 2.5).

3.4.2 Beschreibung von Gebirge (Fels), Verwitterung Die Beschreibung von Fels erfordert Angaben liber die Gesteinsart (genetischer Ursprung), die mineralogische Zusammensetzung, das Korngefiige (Struktur und Textur) das Trennflachengefiige, die Festigkeit, den Verwitterungsgrad und

115

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

gegebenenfalls andere besondere Eigenschaften (s. Abschn. 4.5.3). Die Beschreibung erfolgt in der Regel nach folgenden Merkmalen: Gesteinsart (petrographische Zusammensetzung, KorngroBe, -anordnung, -bindung) Farbe Verwitterungszustand Harte, Festigkeit Bestandigkeit gegen Atmospharilien (Erweichbarkeit, Loslichkeit, Quellbarkeit und andere Mineralumwandlungen). Die petrographische Beschreibung soll auf die ingenieurgeologische Aufgabenstellung ausgerichtet und allgemein verstandlich sein. Die Beschreibung erfolgt entweder in kurz gefasster Textform oder nach dem im Abschn. 4.5.3 beschriebenen Schema der Schichtenverzeichnisse. Eine Hilfestellung fur die Benennung der Gesteinsart auf genetischer Grundlage geben Tab. 3.2 und EN ISO 14689-1, Tab. Al. Auch das FGSV-Merkblatt zur Felsbeschreibung (1992) enthalt ein Schema fur die Felsbeschreibung, allerdings mit sehr stark vereinfachenden Kurzbezeichnungen. Noch starker vereinfacht ist die Klassifikation der DIN EN 1997-1, Anhang G, die vier Felsgruppen von Kalkstein und karbonatisch gebundenem Sandsteinen (Felsgruppe 1) bis ungebundene Ton- und Schluffsteine (Felsgruppe 4) unterscheidet (s. Abschn. 7.3). Bei den Erscheinungsformen der Verwitterung ist zwischen verwitterungsbestandigen und verwitterungsempfindlichen Gesteinen zu unterscheiden. Allgemein wird die Grenze zwischen den verwitterungsempfindlichen und den verwitterungsbestandigen Festgesteinen bei einer Gesteinsdruckfestigkeit von 50 bis 60 MN/m 2 gezogen, was etwa der o. g. Grenze der Halbfestgesteine zu den Festgesteinen entspricht. Die Grenze zu den "dauerhaft festen Gesteinen" i. S. von NICKMANN et al. (2005) ist damit allerdings nicht erfasst (s. Abschn. 3.4.1). Je nach den klimatischen Bedingungen herrscht physikalische oder chemische Verwitterung vor. Die physikalische Verwitterung infolge Temperaturwechsel und Anderung des Wasserhalts verursacht einen Zerfall des Gesteins, ohne dessen Zusammensetzung zu verandern. Bei der chemischen Verwitterung erfolgt unter der Wirkung von Wasser, Sauerstoff und warmeren

Klimabedingungen eine chemisch -mineralogische Veranderung der Gesteine, einschlieBlich der Tonminerale (s. SCHOLZ & ESSLINGER 2005). Eine Sonderstellung nehmen Pyritoxidation (s. Abschn. 2.2.3) und die hydrothermale Gesteinszersetzung ein. Letztere ist daran zu erkennen, dass sie gegenuber der von der Oberflache ausgehenden Verwitterung, die auch in tektonischen Storungszonen mit der Tiefe abnimmt, nach unten deutlich zunehmen kann. Die hydrothermale Verwitterung kann bis in groBe Tiefen zu einem vollig tonig-lehmigen Zersatz des Gesteins fuhren, der von Substanzverlusten begleitet sein kann. Die Beschreibung des Verwitterungszustandes erfolgt im Vergleich zum unverwitterten Gestein nach visuellen geologischen oder halbquantitativen versuchstechnischen Merkmalen. Die chemische Verwitterung setzt fast immer an Trennflachen an und erfasst von da ausgehend das Gestein durch Verfarbung und Entfestigung. Die Gesteinsarten sind verschieden verwitterungsanfallig (Abb. 3.2) und verwittern unter-

GESTEIH ..,_.U.rW'lgsfl's,sIHtt

V."'Wtlt.rungs-

I'ulen

GES1EIN .... 'WtIt.run9 .....randuhch

W5

WI.

W3

W2 H orn 0g en _ bereich

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W1

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w.c., ..

Abb.3.2 Schematische Profile typischer Verwitterungszonen (WO = unverwittert, W 1 = angewittert, W2 = maBig verwittert, W3 = stark verwittert W4 = vollstandig verwittert, W5 = Bodenbildung) aus EINSELE et al.

1985.

116

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

schiedlich. Allgemein sind dunkle, graue und griinliche Sedimentgesteine, die unter reduzierenden Ablagerungsbedingungen entstanden sind, weitaus anfalliger als helle, rote oder violettrote Sedimentgesteine. Besonders anfallig sind schwarzgraue Gesteinsfarben, die meist auf fein verteilten Pyrit (FeS z) zuriickzufiihren sind. Unter dem Einfluss von sauerstoffreichem Kluftoder Sickerwasser erfolgt sehr rasch eine Aufhellung und Braunfarbung. Die chemische Verwitterung wird oberflachennah von einer physikalischen Gesteinszerlegung infolge Trocknung und Befeuchtung sowie Temperaturwechsel iiberpragt. In der Praxis hat sich nachfolgende Einteilung in Homogenbereiche gleicher Verwitterungsintensitaten bewahrt: unverwittert bzw. frisch

Das Gestein zeigt keine Verwitterungserscheinungen bis h6chstens Verfiirbung an den Trennfliichen

angewittert bzw. verfiirbt

Das Gestein ist weitgehend verfiirbt und zelgt an Trennfliichen leichte Entfestigung

verwittert bzw. entfestigt

Das Gestein ist weitgehend zerbrochen und entfestigt, der urspriingliche Gesteinsverband ist aber noch erhalten

zersetzt

Die mineralische Bindung ist veri oren, so dass die Eigenschaften eines lockergesteins vorliegen.

Das Merkblatt iiber Felsbeschreibung fiir den StraBenbau (FGSV 1992) verwendet fUr diese vier Verwitterungsgrade die Kennbuchstaben VU (unverwittert), VA (angewittert), VE (entfestigt) und VZ (zersetzt) und enthalt sowohl eine erweiterte Klassifikation mit Angabe von Druckfestigkeiten und Riickprallhammerwerten (s. Tab. 3.5) als auch eine spezielle Klassifikation fUr Ton- und Schluffsteine. Die ISRM -Empfehlung (1978), die IAEG (1981) und auch die DIN EN ISO 14689-1: 2004 (NA) unterscheiden 6 Verwitterungsstufen, wobei aber die Differenzierung der Stufen 1 und 2 sowie 3 und 4 in der Praxis oft schwer auszumachen ist. Das oben genannte FGSV-Merkblatt enthalt Hinweise auf Laborversuche zur Quantifizie-

rung der Verwitterungsgrade. Ublich sind die KomgroBenverteilung bei schonender Nasssiebung, der Wassergehalt, besonders in Kombination mit der Konsistenzzahl (s. Abb. 2.10), das Wasseraufnahmevermogen (BONSCH & LEMPP 2004), teilweise in Korrelation mit der Dichte und die Gesteindruckfestigkeit bzw. die Dichte und die Porositat (SCHOLZ et al. 2005; SCHOLZ 2009). Die DGGT- Empfehlung Nr. 20 "Versuchstechnik Fels" empfiehlt zur Ermittlung der Bestandigkeit gegen mechanischen Abrieb sowie Temperaturund Wassergehaltsanderung den Siebtrommelversuch und als Ergebnis den Zerfallsbestandigkeitsindex Id (s. HERZEL 2002, ZTVE-StB 09 bzw. TP-StB, Teil C und Abschn. 17.2.9). AuBerdem werden in diesem Zusammenhang immer wieder Naturstein-Priifmethoden genannt. Fiir die Beurteilung der Verwitterungsbestandigkeit gilt DIN 52008 (2006). Fiir die Bestimmung des Widerstandes gegen Frost-Tau-Wechsel wird auf DIN EN 1367-1 verwiesen (s. Abschn. 12.4.1). Die Tiefenwirkung der Verwitterung ist nicht nur yom Ausgangsgestein und den Dranagebedingungen (WasserfUhrung) abhangig, sondem auch von der tektonischen Gebirgszerlegung und -auflockerung (s. Abschn. 3.4.4). In tektonischen Storungszonen ist die Verwitterung gewohnlich viel intensiver und reicht wesentlich tiefer als in tektonisch wenig oder ungestorten Bereichen, in denen meist eine deutliche vertikale Zonalitiit zu erkennen ist (Abb. 3.2). Unabhangig von diesen vertikalen Verwitterungsprofilen ki:innen auch in gri:iBeren Tiefen einzelne, entweder besonders verwitterungsanfallige oder besonders beanspruchte Tonsteinlagen eine deutliche Plastifizierung, d. h. Verwitterung zeigen (s. Abb. 2.10 und Abschn. 2.7.6). Eine praxisrelevante Frage der Verwitterungstiefe ist haufig die nach dem sog. Verlauf der FelsoberfHiche, der in der Regel zwischen den Verwitterungsstufen WI und W2 angenommen wird. Diese bautechnisch relevante Felsoberflache muss nicht identisch sein mit der "geologischen Felsoberflache". Die Festigkeit bzw. Kornbindung eines Gesteins hangt mit dem Verwitterungsgrad eng zusammen. In Anlehnung an DIN EN ISO 14689-1 (NA) und dem FGSV-Merkblatt (1992) ki:innen die in Tab. 3.5 zusarnmengestellten Abstufungen und Abhangigkeiten verwendet werden. Die genaue Spezifikation der Gesteinsfestigkeit

117

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

erfo1gt iiber die einaxiale Druckfestigkeit nach Abschn. 2.6.10. Die Tabelle 3.5 gibt Anhaltswerte sowoh1 fur die einaxia1e Druckfestigkeit a1s auch fiir Riickprallwerte mit dem Priifhammer. Unabhangig von der im bergfrischen Zustand hohen Gesteinsdruckfestigkeit konnen auch bei einigen Tiefen- und Ergussgesteinen in einem Zeitraum von einigen Tagen bis wenigen Monaten drastische Festigkeitsverluste auftreten, die ursachlich meist auf Spurenantei1e von Smektit oder Zeolith zuriickzufiihren sind. Bekannt geworden sind solche Zerfallserscheinungen an Hartgesteinen bei Graniten (z. B. Odenwa1d), bei nephelinreichen Basalten (sog. Sonnenbrenner),

aber auch bei Andesiten und Trachyten. RIEMER (2005) beschreibt verschiedene Untersuchungsmethoden, urn derartiges Gesteinsverhalten bereits im Erkundungsstadium zu erfassen. Auf die Verwitterungsanfalligkeit von Gesteinen mit su1fidischen Feinantei1en gemaB Abschn. 2.2.3 sei noch einma1 verwiesen. Sonnenbrennerbasalte zeigen im Friihstadium weiBe bis graue F1eckung (GroBe 0,1-20 mm). Mit zunehmendem Zerfall entwicke1n sich Haarrisse und spater deutliche Risse zwischen den Flecken, bis das Gestein schlieBlich zu einem Basaltgrus zerfal1t. WEIHER et al. (2007, darin Lit.) beschreiben verschiedene Testverfahren zur

Tabelle 3.5 Gesteinsfestigkeiten in Abhiingigkeit des Verwitterungsgrades und der ublichen Feldversuche (in Anlehnung an FGSV-Merkblatt und DIN EN ISO 14 689-1). Gesteinsverwitterungsgrade

Beschreibung, Erscheinungsbild

Kornbindung, Festigkeit, einaxiale Druckfestigkeit

Feldversuche: Hammerschlag/ Riickprallhammer (Rm)

unverwittert

keine sichtbare Verwitterung, schwache Verfarbung an Trennflachen

gute Kornbindung sehr hart, hart, sehr fest bzw. hoch q. - 50- 250 MPa

heller Klang bei Hammerschlag, hinterliisst keinen Eindruck, mehrere Hammerschliige erforderlich,

Rm- 30 ±10 angewittert

Gestein fest - gering entfestigt, Verfarbung der Kluftwandungen und der angrenzenden Gesteinsbereiche. Variante: Gestein verfarbt, aber fest

maBige Kornbindung, maBig hart-fest q. - 25-50 MPa

wenig heller Klang evtl. leichte Einkerbung mit wenigen Schliigen brechbar, nicht bis schwach ritzbar Rm- 20 ±10

maBig entfestigt

Gestein ist entfestigt (spiirbar verandert), aber noch nicht miirbe. Verfarbung der Kluftwandungen und des Gesteins

geringe Kornbindung, miiBig fest, schwach absandend qu - 5- 25 MPa

dumpfer Klang, Einkerbung bei festem Schlag mit Hammer, leicht zu zerschlagen, mit Hand nicht zerbrechbar, schwer ritzbar, Rm< 10- 15

stark entfestigt

Gestein ist deutlich bis stark entfestigt. Starke Verfarbung der Kluftwandungen und des Gesteins

Gestein ist briichig miirbe, absandend halbfest qu ~ 1- 5 MPa

briichig bei Hammerschlag mit Hand zerbrechbar; gut ritzbar

Gestein ist vollig entfestigt oder zersetzt, Gesteinsgefiige jedoch erkennbar

steif- halbfest qu < 1 MPa

von Hand zerdrGckbar; in Wasser zu plastifizieren

zersetzt

Rm- 0

Erlauterungen: qu = einaxiale Druckfestigkeit des Gesteins, Rm = Werte der Prufung mit dem Ruckprallhammer DIN 1048, Teil 2, Mittel aus 10 Einzelwerten. Der Begriff "hart" bezieht sich genau genom men auf die (Mineral-)Harte eines Gesteins (s. Abschn. 3.2.1), wird aber ublicherweise auch als Festigkeitsangabe verwendet.

118

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

Bewertung von Sonnenbrennerbasalten (s. a. DIN 52106 bzw. DIN EN 1367-3).

3.4.3 Trennflachen L und ihre Bedeutung Fels ist praktisch immer ein Vielkorpersystem. Er ist zerbrochen und von TrennfHichen durchzogen, weIche die Entstehungsbedingungen, die Art und das AusmaB der Vorbeanspruchung (Tektonik) und auch die Gesteinseigenschaften widerspiegeln und weitgehend das Verhalten des Gebirges bei Beanspruchung und beim Losen bestimmen. Die Gesamtheit der Trennflachen (Schichtflachen, Schieferungsflachen, Kliifte) wird als Trennflachengefiige bezeichnet. Tektonische Verwerfungen oder Storungszonen werden in der Regel als Einzelelemente gewertet. Unter Trennflachen versteht man aIle (nicht immer makroskopisch sichtbaren) Unstetigkeitsflachen bzw. Diskontinuitaten, an denen die Festigkeit der Gesteine herabgesetzt ist. Sie konnen durch mechanische oder hydraulische Beanspruchung oder durch Einregelung formanisotroper Minerale entstanden sein, wie die sedimentare Anisotropie der Schichtung. Kliifte sind ± ebene Diskontinuitaten als Folge unterschiedlicher Beanspruchungen ohne ersichtliche Verschiebung endang von Bruchflachen. Sie treten in der Regel nicht einzeln, sondern in Scharen ± paralleler Kluftflachen auf. Die verschiedenen Kluftrichtungen stehen normalerweise in bestimmten Winkelbeziehungen zueinander, wobei haufig angenahert rechte Winkel auftreten. In ungefalteten Schichtgesteinen stehen die Kliifte auBerdem meist senkrecht zu den Schichtflachen. Die Brucharten und -winkel konnen sich mit dem Material- und/oder dem Spannungszustand andern. Entgegen der weit verbreiteten Meinung konnen auch in Boden neben den Schichtflachen mehr oder weniger steil stehende, mechanisch bedingte kluft- oder scherflachenartige Trennflachen auftreten, die, ebenso wie in Festgesteinen, das bautechnische Verhalten maBgeblich beeinflussen. Diese mechanisch bedingten Bruchflachen im Boden konnen eine Folge von tektonischen oder atektonischen Spannungen sein, sie konnen durch Eislast oder friihere Rutschungen

bedingt sein oder sind auf Schrumpfvorgange zuriickzufiihren. In iiberkonsolidierten Tonboden sind soIche Trennflachen relativ haufig anzutreffen, die in Bohrungen nur mit viel Erfahrung und bei griindlicher Bohrkernaufnahme erkannt bzw. nicht selten auch iibersehen werden (s. Abschn. 3.4.3.1,13.1.2 und 15.2.4). Die Schichtflachen nehmen eine gewisse Sonderstellung ein. Auf ihnen hat normalerweise kein vollstandiger Kohasionsverlust stattgefunden. Trotzdem ist an ihnen aufgrund ihrer weiten Erstreckung und haufig zu beobachtenden glatten Ausbildung oder flachenparallelen Glimmereinregelung und -anreicherung die Reibungsund Verbandfestigkeit meist stark abgemindert. AuBer dieser primaren Schwachung der Verbandsfestigkeit an Schichtflachen sind auch immer sekundare Veranderungen durch Verwitterung (Anwitterung, Quellung, Plastifizierung s. Abschn. 2.7.4) oder besonders durch mechanische oder hydraulische Beanspruchung (Harnische und andere Bewegungsanzeichen oder hydraulisches AufreiBen) zu beachten. Diese sekundaren Veranderungen konnen die Folge sehr verschiedenartiger Beanspruchungen des Gebirges sein, wie z. B. tektonische oder atektonische Schichtverstellungen, Endastungsvorgange, Hangbewegungsmechanismen u. a. m. (s. Abb. 3.3). Die als einfache Scherung bezeichnete Gleitung auf Schichtflachen setzt schon in einem sehr friihen Stadium der Beanspruchung ein und ist u. a. als Folge der plattentektonischen Schubbeanspruchung weit verbreitet. Sie bewirkt aufgrund der damit verbundenen Dilatation und Zerscherung bei Hartgesteinen oft eine Offnung der Schichtflachen und bei tonigen Gesteinen eine Wasseranreicherung und Plastifizierung von Tonsteinlagen (s. Abb. 2.10). Durch soIche Vorgange konnen Schichtflachen in ihrer mechanischen Funktion leicht zu Gleitflachen werden. Schieferungsflachen sind durch sekundare Mineraleinregelung und -plattung bzw. paralleles Wachsen von Phyllosilikaten (Glimmer, Chlorit) im Zuge der Metamorphose entstanden, wodurch eine diinnplattige Spaltbarkeit des Gesteins hervorgerufen wird. Schiefer weisen eine ausgepragte Gefiigeanisotropie auf. Die Schichtung, die Schieferung und andere metamorphe Texturerscheinungen werden nach EN ISO 14689-1: 2003 als geologische Strukturen bezeichnet.

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

119

3

Abb. 3.3 Modellvorstellung fOr das Offnen von Schichtflachen infolge Schichtverschiebungen (aus BIEWALD et al.

1997).

3.4.3.1 Entstehung nts ehung und Einteilung E nte tun 343 d

1'1"

Eine allseits zufriedenstellende Klassifikation fiir Kliifte liegt bis heute nicht vor. In der Literatur findet man verschiedene deskriptive und genetische Klassifikationsversuche. In der ingenieurgeologischen Praxis hat sich das genetische Einteilungsprinzip in Absonderungskliifte und Bewegungskliifte durchgesetzt, wobei letztere mechanisch weiter unterteilt werden in Trennungskliifte, Verschiebungskliifte und Gleitungskliifte. Soweit diese Unterscheidung nicht moglich ist, werden gewohnlich Klein-, Mittel- und GroBkliifte unterschieden, wobei die ersteren in ihrer Streichrichtung starker streuen und an Banken und Bankabfolgen stark unterschiedlicher Sprodigkeit meist absetzen (sog. bankinterne Kliifte) und z. T. andere Richtungen annehmen, wahrend Mittelkliifte bankiibergreifend sind und auch unterschiedlich sprode Banke durchschlagen. GroBkliifte sind meist nach den tektonischen Bruchrichtungen orientiert und streichen iiber mehrere Meter bis Zehnermeter durch. Aufgrund geometrischer Beziehungen zu den tektonischen Hauptstrukturen werden auBerdem Normal-, Langs-, Quer- oder Diagonalkliifte unterschieden. Kliifte Die Frage iiber die Entstehung der KlUfte wird in der international en Fachliteratur unterschiedlich diskutiert, obwohl Kliifte zu den wichtigsten geologischen Hilfsmitteln fiir die Interpretation tektonischer Strukturen und ihrer Entstehungsgeschichte gehoren. Trotz gleicher genetischer Vorstellung werden in der englisch-

sprachigen Literatur Kliifte entsprechend der urspriinglichen Definition als verschiebungsfreies Strukturelement allein als rein Offnende Bruchart streng von Verwerfungen mit verschiebender Bruchart unterschieden (s. d. MICHAEL 1994). In der deutschsprachigen Literatur geht man dagegen von der Vorstellung aus, dass die Bildung von Trenn- und Scherkliiften einen zusammengehorigen Prozess darstellt, wobei wegen der geringen Zugfestigkeit der Gesteine zuerst Zug- bzw. Trennbriiche aufreiBen, die sich bei weiterer Beanspruchung zu Scherbriichen entwickeln konnen. Bei der Entstehung von Zugbzw. Trennbriichen konnen der Porenwasserdruck und andere Randbedingungen (s. BAUCH 2005) eine erhebliche Rolle spielen. Neubriiche von Trennflachen sind z. B. bei dem scheibenformigen Zerfall von Bohrkernen oder bei Abschalungen an Tunnelwanden zu beobachten, die jeweils eine Reaktion auf den veranderten Spannungszustand sind. 1m Einzelnen ist es auBerst schwierig zu entscheiden, ob Kliifte primar als Trenn- oder Scherbriiche entstanden sind. Der hochkomplizierte Versagensmechanismus des Scherbruchphanomens wird meist anhand der stark idealisierten Vorstellung des triaxialen Druckversuches dargestellt (Abb. 3.4). Bereits GRIFFITH (1924) hat daraufhingewiesen, dass bei der Entwicklung von Rissen zunachst feine Mikrorisse, sog. GRIFFITH-Cracks, entstehen. Heute ist man nicht mehr auf solche allgemeinen Annahmen angewiesen. THERMANN et al. (2007) zeigen mit Hilfe von Computer-Tomogrammen wie sich bei einaxialer Belastung zunachst feine Zugrisse bilden, die bevorzugt an

120

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

3 I I I

I I ~I ,

I ' II

o

~ ~

Abb. 3.4 Brucherscheinungen an einer Gesteinsprobe im dreiaxialen Druckversuch.

Kornrandern oder zwischen Kornern auftreten. Ausgehend von den Rissspitzen verbinden sich danach nahe beieinander liegende Mikrorisse zu groBeren Rissen, die sich bei beginnender Scherung entlang der Hauptrissrichtung ausbreiten und zu einem Versagen der Probe fiihren. Diese Makrorisse orientieren sich entweder nach mikrostrukturellen Vorschadigungen der Probe oder nahezu spiegelbildlich zur Hauptspannungsrichtung und es entwickeln sich Scherbruche. Die Kluftflachen sind im Anfangszustand meist eben und kornig-rau bis zackig-rau und z. T. treppenartig versetzt oder in Verzweigungen auslaufend. Scherbriiche zeigen anfangs nie Bewegungsspuren, wohl aber haufig sog. Besen- oder Ringstrukturen, aus deren Geometrie die Ausbreitungsrichtung des Bruches und die Orientierung der Hauptdruckspannung abgelesen werden konnen (KULANTER & DEAN 1985). Gelegentlich, d. h. in bestimmten Positionen, konnen auch spaltenartig geOffnete Schubbriiche (Zerrungskliifte) auftreten. Die meisten Gleitungsklufte diirften durch weitergehende oder wiederholte Beanspruchung aus einfachen Scherbriichen hervorgegangen sein. Gemeinsames Merkmal der Gleitungskliifte ist im Endzustand ihre ebene und glatte Oberflache oder das Vorliegen von Bewegungsspuren (Harnische, Striemungen). Sie durchtrennen das Gebirge iiber groBere Erstreckung. Unter Beriicksichtigung dieser genetischen Deutung kann in der Baupraxis folgendes gemischtes Einteilungsprinzip angewandt werden:

Kleinklufte

TrennungsklUfte und bankinteme Schubbruche; FliichengroBe meist < 1 m1 sellen mehr

MittelklUfte

mittlere Schubbruche bzw. einfache Scherklufte; FliichengroBe bis zu etwa 100 m1, bei groBen Bankdicken auch mehr; noch verspringende Ecken und Kanlen

GroBklufte

Gleitungsklufte; FliichengroBe in der Regel> 100 m2 Bewegungsspuren verhiiltnismiiBig selten erkennbar

Diese Einteilung hat zwar den Nachteil, dass im kleinen Aufschluss Kleinkliifte und kleine Mittelkliifte sowie auch groBere Mittelkliifte und GroBkliifte ohne erkennbare Bewegungsspuren schwer zu unterscheiden sind, es wird aber versucht, definierte Begriffe einzufiihren. Ais entscheidendes genetisches Merkmal kann in vielen Fallen die Erstreckung und die Flachenausbildung herangezogen werden. Dariiber hinaus ist es in den meisten Fallen aussichtslos, entscheiden zu wollen, ob Kliifte als Zug- oder Scherbriiche entstanden sind. AuBer diesen, im Wesentlichen bankrechten Kliiften, treten gelegentlich bankschrage oder xbzw. Y-formige Mittel- oder GroBkliifte auf, die sich haufig mit den bankrechten Kluftsystemen verschneiden bzw. diese durchtrennen. AuBer diesen weitgehend tektonisch bedingten Kluftsystemen treten in einigen Tonen und Tonsteinen haufig schichtgebundene, richtungslose Harnischgefiige auf, die auf Scherbewegungen bei der Konsolidation bzw. bei Schrumpf- oder Quellvorgangen, z. B. an Erosionsdiskordanzen wahrend der Ablagerung zuriickgefiihrt werden (s, Abschn. 3.4.3). Die betreffenden Tone weisen meist sehr hohe Plastizitat und hohe Anteile quellfahiger Tonminerale auf. Teilweise sind in diesen Schichten auch mit Feinsand gefiillte Trockenrisse anzutreffen (HOLLMANN & WEH 2009). Bei diesen Harnischgefiigen handelt es sich urn cm- bis dm-groBe richtungslose, glatte Flachen, die beim Anschneiden ein blockiges bis brockeliges Gefiige ergeben. Bekannt sind derartige Harnischgefiige von tertiaren Tonen und Tonsteinen (Miinchener Brockeltone), aber auch yom Brockelschiefer des Zechstein und auch yom Knollenmergel des Oberen Keuper. Die richtungslosen

121

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

HarnischgefUge miissen in den Bohrkernen erkannt und beschrieben werden. Sie bewirken eine stark reduzierte Gebirgsfestigkeit und eine deutliche Nachbriichigkeit des Gebirges.

3.4.3.2 Aufnahme und Beschreibung von Trennflachen Das wesentliche Ziel einer Trennflachenanalyse aus ingenieurgeologischer Sicht ist, anhand einer fUr die Praxis brauchbaren Systematik die geometrischen und mechanischen Eigenschaften der Trennflachen zu erfassen und in Gefiigemodellen zu verarbeiten. Unter Kliiftigkeit oder Klufthaufigkeit wird der Abstand der Kliifte einer Kluftschar verstanden. Das AufmaS der Kliifte sollte deshalb fUr die einzelnen Kluftscharen getrennt erfolgen. In einem flachigen Aufschluss wird das AufmaB von Kliiften entweder als Einzelkluftmessung vorgenommen, bei der nur einzelne GroBkliifte oder Kliifte besonderer Bedeutung, evtl. auch einzelne Kluftscharen kartiert und direkt in die mechanische Betrachtung einbezogen werden, oder konventionell als statistische Kluftauswertung, bei der fiir einen groBeren Bereich aIle erkennbaren Kliifte aufgemessen und im SCHMIDT'schen Netz ausgewertet werden. Hierbei ist auf raumliche Unterschiede zu achten, die getrennt analysiert, d. h. fiir unterschiedliche Homogenbereiche dargestellt werden miissen. ZweckmaBig sind systematische Messungen entlang moglichst gerader Linien (sog. "scan lines") in verschiedenen Richtungen. Auch Bohrungen stellen soIche "scan lines" dar. Fiir viele Bauaufgaben ist eine Einzelkluftmessung, ggf. in Kombination mit statistischer Kluftauswertung aussagekraftiger als eine rein statistische Darstellung (z. B. ingenieurgeologische Tunnelkartierung, Abschn. 17.4.1). Nicht sehen sind ungiinstig orientierte Einzelkliifte, die nicht einmal einem Maximum im Kluftdiagramm zuzuordnen sind, Ursache fiir einen Wandabbruch. An freien Steilwanden kann die Kluftkartierung auch mittels fotogrammetrischer Verfahren, 3 D-Laserscanner und anderen Methoden erfolgen. Derartige Messverfahren bilden zunehmend eine Alternative fUr die Gefiigeaufnahme an steilen Wanden (POTSCH et al. 2007 und Abschn. 15.2.5).

Vertikale Kernbohrungen geben bei steil stehenden Kliiften nur einen unzureichenden Aufschluss iiber das Kluftinventar. Giinstiger ist in soIchen Fallen die Aufnahme der Bohrlochwandung mit einem optischen Bohrlochwand-Scanner (s. Abschn. 4.8.3) oder mit einer Bohrlochfernsehsonde (Abschn. 4.8.1), womit besonders auch die Offnungsweiten der Kliifte erfasst werden konnen. Auch Schragbohrungen geben in gut kernfahigem Gebirge im Allgemeinen eine recht brauchbare Aussage iiber Kluftrichtungen quer bzw. schrag zur Bohrlochachse. Das AufmaB der Kliifte erfolgt am besten in bohrrichtungsgetreu ausgerichteten Holzgestellen direkt am Kern, wozu orientiert gebohrte Kernabschnitte (s. Abschn. 4.4.5.1) oder eine Orientierung der Kernstiicke iiber die Schichtung o. A. erforderlich sind. Die Darstellung der Kluftmessungen an Schragbohrungen kann mittels Lagenkugel oder nach Abb. 4.23 erfolgen. Die Bewertung von Kliiften an Bohrkernen ist relativ schwierig. Ein Hilfsmittel fiir die Bewertung der Gebirgszerbrechung ist der sog. RQD-Wert von DEERE (1963), s. Abschn. 4.5.3. Kluftrichtungen aus Bohrungen sind bei der Konstruktion tektonischer Strukturen zu beachten und sind oft aussagekraftiger als andere Kartierhilfsmittel. Fiir eine einheitliche Kennzeichnung der Trennflachen werden folgende Kennbuchstaben empfohlen: Schichtflache ss Schieferungsflache sf Kleinkluft k Kleinkluftschar kk GroBkluft K GroBkluftschar KK Storung St. In der Regel treten mehrere Kluftscharen auf, die dann mit numerischen Indizes k\, k2, k3 usw. bezeichnet werden konnen. Die Beschreibung der Trennflachen enthah je nach Aufgabenstellung folgende Angaben: Lage

nur bei GroBklGften, sonst Angabe des Homogenbereiches (5. Abschn. 3.2)

Art der Trennflachen

Schichtflachen (ss oder S~, Schieferungsflache (sf oder Sf A, GroBkluft (GK oder K ~, Mittel-/ Kleinkluft (K oder k ,(, Storung (St # )

122

3

3 Besehreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bauteehnisehe Zweeke

Raumstellung

Streiehen und Fallen (z. B. N 30· E, 70· SE) bzw. Fallriehtung und Fallwinkel (z .B. 120·/70·)

Abstand

senkreehter Abstand, getrennt naeh den einzelnen Kluftseharen; Angaben in m oder em

Erstreekung

Angabe in m oder m' (bezogen auf AufsehlussgroBe)

Besehaffenheit der Flaehen

eben, uneben, wellig, abgesetzt; Oberflaehe rau, glatt, spiegelglatt, gestriemt (Harnisehflaehen)

Belage, Verwitterungserseheinungen

Bellige (Mn, Fe, Kristallrasen), Verfarbung, Entfestigung (Tiefe in em), Losungserseheinungen

Offnungsweite

Angabe der mittleren, der groBten und der kleinsten Weite (in mm oder em)

Fullung

Quarzit, Caleit, Brekzie, Ton, Lehm usw.

Durehtrennungsgrad

Haufigkeit des Durehsetzens einer Kluft zur naehsten

Diehtigkeit

stellenweise Vernassung, Tropfwasser u. a. m. (s. d. Absehn. 17.2.5.2).

Die felsbaulich relevanten Informationen aus der Trennflachenaufnahme konnen in zwei Komplexe gegliedert werden: quantitative Angaben zu Raumlage, Abstand und GroBe (Erstreckung) qualitative Angaben zur Gesteinsausbildung, zur Oberflachenbeschaffenheit der Trennflachenwandungen und zur bffnungsweite bzw. der Fiillung sowie etwaiger Wasseraustritte. Die mechanische Wirksamkeit von Trennflachen wird auBer den genannten quantitativen Angaben und dem Grad der Durchtrennung besonders von der Ausbildung der Trennflachenwandungen und einer etwaigen Wasserfiihrung bestimmt. Die Beschreibung der Oberfliichenbeschaffenheit der Trennflachen erfolgt meist nur visuell. Dabei werden ebenflachige, stufige und wellige Oberflachenformen unterschieden, die jeweils wieder rau, glatt oder harnischartig ausgebildet sein konnen. In Anlehnung an EN ISO 14689-1: 2003 werden dabei drei GroBenbereiche unterschieden: Unebenheitsgrad im m 2-Bereich mit Unebenheiten von mehreren em Hohe

Makrorauigkeitsgrad im dm 2- Bereich mit Rauigkeiten von mehreren mm Hohe Mikrorauigkeitsgrad im cm 2 -Bereich mit Rauigkeiten bis zu 1 mm Hohe. Genaue Profilaufnahmen mit Gelande- oder Laborprofilographen bzw. die recht komplizierte Ermitdung von Rauigkeitskoeffizienten JRe nach BARTON & CHOUBY (1977) werden selten vorgenommen (Lit. s. HESSE & TIEDEMANN 1989, BROSCH et a1. 1990). Harnische sind Striemungen an der Oberflache einer Trennflache (Schicht- oder Kluftflache) infolge Bewegung und Druck. In Verwerfungsoder Storungszonen mit Paralleltextur konnen Lamellen von Harnischen auftreten, die von Lamelle zu Lamelle verschieden lang sein konnen. Wo Harnischlineationen auftreten, kann die relative Bewegungsrichtung aus der Orientierung der Lineationen und den senkrecht zur Bewegungsrichtung verlaufenden Abrissstufen, sog. Escarpments, erkannt werden (Abb. 3.5), deren Steilkanten immer gegen die Bewegungsrichtung angeordnet sind (WUSTENHAGEN et a1. 1990). Trennflachen konnen geschlossen oder geOffnet sein und zwar mit oder ohne Bestege bzw. sie konnen gefiillt sein. In der oberflachennahen Auflockerungszone sind die Kliifte haufig etwas geOffnet. Die Bestimmung der Offnungsweite von Trennfliichen ist in den meisten Fallen problematischer als dies zunachst erscheint. Die bffnungsweite ist abhangig von der Sprodigkeit und Bankigkeit des Gesteins, den Lagerungsverhaltnissen, dem tektonischen Beanspruchungsgrad,

Abb.3.5 Abrissstufen auf Harnisehfliiehen senkreeht zur Bewegungsrichtung.

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

der Exposition (Tal, Hang, Hochflache) und der Verwitterung. Die Ermittlung der Offnungsweite der Klufte ermoglicht Angaben uber die Gebirgsauflockerung und damit Ruckschlusse auf die Gebirgseinspannung (Scherfestigkeit, s. Abschn. 2.7.6), die Verformbarkeit sowie die Wasserwegigkeit. Durch Horizontalverformungen auf Schichtflachen kann es gemaB Abb. 3.3 auch zu einer partiellen Offnung der Schichtflachen und zur Ausbildung von sog. Bankungsfugen kommen. Die Offnungsweite kann wie folgt klassifiziert werden: weite oder klaffende Trennflachen 1,0-100cm offene Trennflachen 0,5-lOmm enge oder geschlossene Trennflachen < 0,5mm. Die EN ISO 14689-1: 2003 enthalt sehr detaillierte Bezeichnungen fUr die Offnungsweite mit acht Abstufungen von sehr eng « 0,1 mm) uber offen (0,5-2,5 mm) bis extrem weit (> 1 m). Klaffende Trennflachen (Spalten) sind i. d. R. nur in sproden, dicken Banken zu beobachten. In Wechselfolgen wird die Gebirgsauflockerung meist von zahlreichen kleineren Kluften ohne groBe Offnungsweiten gebildet, wobei verstarkt Ausgleichsbewegungen auf Schichtflachen anzunehmen sind. Die Tatsache, dass in Oberflachennahe die meisten Kliifte etwas offen sind, lasst hier eine etwas groBere Kluftdichte vermuten. Das Kluftschema ist aber meist das Gleiche wie in groBerer Tiefe. Auch die sog. HangzerreiBungskliifte werden selten neu gebildet, sondern folgen meist dem tektonisch angelegten Kluftsystem, wobei sich umgekehrt die Talrichtung oft nach den tektonischen Kluftsystemen ausgebildet hat. Die Ursache dieser oberflachennahen Gebirgsauflockerung sind Entspannungsvorgange im Gebirge. Bei einseitiger Entlastung sich einstellende Spannungsumlagerungen und erhohte Horizontalspannungen (s. Abschn. 2.6.9) bewirken sowohl Gleit- und Kriechvorgange als auch eine zunehmende Offnung von Kluften und eine Gebirgsauflockerung. Die Auflockerungstiefen reichen im Rheinischen Schiefergebirge durchschnittlich 30 bis 40 m hinab, wobei in einer 10 bis 15 m machtigen Oberzone haufig Lehmfiillungen zu beobachten sind. Fur die Wechselfolgen des Buntsandsteins in Osthessen werden

123

Auflockerungstiefen von 20 bis 30 m genannt, fur das dickbankige Buntsandsteingebirge bis zu 50 m, wobei zusatzlich die horizontale Reichweite der HangzerreiBung mit 100 bis 200 m angegeben wird (s. PRINZ 1997, darin Lit.). AuBer der oberflachenahen Gebirgsauflockerung tritt nach den Erfahrungen bei Tunnelbauten im Buntsandsteingebirge Osthessens an bestimmten tektonischen Strukturen auch eine tiefreichende tektonische Gebirgsauflockerung auf, mit teilweise extrem niedrigen Verformungsmoduln des Gebirges (s. Abschn. 2.6.8). Ais Ursache fUr diese erhohte Verformungsanfalligkeit des Gebirges werden ausgepragte Kluftung mit Kluftweiten bis uber 1 mm, die geringe inn ere Verspannung des Gebirges aufgrund offener Zerrungsklufte sowie die groBe Mobilitat tonsteinreicher Wechselfolgen, besonders an Trennflachen mit Bewegungsspuren, angesehen. Nach den vorliegenden Erfahrungen ist dabei zwischen kompetenten Abfolgen und inkompetenten Wechselfolgen zu unterscheiden, die eine wesentlich groBere Kluftkorperbeweglichkeit und Verformbarkeit aufweisen. Diese erhOhte Verformungsanfalligkeit trifft auch fUr den oben angesprochenen Bereich der verstarkten HangzerreiBung zu und ist besonders bei groBflachigen Bauten oder Linienbauwerken in der Nahe bzw. bei Annaherung an groBere Taleinschnitte zu beachten. Bei Angaben uber das Kluftvolumen ist zwischen dem Gesamtkluftvolumen, dem durchflusswirksamen Kluftvolumen und letztlich auch einem noch schwerer abschatzbaren verformungswirksamen Kluftvolumen zu unterscheiden. Das durchflusswirksame Kluftvolumen wird nach der WasserfUhrung ermittelt (s. Abschn. 2.8.2). Das Gesamtkluftvolumen kann bei entsprechenden Aufschlussverhaltnissen durch Aufmessen der KluftOffnungsweiten in zwei senkrecht aufeinander stehenden Aufschlussebenen abgeschatzt werden. Die Aussagekraft solcher Messungen ist jedoch begrenzt. Im Bereich der HangzerreiBung kann das Gesamtkluftvolumen 5-10 % erreichen, in ungunstiger tektonischer Situation auch mehr als 15% (Abb. 3.6). Bei den Kluftfiillungen muss grundsatzlich zwischen an Ort und Stelle entstandenen, autochthonen Zwischenmitteln sowie Fullungen aus Fremdmaterial, sog. allochthonen Zwischenmitteln unterschieden werden. Zu der erstgenannten

124

3 Besehreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bauteehnisehe Zweeke

3

Abb. 3.6 Sehematisehe Darstellung der Gebirgsaufloekerung an einem Talhang in tektoniseh ungunstiger Situation mit Spaltenoffnungen von 5 bis 8 em (aus GEISSLER & MOKER 1993)

Gruppe gehoren z. B. Verschiebungsbrekzien oder feinkornige Kataklasite, eingequetschtes Material und Verwitterungsruckstande. Zu der zweiten Gruppe von Kluftfullungen gehoren von der Oberflache eingespultes Material oder umgelagerte Residualbildungen. Hinweise auf die Genese der Kluftfiillungen ki:innen tonmineralogische oder gegebenenfalls auch mikropalaontologische Untersuchungen bringen. Der Kluftabstand ist nicht nur von der mechanischen (tektonischen) Beanspruchung des Gebirges abhangig, sondern sehr stark vom Gestein und der Bankdicke. Zahlreiche Autoren geben sogar formelmaBige Beziehungen zwischen Bankdicke und der Kliiftigkeit an (BROSCH 1983). Die Verteilung der Kluftabstande ist jedoch nicht stetig, sondern kann zonenweise zwischen eng- bis mittelstandig und weitstandig wechseln. Die MaBangaben fur den Trennflachenabstand (Kluftabstand und Bankdicke) sind nicht einheitlich. Am gebrauchlichsten ist heute die 2er- bis 6er-Einteilung der IAEG (MATULA 1981) und der EN ISO 14689-1: 2003: auBerordentlich engstiindig, laminiert bzw. geschiefert

< 20mm

sehr engstandig bzw. sehr dGnnbankig

20- 60 mm

engstiindig bzw. dGnnbankig

60 - 200 mm

mittelstandig bzw. mittelbankig

200- 600 mm

weitstandig bzw. dickbankig

600-2000 mm

sehr weitstiindig bzw. sehr dickbankig

> 2000 mm

Das FGSV-Merkblatt verwendet eine etwas andere Einteilung des Trennflachenabstandes und enthalt auch Definitionen fUr die Neigung von Flachen sowie fur den Schnittwinkel mit der Trassenachse. Als Kliiftigkeitsziffer nach STINI wird die Anzahl der Klufte pro Meter Gebirgsaufschluss bezeichnet. Die Kluftigkeitsziffer stellt somit einen reziproken Wert der Kluftabstande dar, ohne Berucksichtigung der verschiedenen Kluftscharen und der wahren Kluftabstande senkrecht zu den einzelnen Kluftflachen. Unter Zerlegungsgrad des Gebirges wird in der Praxis die Anzahl der Trennflachenausbisse auf 1 m Aufschlusslange, auch verschiedener Kluftscharen, verstanden: <0,2

schwach, gering

0,2 - 1,0

maBig

1-5

stark

3-20

sehr stark

> 20

v6liig zerlegt

125

3.4 Besehreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

Hinzu kommen dann Begriffe wie brekzios, zerschert, zermahlen bzw. verheilt. Der ebene KluftfHichenanteil bzw. Durchtrennungsgrad gibt an, in welchem MaBe das Gebirge in einer Kluftebene durchtrennt ist bzw. noch Materialbrucken vorliegen. Er ermoglicht damit eine quantitative Aussage uber die Wertigkeit der einzelnen Kliifte bzw. Kluftscharen in Bezug auf die Teilkorperbeweglichkeit, insbesondere die Scherfestigkeit des Gebirges. Der ebene Durchtrennungsgrad kann in einer Aufschlussebene, z. B. durch Angabe der Erstreckungslange ermittelt werden. Er betragt bei Schichtflachen nahe 1,0 (100%), bei GroBkluften 0,5-1,0 und bei Klein- und Mittelkluften in Wechselfolgen 0,2 bis 0,8. Der raumliche Durchtrennungsgrad, auch als Trennflachendichte bezeichnet, ergibt sich als Produkt aus dem mittleren Kluftabstand und dem ebenen Durchtrennungsgrad und wird meist in m 2 /m3 angegeben (KLEIN & DURRWANG

kompakt

keine erkennbar offenen Trennfiachen, gute Verzahnung

maBig aufgelockert

geringer Reibungsschluss innerhalb der Trennflachenschar

aufgelockert

mehrere offene Trennflachenscharen mit geringem Reibungsschluss

lose

Kluftkorper ohne Reibungssehluss, nahezu loses Haufwerk.

Die einzelnen Kluftkorper sind im Gebirge mehr oder weniger nachgiebig eingespannt. 1m Hohlraumbau gilt als maBgebend, ob es sich dabei urn kinematisch freie oder nicht freie Kluftkorper handelt (BLUMEL et al. 2002). Mit der Blocktheorie von GOODMAN & SHI (1987) ist es moglich, kinematisch freie Kluftkorper, sog. "keyblocks", zu erfassen, die allseits abgetrennt sind und deren Herausgleiten geometrisch moglich ist.

1994).

Die Klufikorpergro6e und -form ist das Produkt aus dem Kluftabstand der verschiedenen Kluftscharen und ihrem Durchtrennungsgrad und wird am besten bereits im Aufschluss ermittelt. Fur die Beschreibung der Form der Kluftkorper kann die Klassifikation nach MULLER (1990) oder die GroBeneinteilung nach EN ISO 146891, Tab. 9, mit einer Kantenlange von klein

6-20 em,

mittel

20-60 em,

groB

60-200 em und

sehr groB

> 200 em

verwendet werden. Die GroBe und Form der Kluftkorper hat z. B. Bedeutung bei der Unterscheidung der Felsklassen 6 und 7 nach DIN 18300 (s. Abschn. 3.3.1) sowie fUr die Beurteilung der Sprengbarkeit (s. Abschn. 12.1). Unter Verbandsfestigkeit wird die Einspannung der Kluftkorper, der Reibungsschluss und die Losbarkeit in einer bevorzugten Richtung verstanden. Sie ist abhangig von der Kluftigkeit, dem Durchtrennungsgrad und der Offnungsweite der Trennflachen:

.4.3.3 Darstellung es Trennflachengefuges Fur die Darstellung des TrennflachengefUges wird allgemein die Lagenkugel nach SCHMIDT verwendet. Die Darstellung der Kluftrose gibt hingegen nur die Richtungshaufigkeiten des Streichens an und berucksichtigt nicht das Einfallen und die geometrischen Beziehungen zwischen den einzelnen Flachen. In der flachentreuen Polarprojektion der unteren Halbkugel (Abb. 3.7) erscheinen geologische

W

Abb. 3.7 Sehematisehe Darstellung einer Flaehe (150/60 NE) in der Lagenkugel.

3

126

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

3

Abb. 3.8 Abgleiten eines von Schichtung (SS) und KIOftung (KL) begrenzten Gleitkeils in GroBkreisdarsteilung und im Blockbild (aus HEITFELD 1982).

Flachen oder Schnitte entweder als durch den Mittelpunkt gehende GroBkreise (S) oder als DurchstoBpunkte (P) der Flachennormalen im Mittelpunkt. Randnahe Flachenpole (DurchstoBpunkte) bedeuten steilstehende, mittelpunktnahe Flachenpole flachliegende Flachen. SolI dartiber hinaus die Wertigkeit einzelner Trennflachen (-scharen) dargestellt werden, so konnen den Polpunkten Symbole zugeordnet werden. Die statistische Auswertung erfolgt iiblicherweise mit Hilfe von EDV-Programmen. Die Darstellung der Raumlage von Flachen erleiehtert es, den Einfluss des Trennflachengefiiges auf gekliiftete Felsbereiehe abzuschatzen (JOHN & DEUTSCH 1978). 1m Felsbau wird haufig die Darstellung in GroBkreisen gewahlt, weil so auf relativ einfache Weise raumliche Standsieherheitsbetrachtungen durchgefiihrt werden konnen (Abb.3.8). Fiir die Streichrichtungen von Kliiften und Storungszonen werden auBer direkten Winkelangaben (besser) in Anlehnung an tektonische GroBstrukturen Mitteleuropas folgende Begriffe verwendet: rheinisch

erzgebirgisch

0°-30° 30°-60.

Schwerpunkt

± 15° Schwerpunkt

± 45° schwabisch

60°-90.

Schwerpunkt

75°

flachherzynisch

steilherzynisch

eggisch

90°_ 120·

Schwerpunkt

120·ISO·

Schwerpunkt

150 0 180·

Schwerpunkt

± lOS· ± 135· f

165 0

3.4.4 Ausbildung und bruchmechanische Deutung von tektonischen Storungszonen Grundlage der heutigen Vorstellungen tiber die tektonischen Krustenbewegungen ist, dass die kontinentalen Krustenblocke in gewisser Tiefe horizontal abgetrennt sind und sich iiber dies en Horizonten bewegen. Dabei ist es in der geologischen Vergangenheit zu betrachtlichen horizontalen Verschiebungen sowie zu Verdrehungen (Rotation) und zu einem Zerbrechen von Krustenblocken zwischen etwa parallel verlaufenden Scherbruchzonen gekommen. Die tektonische Beanspruchung wird haufig idealisiert auf eine Kombination von ebenen und nieht ebenen Schubdeformationen zuriickgefiihrt, wie dies ROSSMANITH (1989) am Beispiel der Abb. 3.9 verdeutlieht. Der Deformationsherd befindet sieh dabei meist in gri)Berer Tiefe (s. Abschn. 4.2.3.1). Nahe der Erdoberflache sind

127

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

3

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Deckschlchlen

Abb. 3.10 Entwicklung von Scherstrukturen in den Deckschichten. Oben Blockbilddarstellung, unten Grundriss und Querschnitt (nach MANDL 1989).

Abb. 3.9 Bruchmechanische Deutung einer Erdbebenbzw. Verwerfungszone in SLidkalifornien (nach RossMANITH 1989): a) Erkennbare Bruchzonen. b) Deutung als mode-Ill-Bruch mir gr6Berer Verschiebung (Verwerfung). c) Dreidimensionale Geometrie der Verschiebungsflache.

nur die Spuren des Bruchsystems zu erkennen. Die von MANDL (1989) aufgezeigten Bruchstrukturen (Abb. 3.10) zeichnen sich im Gebirge bei entsprechend graBen Aufschlussen oft recht gut ab (s. Abschn. 17.4.1). Als Ausli:iser der Bruchvorgange im Gebirge werden Spannungskonzentrationen und plotzliche Entspannungsvorgange angenommen, die von Erdbeben begleitet sind. Da die einzelnen Erdbebenereignisse meist nur geringe Verschiebungsbetrage aufweisen (s. Abschn. 4.2.3.1), ist davon auszugehen, dass das heute vorliegende Verwerfungs- bzw. Storungs- und Kluftmuster die komplizierte Uberlagerung von einer graBen Zahl von bruchauslosenden und rissausbreitenden Ereignissen darstellt.

Die Entstehung und Ausbildung tektonischer StOrungszonen kann man sich vereinfacht wie folgt vorstellen: Geht die in Abschn. 3.4.3.1 beschriebene bruchmechanische Beanspruchung des Gebirges (zu GraBkluften) weiter, so bilden sich tektonische Scherzonen (Verwerfungen) mit vertikalen und/oder horizontalen Relativverschiebungen sehr unterschiedlicher Betrage aus. Gemeinsames Merkmal ist zunachst ihre lineare Erstreckung und die zunachst schmale Scherzone, in der sich die Gleitverschiebung der Gebirgsschollen vollzogen hat. Das tektonische Regime wird dabei von der GroBe der 3 Hauptnormalspannungen (Sv Vertikalspannung, SH groBte horizontale Hauptspannung, Sh kleinste horizontale Hauptspannung) bestimmt (Abb. 3.11). Unterschieden werden je nach dem Verhaltnis der 3 Hauptspannungen ein Abschiebungsregime, ein Aufschiebungsregime oder ein Horizontalbzw. sog. Blattverschiebungsregime. Je nach Bewegungsablauf zeigt sich im Endergebnis oft eine abwechselnde Konzentration des Schervorganges auf einzelne Scherflachen oder auf unter-

128

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fUr bautechnische Zwecke

3

GroBklOfle

Verwerfung

Storungszone

Abb.3.12 Schematische Darstellung von GroBklOften, einer Verwerfung und einer Storungszone, deren Bruchformen eine Horizontalverschiebung andeuten.

Blattverschiebungsregime SH SH>Sv>Sh

Abb. 3.11 Darstellung des tektonischen Regimes in Abhiingigkeit von der GroBe der drei Hauptspannungen (nach REINECKER & WENZEL 2006).

schiedlich breite Scherstrukturen. Bei der ingenieurgeologischen Ansprache kommt es in erster Linie auf die Ausbildung der Verwerfungs- bzw. StOrungszonen an, d. h. auf den Grad der Gebirgszerlegung und Bewegungsspuren auf den TrennfHichen, die bei Beanspruchung das Deformationspotential verstarken (PCITTLER et al. 2006). Eine Verwerfung ist eine mehr oder weniger ebene Verschiebungsflache, wahrend eine tektonische StOrungszone zusatzlich von einer unterschiedlich breiten Zone verstarkter Gebirgszerlegung begleitet ist (Abb. 3.12). Entscheidend ist dabei weniger das vertikale VersatzmaB als die Breite und Ausbildung der Storungszone, eine etwaige Gebirgsauflockerung (bes. unter hydrothermalen Einwirkungen) sowie die Art der einzelnen Deformationsbahnen. Storungszonen zeigen oft einen zonaren Aufbau (Abb. 3.l3). Neben cler Hauptbewegungsflache treten dann mehr oder weniger stark zerscherte oder gekliiftete Ubergangszonen zum intakten Nebengestein auf. BROSCH et al. (2006) beschreiben einen solchen inneren Aufbau einer groBeren Storungszone und bringen eine Klassifikation der unverfestigten Storungsgesteine mit chaotischer Textur, auch

Block-in -Matrix-Gesteine oder Bimrocks genannt (s. Abschn. 3.2.2). Ihr Verhalten hangt ab yom Anteil harter Gesteinsblocke aller GroBen in der feinkornigen, geringfesten Grundmasse (s. RIEDMULLER et al. 2001). Bei einem Steinanteil < 25 % und nicht verfestigter oder entfestigter Matrix liegt in der Regel Lockergesteinsverhalten VOf. Verfestigte Block-in-Matrix-Gesteine werden auch als tektonische Brekzien bezeichnet. Besonders verformungsanfallig sind Storungsgesteine mit sehr hohem, haufig hydrothermal bedingten Tonanteil, die infolge Mineralumwandlung bzw. -neubildung quellfahige Tonminerale (Montmorillonit) enthalten konnen und dann oft nur sehr geringe Scherfestigkeiten auf-

Tektonische Slorungszone starker zerkluftele Zone

Ubergangs. Kernzone

zone

slarker zerklUflele Zone

Hauplbewegungsllache

Abb. 3.13 Schematischer Aufbau einer tektonischen Storungszone mit vollig zerschertem Kern und entsprechenden Obergangsbereichen (nach BROSCH 2006).

129

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

Defonnabonsbedingungen:

Temperaturl drucl<:

Defonnationsrate :

Stlirungstyp:

~~ Ii V !1 hoch

oberflachennah

Kakiril

Kalak/as;1

hoch

niedng

My/onil

weisen (s. Abschn. 17.5.2.2 und RIEDMULLER & SCHWAIGHOFER 1977). Fiir die einzelnen Storungszonentypen werden nach der internationalen strukturgeologischen Nomenklatur (HEITZMANN 1985; EISBACHER 1997; SCHNEIDER 1997) die in Abb. 3.14 zusammengestellten Begriffe verwendet. Je nach den mechanischen Eigenschaften des Gebirges und den Deformationsbedingungen wird zwischen sproden (bruchhaften) und duktilen Scherzonen sowie sprod-duktilen Scherzonen als Obergangsformen unterschieden. Sprode Deformationen entstehen normalerweise unter oberflachennahen Bedingungen (niedrige Temperaturen und Driicke, meist groBe Deformationsraten) wahrend duktile Deformationen in groBer Tiefe, d. h. unter hohen Temperatur- und Druckverhaltnissen und mit kleinen Deformationsraten (Geschwindigkeit der Verformung) entstanden sind. Bei mehrphasiger Tektonik konnen sich in einer Storungszone auch verschiedene Deformationsmechanismen iiberlagern, wie z. B. sprod iiberpragte (reaktivierte) duktile Strukturen (s. Abb. 3.15). Duktile Scherzonen zeigen meist keine erhohte Wasserwegsamkeit.

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3

art der Entstehung:

tief

Abb. 3.14 Schematische Beziehung zwischen den Deformationsbedingungen und der Bezeichnung von Stiirungszonen (aus SCHNEIDER 1997).

1m Einzelnen werden folgende Storungszonentypen unterschieden: Mylonite sind nach dieser Definition stark deformierte Scherzonen mit rekristallisierten Streckungslinearen oder FlieBtexturen, beides Ausdruck eines starken Verformungsprozesses im duktilen Bereich, wie Scherzonen und Oberschiebungsstrukturen in Faltengebirgen (Abb. 3.16). Kataklasite sind intensiv zerbrochene Bewegungszonen mit richtungsloser, oft chaotischer Textur, ohne dass die Kohasion verloren gegangen ist (Kataklase = Zerbrechen des Gesteins). Bei einem hohen Anteil feinkornigen Materials konnen auch plastische Deformationen mit Paralleltextur auftreten. Die Verformung erfolgt mehrphasig oder im Obergangsbereich sprodduktil. Kakirite sind stark zerriittete und brekziierte Bruchzonen, teilweise mit Bandern vollig zermahlenen Gesteins. Sie stellen ein kohasionsloses his schwach kohasives Lockergestein dar. Das Nebengestein zeigt wenig Einfluss der Beanspruchung. Kakirite sind typische Anzeiger einer Verformung im sproden Bereich.

Allert dull lIe Schenonl'

Abb.3.15 Bohrkern aus einer kataklastischen Scherzone, bestehend aus einer alteren duktilen Struktur mit nachtraglicher spriider Oberpragung in Form einer Stiirungsbrekzie mit Auflockerungscharakter (aus Nagra-informiert Nr. 32).

130

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fOr bautechnische Zwecke

3

Abb. 3.16 Mylonitische St6rungszone in einem Tonschiefer des Taunus.

Die Probleme bei der geotechnischen Beschreibung und Bewertung tektonischer Storungszonen liegen in der enormen Heterogenitat ihrer inneren Struktur und dem raschen Wechsel von lockergesteinsahnlichen Bereichen geringer Festigkeit und Hartgesteinseinlagerungen. Hinzu kommt die unterschiedliche Wasserwegsamkeit, die auf kurze Entfernung wechseln kann. Der Wassereinfluss ist meist entscheidend fur die bautechnischen Auswirkungen einer Storungszone. GroBere tektonische StOrungszonen mussen daher nicht nur hinsichtlich ihres Versatzes und ihrer Orientierung, sondern besonders im Hinblick auf ihre geomechanischen Eigenschaften von Gestein und Gebirge einschlieBlich der Trennflachen(beHige) sowie einer moglichen Gebirgsauflockerung gem. Abschn. 3.4.3.2 und ihrer Grundwasserfuhrung erkundet werden (s. Abschn.17.2.3).

3.4.5 Obersicht uber die tektonischen GroBstrukturen ~ n Deutschland Die Sudwestdeutsche GroBscholle wird im Westen begrenzt vom sinistral scherenden Rheintalgraben und im Osten von der dextral scherenden Frankischen Linie und den angrenzenden Strukturen. Die Saxonische Bruchschollentektonik dieser GroBscholle und den nordlich angrenzenden Gebieten, wie z. B. dem Thuringer Becken, ist im Wesentlichen charakterisiert durch anfanglich flachwellige Schichtverbiegungen mit sehr unterschiedlicher Spannweite. Mit fortschreitender Beanspruchung sind diese weitspannigen

Schichtverbiegungen teilweise in kurzwellige Formen und in angebrochene faltenartige Flexuren bzw. in flache Dberschiebungen ubergegangen (s. PRINZ & MICHAEL 1998). 1m Zuge der weiteren Beanspruchung wurden die Schichttafeln dann durch vielgestaltige Bruchflachen in ein Mosaik unterschiedlich groBer Schollen zerlegt (s. Abschn. 4.2.4). Allgemein sind diese Verwerfungen mit Versatzen im Dezimeter- bis Dekameterbereich als mehr oder weniger steile Bewegungsflachen mit dunnen tonigen oder tonig-sandigen Belagen ausgebildet. Durch die selbstverstarkende Wirkung entwickeln sich mit zunehmenden vertikalen und/oder horizontalen Verschiebungswegen groBere StOrungszonen von einigen Dezimetern bis mehrere Meter Breite in Form von Kataklasiten bzw. Kakiriten. Sie bestehen aus verschiedenkornigen Gesteinsfragmenten der angrenzenden Gesteine und sind entweder richtungslos oder texturiert. Die Ausbildung der Storungszonen kann auf kurze Entfernung wechseln bzw. die StOrungszonen spalten sich in mehrere Bewegungsbahnen mit zwischengeschalteten verkippten und zerbrochenen Schollen auf. Das angrenzende Gebirge ist unterschiedlich stark zerbrochen und durch begleitende GroBklufte und Riedelflachen zerschert, die z. T. Bewegungsspuren aufweisen. AuBer dies en mehr oder weniger steil stehenden Storungszonen treten auch flach liegende, meist schichtparallele Bewegungsbahnen von wenigen Zentimeter bis einigen Dezimeter Dicke auf, die haufig Bewegungsspuren aufweisen. Bemerkenswert ist, dass haufig keine Abhangigkeit der Dicke der Storungszonen von dem vertikalen Versatzbetrag festzustellen ist. Eine in solchen Fallen anzunehmende gro6ere Horizon-

131

3.4 Beschreibung von Gestein und Gebirge (Fels)

talkomponente ist schwierig nachzuweisen. Zu beachten ist, dass in verkippten Schichtpaketen auch reine Abschiebungen einen scheinbaren Horizontalversatz vorHiuschen kannen (Abb. 3.17). Als groBtektonische Elemente sind vor allem die RandstOrungen der tektonischen Gro6schollen zu nennen. Ihre Ausbildung ist heute teilweise recht gut bekannt. Die Rheintalgrabenrandverwerfung ist urn 1920 in Heidelberg und dann wieder Ende der 1980er Jahre im Wattkopftunnel bei Ettlingen (NESSLER et al. 1993, darin Lit.) durchfahren worden. Sie ist hier etwa 130 m breit und besteht aus einer Vielzahl triassischer und jurassischer, verstellter Einzelschollen mit bis zu 1 m breiten brekziierten bzw. zu einem Kakirit zerriebenen Starungsbahnen. In den Jahren 1997198 ist dann von der Neubaustrecke Kaln-Frankfurt der DB-AG die Taunussudrandstarung durchfahren worden. AuBerdem ist 1998 im Tunnel "Bock" der BAB A 71 die Sudrandstarung des Thuringer Waldes aufgeschlossen gewesen. Diese Starungszone war hier etwa 100 m breit. KONNINGS & LEIPZIGER (1997) berichten von Bohraufschlussen an der SudrandstOrung des Thuringer Schiefergebirges. Die Starungszone ist

hier etwa 80 m breit und besteht aus mehreren bis 25 m breiten Kakiriten bzw. Kataklasiten. Als weitere groBtektonische Elemente treten besonders auf der Sudwestdeutschen GroBscholle und z. T. auch in den nordastlich angrenzenden Gebieten in auffallend streng systematischer Anordnung schmale tektonische Grabenbruche auf, in welche die einstmals uberlagernden Schichten der Trias und z. T. des Jura in das Niveau des Mittleren Buntsandstein eingesunken und so erhalten geblieben sind. Die Hauptrichtungen dieser groBtektonischen Bruchformen sind, mit regional wechselnder Dominanz, rheinisch (N-S bis NNO-SSW) und herzynisch (NW-SO), s. d. Abschn. 4.2.5. Sehr fruh erkannten bereits STILLE und einige seiner SchUler (Lit. s. RICHTER-BERNBURG 1968, 1977), dass in dies en sog. saxonischen Grabenbriichen tektonische Zerrungs- und Einengungsformen nebeneinander vertreten sind und dass diese Strukturen letztlich nur mit einer ± horizontal wirkenden Schubbeanspruchung des mesozoischen Sedimentstapels erklart werden kannen. Das offensichtlich konjugierte Muster der vorwiegend rheinisch und herzynisch streichen den Bruchzonen wird auf die schiefe Kollision der Afrikanischen und Eurasischen Platte zuruckgefUhrt, die in der Vorphase der Auffaltung des Alpenorogens offensichtlich zu einer tief reichenden Schubbeanspruchung der nardlich gelegenen GroBschollen mit einem entsprechenden Spannungsfeld und der bis heute wirksamen Spannungsrichtung von etwa 150 (s. Abschn. 2.6.9.2) gefUhrt hat. In diesem Spannungsfeld haben sich die konjugierenden Scherbruchgrabenzonen entwickelt. (Literatur hierzu S. EISBACHER 1997; PRINZ & MICHAEL 1998; PRINZ 1999; MOBUS 2004 und Abschn. 3.4.3.1). Derartige Scherbruchstrukturen sind nicht auf Gebirge mit saxonischer Bruchtektonik beschrankt, sondern durchziehen in Fortsetzung groBtektonischer Strukturen, Z. B. yom Oberrheingraben ausgehend, auch das variszische Gebirge des Taunus (PRINZ 2001). Als besonders verformungsanfallig haben sich hier hydrothermal vertonte Starungsgesteine im Nahbereich groBtektonischer Strukturen erwiesen. Die tektonischen Strukturen Mitteldeutschlands werden gepragt von den meist herzynisch (NW-SE) streichenden sog. Mitteldeutschen Hauptabbruchen, einem System von zahlreichen 0

Abb. 3.17 Scheinbarer Horizontalversatz an einer Abschiebung, hervorgerufen durch eine primiire Neigung versetzter Schichten (aus EISBACHER 1997).

132

3 Beschreibung und Klassifikation von Boden und Fels fOr bautechnische Zwecke

groBen Einzelstorungen, die teilweise Versatzbetrage von mehreren 100 m aufweisen. Sie wirken als Scharnier zwischen den groBen Senkungsfeldern im Norden und den siidlich angrenzenden Mittelgebirgen. Auch in Norddeutschland sind einige vorwiegend N -S streichende Grabenstrukturen bekannt. Dazu kommt das Elbe-Storungssystem, das sich aus mehreren NW-SE orientierten Strukturen zusammensetzt (LEHNE & SIROCKO 2007). Plastische Gesteins- und Gebirgsdeformationen, wie sie in den alten Schiefergebirgskomplexen der deutschen Mittelgebirge verbreitet sind, laufen in geologischen Zeitraumen unter erhohten Druck- und Temperaturbedingungen abo Die Formanderungen vollziehen sich dabei als FlieBvorgange unter Beibehaltung des festen

Aggregatzustandes. Sie werden begiinstigt durch formanisotrope Minerale, insbesondere Phyllosilikate, welche die Entstehung geschlossener Translationsflachen erleichtern. Die Ergebnisse solcher plastischer Deformationsvorgange sind weit verbreitet, z. B. im Rhenoherzynikum als Falten- oder Schuppenstrukturen. Die Deformation erfolgt iiber einfache Scherung bis zu schichtparallelem FlieBen, das unter weitgehendem Kohasionserhalt ablauft und zu einer engstandigen Schieferung des Gesteins fiihrt. Die Deformationen haben in allen GroBenordnungen stattgefunden. 1m Einzelnen kann der Gebirgsbau derartiger Faltengebirge recht kompliziert und von jiingeren Beanspruchungen iiberpragt und zerblockt sein (Lit. s. EISBACHER 1997).

4

Er

n ungsmet oden

4.1 Grundlagen und Erkundungsumfang Art und Umfang einer Baugrunderkundung richten sich nach der Art des Bauwerks, den in Betracht kommenden Bauverfahren und den Baugrundverhaltnissen. Die bisherige DIN 4020 (2003) "Geotechnische Untersuchungen fur bautechnische Zwecke" (mit Beiblatt 1) enthalt Anforderungen fur die Planung, Ausfuhrung und Auswertung von projektbezogenen geotechnischen Untersuchungen als Voraussetzung fur die Sicherheitsnachweise nach DIN 1054. Ende 2010 ist eine inhaltlich und formal an die DIN EN 1997-2 angepasste DIN 4020 erschienen. In der DIN EN 1997-2 sind auBer Begriffbestimmungen besonders Angaben uber Art und Umfang der geotechnischen Untersuchungen und uber die Berichtsfassung in Abhangigkeit von den Baugrundverhaltnissen, der Konstruktion und den geotechnischen Schwierigkeiten der drei geotechnischen Kategorien festgelegt. Das zukunftige Normenwerk zur Erkundung und Untersuchung des Baugrunds wird dann aus drei Normen bestehen, DIN EN 1997-2, dem nationalen Anhang mit national festgelegten Parametern (DIN EN 1997-2/NA) und der neuen DIN 4020 "Erganzende Regelungen zur DIN EN 1997-2" (s. Abschn. 4.4.2). Die drei geotechnischen Kategorien (GK) gemaB DIN EN 1997-2 sind: Kategorie 1 umfasst einfache Bauobjekte bei einfachen und uberschaubaren Baugrundverhaltnissen ohne Grundwassereinfluss, so dass die Standsicherheit aufgrund ortlicher Erfahrungen beurteilt werden kann. Kategorie 2 umfasst Bauobjekte und Baugrundverhaltnisse mittleren Schwierigkeitsgrades, bei denen die Sicherheit zahlenmaBig nachH. Prinz et al., Ingenieurgeologie © Spektrum Akademischer Verlag Heidelberg 2011

gewiesen werden muss und deren Wasserhaltung mit den ublichen MaBnahmen beherrschbar ist. Kategorie 3 umfasst Bauobjekte mit schwieriger Konstruktion und/oder schwierigen Baugrund- und Grundwasserverhaltnissen (z. B. gespanntes Grundwasser), die vertiefte geotechnische Kenntnisse und Erfahrungen verlangen. Eine BaumaBnahme ist zu Beginn der Planung in eine geotechnische Kategorie einzuordnen. Anhang A der DIN 4020, die DIN EN 1997-1 und auch die DIN 1054-101 (E 2009) enthalten zahlreiche Zuordnungskriterien fur die Einstufung, nicht nur von Flach- und Pfahlgrundungen, sondern auch hinsichtlich der Standsicherheit von Boschungen und Dammen. Die Einstufung von BaumaBnahmen des StraBenbaus sind dem FGSV-Merkblatt M GUB 04 zu entnehmen. Wenn spatere Ergebnisse es erfordern, ist eine Anderung der Einstufung vorzunehmen. Auch einzelne Bauabschnitte oder Bauphasen konnen in eine andere Kategorie eingestuft werden. Bei erheblichen dynamischen Einwirkungen sind ggf. besondere Untersuchungen zu veranlassen. Nach DIN 4020: 2003 ware auch fur Bauvorhaben der Geotechnischen Kategorie 1 eine Baugrunduntersuchung (geotechnischer Bericht) obligatorisch. GemaB EN 1997-2 kann dies allerdings an Hand einfacher Erkundungen und ortlicher Erfahrung erfolgen (v. Soos 2004). Fur Bauwerke der Kategorien GK 2 und GK 3 werden direkte Aufschlusse, die Ermittlung von Bodenkennwerten und ein zahlenmaBiger Nachweis der Sicherheiten nach DIN 1054 gefordert. Kleinbohrungen sind in den Kategorien GK 2 und GK 3 nur als Erganzung zu direkten Aufschlussen zugelassen. Baugrunduntersuchungen im nearshore- nnd offshore-Bereich gehoren in die Geotechnische Kategorie GK 3. Sie unterliegen den Anforderungen des Standards Baugrunderkundung des Bundesamtes fur Seeschifffahrt und Hydrographie

134

(BSH) in der jeweils giiltigen Fassung (s. LESNY 2008; LESNY et al. 2009). Bei Baugrunderkundungen fUr groBere Projekte werden drei Untersuchungsphasen unterschieden (s. Tab. 17.2): Voruntersuchung Hauptuntersuchung baubegleitende Untersuchungen. Der Untersuchungsumfang und der Aufbau der geotechnischen Berichte (Gutachten) sind in DIN EN 1997-1, Abs. 3.4 und 2.8 beschrieben. Die DIN EN 1997-1 unterscheidet einen geotechnischen Untersuchungsbericht mit den Ergebnissen der Baugrunderkundung und den Feld- und Laborversuchen mit abgeleiteten Werten der geotechnischen KenngroBen sowie den endgiiltigen geotechnischen Entwurfsbericht (Inhalt dazu s. DIN EN 1997-1, Abs. 2.8). Eine Voruntersuchung dient der Entscheidung, ob das geplante Objekt bei den zu erwartenden Baugrundverhaltnissen ohne besondere Probleme errichtet werden kann. Dazu gehort auch bereits eine Abwagung der moglichen Griindungsarten und ggf. ein Vergleich mit Alternativstandorten. DafUr sind im Bedarfsfall bereits erste Aufschliisse vorzunehmen (z. B. Kleinbohrungen) und die Baugrundeigenschaften sowie die Grundwassersituation stichprobenartig zu ermitteln. Der Umfang der Hauptuutersuchung richtet sich nach den ortlichen Gegebenheiten und soll sicherstellen, dass Aufbau und Eigenschaften des Baugrundes bzw. eines als Baustoff vorgesehenen Bodens oder Festgesteins fiir die Entwurfsbearbeitung des Objektes bekannt sind und soll die Beurteilung voraussehbarer Varianten der Griindung und der Baudurchfiihrung ermoglichen. Bei den Erkundungsmethoden fUr die Hauptuntersuchung werden indirekte Aufschliisse, direkte Aufschliisse sowie Feld- und Laborversuche unterschieden, die erganzend eingesetzt werden. Fiir den Fall, dass sich im Zuge der Hauptuntersuchung noch offene Problemstellungen ergeben, hat es sich als zweckmaBig erwiesen, in der Ausschreibung zusatzliche Bohrungen bzw. Bohrmeter in Reserve zu halten, damit diese Stellen noch im Rahmen der Hauptuntersuchung abgebohrt werden konnen. Durch die baubegleitenden Untersuchungen sind die angetroffenen Baugrundverhaltnisse auf Dbereinstimmung mit der Vorhersage zu iiber-

4 Erkundungsmethoden

priifen und zu dokumentieren. 1m Bedarfsfall sind baubegleitende Messungen zur Kontrolle der rechnerischen Nachweise vorzunehmen (s. DIN EN 1997-1, Abs. 4 und FGSV-Merkblatt MGUB04). In bsterreich gilt fiir BaumaBnahmen des StraBenbaus der sog. Geologenerlass, in dem festgelegt ist, dass die einzelnen Untersuchungs- und Planungsphasen von einem unabhangigen Priifgeologen beurteilt werden miissen (SCHWINGHAMMER 1997, s. Abschn. 17.4.1).

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung Zu einer Voruntersuchung gehort zunachst das Beschaffen von Karten und anderer lnformationen von den in Frage kommenden Behorden, wie Geologische Landesamter, Bauamter, Wasserwirtschaftsverwaltung oder Bergbehorden, einschlieBlich einer intensiven Ortsbegehung. 1m Bedarfsfall sind ggf. auch indirekte Aufschlussmethoden (Luftbildauswertung, Geophysik) einzusetzen und erste Aufschlussbohrungen mit stichprobenartiger Feststellung von BaugrundkenngroBen vorzunehmen. 1m Rahmen der Vorerkundung sind auch Angaben iiber etwaige Altlasten oder Altbergbau, iiber eine Erdbebengefahrdung sowie iiber geologische Besonderheiten (Rutschungen, Karstprobleme) und, bei groBeren Projekten, auch iiber die tektonische Gesamtsituation eines Gebietes zu machen.

4.2.1 Geologische und ingenieurgeologische Karten Bei Fehlen natiirlicher Aufschliisse, die einen Einblick in den Untergrundaufbau ermoglichen, kommt der Auswertung geologischer Karten besondere Bedeutung zu. Als solche kommen in Betracht, Geologische Dbersichtskarten (M. 1: 1000000 bis 1: 100 000), insbesondere die neue Dbersichtskarte1:200 000, sowie geologische Umgebungskarten (meist 1: 50 000) und vor allen

135

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

Dingen die Geologischen Spezialkarten 1: 25 000 mit ErHiuterungen, die allerdings einen sehr unterschiedlichen Bearbeitungsstand aufweisen und z. T. keine oder inhaltlich sehr unterschiedliche ingenieurgeologische Beitrage enthalten. Hier ware z. B. wichtig, dass erkannte Hangbewegungen oder Karsterscheinungen in den Karten dokumentiert und in den Erlauterungen beschrieben werden. Ein weiterer wesentlieher Faktor der Interpretation der geologischen Karten ist das Erfassen der tektonischen Gesamtsituation und der tektonischen Strukturen im Untersuchungsgebiet. Fur die Herstellung ingenieurgeologischer Karten liegt eine Empfehlung der Arbeitsgruppe "Ingenieurgeologische Kartierungen" von 1985 vor (s. OTTO 2004). Zu unterscheiden sind ingenieurgeologische Karten 1 :25 000, wie sie besonders von einigen Ballungsgebieten Nordrhein-Westfalens zur VerfUgung stehen (KALTERHERBERG 1985, darin Lit.) und die fur zahlreiche Stadte vorliegenden Baugrundkarten 1:25 000 bis 1: 2000. Vom Stadtgebiet von Gottingen liegt z. B. eine raumliche Modellierung des Untergrundes anhand von etwa 3000 Bohrungen zwischen 2 m und 255 m Tiefe sowie zahlreichen anderen Baugrundaufschlussen vor, die uber 2D-Schnittdarstellungen eine gute Datenbasis sowohl uber den Baugrund als z. T. auch uber den tieferen Untergrund des Stadtgebiets bietet (WAGNER et a1. 2007). Baugrundkarten soHen zwar die fur eine BaumaBnahme relevanten Eigenschaften des oberflachennahen Untergrundes wiedergeben, konnen aber eine objektbezogene Baugrunderkundung nieht ersetzen. Sie bestehen meist aus einer Hauptkarte mit DarsteHung der auftretenden Gesteinsarten und ihrer wiehtigsten Baugrundeigenschaften sowie punktweisen Angaben uber Grundwasserstande. Als Nebenkarten werden haufig Kartendarstellungen der Grundwassergleiehen, Bohrpunkt- und Aufschlusskarten und andere spezielle Anwendungskarten geliefert. Das Erarbeiten von Baugrundkarten ist relativ aufwendig. Die einzelnen Daten sind meist nicht leicht zuganglich und nicht homogen aufbereitet. Sie sind von unterschiedlichen Institutionen und z. T. fUr andere Zwecke erhoben, so dass sie z. T. nieht direkt verwendbar sind oder zumindest ihre Aussagekraft in Frage zu stellen ist. Eine gute Kenntnis der geologischen Grundlagen

und eigene Untersuchungen zur Korrelation der KenngroGen sind in der Regel unumganglich. Die Erstellung von groGflachigen 3D-Gebirgsmodellen, die neben dem geologischen Untergrundaufbau auch geotechnische Eigenschaften der anstehenden Gesteine enthalten (WAGNER et a1. 2007; NIX et a1. 2009) und die eine Interpretation dieser Eigenschaften ermoglichen, werden hinsichtlich ihres Nutzens kontrovers diskutiert. Sie verleiten moglicherweise dazu, im Einzelfall auf eine weitergehende Beratung zu verzichten, was weitreichende negative Folgen haben kann.

4.2.2 Gefahrenhinweisund Risikokarten Zur Eindammung der Naturgefahren werden auf Anregung der Europaischen Kommission derzeit auch in Deutschland durch die Staatlichen Geologischen Dienste nach einheitlichen Kriterien sog. Gefahrenhinweiskarten erstellt. Ihre Bearbeitung ist im Grunde eine langfristige Aufgabe, deren erster Schritt die Gefahrenerkennung und Dokumentation ist. In Deutschland bestehen die Gefahrenhinweiskarten im Wesentlichen aus einem Ereignis- und Flachenkataster uber Hanginstabilitaten (Rutschungen, Felssturze, Steinschlag), Erdfalle und andere Karsterscheinungen, besonders ungunstige Baugrundverhaltnisse (Tab. 4.1) sowie auch Erdbeben und Hochwassergefahren. 1m Bedarfsfall k6nnen Bergbaufolgen, Grundwasserversalzung und Bodengasaustritte (Methan, CO 2, Radon; s. Abschn. 16.7.6 und 17.2.6) hinzukommen (STRAUSS 2009). Wiehtig sind dabei eine einheitliehe Definition und Dokumentation der einzelnen Gefahrdungen und einheitliche Kriterien fur die Gefahrenbewertung sowie Moglichkeiten einer Weiterentwicklung. Informationsgrundlage der Gefahrenhinweiskarten sind in der Regel topographische und geologische Karten, einschlieGlich entsprechender Themenkarten, Archivunterlagen, Literatur sowie geographische Raumdaten und moderne Fernerkundungsmethoden, wie Luftbilder und mit Laserscantechnik gewonnene hochauflosende digitale Gelandemodelle (DGM). Von den archivierten Einzelereignissen sind die geographischen Koordinaten, Alter, Abmessungen, Ursa-

136

4 Erkundungsmethoden

Tabelle 4.1 Zusammenstellung ungiinstiger Baugrundverhiiltnisse mit Gefahr fUr ungew6hnliche Setzungen/ Hebungen Organische Sedimente Setzungsgefahr auf Grund organischer Einlagerungen (marine, brackische, fluviatile Sedimente wie Mudde, Klei Schlick oder Torf) Anthropogene Aufullung Gefahr von uneinheitlichem Setzungsverhalten auf Grund groBerer anthropogener Auffiillung Tonig-schluffige Gesteine Gefahr von Setzung und Hebung auf Grund jahreszeitlicher Volumenanderungen infolge von Schrumpfungen bei Austrocknung und von Quellen bei Wiederbefeuchtung (5. Abschn. 6.2.1 und 6.2.2) Bituminose, pyritfiihrende Tongesteine Gefahr von Baugrundhebung bei Austrocknung pyritfiihrender, bituminoser Tonsteine infolge Kristallisationsdruck von Sulfatmineralen auf Schichtflachen (s. Abschn. 2.2.3) Gesteine mit Anhydrit und quellfiihigen Tonmineralen Gefahr der Volumenzunahme bei Wasserzutritt durch Umwandlung von Anhydrit in Gips und Quellung von Tonmineralen (s. Abschn. 2.6.9 und 17.5.2.2)

chen, verursachte Schaden u. a. m. nach einem einheitlichen Schema abgespeichert. Aufgrund der zunachst weitgehend automatisierten Bearbeitung ist eine manuelle Nachbearbeitung und Plausibilitatskontrolle unerlasslich, urn die Aussagekraft der Kartenunterlage abzusichem. Die Ergebnisse der Gelandebearbeitung werden in einer Datenbank abgespeichert. Die Datenbankstruktur muss von vomherein auf die moglichen Abfragen ausgerichtet sein. Durch Zusammenfuhren und Verschneiden der Fachdaten mit raumbezogenen Informationen konnen komplexe Abfragen und Analysen vorgenommen und auf thematischen Karten beliebigen MaBstabs visualisiert werden (s. SCHMIDT 2004, 2008; MAYER 2008; MOBUS et a1. 2009; STRAUSS 2009). Der ProjektmaBstab betrag1 in der Regel 1 : 50 000. Die Gefahrenhinweiskarten sind auf die Belange der Raumplanung ausgerichtet und enthalten in der Regel noch keine Angaben tiber Intensitat und Eintrittswahrscheinlichkeit der Ereignisse. Dieser Hinweis auf mogliche Gefahren ohne konkrete Aussage kann in der Praxis zu Missverstandnissen fuhren und ist der Hauptgrund fur die oft anzutreffende Ablehnung solcher Karten seitens der Verwaltung. Nahere Angaben zu den jeweiligen Ereignissen sind der nachsten Entwicklungsstufe, den Gefahren- oder Risikokarten vorbehalten. In diese Kategorie gehoren auch die verschiedenen

Hangstabilitatskarten und Erdfallkarten, wie sie in den Abschn. 15.2.2 und 19.3.1 behandelt werden. Die Gefahren- oder Risikokarten, in einigen alpinen Landem auch Gefahrenzonenplane (GZP) genannt, sind in der Regel Planungsgrundlagen. Ihre Bearbeitung erfolg1 hauptsachlich nach den Vorgaben der sog. "Schweizer Methode" (HEINl MANN et a1. 1998). In den Gefahrenkarten sind verschiedene Gefahrenzonen ausgehalten, aus denen sich die damit verb un denen Nutzungseinschrankungen ergeben. Die Art der Gefahrdung und ihr AusmaB mussen moglichst zutreffend, objektiv und nachvollziehbar aufgezeig1 werden, wobei man sich bewusst sein muss, dass eine grundstiicksbezogene Abgrenzung vielfach auBerst schwierig ist (s. Abschn. 15.2.2). Dabei hat eine solche Festlegung von Gefahrenzonen ganz erhebliche Auswirkungen auf den Verkehrswert eines Grundstucks. Eine korrekte Gefahrenbeurteilung erfordert daher eine moglichst gute Datengrundlage mit konkretern ortlichem Bezug, was in der Regel eine Dberarbeitung im Gelande erfordert. Wegen dieses Aufwands und der erwahnten Auswirkungen werden die Gefahren- und Risikokarten in Deutschland sehr restriktiv behandelt. Als Ergebnis umfangreicher Datensammhingen k6nnen auch die web-basierten Geoinformationssysteme einzelner Bundeslander genannt werden, wie "Gefahrdungspotenziale des Unter-

137

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

grunds in NRW" (STRAUSS 2007, 2008) und "Georisiko Thuringen" (SCHMIDT 2008). In Kartendarstellungen verschiedener MaBstabe stehen Informationen uber die Verbreitung der jeweiligen Gefahrdungen zu VerfUgung. Falls weiterer Informationsbedarf besteht, k6nnen fur bestimmte Grundstucke kostenpflichtig die einzelnen Gefahrdungspotenziale und weiterfuhrende Hinweise abgefragt werden (STRAUSS 2008).

4.2.3 Erdbebengefiihrdung In Deutschland gilt fUr die Erdbebenproblematik die DIN EN 1998:1 "Eurocode 8: Auslegung von Bauwerken gegen Erdbeben - Teil1 Grundlagen, Erdbebeneinwirkungen und Regeln fur Hochbauten" (2006). Die Norm wird durch einen Nationalen Anhang (NA) erganzt, in dem landesspezifische Belange und Parameter festgelegt sind (s. Abschn. 1.2). Bis dahin gilt dafur die nationale Norm DIN 4149 (2005), die schon weitgehend auf den EC 8 (2004) ausgelegt ist. Sie solI 2010 zuruckgezogen werden. Die DIN EN 1998, Teil I, gilt fur die Auslegung von Bauwerken des Hoch- und Ingenieurbaus in Erdbebengebieten. Weitere Teile der Norm gelten fur Brucken (Teil 2), fur bestehende Hochbauten (Teil3), fUr Silos und Tankbauwerke (Teil 4), fur Grundungen und Stiitzbauwerke (TeilS) und fur Tiirme, Masten und Schornsteine (Teil 6). Sicherheitsrelevante Anlagen, wie Kernkraftwerke und Talsperren fallen nicht in den Anwendungsbereich dieser Normenreihe. Fur Bauwerke dieser Art werden genaue Standortanalysen verlangt (LEYDECKER et al. 2006) und es liegen z. T. spezielle Richtlinien vor (s. Abschn. 18.2.6). Die Erdbebeneinwirkungen werden allgemein nach zwei grundverschiedenen Einteilungen beschrieben, namlich den Intensitatsskalen und der Magnitudenskala: Die seit Jahrzehnten verwendeten 12-teiligen Intensitatsskalen sind mehrfach aktualisiert worden und weitgehend kompatibel. Die Intensitat beschreibt allein die Wirkung auf Menschen und Bauwerke und gibt das SchadensausmaB fUr einen bestimmten Standort an (Abb. 4.1). Die neueste Weiterentwicklung der MERCALLI- bzw. MSK-64-Skala stellt die

4

Ep1zentrallntensltat Intensltat (standortabhangog)

Standortmtensltal

Eplzentralentfemung

Erdbebenherd

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Abb. 4.1 Schematische Darstellung der Intensitiitsverteilung eines Erdbebens mit den wichtigsten Begriffen der Makroseismik (nach MESKOURtS et al. 2007).

Europaische Makroseismische Skala (EMS98) dar (Tab. 4.2). Ahnlich ist auch die in den USA gebrauchliche MM-Skala (Modified Mercalli Scale). Die von RICHTER 1935 eingefUhrte logarithmische Magnitudenskala (RICHTER-Skala) basiert auf der Magnitude M, einem deminsionslosen Wert fUr die maximalen Erschutterungsamplituden am Epizentrum (Abb. 4.1). Eine urn eins erh6hte Magnitude bedeutet eine 30-fach h6here Energiefreisetzung. Fur viele Verwendungen haben die Intensitaten Vorteile, da die historischen Erdbeben (vor etwa 1950) aus dem Erdbebenkatalog rur Deutschland von LEYDECKER (1986, 2005), in dem die Erdbeben seit etwa 800 n. Chr. erfasst sind, primar nur mit Intensitatsangaben vorliegen. Die Umrechnung zwischen Intensitaten und Magnituden ist problematisch und weist groBe Streubreiten auf (Tab. 4.2). AuBerdem gelten die Angaben immer nur fUr das Epizentrum. Die Erschutterungswirkung fur einen bestimmten Standort muss dann unter Berucksichtigung der Entfernung und der Herdtiefe ermittelt werden (Abb.4.1)

138

4 Erkundungsmethoden

Tabelle 4.2 Erdbebenwirkung nach der EMS-Skala und der RICHTER-Skala sowie die zugeh6rigen Erdbebenzonen nach DIN 4149 (2005). MSK/ EM5-Skala Intensitiit

RICHTERSkala Magnitude (M)

Beschreibung

Erdbebenzonen

Nicht fUhlbar

Nur instrumentell zu beobachten

1-2

II

Kaum fUhlbar

Nur vereinzelt von ruhenden Personen in hoheren Stockwerken von Gebauden wahrgenommen (Spiirbarkeitsschwelle > 2,5)

1,4-2,6

III

Schwach fUhlbar

Unter gunstigen Umstanden vereinzelt gefUhlt, wie vorbeifahrender Lastwagen

1,9-3,1

IV

Weitgehend gefiihlt

Von vielen Personen in geschlossenen Raumen gefUhlt, wie vorbeifahrender schwerer Lastwagen

2,5-3,7

V

Aufweckend

In Hausern allgemein gefUhlt, im Freien vereinzel!. Viele Schlafende erwachen, Gebaude vibrieren, hangende Gegenstande schwingen. Leichte Schaden bei strukturell schwachen Gebauden moglich

3,1-4,3

VI

Erschreckend

In Hausern und im Freien allgemein gefUhl!. Personen erschrecken und rennen ins Freie. Leichtere Gebiiudeschaden, manchmal Hangrutschungen, Brunnenspiegelschwankungen

3,6-4,9

0

VII

Gebaudeschaden

Die meisten Personen erschrecken, viele haben Schwierigkeiten zu stehen. Die Schwingungen werden in fahrenden Autos verspiirt. Gute Gebaude konnen leichte Schaden wie Risse erleiden, schlechte Gebaude (z. B. Lehmwande) konnen einstiirzen. Wassertrubungen, Anderung von Quellschiittungen und Uferrutschungen treten auf

4,2-5,5

2

3

VIII

Gebaudezerstorungen

Furcht und Panik, gute Gebaude erleiden maBige Schaden, Leitungsverbindungen konnen brechen. Rutschungen und Spalten im Boden, Veranderungen von Grundwasserspiegel und -str6mung

4,8-6,1

IX

Allgemeine Gebaudeschaden

Allgemeine Panik, viele gute Gebaude erleiden schwere Schaden, Denkmaler und Saulen stOrzen um, viele schlechte Gebaude stiirzen ein, unterirdische Leitungen brechen teilweise. Auf flachem Land treten Wasser, Sand und Schlamm aus dem Boden, Erdrutsche, 8odenspalten, Felsstiirze und Grundwasserveranderungen treten auf

5,4-6,7

139

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

4

Tabelle 4.2 (Fortsetzung) RICHTERSkala Magnitude (M)

MSK/ EMS-Skala Intensitat

Beschreibung

X

Allgemeine Gebaudezerstorungen

Einstiirzen von guten Gebauden, Totalschaden an fast allen schlechten Gebauden, schwere Schaden an Briicken und Staudammen. GroBe Bergrulsche, Wasser tritt aus Seen und Fliissen

6,0-7,3

XI

Katastrophe

Schwere Schaden auch an widerstandsfahigen Gebauden, Briicken, Staudammen und Eisenbahnschienen, StraBen sind nicht mehr zu benutzen, unterirdische Leitungen sind zerstort

6,6-8,0

XII

Landschaftsveranderungen

Praktisch aile iiber- und unterirdische Bauwerke sind zerstort. Die Erdoberflache ist total verandert, Bodenspallen, horizonlale und vertikale Verschiebungen werden beoDachlel

7,3- 8.6

4.2.3.1 Ursachen von Erdbeben Unsere Erdkruste ist keine feste Schale, sondern besteht aus zahlreichen Platten, die in mehr oder weniger standiger Bewegung sind. Hauptsachlich an den Plattengrenzen bauen sich dabei Spannungen auf, die durch Verschiebung von Gesteinsblocken schlagartig abgebaut werden. Je gro6er die aufgestaute Energie, desto heftiger ist die Erschiitterung bei der Entspannung. Gro6ere Erdbeben bestehen aus einem oder wenigen Hauptst06en und zahlreichen, teils noch heftigen Nachbeben, die iiber Monate anhalten konnen. Au6er diesen tektonischen Beben konnen regional weitere Ursachen auftreten: vulkanische Erdbeben natiirliche Einsturzbeben (Karsthohlraume) durch Eingriffe von Menschen verursachte oder ausgeloste Beben (man made seismicity). Bei den Letzteren unterscheidet man durch menschliche Eingriffe direkt verursachte (truely induced) oder nur vorzeitig ausgeloste Beben (triggered), die ohnehin aufgetreten waren. Die Ursachen lassen sich wie folgt einteilen: Tiefreichende Spannungsanderungen

Erdbebenzonen

Anderungen des Porenwasserdrucks im Kluftwasser Volumen bzw. Masseanderungen. 1m Einzelnen gehoren dazu: Bergbau (Tiefbau, Tagebau, Abraumhalden) Tunnelbau in gro6en Tiefen Bau und Betrieb von Stauanlagen Einpressen bzw. Entnahme von Fluiden (gro6e Grundwasserentnahmen, Erdol- oder Erdgasgewinnung sowie tiefe geothermische Systeme und kiinftig auch CO 2- Verpressung). 1m Mittelmeerraum ist die Ursache der natiirlichen Seismizitat in den Vorgangen an den dortigen Plattengrenzen und Subduktionszonen zu sehen (BECKER 1995). Die 1ntraplattenerdbeben Mitteleuropas sind dagegen gekennzeichnet durch ihr bevorzugtes Auftreten an praexistenten Schwachezonen (sog. tektonische Beben), die langen Rekurrenzzeiten fiir Starkbeben und die fehlenden Deformationen an der Erdoberflache. Tektonische Beben treten bevorzugt an gro6en Bruchstrukturen auf. Ais "aktiv" gelten diese, wenn seit Ende der Tertiarzeit (etwa 2 Mill. Jahre) Bewegungen zu verzeichnen sind. Schwachere Erdbeben (I < 5 MSK) sind nicht zwangslaufig an

140

groBe Storungszonen gebunden (LEYDECKER et aI. 2006). Als Verschiebungsma6e geben SCHNEIDER (1988) und LEYDECKER (1980: 548) fUr mittlere Erdbeben einige Millimeter bis wenige Zentimeter und fur schwere Erdbeben Dezimeter- bis Meterbetrage an, z. T. begleitet von Spaltenbildung mit Hebungen oder Senkungen an der Erdoberflache. Bei dem schweren AndamanenSeebeben 2004 im Indischen Ozean sollen Verschiebungen der Teilplatten von 6 bis 8 m uber eine Entfernung von rund 1000 km aufgetreten sein. Die Bewegungen schlagen nur bei schweren Ereignissen bis zur Erdoberflache durch. In mobilen Bereichen kontinentaler Platten sind auch standige minimale Scherbewegungen nicht auszuschlieBen (s. Abschn. 4.2.4). An den meisten tektonischen Storungszonen Mitteleuropas treten jedoch weder Erdbeben noch messbare Relativverschiebungen auf. Die Erdbebengefahrung wird in den sog. D-ACH Staaten, d. S. Deutschland (D), Osterreich (A) und die Schweiz (CH), einheitlich behandelt. GroBere Schadenbeben sind bisher in jedem Land meist nur einmal je Generation aufgetreten.

4.2.3.2 Erdbebenzonen in Deutschland Fur die Abschatzung der Erdbebeneinwirkung werden von den einzelnen Staaten je nach ortlicher seismischer Gefahrdung Erdbebenzonen festgelegt, in denen die Gefahrdung jeweils als konstant angenommen wird. Grundlage der Erdbebenzonen nach DIN 4149 (Zone 0 bis 3; Tabelle 4.1 und Abb. 4.2) sind aktualisierte Erschutterungsintensitaten mit einer Referenz-Wiederkehrperiode von 475 Jahren (EC 8) und einer Eintritts- bzw. Uberschreitungswahrscheinlichkeit von 10 % in 50 Jahren fur die Intensitaten der EMS-Skala (GRUNT HAL et aI. 1998). Die neuen Zonen der DIN 4149 (2005) unterscheiden sich damit gegenuber der alten Norm bei quasi gleicher Nummerierung sowohl qualitativ hinsichtlich der GefahrdungsgroBe als auch quantitativ bezuglich der ingenieurseismischen KenngroBen. AuBer diesen Erdbebenzonen der DIN 4149 kann im Bedarfsfall auch auf die mehr als 50

4 Erkundungsmethoden seismotektonischen Regionen von LEYDECKER & AICHELE (1998) zuruckgegriffen werden. Diese Regionen sind nach gleichartiger geologischer Entwicklung, Tektonik und Seismizitat ausgewiesen und konnen ebenfalls als Grundlage fur die Festlegung eines Bemessungserdbebens verwendet werden. Die bedeutendsten seismotoktonischen Regionen Deutschlands sind der Schwabische Jura, die Niederrheinische Bucht, die Mittelrheinregion, der sudliche und nordliche Oberrheingraben, das Gebiet vom Vogtland bis hinauf nach Gera und zentrale Teile von Sachsen (Abb. 4.2). Fur die einzelnen Regionen werden bei LEYDECKER & AICHELE (1998) auch seismogene Herdtiefen angegeben. Sie liegen meist bei 9 bis 14km. AuBer dies en bundesweiten Darstellungen der Erdbebenzonen liegen fur einzelne Regionen bzw. Bundeslander auch detailliertere Katendarstellungen vor, wie Z. B. die Erdbebenzonenkarte mit geologischen Untergrundklassen von NRW 1: 350000 (STRAUSS 2008), die auch Anlage zur DIN 4149 ist oder die AusfUhrungen von KRENTZ in "Geologie von Sachsen" (2009). Deutschland zahlt international zu den Schwacherdbebengebieten. Die starksten tektonischen Ereignisse hatten eine Intensitat von VIII. Jahrlich treten einige maBig starke Erdbeben auf, die von der Bevolkerung wahrgenommen werden (wie zuletzt das Beben im Sudschwarzwald vom Mai 2009 mit I = 4,5). 1m Durchschnitt ist etwa einmal in zehn Jahren mit einem starkeren Beben zu rechnen. In den letzten hundert Jahren haben sich folgende Schadenbeben ereignet: 16. November 1911 Schwabische Alb, Albstadt (Ebingen- Leutlingen) Intensitat VIII, Magnitude ca. 6,1 27. Juni 1935 Saulgau (Oberschwaben) Intensitat VII -VIII, Magnitude ca. 5,6 1943 Onstmettingen (Schwabische Alb) Intensitat VIII, Magnitude ca. 6,1 26. Februar 1969 Schwabische Alb Intensitat VIII, Magnitude ca. 6,0 3. September 1978 Schwabische Alb, Albstadt (Onstmettingen-Tailfingen) Intensitat VIIVIII, Magnitude 5,7 13. April 1992 RoermondlHeinsberg (Niederrhein) Intensitat VII, Magnitude 5,8 5. Dezember 2004 Waldkirch (Siidbaden) Intensitat VII, Magnitude 5,4.

141

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

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Damit zeichnen sich in Deutschland nur einige wenige tektonische Bruchzonen als besonders erdbebengefahrdet ab, wie der Hohenzollerngraben, die Randbereiche des Oberrheingrabens, die Niederrheinische Bucht und auch das Vogtiand und Gera, wo 1872 das groBte mitteldeutsche Erdbeben mit I = VII-VIII aufgetreten ist (KRENTZ 2009). Das Beben von Roermond/Heinsberg war das energiereichste seismische Ereignis im Niederrheingebiet seit mehr als 200 Jahren (AHORNER 1993). Allein in Heinsberg wurden mehr als 150 Hauser beschadigt und fiber 30 Personen verletzt. Das Vogtiand (Westsachsen) ist bekannt fUr seine Schwarmbeben, d. s. bis zu 10 000 Einzelereignisse innerhalb weniger Monate mit meist nur geringen Bebenstarken (I < 3), vereinzelt bis I> 4.

Abb.4.2 Erdbebenzonen Deutschlands mit den geologischen Untergrundklassen (a us MESKOURIS et al. 2004).

Die letzten Schwarmbeben haben sich zum Jahreswechsel1985/86 (max. I = 4,7), in der zweiten Jahreshalfte 2000 (max. I = 3,7) und im Herbst 2008 (max. I = 4,2) ereignet. Wiederholtes Auftreten von Mikroerdbeben, sog. Mikroseismizitat, ist regional weit verbreitet und gilt als Hinweis auf einen mehr oder weniger aktiven tektonischen Spannungszustand. Regional treten auch Einsturzbeben auf, und zwar sowohl solche natiirlichen Ursprungs (Norddeutschland, Alpenregion) als auch durch menschliche Tatigkeiten ausgeloste Erdbeben (z. B. Kalibergbau). Uber Salzstocken des Norddeutschen Beckens werden immer wieder Einsturzbeben registriert. Vom Stadtgebiet Hamburg sind Z. B. aus den letzten hundert Jahren insge-

142

samt 20 solcher Ereignisse bekannt, teilweise mit Gebaudeschaden (REUTHER et al. 2007). Einige Ereignisse der letzten Jahre geben Veranlassung, etwas naher auf die durch Eingriffe des Menschen verursachte Erdbeben einzugehen. Diese Ereignisse sind in der Gefahrdungskarte der DIN 4149 nieht berucksichtigt. 1m Kalibergbaurevier an der Werra haben sich in den 1940er bis 1980er Jahren mehrfach Einsturzbeben bis M = 5,6 ereignet, teilweise mit erheblichen Schiiden im Zentralbereich (AHORNER 1989; LEHNHARDT 1998). Auch in Steinkohlebergbaugebieten, wie dem Ruhrgebiet und dem Saarland, treten nieht selten sog. Mikroerdbeben (Frequenzbereieh 100 Hz-1kHz) auf, die meist nur Erdbebenstarken von M = 1 bis 3 erreiehen. Ereignisse ab M = 1,5-2,0 werden von Menschen wahrgenommen. Ein schadenverursachendes Beben der Starke M = 4 bei Ensdorf im Februar 2008 war Veranlassung, den Steinkohlebergbau im Saarland einzuschranken. Nach KAHLEN (2007) sind es vor allem machtige Sandsteinbanke im Hangenden und Liegenden der Strecken, die im Verdacht stehen, die seismischen Ereignisse zu verursachen (s. Abschn. 17.5.2 und BISCHOFF et al. 2007; BIVOUR 2007). 1m Sudabschnitt des Gotthard Basistunnels wurden im Bereich einer groBeren tektonischen Storungszone zwischen sproden und duktilen Gneisen bei einer Uberlagerung von 15001800 m wahrend der Vortriebsarbeiten zahlreiche mikroseismische Ereignisse mit Magnituden urn 1,5, max. M = 2,4, ausgelost. Verschiedene dieser Mikrobeben konnten Bergschlagereignissen im Tunnelvortrieb zugeordnet werden (s. Abschn. 17.5.1). Als Ursachen fur die mikroseismischen Ereignisse werden die durch die Vortriebsarbeiten ausgelosten Spannungsumlagerungen und -konzentrationen im Gebirge genannt. Seit Ende der Vortriebsarbeiten wurden keine Ereignisse M > 1,0 mehr registriert (STADELMANN & REHBOCK-SANDER 2010). Besser bekannt sind durch Stauanlagen oder Flussigkeitsinjektionen verursachte oder ausgelOste Erdbeben. Haufigste Ursache ist die ErhOhung des Wasserdrucks, wodurch sieh im Untergrund Gebirgsspannungen aufbauen, wobei durch das Einbringen von zusatzliehem Wasser gleichzeitig die Reibung auf Kluftflachen herabgesetzt wird (s. Abschn. 18.2.6). Starkere Beben sind dabei relativ selten. Gelegentlieh ist eine

4 Erkundungsmethoden Aufreihung von schwacheren Ereignissen an teilweise vorher nieht bekannten Storungszonen zu verzeichnen (STEINWACHS 1988). Zwei Erdbebenereignisse in Norddeutschland und zwar im Oktober 2004 bei Rotenburg mit M = 4,5 und im Juli 2005 bei Syke mit M = 3,8 werden auf die dortige Erdgasforderung zuruckgefiihrt. Bei derartigen Anlagen ist es weltweit bereits zu weitaus starkeren Beben gekommen. Von Usbekistan sind aus den Jahren 1976 und 1984 Erdbebenstarken bis M = 7 bekannt. Die groBte Gefahr bedeutet dabei das Einpressen von Flussigkeiten in das Gebirge bei Sekundargewinnungsverfahren (EISBACHER 1997). Auch tiefe Geothermiepeojekte konnen Erdbebenerschutterungen auslosen. Als Ursache kommen hier moglicherweise noch Spannungsanderungen im Gebirge infolge Abkuhlung hinzu (s. Abschn. 20.2). Bei Basel ist im Dezember 2006 durch Wassereinpressung mit 150 bar (s. Abschn. 20.2.2.3) in einer 5000 m tiefen Geothermiebohrung im Granit ein Erdbeben der Starke M = 3,4 ausgelost worden. Auch bei Landau in der Pfalz haben sich im August und September 2009 in unmittelbarer Nahe eines Geothermiekraftwerks (s. Abschn. 20.2.2.2) zwei Beben der Starke M = 2,7 bzw. 2,4 ereignet. Mehr oder weniger induzierte Mikroerdbeben dieser Art (mit Bebenstarken bis etwa M = 3) sind bis jetzt nur in seismisch aktiven Zonen aufgetreten und sind auch aus Frankreieh und den USA bekannt. Starkere seismische Ereignisse dieser Art gelten als auBerst unwahrscheinlieh. Die Bedeutung von zusatzlichern Wasser( druck) in "quasiaktiven" Storungszonen ist jedoch wieder verstarkt in der Diskussion.

4.2.3.3 Untergrundaufbau und Erdbebeneinwirkungen Die wichtigsten Begriffe der Erdbebenseismik und eine Darstellung der Intensitatsverteilung eines Bebens sind aus Abb. 4.1 ersichtlich. Die Auswirkungen eines Erdbebens sind Erschutterungen, die sieh yom Herd aus in Form verschiedener Arten elastischer Wellen sehr hoher Geschwindigkeit zur Erdoberflache fortpflanzen. Ihre Erschutterungsintensitat an einem Standort hangt ab von der freigesetzten Energie im Erdbe-

143

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

benherd (Magnitude), der Herdtiefe, der Entfernung vom Herd, der Erdbebendauer und dem Untergrundaufbau. Die Gefahrdung menschlicher Einrichtungen besteht entweder darin, dass diese uber definierten Bruchlinien stehen und direkte Verschiebungen erleiden oder dass die von der Bruchflache ausgehenden seismischen Wellen vorwiegend horizontal schwingende Oberflachenwellen auslasen, die das Bauwerk in Schwingungen versetzen und zu einer Dberbeanspruchung von Bauteilen fuhren (s. Abschn. 6.2.5). AuGer dies en direkten Schadenswirkungen kannen auch indirekte Schaden durch Bergsturze oder Rutschungen bzw. durch Aktivierung von Setzungen auftreten. Auf eine Erdbebengefahrdung muss bereits in einem sehr fruhzeitigen Planungsstadium eines Projekts hingewiesen werden. In solchen Regionen ist es zweckmamg, bereits bei der Grundkonzeption bestimmte Entwurfsgrundsatze zu beachten, wie z. B.: Einfacher und regelmamger Grund- und Aufriss Nur eine Grundungsart (bevorzugt Bodenplatte) Maglichst nicht in verschiedenartigen Baugrund grunden, auf keinen Fall uber graGeren Unregelmamgkeiten im Baugrund. Weitere Einzelheiten s. DIN 4149. Die ma6gebenden Faktoren fUr die Bemessung von Erdbebeneinwirkungen sind die Art und die Bedeutung des Bauwerks (Bedeutungskategorie), der Untergrundaufbau (Baugrundklassen) und die Frage mit welchen Bodenerschutterungen wahrend der Lebensdauer eines Bauwerks zu rechnen ist, ausgedruckt durch seine Intensitat fur den jeweiligen Standort bzw. das sog. Bemessungserdbeben. Dieses wird in einer Gefahrdungsanalyse ermittelt. Grundlage sind die jeweiligen nationalen Erdbebenzonen mit Angabe der bis jetzt beobachteten maximalen Intensitaten. Dabei wird davon ausgegangen, dass ein derartiges Ereignis uberall in der jeweiligen Zone auftreten kann. Einsturzbeben und andere Beben anthropogenen Ursprungs sind bei den Erdbebenzonen nach DIN 4149 nieht erfasst. Sie weisen wegen der geringen Herdtiefe eine hohe Epizentralintensitat mit groGer Schadenswirkung auf, die

aber nach wenigen Kilometern Entfernung unter die Schadensgrenze absinkt (AHORNER 1989). Diese Zusammenhange wurden bei den bergbaubedingten Erdbeben im Saarland wieder bestatigt, die zwar nur Bebenstarken von M = 3 bis 4 aufgewiesen haben, aber insgesamt zahlreiehe Schadensmeldungen zur Folge hatten. Der Einfluss der Baugrundbeschaffenheit auf die Erdbebeneinwirkung wird nach DIN EN 1998:1 durch Baugrundklassen (A bis E sowie SI und S2 ) ausgedruckt, definiert nach bestimmten Bodenkennwerten (N30 bzw. Cu in kN/m2 ) und der Scherwellengeschwindigkeit (V ,30 in m/ s) fUr die oberen 30 m des Untergrundaufbaus: S

Klasse

v

A

felsiger Untergrund mit max. 5m Deckschichl

>800

B

Dichl gelagerter Sand und Kies oder sehr steifer Tonboden (> 10 m Dicke)

360800

>50

>250

C

Mitteldichter Sand und Kies oder sleifer Ton (> 10m Dicke)

180360

1550

250

D

Milteldicht bis lockerer Sand und Kies bzw. weich steifer Ton

<180

<15

<70

E

5 bis 20m Deckschichten wie C und D tiber sleifem Untergrund (v, > 800 m/s) > 10 mweiche Tone und Schluffe

<100

N

70-

10-20

verfltissigbare Boden oder empfindliche Tone

Fur die Baugrundklassen SI und S2 muss en besondere Untersuchungen zur Festlegung der Erdbebeneinwirkung vorgenommen werden.

4 Erkundungsmethoden

144

In Deutschland werden die ortlichen Untergrundverhaltnisse gemaB DIN 4149 anstelle der obigen 5 Baugrundklassen durch drei geologische Untergrundklassen (R, S, T) und drei Baugrundklassen (A, B, C) ausgedruckt. Die geologischen Untergrundklassen sind auf Abb. 4.2 flachenhaft dargestellt: Klasse R: Felsuntergrund, dominierende Scherwellengeschwindigkeit > 800 m/S Klasse T: Flache Sedimentbecken und Obergangszonen zwischen R und S Klasse S: Tiefe Sedimentbecken (> 100 m Lockergesteine) . Die Baugrundklassen sind wie folgt definiert: Klasse A: Festgesteine, dominierende Scherwellengeschwindigkeit> 800 m/s Klasse B: maBig verwitterte Festgesteine oder grob- bis feinkornige Lockergesteine von dichter bzw. fester Konsistenz. Scherwellengeschwindigkeit 350-800 m/s Klasse C: verwitterter Fels oder gemischt- und feinkornige Lockergesteine von mindestens steifer Konsistenz. Scherwellengeschwindigkeit 150-350 m/s. Ohne genauere Kenntnis uber den Untergrundaufbau muss allgemein Baugrundklasse C angenommen werden. Standorte, die ab Grundungssohle (3 m) lockere Lagerung oder weiche Konsistenz aufweisen (Scherwellengeschwindigkeiten < 150 m/s) gelten als Problemstandorte und mussen gesondert betrachtet werden. Dasselbe gilt fUr besondere Baugrundrisiken, wie Verlust der Lagesicherheit und groBe Verformungen (Bemessungssituation BS-E, s. Abschn. 5.2), z. B. infolge instabiler Hanglage oder Bodenverflussigung. Als Kombinationen von Baugrund- und geologischen Untergrundklassen konnen die Untergrundverhaltnisse A-R, B-R, C-R, B-T, C-T und C-S vorkommen. Hochbauten, sowie den verschiedenen Teilnormen entsprechend auch andere Bauwerkstypen, werden nach DIN EN 1998:1 und DIN 4149 vier Bedeutungskategorien zugeordnet, je nach ihrer Bedeutung fur die offentliche Sicherheit: Kategorie I Bauwerke geringer Bedeutung Kategorie II Gewohnliche Bauwerke Kategorie III Schulen, Versammlungsraume

Kategorie IV

Krankenhauser, Kraftwerke, Feuerwachen.

Die Bedeutungskategorien I und II sind hinsichtlich des Erkundungsaufwands (s. Abschn. 4.1) in die Geotechnische Kategorie GK 2 einzustufen, die Bedeutungskategorien III und IV in GK 3. Bei Untertagebauwerken (Stollen, Tunnel, Kavernen mit Ausbau) wirken keine Oberflachenwellen und ihre Einbettung in den Untergrund bietet Schutz gegen mogliche freie Schwingungen, weshalb sie durch Erdbeben weniger gefahrdet sind. Unterirdische Bauwerke schwingen praktisch mit ihrer Umgebung mit, wobei allerdings dynamische Wechselwirkungen von vertikalen Schwingungen hoher Frequenz gewisse Schaden auslosen konnen (UENISHI & SAKURAI 2008). Kleinere Schaden konnen vor allem in den Portalbereichen auftreten. Hier sind Risse im Gebirge und im Tunnelausbau oder Abplatzungen moglich. Totaleinsturze von Tunneln sind bisher nur bei Bodenversagen durch Verflussigung oder im unmittelbaren Bereich von groBeren Storungszonen bekannt geworden (UNTERBERGER & BRANDL 2000; GOLSER & BURGER 2001; WANNICK 2007; VRETTOS 2009). Die Erdbebeneinwirkung auf ein Bauwerk wird in der Regel durch ein elastisches Bodenbeschleunigungs-Antwortspektrum, auch elastisches Antwortspektrum genannt, ausgedruckt. Einzelparameter dieses Antwortspektrums sind u. a.:

ag Bemessungswert der Bodenbeschleunigung YI Bedeutungsbeiwert S Untergrundparameter Der Bemessungswert der Bodenbeschleunigung ag,k ist der Wert der Bodenbeschleunigung in m/s 2 fur die Ermittlung der anzusetzenden Erdbebeneinwirkungen. Fur die einzelnen Erdbebenzonen werden in DIN 4149 folgende Werte angegeben (s. Tab. 4.1): IntensitiH I

a in m/sl

6,5- 7

0,4

Z

7 - ~5

0,6

3

>7,5

0,8

Erdbebenzone

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

AuBerhalb der Erdbebenzonen 1 bis 3 sind nach bisherigen Erfahrungen die Beschleunigungswerte so gering einzuschatzen, dass kein Erdbebennachweis gefordert wird (DIN 4149). Diese Erfahrung entspricht den Vorgaben der DIN EN 1998-1, wonach bei sehr geringer Seismizitat (a g < 0,39 m/s2) die Normvorschriften nicht beachtet werden miissen. In Fallen geringer Seismizitat (a g > 0,78 m/s2) diirfen reduzierte oder vereinfachte Erdbebenauslegungsverfahren verwendet werden. So kann nach DIN 4149 in Erdbebenzone 1 und 2 bei einfachen Mauerwerksbauten der Bedeutungskategorie I und II und max. 3 Vollgeschossen iiber Gelandeniveau, wenn die grundlegenden Anforderungen erfUllt sind, auf seismische Standsicherheitsnachweise verzichtet werden. Ais weitere Festigkeitsparameter fiir die Bewertung der Erdbebeneinwirkung werden ggf. benotigt: fiir kohasive Boden die undrainierte Scherfestigkeit Cu fiir kohasionslose Boden die zyklische undrainierte Scherfestigkeit "cy,u fiir Fels die einaxiale Druckfestigkeit qu' Ais Steifigkeitsparameter fiir den Baugrund wird der Schubmodul verwendet:

G=p· v/ p = Dichte des Bodens Vs

=

Scherwellengeschwindigkeit.

Ein besonderes Problem stellt die sog. Bodenverfliissigung (Liquefaction) bei Erdbebenbeanspruchung dar, die zu Gebaudesetzungen oder Verkippungen bzw. zu Boschungsrutschungen fiihren kann. Die Bodenverfliissigung beruht auf einer Reduzierung der Steifigkeit bzw. des Scherwiderstandes eines wassergesattigten, kohasionslosen oder kohasionsarmen Bodes infolge Porenwasseriiberdruck und Verlust der effektiven Korn-zu-Korn-Spannungen. Die Neigung eines Bodens zur Verfliissigung, das sog, Verfliissigungspotenzial, hangt in erster Linie ab von der Bodenart, der Lagerungsdichte und dem Grundwasserstand. Je hoher das Grundwasser ansteht, desto groBer ist das Verfliissigungsrisiko. Als hochgradig verfliissigungsgefahrdete KorngroBenbereiche gelten gleichkornige, mehr oder

145

weniger schluffige Fein- und Mittelsande. Gleichkornige Mittel- und Grobschluffe sowie ebensolche Mittel- und Grobsande bis Z. T. Feinkiese werden als maBig verfliissigungsfahig eingestuft. Weitere verfliissigungsbegiinstigende Materialeigenschaften sind runde Kornformen und glatte Kornoberflachen. Dariiber hinaus sind auch die Kennziffern fiir die Zustandsgrenzen bzw. die Lagerungsdichte, die Scherfestigkeitsparameter und der Steifemodul anzugeben, Die Lagerungsdichte wird mittels SPT-Schlagzahlen N30 (s. Abschn, 4.4.6.1) oder Drucksondierungen (s. Abschn. 4.4.6.2) ermittelt (WUNSCH 2002; Hu & HacH 2003). Die haufigste Methode zur Bewertung der Gefahr einer Bodenverfliissigung beruht auf dem empirischen Vergleich der SPTSchlagzahlen mit beobachteten bzw, eingetretenen Fallen von Bodenverfliissigung (LAUE & STUDER 2003). Die DIN EN 1998:5 enthalt auf Anlage B Diagramme zwischen dem Spannungsverhaltnis potentieller Verfliissigung und den SPT-Schlagzahlen Nj(60), d. h. bezogen auf die Uberlagerung (s. Abschn. 4.4.6.1), Der Nj-Wert ist die SPT-Schlagzahl fUr 1 kg/cm2, Eine gangige MaBnahme gegen Bodenverfliissigung ist die Anordnung von Kies- oder Schottersaulen gem. Abschn. 14.3.2 zur Verbesserung der Dranmoglichkeit bei gleichzeitiger Verdichtung und ErhOhung der Scherfestigkeit. AuBer der Bodenverfliissigung ist auch die Empfindlichkeit der Boden gegen iibermli6ige Setzungen und Verdichtung bei erdbebeninduzierter zyklischer Beanspruchung zu beriicksichtigen. Ais empfindlich gelten locker gelagerte Sande (auch Kippen oder Halden) sowie sehr weiche Tonboden.

4.2.4 Rezente tektonische Spannungen und Deformationen Tektonische Spannungen haben ihren Ursprung in den groBraumigen plattentektonischen Prozessen, welche die Deformationen unserer Erdkruste bewirken. Das Spannungsfeld Mitteleuropas wird seit dem jiingeren Mesozoikum gepragt durch die Spreizung am Mittelatlantischen Riicken, die eine Druckwirkung der Islandischen Platte von NW-NNW bewirkt, wahrend gleichzeitig die Afrikanische Platte von SE-SSE nach

146

4 Erkundungsmethoden

Norden schiebt. Die Folge davon war die Auffaltung der Westkarpaten und der Alpen in der Tertiarzeit und lange davor bereits der Aufbau eines Spannungsfeldes mit einer NW-SE gerichteten horizontalen Primarspannung. In diesem Spannungsfeld haben sich entlang konjugierter Kraftlinien maximaler Scherspannung Scherverschiebungssysteme mit dem zugehorigen Inventar an Beulungen, kleinen und gro6eren Dberschiebungen und Schubbruchen aller Art ausgebildet (s. Abschn. 3.4.5). Das Spannungsfeld innerhalb der einzelnen Lithospharenplatten (-100 km dick) wird bestimmt von den Bewegungen an den Plattenrandern und Inhomogenitaten im geologischen Aufbau der Erdkruste (30-60 km dick). Je komplexer der Aufbau der ist, desto heterogener ist das gro6raumige Spannungsfeld, das von lokalen Spannungsfeldern zweiter (10er km) und dritter Ordnung uberlagert wird (REINECKER & WENZEL 2006). Erste Hinweise auf den Primarspannungszustand eines Gebiets (s. Abschn. 2.6.9) ergeben sich aus der gro6tektonischen bzw. regionaltektonischen Situation anhand Geologischer Karten. Aktuelle Folge der Intraplattentektonik sind rezente Spannungen im Gebirge, die sich z. T. in kleinen kontinuierlichen oder diskontinuierlichen Deformationen bemerkbar machen. Aus Herdflachenlosungen bei Erdbeben kann ein Spannungsfeld mit einer 140 ± 26 gerichteten Horizontalkomponente maximaler Kompressionsspannung ermittelt werden (Abb. 2.34). Dieses Spannungsbild wird fUr Norddeutschland anhand zahlreicher Erdol- und Erdgasbohrungen bestatigt (GROTHE 1998; ROCKEL & LEMPP 2003). In der Nahe von gro6eren tektonischen Storungen weicht die Hauptspannungsrichtung haufig vom gro6raumigen Trend ab und verlauft etwa parallel zur Streichrichtung der Storung. JOHN & POCHER (2004) berichten au6erdem von horizontalen Spannungen, die in einer schmalen tektonischen Grabenzone urn den Faktor 2 hoher waren als au6erhalb der Struktur. Weitere Angaben daruber kann man der "World Stress Map" entnehmen, einer Datenbank mit Angaben uber gemessene und z. T. anzunehmende tektonische Spannungen in der Erdkruste (s. Abb. 2.34 und www.world-stress-map.org). Neotektonische Bruchstrukturen mit jungtertiaren (Neogen) und quartaren, bis heute an0

0

dauernden Bewegungen sind allerdings selten. Einigerma6en belegt sind diese fUr den Alpenraum, fUr die Niederrheinische Bucht, fUr Teile des Oberrheingrabens sowie fUr den Eger- und Elbtalgraben. Fur die anderen gro6tektonischen Strukturen Mitteleuropas, wie z. B. den mitteldeutschen Storungssystemen werden jungere neotektonische Bewegungen eher vermutet als sie belegt sind (BECKER 1995; STACKEBRANDT 2008, darin Lit.). Trotzdem sind an dies en gro6tektonischen Strukturen au6er den in Abschn. 2.6.9 beschriebenen residuellen Spannungsanteilen auch rezente, d. h. anhaltende tektonische Spannungen nicht vollig auszuschlie6en. Bei tief greifenden Eingriffen in das Gebirge beeinflusst dieser Primarspannungszustand, egal ob residueller oder rezenter Natur, die geotechnische Sicherheitsaussage. Auch fUr die Abschatzung der Gebirgsdurchlassigkeit im Umfeld von tektonischen Storungszonen ist die Richtung der horizontalen Hauptspannung eine wichtige Information. Die Ermittlung der Richtung und die Bewertung der Gro6enordnung der im Gebirge wirkenden Spannungen erfordert u. a. eine moglichst genaue Kenntnis der geologisch-tektonischen Strukturen sowie des Festigkeits- und Verformungsverhaltens des Gebirges (JOHN & POCHER 2004). Spannungsindizien fur die Entstehungsgeschichte eines Gebirges sind zunachst einmal das TrennflachengefUge und die tektonischen Strukturen, wobei erkennbaren Scherzonen, z. T. mit Harnischen, und dem Phanomen der tektonischen Gebirgsauflockerung besondere Bedeutung zukommen (s. Abschn. 3.4.4). Wichtige Hinweise auf das jeweilige regionale Spannungsfeld ergeben sich auch aus bei Tiefbohrungen auftretenden Bohrloch- bzw. Bohrkerninstabilitaten (s, Abschn. 2.6.9). Weitere Anzeichen fUr das geologische Spannungsfeld sind richtungsorientierte horizontale Drucklosungserscheinungen in Gesteinen, sog. Stylolithen (Abb. 4.3 sowie SCHETELIG 1990). Dabei handelt es sich urn Z. T. mit Tonhautchen belegte verzahnte Kontaktflachen, die vor allem in Karbonatgesteinen durch lokale Spannungskonzentration entstanden sind. Weitere Spannungsanzeichen sind die Streichrichtungen von Basalt- oder Quarzgangen u. a. Strukturen. Hinweise fUr rezente tektonische Spannungen geben auch in situ-Spannungsmessungen, auffallende

4.2 Spezielle Arbeiten im Rahmen der Voruntersuchung

Abb. 4.3 Horizontalstylolithen in einem Faserkalkstein aus dem Unteren Muschelkalk (Dunnschliff, ca. 3-fach vergraBert, Durchlichtaufnahme MaBus, Marburg).

oberflachenahe Horizontalkliifte, richtungsorientierte Schichtversatze oder Abplatzungen von Felsplatten (BOCK 1989), Bohrlochwandausbriiche (REIK 1985), Erdbeben und auch gro6raumige geodatische Messungen. Weitere in der Literatur angefiihrte Spannungsindikatoren konnen dagegen im Einzelfall durchaus andere Ursachen haben. Dazu gehoren Auffaltungen im Taltiefsten (Abb. 2.33 und 15.20) oder offene Spalten (REIK 1985) bzw. Talzuschub (KOHLER 1985) und auch Schubrisse in der Spritzbetonschale von Tunneln (FECKER & REIK 1996: 139). Der weltweit zu beobachtende Horizontalspannungsiiberschuss (Abschn. 2.6.9.1) erreicht im Alpenraum z. T. erhebliche Ausma6e, ist aber auch im Alpenvorland, im Bereich der Siidwestdeutschen Scholle und ihren Randmassiven (insbes. Thiiringer Schiefergebirge) und auch im westlichen Thiiringer Becken sowie im Norddeutschen Tiefland festgestellt worden (Lit. s. KOHLBECK 1991; KONNINGS & LEIPZIGER 1997 und JOHN & POCHER 2004). Die Richtungsbestandigkeit der bisher in Mitteleuropa gemessenen erhohten Horizontalspannungen von etwa N 150 0 E (± 20 0 ) muss zunachst als Wirkung tektonischer Schubspannungen ge-

147

deutet werden. Der Abbau des Spannungsiiberschusses nach der Tiefe zeigt aber, dass es sich hierbei nicht nur urn rezente Spannungsanteile handeln kann, sondern urn elastische Nachwirkungen ehemaliger tektonischer Schubspannungen, die gro6er waren als der Dberlagerungsdruck und so als messbare Restspannungen erhalten geblieben sind. Anhaltende plattentektonische Spannungen machen sich offensichtlich nur im subsalinaren Sockel bemerkbar und werden aufgrund der plastischen Eigenschaften des Salinars mechanisch nicht auf das Deckgebirge iibertragen. In den Salinarschichten selbst wurden auch stets nur isotrope Spannungszustande in der Gro6enordnung der Dberlagerungslast ermittelt (GROSS et a1. 1986). Hinweise auf aktive tektonische Spannungen werden aus der Seismotektonik abgeleitet (LEYDECKER 1980; BAUMANN 1986; OCHMANN 1988). Die Frage, ob oberflachenah mit gewissen rezenten tektonischen Deformationen zu rechnen ist, wird fiir einige tektonische Gr06strukturen, wie den Alpen, dem Faltenjura (BECKER 1986), dem Schwarzwald, dem Oberrheingraben (FECKER & REIK 1996: 139), dem Rheinischen Schild, der Eifel und den Ardennen, der Kraichgau-Mulde (SCHNEIDER 1988), der Niederrheinischen Bucht sowie auch der Elbtalzone und den Randstrukturen des Thiiringer Waldes (ELLENBERG 1993) immer wieder bejaht. Die in der Literatur mitgeteilten Verschiebungsma6e von 1 bis 1,5 mm/a scheinen fUr die alpinen Hebungen gesichert zu sein, diirften aber sonst von anthropogenen Faktoren beeinflusst sein. Zu unterscheiden sind dabei gro6flachige Beulungen und die weitaus schwieriger messbaren Horizontalbewegungen. 1m Hohenzollerngraben, welcher derzeit die starkste seismische Aktivitat nordlich der Alpen aufweist, sind z. B. solche rezenten Bewegungen weder fiir den kartierenden Geologen erkennbar noch durch geodatische Prazisionsmessungen zu belegen. Dies bedeutet, dass sich die im Abschn. 4.2.3.1 genannten Dislokationen entlang der Herdflache entweder nicht bis an die Erdoberflache durchpausen oder dass die Verschiebungen hier zu klein und damit nicht nachweisbar sind (BAUMANN 1986; MALZER & ZIPPELT 1986; SCHNEIDER 1988). Andererseits konnen an duktil reagierenden Strukturen rezente Krustenbewegungen wahrscheinlich auch

148

ohne seismische Reaktionen ablaufen. Nach FECKER et al. (1999) wurden in der 200 m breiten Scherzone des Randbruchs des Oberrheingrabens bei Ettlingen Horizontalverformungen von 0,05-0,13 mm in vier Jahren gemessen. Auch ftir weite Gebiete Ost- und Norddeutschlands liegen konkrete Hinweise auf geodynamisch bedingte rezente vertikale Krustenbewegungen vor. Es handelt sich dabei meist urn eine postglaziale Rtickfederung als Folge des statischen Drucks der hier teilweise tiber 1000 m dicken Eisauflast im Pleistzan, die u. a. eine tiefreichende Kompression und Bruchverformung des Sedimentstapels bewirkt hat, wobei tektonische Flachen teilweise als Gleitbahnen gedient haben. Seit dem Abschmelzen des Eiskorpers kehrt sich dieser Prozess urn und kann, besonders im Zusammenhang mit Salzstrukturen im Untergrund, rezente Hebungsprozesse auslosen (LEHNE & SIROCKO 2007, darin Lit.). An einigen Salzstrukturen, wie dem Salzstock von Bad Segeberg, werden auch halokinetische Hebungen von etwa 1 mm/a beobachtet.

4.2.5 Erkundung tektonischer Storungszonen Die Erkundung tektonischer Storungszonen ist ein mehrstufiger Vorgang, der mit theoretischen Dberlegungen tiber die Tektonik eines Gebietes gem. Abschn. 3.4.5 beginnt, an die sieh eine geo10gische Spezia1kartierung sowie teilweise indirekte Erkundungsmethoden und schlieBlich die direkten Aufschlussarbeiten anschlieBen. Besonderes Augenmerk ist auf Scherbruchzonen von regionaler Bedeutung sowie besonders auf bajonettartig abgesetzte Scherbruchzonen, ihren Schersinn und die zugehorigen Dbertritts- und Bruchstrukturen zu richten (s. Abschn. 17.2.3 und PRINZ & MICHAEL 1998). Erstere halten haufig tiber mehrere km durch. Es handelt sich dabei urn tektonische Scherbruchzonen mit frtiheren Scherbewegungen in Dekameterbereich und mehr. Tei1weise 1iegen auch nur versetzte Scharen von GroBkltiften vor, wobei die Scherbewegungen z. T. abwechse1nd an verschiedenen Flachen stattgefunden haben. Zunachst kann der Verdacht fUr das Auftreten solcher Scherbruchzonen aus der tektonischen

4 Erkundungsmethoden

Gesamtsituation abgeleitet werden. In der Stidwestdeutschen GroBscholle stellen bevorzugt die N -S-Strukturen solche Scherbruchrichtungen dar, wahrend es am Ost- und Nordrand der GroBscholle vorwiegend die parallel zur Frankischen Linie verlaufenden NW-so streichenden Bruchformen sind. Als Verbindungsstrukturen zwischen solchen Scherbruchzonen konnen auch O-W bzw. SW-NO streichende Kluftscharen Gebirgsauflockerung zeigen (Abb. 3.9). Derartige Scherbruchzonen sind nicht auf Gebiete mit saxonischer Bruchtektonik beschrankt, sondern durchziehen in Fortsetzung solcher Strukturen auch die variszischen Randgebirge, wie z. B. den Taunus (PRINZ 1998, 2001). Ftir Nordwestdeutschland kann auf den Geotektonischen Atlas von BALDSCHUHN et al. (2001) zurtickgegriffen werden. Die Salzstrukturen und tektonischen Linien in diesem Gebiet zeigen eine bevorzugte Orientierung in SSW-NNE-Richtung (LEHNE & SIROCKO 2007). Bei den bekannten Schwierigkeiten, tektonische Bruchformen zu erfassen (PRINZ 1998, 2001), kommt den indirekten Erkundungsmethoden der Geophysik und der Luftbildauswertung besondere Bedeutung zu. Die im Hinblick auf das Gebirgsverhalten meist besonders kritischen flachliegenden und teilweise welligen Storungsflachen sind auch damit nieht oder nur mit groBer regionaler Erfahrung zu erfassen. Die nachsten Erkundungsschritte sind gegebenenfalls eine Projektkartierung (s. Abschn. 4.3.1) und besonders geophysikalische Feldmessungen, u. a. Seismik und Geoe1ektrik (s. Abschn. 4.3.2) sowie auch Boden1uftmessungen (s. Abschn. 4.3.3). Haufig zeichnen sich die Lineationen im Satelliten- bzw. Luftbild ab (s. Abschn. 4.3.1), bzw. sie bestimmen aufgrund ihrer verstarkten Gebirgsauflockerung zumindest abschnittsweise die Richtung von Talern und von nattirlichen FlieBgewassern. Dabei ergeben sich haufig bajonettartig verspringende Strukturen. Eine dabei nur abschnittsweise auftretende Auswirkung solcher Storungszonen auf die erosive Ausbildung von Ta1ern ist darauf zurtickzufUhren, dass derartige tektonische Scherbruchzonen abwechselnd als Bruchzone mit Gebirgsauflockerung und dazwischen aus Abschnitten mit Druckbeanspruchung bestehen konnen. Besondere Aufmerksamkeit verdient auch ein rechtwinklig abkni-

4.3 Indirekte Aufschlussmethoden

ckender Fluss- bzw. Talverlauf, der entweder den Beginn von Teilstrecken ehemals eigenstandiger Fliisse markiert, die sich der Hauptfluss im Laufe vieler Jahrtausende einverleibt hat, oder er kann ein Hinweis auf Horizontalverschiebungen in der jiingeren Erdgeschichte sein. Bei der Aufnahme von Bohrungen ist auf die Beschaffenheit des Kernmaterials zu achten (s. Abschn. 4.5.3) sowie auf Bewegungsanzeichen (Harnische) auf Schicht- und Kluftflachen (s. Abschn. 3.4.2). Die Kluftrichtungen aus orientiert gebohrten Kernabschnitten ergeben haufig eine zuverlassigere Aussage iiber tektonische Richtungen als die Kartierung. Auch ausgepragte StOrungszonen mit nur geringen Versatzbetragen sind moglicherweise ein Hinweis auf horizontale Scherbruchstrukturen (s. Abschn. 17.2.3). Bei Verdacht auf tektonische Gebirgsauflockerung sind je nach Aufgabenstellung auch Bohrlochmessungen (Bohrlochfernsehsonde, Seitendrucksonden, WD-Tests) zweckmaBig. Weitere Anzeichen auf tiefreichende Storungszonen mit Verdacht auf Gebirgsauflockerung sind hydrothermal bedingte Wei6verwitterung bzw. vollige Vertonung der Storungsgesteine, ungewohnliche Mineralisation (z. B. erhOhte Arsengehalte) oder erhohte CO 2-Gehalte im Grundwasser. 1m Gro6aufschluss sind die Auflockerungsstrukturen haufig an typischen Scharungen von Gro6kliiften oder kleinen Verwerfungen mit geringen und oft gegensinnigen Vertikalversatzen (sog. Blumenstrukturen, Abb. 17.25), verstellten Zwischenschollen, Harnischflachen oder an sattelartigen Kleinflexuren (sog. drag-folds) schrag zu den Scherbriichen zu erkennen (Lit. s. PRINZ 1997).

4.3 Indirekte Aufsch Iussmethoden 4.3.1 Projektkartierungen, Luftb iI da u swertu ng Wo keine modernen geologischen Karten zur Verfiigung stehen, kann bei Gro6projekten, insbesondere bei Linienbauwerken (Verkehrswegen), zu Beginn der Aufschlussarbeiten eine Pro-

149

jekt- oder Streifenkartierung im Ma6stab 1: 10 000 oder 1: 5000 zweckmaBig sein, die nach Moglichkeit von Geologen mit Regionalkenntnissen durchgefiihrt werden sollte (s. Abschn. 17.2.3). Bei der Kartierung tektonischer Storungszonen werden auch in unseren mitteleuropaischen Klimazonen zunehmend Satelliten- und Luftbildauswertung eingesetzt. Je nach Relief und Bewuchs werden bei der strukturgeologischen Luftbildauswertung flachenhafte Bildelemente und/oder Fotolineationen ausgewertet. Sie sind an Farbtonanderungen, durch Unterschiede in der Vegetation oder an Gelandebruchstufen erkennbar (s. Abschn. 15.2.3). 1nterpretiert werden diese Lineationen als mehr oder weniger steil stehende Kluft- oder Storungszonen mit erhOhter hydraulischer Wegsamkeit. Durch Abgleichen mit topografischen Karten wird sichergestellt, dass keine Verwechslungen mit Verkehrswegen u. a. menschlichen Einrichtungen auftreten. Neben den Streichrichtungen ist auch ihre Dichteverteilung von Bedeutung, die Hinweise auf starker beanspruchte Gebirgsbereiche liefert. Durch flachenhafte Bildelemente lassen sich regionale bis iiberregionale Bruchstrukturen erkennen, die sich, z. T. staffel- oder bajonettartig versetzt, iiber viele hundert Meter bis mehrere Kilometer verfolgen lassen und teilweise von den Talrichtungen nachgezeichnet werden (Abschn. 4.2.5). Auger der strukturgeologischen Auswertung sind an Luftbildern auch rutschungs- oder erdfallverdachtige Oberflachenformen, alte Abgrabungen bzw. Auffiillungen (auch Altlasten) oder auch verlandete Altarme o. A. zu erkennen. In grogflachigen Waldgebieten, wo eine stereoskopische Luftbildbearbeitung kaum moglich ist, kann diese erganzt bzw. ersetzt werden durch Laserscannerdaten aus Befliegungen der Landesvermessung, deren Strahlen das Biatterdach durchdringen. Mit diesen LIDAR-Daten konnen hochgenaue digitale Gelandemodelle (DGM) oder Schummerungskarten erstellt werden, welche die Gelandeoberflache ohne Bewuchs in bisher nicht gekannter Qualitat darstellen (s. Abschn. 15.2.3 und Abb. 19.16). Je nach Aufgabenstellung konnen auch hydrogeologische Quellkartierungen und Beweissicherungen und z. T. okologische Kartierungen erforderlich sein (s. Abschn. 17.2.5.1).

150

4

4 Erkundungsmethoden

4.3.2 Oberflachengeophysikalische Feldmethoden Die in der Ingenieurgeologie ublichen geophysikalischen Untersuchungsmethoden beruhen auf dem Verfolgen von Grenzflachen bestimmter physikalischer Eigenschaften des Untergrundes, wie der Fortpflanzungsgeschwindigkeit seismischer oder elektromagnetischer Wellen bzw. dem spezifischen elektrischen Widerstand. Voraussetzung ist, dass der Untergrundaufbau nicht zu komplex ist und dass sich die Schichten in ihren geophysikalischen Parametern deutlich voneinander unterscheiden. Daruber hinaus konnen mittels bestimmter Messmethoden auch kleinraumige strukturelle Objekte im Untergrund dedektiert werden. Bei den Einsatzmoglichkeiten der Geophysik ist zwischen oberflachengeophysikalischen Verfahren und den Methoden der Bohrlochgeophysik (Abschn. 4.8.3) zu unterscheiden. Bei den Ersteren konnen durch linien- oder rasterformige Messanordnung mit geringem Aufwand rasch groBe Flachen erkundet werden. Dabei haben sich zur Erkundung oberflachennaher Strukturen in den letzten Jahren besonders die sog. komplex-geophysikalischen Methoden bewahrt, d. h. die kombinierte Anwendung seismischer, geoelektrischer und Z. T. elektromagnetischer Verfahren (s. RADLINGER et al. 2003). Eine Ubersieht uber die verschiedenen geophysikalischen

Abb.4.4 Seismische Messverfahren; oben Verlauf der seismischen Welle bei Reflexionsseismik, unten Laufwege reflektierter seismischer Wellen.

Verfahren bringt auch DIN 4020, Beiblatt 1, Tab. 5 und 6. Bei den refraktionsseismischen Verfahren wird die Laufzeit von seismischen Wellen gemessen, die an Grenzflachen von Schichten mit zunehmender seismischer Geschwindigkeit gebrochen werden, dort entlang laufen und teilweise zur Gelandeoberflache abstrahlen, d. h. mit anderen Worten, die Wellen werden reflektiert, transmittiert und refraktiert (Abb. 4.4). Die Geschwindigkeit der Longitudinalwellen (P-Wellen S. Abschn. 6.2.5) wird dureh den Kompressionsmodul, den Sehermodul und die Dichte bestimmt. Sie weisen die gro6ere Ausbreitungsgesehwindigkeit auf und erseheinen in den Seismogrammen als Ersteinsatz. Die Gesehwindigkeit der Transversalwelle (S-Welle) hangt nur vom Sehermodul und der Diehte abo Der wiehtigste petrophyskalische Parameter ist damit die Diehte, die in erster Linie von der Kluftigkeit des Gebirges bzw. einer eventuellen Gebirgsauflockerung beeinflusst wird. Voraussetzung fur den Einsatz von Refraktionsseismik ist, dass die seismisehe Gesehwindigkeit des Refraktors hOher ist als die der uberlagernden Sehiehten. Die Laufzeiten der Wellen bzw. die daraus ermittelte P-Wellengesehwindigkeit Vs in m/ s liefern bei ausreiehender Differenzierung Angaben tiber Geschwindigkeitsverteilung, Grenzflachenstruktur und Grenzflachentiefe eines gesehiehteten Untergrundes (Abb. 4.5). In niehtbindigen Loekersedimenten zeiehnet sieh

Schusspunkl

Geophonauslage

Schusspunkl

Geophonauslage

Erdoberfliiche

151

4.3 Indirekte Aufschlussmethoden Hohe

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70

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Abb. 4.5 Refraktionsseismische Erkundung der Machtigkeit der Deckschichten im Bereich eines Tunnelportals taus STOTZNER 1990).

auch die Grundwasseroberflache meist als markante seismische Grenzflache abo Die refraktionsseismischen Verfahren finden Anwendung zur Erkundung der Lockergesteinsmachtigkeit bzw. der Tiefenlage der Felsoberflache, der Abgrenzung von Storungs- oder Auflockerungszonen im Fels und zur Einstufung, ob ein Fels noch reiBbar ist oder nicht (s. Abschn. 12.1). Sofern allerdings der Ubergang z. B. von Hangschutt uber mehr oder weniger aufgelockertes Gebirge zum kompakten Fels kontinuierlich und ohne scharfe Grenzen verlauft, sind refraktionsseismische Messungen schwer zu interpretieren. Die Erkundung von Schiehtgrenzen in groBeren Tiefen (> 150 m) erfolgt durch Reflexionsseismik in Form von Spreng- oder Vibroseismik. An Grenzflachen im Untergrund, an denen sieh die sog. seismische Impedanz (Schallharte) andert (d. i. das Produkt aus Kompressionswellengeschwindigkeit und Diehte des Mediums) wird ein Teil der ankommenden Welle reflektiert. Tonstein uber hartem Kalkstein weist beispielsweise einen groBen positiven Reflexionskoeffizienten und damit eine deutliche Reflexion auf, wahrend der gleiche Tonstein uber einer wenig harteren Sandsteinschicht nur eine kleineren positiven Reflexionskoeffizienten und damit eine schwache seismische Reflexion erzeugt. Aus der Laufzeit kann unter Annahme der spezifischen Ausbreitungsgeschwindigkeit auf die Tiefe der reflektierenden Grenzschicht geschlos-

sen werden. Auch Schichtgrenzen mit negativen Reflexionskoeffizienten, wie Schiehten geringerer Festigkeit unter festeren Abfolgen, konnen nachgewiesen werden. Steil stehende Grenzflachen werden allerdings nieht als Reflektoren erkannt, jedoch versetzen steil stehende Storungen in der Regel die Schichtgrenzen und damit auch die erkennbaren Reflektoren. Fur komplexe Fragestellungen kann auBer den zweidimensionalen Profilaufnahmen (2D-Seismik), bei denen infolge der groBeren Abstande zwischen den einzelnen Profillinien bei der Auswertung immer Unsicherheiten verbleiben, eine flachendeckende 3D-Seismik eingesetzt werden. Das physikalische Messprinzip ist das gleiehe, jedoch wird nieht nur entlang einzelner Profillinien gemessen, sondern das Messfeld wird durch Aufteilen und systematisches Verschieben der einzelnen Messstreifen mit den ausgelegten Geophonlinien flachendeckend erfasst, wodurch der Untergrundaufbau luckenlos abgebildet wird. Zur Erkundung der Zusammensetzung der Lockergesteinsschichten und deren Abgrenzung sind dem Stand der Technik entsprechende geoelektrische Widerstandsmessungen in der Regel besser geeignet als Flachseismik. Bei den geoelektrischen Verfahren wird dem Untergrund mit Hilfe von Elektroden ein elektrisches Feld aufgepragt und die Ausbreitung des elektrischen Stroms im Untergrund an zwischenliegenden Empfangerelektroden gemessen. Die Starke des

152

4 Erkundungsmethoden

4

Abb. 4.6 Prinzip einer geoelektrischen Widerstandsmessung nach WENNER.

o

W

w

00

t--

--+ m

l25f--~~::==~~iiiD~~~~~~~~!i~~~::~~II~~~~~~~;;;;~

E 625 113 Q) 163

Q? 21 3 263 313 Irwafse Model ReSlslMty Section

500 250 _.50 0 6500 _8500 0105_ _125 ReSI'StMt y In ohm m

145_

Unit electrode .paclng 5 00 m

W}
N

--+ m

120

K21

Inver'58 Model ReStstMty Seellon

500 250 450D O650D _850D O105 Re'S's tfYlty

In

ohm m

Uno! _I_tlrode spatlng 5

00

m

Erlauterungen : A Verwltterungsdeckschlcht

K22

C S B

c::J

Anstehendes Felsgestein oder FelsblOcke (Kalksteln StOrungszone? Subruslonsstruktur Fundamentberelch der Windkraftanlage

K21 Abb.4.7 Geoelektrische Sondierungskartierung im Kalksteinkarst (a us SCHUBERT 2005).

153

4.3 Indirekte Aufschlussmethoden

eingespeisten Stroms und die an den EmpHingerelektroden gemessene Spannung erlaubt die Berechnung eines elektrischen Widerstandes, der dem Untergrundbereich zugeordnet werden kann (Abb. 4.6). Durch VergroBerung des Abstands der Einspeiseelektroden erhalt man Aussagen tiber den Tiefenaufbau des Untergrundes. Die GroBe des ermittelten elektrischen Widerstandes hangt vor allem vom Tongehalt, der Porositat und dem Wassergehalt ab sowie von der elektrischen Leitfahigkeit des Porenwassers. Je nach Aufgabenstellung werden die geometrischen Messanordnungen variiert. Solche Messanordnungen sind z. B. die WENNER- oder SCHLUMBERGER-Anordnung bzw. Dipol-Dipol. Bei der Verwendung von mehr als vier Elektroden spricht man von einer Multielektrodenmessung. Die groBe Zahl der erhaltenen Messwerte liefert Bilder tiber die Leitfahigkeitsverteilung (Tiefensondierung), den Verlauf von Schichtgrenzen (Profilkartierung), die Grundwasseroberflache und tiber Storkorper bzw. Storungsoder Auflockerungszonen im oberflachennahen Untergrund und teilweise auch von Karsthohlraumen. Aus diesem Grund eignen sich geoelektrische Kartierungen recht gut zur Erkundung auch kleiner Projektstandorte (Abb. 4.7). Aufgrund der hOheren elektrischen Leitfahigkeit von Storungszonen mit verstarkter Wasser-

fuhrung, Verwitterungs- und Zersatzzonen, eignen sich flachenhafte geoelektrische Widerstandskartierungen auch gut zur Erkundung tektonischer Strukturen. Oberflachenkartierungen konnen durch geoelektrische Tiefensondierungen (Widerstandssondierungen) erganzt werden. Dabei wird der Elektrodenabstand allmahlich vergroBert, wodurch der Einfluss der tieferen Schichten zunimmt. Beim Georadar (Radio Detektion and Ranging) werden hochfrequente elektromagnetische Wellen in den Untergrund gesendet, die an Grenzen unterschiedlicher Materialien teilweise reflektiert und teilweise transmittiert werden (Abb. 4.8). Die Messfrequenz muss auf die interessierende Messtiefe abgestimmt werden. Als Messwert erhalt man die weg- bzw. tiefenabhangige Laufzeit und die Intensitat der reflektierten Welle. Die Intensitat ist umso starker, je groBer die Kontraste der physikalischen KenngroBen der Materialien sind. Besonders starke Reflexionen erzeugen die Grundwasseroberflache, Schichten mit deutlich hoheren Wassergehalten, die Grenzflachen von luft - oder wassererfullten Hohlraumen und auch metallische Gegenstande. 1m Feldeinsatz werden Sende- und Empfangsantenne auf einer Art Schlitten tiber die zu messende Strecke gezogen, wobei die entstehenden Radargramme auf dem m

Bewegungsrichtung

1310 I

Felsblock 1 m

2m Felsblock

3m Zeit

t

[nsl

Abstrahlcharakl erishk der Anlenne bewlrkt hyperbolische Figuren fOr punktfOrmige KOrper

Flachenhafte Strukturen ergeben schichtarllge Darstellungen 1m Radargramm

Abb. 4.8 Schematische Darstellung, Messergebnisse und Auswertung einer Georadarmessung (SCHUBERT, Hofgeismar).

154

Bildschirm erscheinen und eine relativ genaue Ansprache der Struktur des Untergrundaufbaus (Schichtgrenzen, Felsoberflache) und von Storkorpern (Leitungen, Findlinge, Hohlraume) ermoglichen. Die Eindringtiefen liegen je nach Bodenaufbau im Bereich von einigen Metern bis Zehnermetern. Das Verfahren kann auch in urbanen Gebieten eingesetzt werden, in denen die geophysikalischen Standardmethoden nicht oder nur sehr eingeschrankt moglich sind. REUTHER et al. (2007) berichten von guten Erfolgen bei verdeckten Strukturen im flachen Untergrund. Die iibrigen geophysikalischen Feldmessverfahren, wie hoch empfindliche gravimetrische, geomagnetische, radiometrische, geothermische Untersuchungen oder seismische bzw. elektromagnetische Tomografie (s. Abschn. 19.3.2) werden in der Ingenieurgeologie nur fur spezielle Fragestellungen eingesetzt. Eine Dbersicht uber die geophysikalischen Messverfahren mit Anwendungsbeispielen bringen ALTHAUS & RAKERS (1998) sowie RADLINGER et al. (2003). Der zweckmaSige Einsatz geophysikalischer Feldmessungen erfordert eine gewisse Erfahrung. Fur Ma6nahmen des Stra6enbaus lieget ein Merkblatt "Hinweise zur Anwendung geophysikalischer Messverfahren im Stra6enbau" vor (s. Anhang). Allgemein sollten die Einsatzmoglichkeiten vorab mit dem Geophysiker abgesprochen werden, urn die Grenzen der einzelnen Methoden zu erkennen und Misserfolge durch falsche Erwartungen zu vermeiden. In stadtischen Bereichen konnen z. B. einige der geophysikalischen Standardmethoden nicht oder nur sehr eingeschrankt eingesetzt werden. REUTHER et al. (2007) berichten von speziellen geophysikalischen Verfahren zum Erfassen des verdeckten flacheren und tieferen Untergrundes in starker bebauten Gebieten. In vielen Fallen hat es sich als zweckmaBig erwiesen, zwei (oder mehr) verschiedene geophysikalische Verfahren einzusetzen. Auch die ingenieurgeologische Auswertung der oft mehrdeutigen geophysikalischen Messergebnisse muss unter Berucksichtigung aller geologischen Grundlagen erfolgen. Auf den Einsatz von Untersuchungsbohrungen kann dabei nicht verzichtet werden, da die Zuordnung der geophysikalischen Grenzflachen zu geologischen Schichtgrenzen sonst au6erst problematisch ist. Mit Hilfe der Geophysik konnen jedoch Bohrungen gezielt angesetzt werden und deren Ergeb-

4

Erkundungsmethoden

nisse auf die Flache ubertragen und damit die Bohrkosten wesentlich eingeschrankt werden, ohne dass die geologische Prognose an Zuverlassigkeit verliert (s. Abschn. 17.2.4).

4.3.3 Gasgeochemisches Monitoring Geogene Bodengase wie co 2, CH 4 , N 2, H 2S aber auch die Edelgase Helium und Radon sind im Untergrund weit verbreitet. Sie konnen unter bestimmten Bedingungen in stark erhohten Konzentrationen auftreten und sind dann ein Indikator fur geologische Strukturen im Untergrund bzw. konnen eine gewisse Gesundheitsgefahrdung darstellen. Auf die Eigenschaften der Gase und auf die spezifischen Gefahrensituationen wird bei den jeweiligen Einzelabschnitten hingewiesen (Abschn. 16.7.6 und 17.2.6).

.3.3.1 Erl
155

4.3 Indirekte Aufschlussmethoden

gionen, Mineralwasser und Gase mit hohen CO 2Gehalten. Im benachbarten Erzgebirge herrschen dagegen N 2-reiche Gase vor, z. T. mit Methangehalten bis 30 %. Die stickstoffreichen Gase sind offensichtlich an die regionalen Tiefstorungen des Erzgebirges gebunden. N2 wird dabei immer von Helium begleitet (WEINLICH 2009). Kohlendioxid (C0 2) entsteht sowohl bei Abbau und der Zersetzung von organischem Material im Boden als auch bei vulkanischen und plutonischen Prozessen. Es akkumuliert in sog. tektonischen Fallen unter abdichtend wirkenden Gesteinen und kann an tiefreichenden Bruchsystemen an die Oberflache migrieren. Geogene Kohlenwasserstoffe aus gasabspaltenden Muttergesteinen im tieferen Untergrund (uberwiegend Methan, CH4 ) sind in Deutschland besonders in abgesunkenen Sedimenttrogen oder -senken zu erwarten, wie dem Norddeutschen und Niedersachsischen Becken, der Lausitz, den Steinkohlenrevieren des Ruhrgebiets und der Saar-Nahe-Senke (s, Abschn. 16.7.6), aber auch im Oberrheingraben und im Molassebecken (WYSS 1999,2000; WILDBERGER 2000; MAY 2003; NOTACKER et al. 2005; STRAUSS 2008). In geringen Konzentrationen kommen in der Bodenluft auch radiogene Gase vor, die im tieferen Untergrund durch naturlichen Zerfall von radioaktiven Zerfallsprodukten des Urans entstehen. Dazu gehoren im Wesentlichen die chemisch inerten Edelgase Radon (222Rn) und Helium (4He). Hinzu kommen im oberflachennahen Boden bakteriell gebildete Gase wie Kohlendioxid (C0 2), Methan (CH 4), Schwefelwasserstoff(H2S), Wasserstoff (H 2), Ammoniak (NH 3 ) und Stickstoff (N 2). Diese oberflachenbedingten, weit verbreiteten Hintergrundwerte muss en beim Dedektieren von Anomalien beriicksichtigt werden. Bei manchen Standorten konnen nicht nur Dberschneidungen mit den oben genannten geogenen Gasen auftreten, sondern auch mit Gasen aus Deponien und Altablagerungen. Hinweise auf die Herkunft der Gase (thermisch oder bakteriell) ergeben sich notigenfalls durch isotopenchemische Untersuchung der Gasgemische (s. MAY et al. 2003). Die Gaskonzentrationen in der Bodenluft sind augerdem abhangig von der Tiefe, dem Bodentyp und der Vegetation und unterliegen aufgrund meteorologischer Einflusse deutlichen Schwan-

kungen (MULLER et al. 1998; MAY 2006). Bodenluftmessungen sollten deshalb nur in niederschlagsarmen Zeiten vorgenommen werden. Storungszonen lassen sich in ihrem streichenden Verlauf selten liickenlos nachweisen. Sie konnen verspringen oder abschnittsweise wenig wegsam sein. Deshalb muss en die Ergebnisse immer durch andere Erkundungsmethoden (geologische Kartierung, Luftbildauswertung, Geophysik) erganzt werden.

ntion 4.3.3.2 Radonpravention 3 Das Edelgas Radon entsteht aus dem Zerfall von Radium, das wiederum ein Zerfallsprodukt von Uran ist. Radon, meist Radon 222(222Rn), ist unsichtbar, geruch - und geschmacklos und ist weder brennbar noch giftig, aber in Wasser gut loslich. Die Halbwertzeit von Radon betragt 3,8 Tage, danach zerfallt es in radioaktive Folgeprodukte. Radon ist in geringen Konzentrationen im Gestein (Bodenluft) und im Grundwasser weit verbreitet und stellt in alten Grundgebirgen oder in Gebieten mit Uranerzvorkommen aufgrund erhohter Konzentrationen von teilweise mehreren tausend Bq/m3 eine gewisse Gefahr dar. Diese Gebiete werden als Radongebiete bezeichnet (z. B. Sudschwarzwald, Teile des Thuringer Waldes, des Erzgebirges, des Franken- und Bayernwaldes sowie auch einige Regionen der Alpen). Bei Neubauten gehort es heute praktisch zur Sorgfaltspflicht des Planers bzw. des beratenden Ingenieurgeologen abzuklaren, ob ein Grundstuck in einem Radongebiet liegt. Radon und seine Zerfallsprodukte werden mit der Atemluft aufgenommen. Wahrend das Edelgas Radon zum grogten Teil wieder ausgeatmet wird, bewirken seine Zerfallsprodukte ein gewisses Lungenkrebsrisiko. Nach Angaben der deutschen Strahlenschutzkommission besteht ab 250 Bq/m3eine signifikante Risikoerhohung. Der Richt- oder Referenzwert fur Wohnhauser betragt bei Altbauten 400 Bq/m3 und bei Neubauten 200 Bq/m3. Die Messung der Radonkonzentration in der Raumluft erfolgt mittels handelsublicher Detektoren (DIN 25706-1: 1994). Die Nachweisgrenze liegt bei 50 Bq/m3. Bei der Bewertung erhohter Radonkonzentrationen in Gebauden sind zu beriicksichtigen:

156

4

Klarung der Ausgangslage (Radongebiet) und der Untergrundsituation (Tonschichten sind weitestgehend dicht) Eintrittswege des Radon in das Gebaude Ausbreitungswege innerhalb der Gebaude. Ais Schutz gegen erhohte Radonkonzentrationen werden abgestufte MaBnahmen zur Abdichtung und Beluftung empfohlen. Einzelheiten dazu s. Radon-Handbuch Deutschland bzw. Schweiz.

4.4 Direkte Aufsch Iussmethoden 4.4.1 Zu beachtende gesetzliche Vorschriften Alle durch mechanische Kraft angetriebenen Bohrungen mussen nach dem Lagerstattengesetz von 1934 mit Anderung von 1974 zwei Wochen vor Beginn der Arbeiten von der Bohrfirma dem zustandigen Geologischen Landesdienst angezeigt und die Bohrergebnisse nachher in Form von Schichtenverzeichnissen zur Verfugung gestellt werden. Bohrungen von uber 100 m Tiefe stehen daruber hinaus nach dem Bundesberggesetz von 1980, zuletzt geandert 2009, unter Bergaufsicht und sind vorab der zustandigen Bergbehorde anzuzeigen. Hierbei sind von Seiten der Bohrfirma Angaben uber die Lage der Bohrpunkte, den Zweck der Bohrungen und auch verschiedene bohrtechnische Daten (Bohrverfahren, Durchmesser, Tiefe) zu machen. Die EU Wasserrahmenrichtlinie (WRRL) von 2006 verlangt von den Mitgliedsstaaten einen verstarkten Schutz des Grundwassers. Nach dem Wasserhaushaltsgesetz (WHG von 1957, in der Fassung von 2010) und den entsprechenden Landergesetzen (LWG) gelten sowohl Eingriffe in das Grundwasser als auch die Entnahme von Bohrwasser aus oberirdischen Gewassern bzw. seine Einleitung als Benutzung und bedurfen einer behordlichen Zulassung. Fur eine solche Zulassung liegen verschiedene Rechtsformen vor. Die einfachste, eine Erlaubnis, ist in einem vereinfachten Verfahren bei der Zulassungsbehorde (Untere oder Obere Wasserbehorde) zu beantragen. In einigen Bundeslandern gilt bereits das

4 Erkundungsmethoden

Anbohren des Grundwassers, besonders bei verschiedenen Grundwasserstockwerken, als Benutzung und ist, wie auch die Einrichtung von Grundwassermessstellen oder die Durchfuhrung von Pumpversuchen, erlaubnispflichtig. Hierbei ist das Verrieseln oder das Wiedereinleiten des beim Klarspulen von Bohrungen oder bei mehrstundigen Pumpversuchen anfallenden Wassers mit zu beantragen. 1st das abgepumpte Wasser schadstoffbelastet, so ist im Einzelfall zu entscheiden, ob aufgrund der ortlichen Vorbelastung des Grundwassers eine schadliche Verunreinigung vorliegt oder nicht. SolI aus dem Bohrloch abgepumptes Wasser in die Kanalisation eingeleitet werden, so ist auch dafur eine Genehmigung einzuholen. Kontaminiertes Wasser muss gegebenenfalls mit Tankwagen entsorgt werden (s. Abschn. ll.l). Bei Aufschlussarbeiten in Wasserschutzgebieten sind sowohl die Richtlinien fur Trinkwasserschutzgebiete bzw. Heilquellenschutzgebiete zu beachten als auch im Bedarfsfall die Richtlinien fur bautechnische MaBnahmen an StraBen in Wasserschutzgebieten (RiStWag 2002; BeStWag 1993, s. Abschn. 12) bzw. die Richtlinien fur die Anwendung von Wasserrecht auf Betriebsanlagen der Deutschen Bahn AG (1992). Die ublichen Auflagen bzw. SchutzmaBnahmen fur Arbeiten in Trinkwasserschutzgebieten, deren Anwendung im Einzelnen von der Untergrundbeschaffenheit abhangt, sind nachstehend zusammengefasst: Zone

I

Zone

II

Fassungsbereich im Allgemeinen $ 10-50 m

Aufschlussarbeiten in der Regel nicht zulassig.

Engere Schutzzone
Aufschlussarbeiten nur ausnahmsweise und im Einvernehmen mit der Wasserbehorde und den betr. Wasserversorgungsunternehmen. Schiirfe und Bohrungen sind, abgestimmt auf die urspriinglichen Verhaltnlsse, sorgfaltig und kurzfristig zu verfiillen. Die eingesetzten Gerate sind gegen 01- und Treibstoffverluste zu sichern (Olauffangwannen).

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

Zone III

Weitere Schutzzone bis 2 km '" A

Schiirfe und Bohrungen sind, abgestimmt auf die urspriinglichen Verhaltnisse, sorgfaltig zu verfullen. Grundwassermessstelien sind in den oberen Metern notigenfalls zu zementieren. Versickerung von Wasser gefahrdenden Fliissigkeiten (Treibstoffe, Hydraulikol, Schmiermittel) ist durch Folien o. A. zu verhindern. liegen Bohrpunkte naher als etwa 500 m zu den Gewinnungsanlagen, so konnen zusatzliche MaBnahmen notig werden.

uber 2 km III B

Gewisse Erleichterungen gegenuber III A moglich.

In den Heilquellenschutzgebieten (HQSG) sind auBer den qualitativen Schutzzonen I-III (fruher I-IV) besonders die Zonen A und B (fruher A bis D) gegen quantitative Beeintrachtigung maBgebend (Zone A = engerer Zustrombereich, Zone B = weiterer Zustrombereieh). Fur den qualitativen Schutz wird auch auf das DVGW-Arbeitsblatt W 101 (1995) verwiesen (s. a. HOLTING & COLDEWEY 2009:304). Wasserschutzgebiete alleine gewahrleisten keinen flachendeckenden Grundwasserschutz. Hierzu mussten der geologische Untergrundaufbau und die komplizierten Vorgange im Boden starker in den Grundwasserschutz einbezogen werden. Oberstrom von Gewinnungsanlagen sollte deshalb nur mit sauberem Wasser gebohrt werden und z. B. nieht etwa mit Wasser aus verunreinigten Bachen. In Grabungsschutzgebieten ist nach den Denkmalschutzgesetzen (DSchG) der Bundeslander fur Grabungen und auch Bohrungen, welche verborgene Kulturdenkmaler gefahrden konnen, eine Genehmigung der Unteren Denkmalschutzbehorde einzuholen. Die Denkmalschutzbehorden konnen in den meisten Fallen vorab sagen, ob in einem bestimmten Gebiet Bodendenkmaler zu erwarten sind und ob eine etwaige Bergung einzukalkulieren ist (s. Abschn. 10.1). In Naturschutz- oder Landschaftsschutzgebieten ist gemaB BNatSchG auBerdem ein Antrag

157

auf Genehmigung zur Durchfiihrung der Aufschlussarbeiten bei der Unteren NaturschutzbehOrde zu stellen. Hierbei wird Wert darauf gelegt, dass Tiere zur Brutzeit nicht gestOrt werden, der Vegetationsbestand geschont und die Bohrstellen rekultiviert werden. Wichtig ist bei allen Aufschlussarbeiten auch die Beachtung von Ver- und Entsorgungsleitungen (Starkstrom, Strom, Telefon, Gas, Wasser, Abwasser, Fernheizung, Flugsicherungsleitungen, Pipelines u. a. m.) sowie eine Befragung, ob auf dem Gelande Kampfmittel liegen konnen. In ehemaligen Bombenabwurfgebieten ist erfahrungsgemaB mit einer Blindgangerrate von lO15 % aller abgeworfenen Bomben zu rechnen. Als Grundlage fur die Suche konnen unmittelbar nach dem Angriff aufgenommene Luftaufnahmen der Alliierten herangezogen werden, in denen die Einschlage von Blindgangern als kleine Punkte erkennbar sind. Werden auf einer Baustelle Blindganger, Munition o. A. angetroffen, so ist die Fundstelle abzusperren und die nachste Polizeidienststelle sowie der Kampfmittelraumdienst zu benachrichtigen.

4.4.2 Art und Umfang der Baugrunderkundung In DIN EN ISO 22475 sind die Voraussetzungen und die technischen Grundlagen fUr eine Baugrunderkundung im Einzelnen festgelegt (s. Abschn. 4.1). DIN EN ISO 22 475-1 behandelt die Aufschlussarbeiten durch Bohrungen, Schurfe und Kleinbohrungen sowie die Entnahme von Proben und auch Grundwassermessungen. GemaB DIN ISO/TS 22475-2 mussen die Bohrunternehmen und das eingesetzte Personal ein Sachkunde- bzw. Konformitatszertifikat nachweisen (s. Merkblatt Fortbildung und Qualifikationsnachweis, 2007). Die DIN EN ISO 22475-1 enthalt auch Angaben uber die zahlreichen Protokolle, die im Rahmen von Aufschlussarbeiten zu fiihren sind, angefangen von einem Formblatt mit Vorabinformationen uber die auszufuhrenden Arbeiten mit Angaben uber Altlasten und sonstige Gefahrdungen bis hin zu einem Verfullprotokoll der BohrlOcher. Weitere zugehOrige Einzelnormeri sind die DIN EN ISO 14 688 und 14 689 (Klassifizierung von Boden und Fels), die Nor-

4 Erkundungsmethoden

158

menreihe DIN EN ISO 22476 (Felduntersuchungen) und die Normenreihe DIN EN ISO 22282 (geohydraulische Bohrlochversuche). Auf die DVGW-Arbeitsblatter wird ebenfalls verwiesen. Der Umfang der Untersuchung, d. h. der Abstand und die Tiefe der Aufschliisse ist abhangig von den geologischen Gegebenheiten, den Bauwerksabmessungen und den bautechnischen Fragestellungen. Die Normen enthalten detaillierte Angaben dariiber. Die endgiiltige Festlegung der Bohransatzpunkte erfolgt dann nach Erhebungen vor Ort bzw. statistisch verteilt. Bei Hoch- und Industriebauten betragt der Abstand der Aufschliisse iiblicherweise 20 bis 40 m, bei grof5flachigen oder lang gestreckten Bauwerken auch bis 60 m. Die Bohrungen sind so tief zu fiihren, dass alle Schichten, welche Einfluss auf die Standfestigkeit und die Setzungen des Bauwerks sowie auf die Wasserfiihrung des Baugrundes haben, erfasst werden. Die Aufschlusstiefe (z.) betragt mindestens 6 m ab Fundamentsohle bzw. Aushubsohle, bei Pfahlgriindungen ab Pfahlfuf5ebene. Dariiber hinaus geben die Normen weitere Angaben fiir z. in Abhangigkeit yom Bauwerk (auch Erdbauwerke und Hohlraumbauten) sowie der Art und den Abmessungen der Griindungskorper bzw. der Baugrubentiefen und der Grundwasserstande. 1m Felsuntergrund darf die Bohrtiefe auf 2 bis 5 m unter Bauwerkssohle reduziert werden. Bei Trassenuntersuchungen betragen die durchschnittlichen Bohrabstande je nach Vorkenntnissen sowie den Gelande- und Untergrundverhaltnissen 20 bis 200 m, im Mittel etwa 100 m (ZTVE-StB 09), bei tiefer liegenden Tunneln auch mehr (s. Abschn. 17.2.3). In Hanglage miissen im Bedarfsfall Querprofile mit 2 oder 3 Bohrungen abgebohrt werden. Bei Briickenbauwerken soilen grundsatzlich alle Fundamentstandorte mit je 2 bis 4 Aufschliissen untersucht werden. Letztendlich hat sich aber der Untersuchungsaufwand nicht nur nach dem Bauwerk zu richten, sondern in erster Linie nach der Variabilitat des zu erwartenden Untergrundes. Je nach zu erwartenden Untergrundverhaltnissen und der Art des geplanten Bauvorhabens konnen Schiirfe, Bohrungen und/oder Sondierungen die zweckmaf5igste und wirtschaftlichste Aufschlussmethode sein. 1m Rahmen des Baugenehmigungsverfahrens ist heute in der Regel der Nachweis fehlender

Schadstoffbelastung des Baugrubenaushubs zu erbringen (s. Abschn.16.6). Angaben iiber etwaige Altlasten und sonstige Gefahrdungen sind im Vorabinformationsprotokoll zu vermerken. Bei den Aufschlussarbeiten ist zusatzlich immer auf Anzeichen von Bodenkontaminationen zu achten (s. Abschn. 16.4.2.1). Sofern bei den Aufschlussarbeiten Anzeichen auf Bodengase auftreten, sind umgehend die zustandigen Behorden zu informieren (DIN 4020; s. a. Abschn. 16.7.6 und 17.2.6).

4.4.3 Einteilung der Bodenund Gesteinsproben, Probenentnahmeverfahren Nach DIN EN ISO 22475-1 werden bei der Entnahme von Bodenproben folgende Verfahren unterschieden: Durchgehende Gewinnung von Proben mittels Bohrverfahren Probenentnahme mittels Entnahmegeraten Entnahme von Blockproben. Dariiber hinaus werden drei Kategorien der Probenentnahme definiert, bezogen auf die Giiteklassen von Bodenproben fiir Laborversuche, je nachdem , welche Eigenschaften daran ermittelt werden soilen (Tab. 4.3): Kategorie A fUr Proben der Giiteklasse 1-3 (SA) Kategorie B fUr Proben der Giiteklasse 3-5 (SB) Kategorie C nur fiir Proben der Giiteklasse 5 (SC).

Die notwendige Anzahl der zu untersuchenden Bodenproben muss anhand des Schichtaufbaus, der Homogenitat des Untergrundes, der geotechnischen Fragestellung bzw. Kategorie des Projektes und letztlich nach der regionalen Erfahrung festgelegt werden. Die DIN EN 1997-2 gibt fUr einige Versuchsarten konkrete Mindestzahlen an (s. Abschn. 2.6-2.8). Nach der Norm werden auf5erdem folgende Arten von Bodenproben bzw. Probekorper unterschieden: Natiirliche Proben, gestort oder ungestort Aufgearbeitete, durchwalkte Proben

159

4.4 Direkte Aufschlussmethoden Tabelle 4.3 GOteklassen von Bodenproben fOr Laborversuche (nach DIN EN 1997-2). Guteklasse

Feststellbar sind im Wesentlichen

Bodenproben unverandert in

l, w,

r. E.. r

Feinschichtgrenzen Kornzusammensetzung Konsistenzgrenzen Grenzen der Lagerungsdichte Kornwichte organische Bestandteile

Wassergehalt Wichte des feuchten Bodens Wasserdurchlassigkeit Steifemodul Scherfestigkeit

2

l,w,

r

Feinschichtgrenzen Kornzusammensetzung Konsistenzgrenzen Grenzen der Lagerungsdichte Kornwichte

organische Bestandteile Wassergehalt Wichte des feuchten Bodens Porenanteil Wasserdurchlassigkeit

3

l,w

Schichtgrenzen Kornzusammensetzung Konsistenzgrenzen Grenzen der Lagerungsdichte

Kornwichte organische Bestandteile Wassergehalt

4

l

Schichtgrenzen Kornzusammensetzung Konsistenzgrenzen

Kornwichte organische Bestandteile

Schichtenfolge

5 (auch l verandert, unvollstandige Bodenprobe)

Anmerkung: GOteklasse 1 zeichnet sich gegenOber GOteklasse 2 dadurch aus, dass auch das KorngefOge unverandert bleibt. Hierin bedeuten: Z

w

~

Kornzusammensetzung Wassergehalt

~

y

~

Wichte des feuchten Bodens

E,

~

r

~

Steifemodul Scherfestigkeit

Wiederhergestellte Proben Schlamm, Auffullung)

(Sand,

Kies,

Gestorte und auch wiederhergestellte Proben sollten moglichst die gleiche Zusammensetzung, Dichte und Wassergehalt haben, wie der anstehende Boden. Besonders bei der Entnahme von Bodenproben aus kiesig-sandig-schluffigen Wechsellagerungen ist darauf zu achten, dass ein nicht erkannter Sand- oder Schluffanteil, auch einzelner Lagen, zu gravierenden Fehlbeurteilungen der GebirgsdurchHissigkeit sowohl in horizontaler als auch besonders in vertikaler Richtung fiihren kann (s. Abschn. 2.8.5). Wenn keine Bohrproben ausreichender Qualitat gewonnen werden konnen, sind mittels beson-

derer Entnahmegerate ungestorte Bodenproben (ehem. Sonderproben) zu entnehmen. Die verschiedenen Entnahmegerate und die Probenbehandlung sind in DIN EN ISO 22475-1 beschrieben. Ublich sind sog. offene Gerate (OS), d. S. dunn - oder dickwandige Stahlzylinder o 120 mm, die in den Boden eingedruckt oder eingerammt werden. Die Anforderungen an die Entnahmezylinder und bei der Entnahme sind in der Norm geregelt. Die Entnahmezylinder sind sofort mittels Klebeband, Kunststoff- oder Gummikappe bzw. Ceresinverguss gegen Austrocknung zu versiegeln und unverzuglich der Untersuchungsstelle zuzuleiten. Absolut ungestorte Bodenproben aus Bohrungen gibt es nicht. Die Proben sind auch bei vor-

4

160

sichtiger Entnahme haufig etwas gestaucht, so dass die Ergebnisse der Laborversuche vielfach zu giinstig ausfallen (s. Abschn. 2.3.3). Die Verdichtung bzw. auch partielle Auflockerung der Proben bei der Entnahme haben GALLMEISTER et al. (2007) mittels Rontgen-Computertomographie analysiert und bewertet. Aus Schiirfen und anderen GroBaufschliissen ki:innen Ausstechzylinder-Proben entsprechend vorsichtig entnommen oder auch GroBproben 0 400 mm bzw. sog. Blockproben genommen werden. Die Verfahren zur Entnahme von Festgesteinsproben sind in zahlreichen internationalen und nationalen Empfehlungen und Normen angesprochen (PLINNINGER et al. 2008). Die Anzahl und die Art der Proben richtet sich einerseits nach den technischen Anforderungen der Entnahme, der Bearbeitung und der Versuchstechnik sowie andererseits nach den geotechnischen Anforderungen und der Reprasentativitat der Ergebnisse (s. Abschn. 17.2.8). Nach DIN EN ISO 22475-1 werden folgende Moglichkeiten unterschieden: durchgehende Gewinnung aus guten Kernstrecken Entnahme von Blockproben aus GroBaufschliissen ganzheitliche Probenentnahme (Integral Sampling; S. Abschn. 4.4.5.1). In der Norm sind auch fur Fels drei Kategorien der Probenentnahme definiert: Kategorie A - keine oder nur leichte Storung der Felsstruktur Kategorie B - nieht oder leicht gestorte Felsstucke in ansonsten gestortem (angewitterten) Gebirge Kategorie C - vollig entfestigte Felsstruktur (z. B. Bohrklein). Fiir Festigkeitsbestimmungen an Gesteinsproben miissen die Kategorien A oder B vorliegen, Kategorie B gibt dabei nur harte Einzelproben in einem ansonsten entfestigten Gebirge an. Die Kategorie A erfordert zumindest den Einsatz von Doppelkernrohren und sofortige Entnahme und Verpackung in Kunststoff- oder Alufolie sowie umgehenden Transport zur Priifstelle. Bei veranderlichfesten Gesteinen (Abschn. 3.4.1) ist der Einsatz von PVC-Linern von Vorteil. Bereits leicht veranderlichfeste Gesteine durfen

4 Erkundungsmethoden in der Regel keiner anfanglichen Trocknung ausgesetzt werden, von der bereits eine Gefiigelockerung ausgehen kann. Andererseits kann bei diesen Gesteinen eine Veranderung des natiirlichen Wassergehalts auch zu hoheren Festigkeitswerten fiihren (s. Abschn. 2.6.10.2 und PLINNINGER & BRUELHEIDE 2007; PLINNINGER et al. 2008). Die Beprobung anisotroper Gesteine erfordert Probekorper mit einer definierten Orientierung der Strukturelemente. Notigenfalls ist die maBgebende Gefiigeriehtung auf der Probe zu kennzeiehnen. Die entnommenen Proben miissen fiir die jeweilige Gesteins- bzw. Gebirgsart reprasentativ sein (Homogenbereich). Die ProbengroBe ist auf das Gestein und die Versuchsart abzustimmen (PLINNINGER et al. 2008). Bei Blockproben wird eine MindestgroBe von 30 x 20 x 20 cm empfohlen (DIN 52101). Die Anzahl der Proben muss auBerdem eine statistisch untermauerte Abdeckung der Kennwerte ermoglichen (s. Abb. 2.43 und Abschn. 17.2.8).

4.4.4 Schurfe, Untersuchungsschachte und -stollen Die Grabtiefe von Baggern mit Tiefli:iffel betragt 4 bis 5 m. Zur besseren Begehbarkeit und zur Erleichterung von Probenentnahmen sollte eine Seite abgetreppt oder abgeschragt werden. Bei Schurfarbeiten sind die geltenden BG-Unfallverhutungsvorschriften "Bauarbeiten" zu beachten. Schurfe sind ab einer Tiefe von 1,25 m bzw. 1,75 m zu verbauen. Urn Schiehtenprofile an den Wanden aufnehmen zu konnen, ist bei Schiirfen (als voriibergehenden Grabarbeiten) ein vertikaler Behelfsverbau mit einem Bohlenabstand von 0,3 m, in standfestem Gebirge von 0,5 m, zulassig. Auch Verbaukorbe konnen verwendet werden. Es ist zweckmaBig, die Verbauvorschriften in die Ausschreibung aufzunehmen und Schiirfe immer erst kurz vor der Aufnahme anlegen zu lassen. Bei der Aufnahme muss nach den Sicherheitsvorschriften immer eine zweite Person zugegen sein. Schiirfe (TP = "trial pit") bieten den besten Einblick in den Untergrundaufbau und die Schiehtlagerung. Sie sind uberall da zu empfehlen, wo in den oberen 3-5 m ein unregelmaBiger

Direkte Aufschlussmethoden

161

4

GOF -1,00

l.t'hm

SoliOukliol1sschutt -3.20 ang willt'rtt'. rotbrai.ll1e TonstelllC -G,lO L Crungraut'

-8.30 Rotbraunc

ZOI1(>

...

..::

7.\ ischel1schicht .'.

-11.90

a

)C

.....

l. Gningrauc ~0.11~

•

...

-14.70 ntere rolbm~l~e' .: chichtl'll ••

Abb.4.9 Beispiel eines Erkundungsschachtes mit Angabe der einzelnen GroB- bzw. in situ.Versuche (a us STRAUSS 1996)_

Wechsel in Schichtaufbau und -lagerung sowie schwer voneinander zu unterscheidende Bodenarten vorliegen, wie z. B. Auffiillung oder wenig umgelagerter Verwitterungsschutt iiber entfestigtern Felsuntergrund, der in Bohrungen leicht zerbohrt wird und yom Verwitterungsschutt schwer zu unterscheiden ist. Auch die Raumlage und Ausbildung von Trennflachen ist am besten durch Schiirfe oder Schurfgraben zu erfassen. 1m Grundwasserbereich oder bei starkem Schiehtwasserzutritt sind Schiirfe nieht zu empfehlen. Entsprechend verbaute Erkundungsschachte mit Durchmessern ab 4 bis 6 m haben in schwie-

rigen Untergrundverhaltnissen den Vorteil eines direkten Einblicks in den tieferen Untergrund und es konnen sowohl Proben fur GroBversuche entnommen als auch in situ-Versuche durchgefiihrt werden (Abb. 4.9). Erkundungsstollen werden im Talsperrenbau und bei Untertagebauvorhaben ausgefiihrt. In schwierigen Gebirgsverhaltnissen ist ein Erkundungsstollen allen anderen Untersuchungsmethoden iiberlegen und ist der verlasslichste Gebirgsaufschluss (s. Abschn. 17.2.3).

162

4.4.5 Bohrungen Die Ausschreibung von Bohrarbeiten nach ATV DIN 18301 erfolgt nach einer eigenstandigen Klassifikation von Boden und Fels (s. Abschn. 3.3.2) unter besonderer Berucksichtigung der SteingroBe und des Massenanteils von Steinen bzw. bei Fels von der einaxialen Druckfestigkeit und dem Trennflachenabstand. Bohrarbeiten sind so auszufuhren, dass eine Verunreinigung des Grundwassers durch Oberflachenwasser oder durch Spulwasser aus Bachen vermieden wird. In DIN EN ISO 22475-1 und in dem DVGWArbeitsblatt W 115 sind die verschiedenen Bohrverfahren zur Baugrunderkundung und zur Gewinnung von Grundwasser (hier Wasserhaltungsarbeiten) beschrieben (s. Abschn. 4.4.5.4). Unterschieden werden: Trockenbohrungen, drehend oder schlagend Rotarybohrungen mit Druckspulung (Kernbohrungen) Spulbohrungen, drehend oder schlagend (Imlochhammerbohren mit Druckluftspulung). Fur die Baugrunderkundung sind alle Bohrverfahren zulassig, die einen fur den jeweiligen Untersuchungsfall hinreichenden Aufschluss sowie die notigen Bodenproben liefern. Bohrverfahren und Bohrdurchmesser richten sich also nach der Art der verlangten Bodenproben und Bohrlochversuche (s. Abschn. 4.8). Grundsatzlich sind Bohrverfahren mit unmittelbarer Probengewinnung vorzuziehen, bei denen das Bohrgut wenig gestort gewonnen wird. In Lockergesteinen und der lockergesteinsahnlichen Anwitterungs zone des Felsuntergrundes sind Trockenbohrverfahren anzuwenden. Wenn Bodeneintrieb zu erwarten ist, muss Wasser bzw. Spulung zugegeben werden und das Bohrwerkzeug so langsam gezogen werden, dass keine Kolbenwirkung auftritt, die eine Storung des Untergrundes bewirken konnte. Auf das DVGW-Arbeitsblatt W 116 (1998) wird verwiesen. Die Bohrlocher sind mit dem Bohrfortschritt zu verrohren. 1m Fels brauchen Bohrlocher nur bei Gefahr von Nachfall ganz oder teilweise verrohrt werden. Urn Nachsackungen zu vermeiden, die eine Gefahr fur die Nutzung des Grundstucks darstellen konnen, sind Bohrlocher, die nicht mehr genutzt werden, mit dem Ziehen der Verrohrung sach- und schichtengerecht sowie set-

4 Erkundungsmethoden

zungsfrei zu verfullen. Bei Grundwasserstockwerken oder gespanntem Grundwasser muss durch Verfullung mit Stuckton bzw. Quellton (Quellon bzw. Compaktonit-Pellets), notigenfalls mit Zementbrucken, die Wirkung der ursprunglichen Sperrschichten wieder hergestellt werden, da sonst Gelandesenkungen durch Entspannung von Grundwasserstockwerken auftreten konnen. Die Bohrverfahren und Gerate fur Baugrundbohrungen werden hinsichtlich ihrer Eignung fUr die verschiedenen Boden und den dabei erreichbaren Guteklassen der Bodenproben wie folgt eingeteilt: Verfahren 1 mit durchgehender Gewinnung von gekernten Bodenproben (Kernbohrungen, Rammbohrungen) Verfahren 2 mit durchgehender Gewinnung nicht gekernter Bodenproben (Drehbohrungen, Greiferbohrungen) Verfahren 3 mit Gewinnung unvollstandiger Bodenproben (Schlagbohrungen, Spiilbohrungen). Daruber hinaus werden Kleinbohrverfahren mit Durchmessern von 30 bis 80 mm zur Gewinnung geringer Probenmengen unterschieden Durchgehend gewonnene Bodenproben werden zweckmaBigerweise bis zur Aufnahme durch den Bearbeiter in Kernkisten ausgelegt, wobei bindiges Kernmaterial in Plastikbahnen einzuschlagen ist, damit der naturliche Wassergehalt einigermaBen erhalten bleibt. 1m Bedarfsfall sind Einzelproben sofort in luftdicht abschlieBbare Behalter zu fullen. Dem Bearbeiter steht dann zur Aufnahme der Bohrungen das vollstandige Bodenprofil zur Verfugung. Kernverluststrecken sind zu markieren. Bei nicht durchgehend gekernten Bohrungen (Verfahren 2) ist bei jedem Schichtwechsel, mindestens aber alle Meter, eine Probe zu entnehmen und in luftdicht verschlieBbaren Behaltern aufzubewahren. Das Bohrgut (Bodenproben, Bohrkerne) bleibt nach VOB DIN 18301 Eigentum des Auftraggebers. Bei groBeren Bauvorhaben ist es ublich, die Bohrkerne oder Bodenproben, bzw. eine charakteristische Auswahl davon, bis nach Baufertigstellung aufzubewahren. Bei langeren Lagerzeiten hat sich dies als wenig zweckmaBig erwiesen, da die Proben nach einigen Jahren nur noch sehr eingeschrankt brauchbar sind. In Streitfallen muss letzten Endes meistens doch

163

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

nachgebohrt werden. Eine Aufbewahrung von Bodenproben ist daher nur bei gutem Kernmaterial und trockenen Lagerraumen zu empfehlen und wenn eine weitere Bearbeitung im Zuge der Planung und Bauausfiihrung wirklich in Betracht kommt.

4.4.5.1 Rotationsket nbohrungen Bei Kernbohrungen ist ein moglichst vollstandiger Kerngewinn anzustreben, wozu ein Bohrgerat mit ruhigem, schlagfreiem Lauf und der Moglichkeit einer Drehzahl- und Bohrandruckregelung sowie eine druckdosierbare Spiileinrichtung notig sind. Moderne Gerate sind mit einem elektronischen Bohrdatenschreiber ausgestattet, der alle relevanten Daten, wie Anpressdruck, Drehmoment, Bohrfortschritt, Spiilungsmenge und Spiildruck in Abhiingigkeit von der Zeit und der Bohrtiefe registriert (sog. instrumentiertes Bohren). Bei Kernbohrungen im Fels wird meist mit Wasserspiilung gebohrt. Bei instabilen Bohrlochwanden werden auch Spiilungszusatze verwendet, die eine ErhOhung der Austragsfahigkeit und eine Stabilisierung des Bohrloches bewirken. Die Verwendung von Spiilungszusatzen ist erlaubnisptlichtig (s. Abschn. 4.4.1) und ist im Bedarfsfall gesondert mit zu beantragen. Auf das DVGWMerkblatt W 116 "Verwendung von Spiilungszusatzen in Bohrspiilungen bei Bohrarbeiten im Grundwasser" von 1998 wird verwiesen.

Bestimmend fiir die Qualitat der Bohrkerne, auf die es dem Ingenieurgeologen in erster Linie ankommt, sind neben dem Gerat und dem Konnen des Geratefiihrers vor allen Dingen das eingesetzte Kernrohr und die Bohrkrone, die ihrerseits wieder vom zu durchbohrenden Gebirge abhangig sind. Bei den Kernrohren werden verschiedene Reihen (metrische Reihe, W-Reihe; s. DIN EN ISO 22475-1) und darin jeweils folgende Typen unterschieden: Einfachkernrohre mit einer einfachen Schneidkrone am unteren Ende, werden fUr Trockenbohrungen zum Durchbohren der Deckschichten und der entfestigten Oberzone des Gebirges verwendet. Dabei sollten die Kernmarsche auf < 0,5 m begrenzt werden. Bei Einfachkernrohren mit Spiilung lauft diese im Kernrohr an dem abgebohrten Kern entlang, so dass dieser in der Regel stark ausgespiilt wird. Doppelkernrohre (Abb. 4.10) sind so konstruiert, dass die Spiilung zwischen AuBen- und Innenrohr geleitet wird und erst zwischen Kernfanghiilse und Kronenlippe mit dem Kern in Kontakt kommt. Der Kern ist damit nur einer geringen Ausspiilung ausgesetzt. Das Doppelkernrohr kann wahlweise zusatzlich mit einem Kunststoffinnenrohr (sog. Liner) ausgestattet werden, das aufklappbar ist bzw. aufgeschnitten werden kann (Abb. 4.11). Es wird fiir schwer zu bohrende, wasserempfindliche oder quellfahige Gebirgsarten eingesetzt, bzw. wenn kurzzeitiges Entweichen leicht fliichtiger Kontaminationen zu

"'rrnrohrkopf, Doppell} p~

"'frllrohrkopf, rinfachc T) pc Aus!-enrohr

Au .nroht _ Inncnrohr

Kaliherriroll K.lib .. rin~ Po"tilion rinG

K.rnf.n~hiil;e

- Jt::+ :J1

Kernfangring Kcrnbohrkron~

-

1\10==--=1/1

Kernfan~hiil .. Ktrnfangrin~

--''--.l.J

Krrnhohrkronr

<:t '

b

Abb.4.10 Aufbau eines Einfachkernrohres (a) und eines Doppelkernrohres (b) (Firmenprospekt).

164

erwarten ist. Ahnlich ist auch das Prinzip des Schlauchkernrohres, bei dem der Kern von einer schlauchartigen Plastikhiille aufgenommen und umhiillt wird. Beim sog. Dreifachkernrohr wird der Kern zusatzlich von einem dritten, diinnwandigen und geschlitzten Innenrohr aufgenommen. Das Innenrohr kann auch ein Kunststoffrohr (Liner) sein. Die Durchmesser der Kernrohre sind je nach Fabrikat unterschiedlich groB (Tab. 4.4). Der Enddurchmesser, der in der Ausschreibung anzugeben ist, richtet sich nach dem Zweck der Bohrung. Grundsatzlich sollten die Kerndurchmesser nicht zu klein gewahlt werden, da die Kernqualitat ab einem Durchmesser < 101 mm oft stark beeintrachtigt ist. Bei einem Kerndurchmesser von 10 1 mm betragt der Bohrlochdurchmesser 131 mm, so dass im Bedarfsfall noch Probenentnahmegerate eingesetzt werden ki:innen. Die Tabelle 4.4 erhebt keinen Anspruch auf Vollstandigkeit (genauere Angaben s. DIN EN ISO 22475-1, Anhang C). Das Verhaltnis Bohr10chdurchmesser/Kerndurchmesser ist auch vom Kernrohrtyp abhangig. Die Bohrkronen des Typs K3 weisen im Gegensatz zu den Typen T6 und D eine sehr groBe Lippenbreite (Schneidflache) auf. Sie werden deshalb fUr groBe Bohrlochdurchmesser eingesetzt. Normalwandige Kernrohre eignen sich fUr briichiges Gebirge. Diinnwandige Kernrohre haben in mittelharten und harten Gebirge den Vorteil einer kleineren Schneidflache. Dick-

Abb.4.11 Rammkerne in PVC-Linern (Firmenprospekt).

4 Erkundungsmethoden

wandige Kernrohre liefern haufig schlechte Kerne. Bei Bohrungen ab etwa 20 m Tiefe wird bevorzugt das Seilkernrohr eingesetzt. Das Bohrverfahren unterscheidet sich vom konventionellen Bohren dadurch, dass zum Entleeren des Kernrohres nur das Innenkernrohr mittels eines Seiles und Fangers nach oben gebracht (Abb. 4.12), ent-

Abb.4.12 Prinzip des Seilkernrohres (Firmenprospekt). 1 = Seilwinde 5 = Kernrohrfiinger 6 = Innenkernrohr 2 = Spulkopf 7 = AuBenkernrohr 3 = rotierender Bohrstrang 4 = Seil

165

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

leert und wieder in das Bohrloch eingefuhrt wird. Der rotierende Bohrstrang bleibt als Verrohrung im Bohrloch. Der hierbei erzielte Zeitgewinn kommt besonders ab Tiefen von 30 bis 40 m zum Tragen. Die Seilkernbohrtechnik wird bis in Tiefen von uber 1000 m eingesetzt, z. B. zur Erkundung von tiefliegenden Tunneln oder Tiefenlagern (FRIEG & PINGEL 2006). Bei normalen Doppelkernrohren betragen die ublichen Kernmarschlangen in gutem Gebirge 1 bis 3 m, in schlecht kernfahigem Gebirge 0,5 bis 1,0 m. Bei Seilkernrohren werden haufig 2 bis 3 m abgebohrt. Die Bohrkronen muss en dem jeweiligen Gebirge angepasst sein. Die ublichen Bohrkronen sind Hartmetallbohrkronen und Diamantbohr-

kronen. Bei den Hartmetallbohrkronen werden Zahnkronen mit Widia-Besatz oder Hartstiftkronen mit z. T. schrag gestellten Widia-Stiften und Karbidbesatz unterschieden. Hartmetallbohrkronen sind verhaltnismaBig grob und nur fur weiche und mittelharte Gesteine geeignet. Bei den Diamantbohrkronen werden oberflachenbesetzte Kronen und mit Diamantsplittern impragnierte Kronen unterschieden. Oberflachenbesetzte Diamantbohrkronen sind die Universalkronen fUr mittelhartes, homogenes Gebirge. Der Bohrfortschritt ist sehr vom Kronenzustand abhangig. Impragnierte Diamantbohrkronen eignen sich fur harte bis sehr harte, zerkluftete Gesteine. Sie gewahrleisten einen gleichmaBigen Bohrfort schritt wahrend ihrer gesamten Lebensdauer.

TabeUe 4.4 Obliche Bohrloch- und Kerndurchmesser in Abhiingigkeit vom Kernrohrtyp (metrisches System in mm). B = dOnnwandiges, Z = dickwandiges Einfachkernrohr, T = dOnnwandiges, K3 = dickwandiges Doppelkernrohr. Bohrlochdurchmes-

Einfachkernrohr

Doppelkernrohr

GWMAusbau

set (iibliche Futterrohre AuBen-/ Innendurchmesser)

Kern

219,216,213 (203/187)

0

0

Typ

Kern

186

Z

190

SF

150

199, 196 (178/164)

166

Z

170

SF

125

179,176 (172/150)

146

Z

150 140

SF K3

132

N-SK

100-125

146 (143/134)

132 120

B

123/122 116

T6, D T6S, K3

102/101

SK6 L N-SK

102

Z

131 (129/119)

116 105

Z

110 108 101

D T6 T6S,K3

B

Typ

123, 120

50

85 79

B

116 (113/104)

101 90

Z

101 (98/89)

86 75

Z

B

96 93 86 84 81 79

72

CP

50

N-SK

0

50

T6 T6S, K3 T2 D T6 T62,K3

63,5

HR

50

166

4 Erkundungsmethoden

Die richtige Auswahl der Kronen ist Erfahrungssache. Die DIN EN ISO 22475-1 enthalt mehrere Tabellen fUr die Kronenauswahl. In wasser- oder ausspulungsempfindlichem Gebirge, das auch mit einem Doppelkernrohr schlechte Kerne ergibt, kann der Kerngewinn durch den Einsatz von speziellen Bohrkronen wesentlich verbessert werden. Mit einer Verlangerung des Innenrohres am Doppelkernrohr konnen bindige Boden vor der Erosionswirkung der Spiilung geschutzt werden. Bei der Stufenkrone sitzen die Spulkanale aufSen an der Kronenlippe, so dass der Kern mit der Spulung nicht in Beruhrung kommt. Fur die Gewinnung orientierter Bohrkerne zur Erfassung der Raumstellung von Trennflachen im Gebirge sind spezielle Kernrohre notig. Insgesamt stehen mehrere Verfahren zur VerfUgung: Bohrkernmarkierung wahrend des Bohrens Pilotloch-Orientierung und Dberbohrverfahren Integral Sampling Methode Orientierter Abdruck der Bohrlochsohle (selten) Bohrlochscanner, auch TV oder ABF, s. Abschn. 4.8.3. Bei dem erstgenannten Verfahren wird der Kern beim Eintritt in das feststehende Innenrohr meist an drei Stellen angeritzt. Die Richtung der (Einzel-)Kerbe wird beim Einbau durch ein feststehendes Doppelgestange auf N ausgerichtet. Das Verfahren bringt allerdings immer wieder unzureichende Ergebnisse, die grofStenteils auf Einbaufehler zuruckgefuhrt werden. Bei der Pilotloch-Orientierung wird mit einer ebenfalls auf N ausgerichtet eingebauten Ablenkrohrtour eine kleinkalibrige Pilotbohrung vorgebohrt und der Kernmarsch anschliefSend nachgebohrt (Abb. 4.13). Die Einsatztiefe beider Verfahren betragt bis 100 m. Zu beachten ist, dass sich die doppelte Beanspruchung durch das Vorbohren und das anschliefSende Dberbohren besonders bei dunnbankigen Gesteinen stark auf die Kernqualitat (Kernzerbrechung) auswirkt. In Zweifelsfallen ist eine Kontrolle der Orientierung durch optische Bohrlochsondierungen zu empfehlen. Eine Moglichkeit zur Entnahme ganzheitlicher Felsproben bietet die sog. Integral Sampling Methode, bei der in eine koaxiale Vorbohrung

Abb. 4.13 Buntsandstein-Bohrkern mit Pilotbohrung zur Kernorientierung.

ein Bewehrungsstab in das Gebirge eingefUhrt und Zementleim oder Kunststoffkleber als Bindemittel in das Gebirge eingepresst wird. An dem so vergiiteten, iiberbohrten Bohrkern bleiben alle Kliifte, Kluftabstande, Art der Fiillung bzw. der Grad der Gebirgszerlegung vollstandig erhalten. Das Verfahren ist verhaltnismafSig aufwandig.

167

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

4.4.5.2 Rammkernbohrungen In Boden ohne steinige Einlagerungen werden hiiufig Druckluft -Rammbohrgedite eingesetzt, die ebenfalls zur 1. Gruppe der Bohrverfahren zahlen. An den druckluftbetriebenen Rammbohrhammer konnen verschiedene Schappen aufgesteckt werden, die durchgehend gekernte Bodenproben von hoher Qualitat liefern und auch zum Anbohren der starker angewitterten Felsoberflache geeignet sind. Von Vorteil sind Gerate, die nach dem Anbohren der Felsoberflache auf Kernbohrungen umgeriistet werden konnen. In machtigen quartaren Lockergesteinen werden auch Rammkernbohrungen mit Kunststoffinnenrohren (Liner) eingesetzt.

4.4.5.3 Drehbohrungen In die Gruppe 2 mit durchgehender Gewinnung nicht gekernter Bodenproben fallen die Drehbohrungen mit Schappe oder Schnecke. Drehbohrwerkzeuge werden auch an Kernbohrmaschinen zum Durchbohren der Lockergesteinsschichten eingesetzt. Eine Weiterentwicklung der Drehbohrungen ist das Hohlschneckenbohrverfahren, bei dem das Bohrgut mittels einer Endlosschneckenwendel gefordert bzw. teilweise verdrangt wird.

4.4.5.4 Selten eingesetzte Bohrverfahren Die bei der Baugrunderkundung selten eingesetzten Greiferbohrverfahren, Spiilbohrverfahren, Lufthebebohrverfahren und auch das Imlochhammerverfahren sollen hier nur kurz erwahnt werden (s. DIN EN ISO 22475-1). Direkte Spiilbohrungen mit Bohrgutaustrag mit dem Spiilstrom im Ringraum zeichnen sich durch guten Bohrfortschritt aus und ermoglichen die mittelbare Entnahme von (unvollstandigen) Bohrproben aus dem Spiilstrom. Je nach Gebirge kommen FliigelmeiBel oder RollenmeiBel zum Einsatz. Das Imlochhammerverfahren ist ein drehend-schlagendes Bohren. Der Schlagerzeuger befindet sich im Bohrloch direkt hinter dem BohrmeiBel. Das Antriebsmedium ist Druckluft, mit der auch das Bohrklein abgefordert wird. Der Schlagimpuls muss groBer sein als die Druckfes-

tigkeit des Gesteins. Beim Lufthebebohrverfahren wird Druckluft in das Gestange gedriickt und das geloste Bohrgut mit dem aufsteigenden Spiilungs-Bohrgut -Luftgemisch abgefordert.

!l..4.5.5 1(1 inbohrungen Zu den Kleinbohrungen zahlen aIle Arten von Dreh- und Rammbohrungen mit einem Durchmesser von 30-80 mm. Bei den haufigsten Kleinbohrungen (nach DIN 4020 auch Rammkernsondierungen genannt) wird ein Gestange, in dessen untersten Meter eine Nut eingefrast ist, mit einem Motorhammer jeweils 1 m eingetrieben und wieder gezogen. Der Eindringwiderstand ermoglicht eine Aussage iiber die Festigkeit des Bodens. Kleinbohrungen dienen einer allgemeinen Ubersicht (Vorgutachten) und zur Erganzung anderer Aufschliisse, werden aber bei Objekten der geotechnischen Kategorie 1 (s. Abschn. 4.1) auch ohne zusatzliche Bohrungen eingesetzt. Etwas problematisch ist bei Sanden und organischen Boden das Einmessen der Grundwasseroberflache. Voraussetzung fiir eine sinnvolle Anwendung sind Erfahrung mit dem Bohrverfahren und entsprechende geologische Kenntnisse. Kleinbohrungen miissen immer direkt aufgenommen werden. Die Bohrtiefen hangen yom Eindringwiderstand des Baugrundes abo Sie betragen in der Regel 6 bis 10m.

4.4.6 Felduntersuchungen Feldversuche mit Ramm- und Drucksondierungen zahlen zu den indirekten Aufschlussverfahren. reno Fiir sie gelten die DIN EN 1997-2 sowie die Gerate- und Ausfiihrungsnorm fiir Feldversuche, die DIN EN ISO 22476, in der die Normen der DIN 4094 weitestgehend aufgehen werden. Erschienen sind bis jetzt die Normenentwiirfe bzw. Normen (s. Anhang): 22476-1, Drucksondierungen (ersetzt DIN 4094-1) 22476-2, Rammsondierungen (ersetzt DIN 4094-3) 22476-3, Standard Penetration Test 22476-4, Pressiometerversuch nach MENARD

168

4

22 476-5, Versuch mit dem flexiblen Dilatometer (entspricht Seitendrucksonde, soIl DIN 4094-5 ersetzen) 22 476-6, Versuch mit dem selbstbohrenden Pressiometer 22 476-8, Versuch mit dem Verdrangungspressiometer 22476-9, Fliigelscherversuch (soll DIN 4094-4 ersetzen) 22476-12, Drucksondierungen mit mechanischen Messwertaufnehmern 22 476-13, Belastungsversuch mit Flachgriindungen

Diese Feldversuche werden vorwiegend in nichtbindigen Bodenarten eingesetzt, in denen keine ungestorten Bodenproben zur Bestimmung der Festigkeits- und Verformungseigenschaften entnommen werden konnen. Nachstehend werden nur die in Deutschland iiblichen Versuche behandelt. Dariiber hinaus wird auf DIN EN 1997-2 und auf die Einzelnormen verwiesen. Die Sondierergebnisse geben nicht nur einen durch Kennzahlen belegten Aufschluss iiber die Lagerungsdichte D bzw. 10 , sondern ermoglichen z. T. auch direkte Festigkeitsangaben liber den Baugrund, ausgedruckt durch den Steifemodul E, und den Reibungswinkel q/. Fur einige Versuchsarten werden in EN 1997-2 (Anhang) auch Beispiele flir eine empirische Berechnung von Flachund Pfahlgrundungen gegeben.

4.4.6.1 Rammsondiet ungen lOP) Die in Deutschland verwendeten Gerate fiir Rammsondierungen (Dynamic Probing, DP) und ihre Anwendung sind nach DIN EN ISO 22476-2 (2005) genormt. Bei allen Rammsonden DPL 10 (Dynamic Probing Light) - Schlagzahl NIOL DPM 10 (Dynamic Probing Medium) Schlagzahl NIOM DPH 15 (Dynamic Probing Heavy) - SchlagzahlNIOH werden die Schlage je 10 cm Eindringung gezahlt und als NIO aufgetragen. Die obigen Zahlenangaben 10 bis 15 geben die Querschnittsflache der Sondenspitze (in cm 2) an. Dariiber hinaus gibt es noch die sog. Uberschwere Rammsondierung

4 Erkundungsmethoden

(DPSH-A und -B), bei denen die Schlagzahlen teilweise auf 20 cm angegeben werden Die Rammsonden sind handliche, weit verbrei tete Gerate. Auger den handbetriebenen Geraten sind sowohl mechanisch als auch pneumatisch selbsttatig arbeitende Gerate auf dem Markt. Sie werden iiblicherweise yom Gelande oder der Baugrubensohle aus fortlaufend eingerammt. Die Untersuchungstiefen betragen je nach Untergrundaufbau flir die leichte Rammsonde bis 10 m, fiir die mittelschwere und schwere Rammsonde 20 bis 25 m und fiir die iiberschwere Rammsonde DPSH bis 40 m. Auf der Grundlage von Erfahrungswerten und den verschiedenen Normen ergeben sich bei der leichten Rammsonde fiir die Lagerungsdichte D eines Sandbodens mit Cu < 3 folgende Schlagzahlen N IOL : Lagerungsdichte

iiberGW

unter GW unler

lockere Lagerung (D < 0,3)

< 10

<5

mitteldichte Lagerung milleldichle

10-50

5-30

dichte Lagerung

> 50

>30

(0) (D> 0,5)

Fur die Beziehung zwischen den verschiedenen Rammsonden gilt nach DIN EN 1997-2 (Anhang D): NIOL =3 NIOH (gilt bis NIOH <20) NIOH = 0,34 N]OL (gilt bis NIOL <50). Sondierungen mit der leichten oder schweren Rammsonde durfen nie allein ohne weitere Aufschliisse ausgeflihrt werden, da die Schlagzahlen in Unkenntnis der jeweiligen Bodenarten ein falsches Bild ergeben konnen. Von den zahlreichen Beispielen in den Normen seien hier als Storeinflusse auf die Sondierergebnisse nur die besonders bei weichen, bindigen Boden auftretende Mantelreibung erwahnt, die mit zunehmender Tiefe einen Anstieg des Spitzenwiderstandes vortauscht sowie die teilweise sehr hohen Schlagzahlen in faserigen Torfen. Unabhiingig davon stellen Sondierungen insbesondere mit der schweren Rammsonde eine wertvoIle Erganzung der Bohraufschliisse dar. Sie liefern nicht nur in rolligen Boden Angaben iiber die Lagerungsdichte, sondern auch in Verwitterungsboden wertvolle Hin-

169

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

4

DPH 1 o

36567m fIN

F=

-

-

1-

Lehm, tonig

3

r~

Tonstein, vertont. steif

1-

j

5

I "'~

6

e

<E

Tonstein, blaltrig, halbfest

~

nOlO 20 30 ~O SO 60

DPH 2 o

StiJloggewichf (GJ,5 kg)

ROM TZ'

36339m NN ":c::III

Lehm,lonig, sleifplastisch

1

Residualton, steif km 1

5

r.

~ ~-

-

8 9 10 II

--

.......

~ ~

nOlO 20 30

~O

Tonstein, blaltrig , Grenzdolomit ku

SO 60

Abb 4.14 Rammdiagramme in einem Verwitterungsboden (DPH 1) und in einem Residualton infolge Gipsauslaugung (DPH 2).

weise auf die Verwitterungs- bzw. Aufloekerungstiefe des Untergrundes. Mit der sehweren Rammsonde kann z. B. aueh der Konsolidationsgrad oberflaehennaher Residualbildungen infolge von Auslaugungserseheinungen erkundet werden (s. Abb. 4.14 und Absehn. 19.3.3). Der Einfluss von mit der Tiefe zunehmender Mantelreibung wird bei Rammsondierungen im Bohrloeh ausgesehaltet, wozu am haufigsten die Standard-Sonde der American Society for Testing and Materials (ASTM) eingesetzt wird (Standard-Penetration-Test, SPT). Der Versueh wird naeh DIN EN ISO 22 476, Teil3 (E 2005) genormt. Der Rammbar der Standard-Sonde von 63,5 kg und einer Fallhohe von 76 em wird in einem was-

Abb 4.15 Aufbau der Standard-Sonde (SPT).

serdiehten Gehause gefiihrt und kann aueh unter Wasser eingesetzt werden (Abb. 4.15). Die Sonde selbst hat einen Durehmesser von 50,5 mm und wird mit offener oder gesehlossener Spitze verwendet. Die offene Spitze zahlt als BodenprobenEntnahmegerat. Beim Einrammen wird die Anzahl der Sehlage gemessen, die fUr das Eindringen der ersten 15 em und der darauf folgenden 30 em der Sonde notig sind. Gewertet werden die letzten 30 em (= N 30 ). Die Auftragung erfolgt meist in Balkendarstellung in der jeweiligen Tiefe. Allge-

170

4 Erkundungsmethoden

mein gelten fur nichtbindige Boden folgende Erfahrungswerte:

o mitteldicht (N.IOl

Tabelle 4.6 Umrechnungsfaktoren zwischen dem Sondierspitzendruck q, in MN/m2 und der Schlagzahl N30 beim Standard-Penetration-Test Bodenart

Sand C, < 3 ohne Grundwasser

5-17/15

Fein- bis Mittelsand oder leicht schluffiger Sand

0,3 bis 0,4

Sand C, < 3 im Grundwasser

3-11

Sand oder Sand mit etwas Kies

0,5 bis 0,6

Kiessand C. > 6 ohne Grundwasser

7-20

Weitgestufter Sand

0,5 bis 1,0

Sandiger Kies oder Kies

0,8 bis 1,0

Angaben uber die Abhangigkeit der Lagerungsdichte D bzw. der bezogenen Lagerungsdichte ID von der Schlagzahl N30 bezogen auf die Bodenart, die Ungleichkornigkeit sowie den Grundwasserstand enthalten DIN EN ISO 14688-2 und DIN EN 1997 -1, Anhang F. In bindigen Boden wird der Rammwiderstand durch den Porenwasserdruck beeinflusst. Als Richtwerte fur die Konsistenz bindiger Boden konnen die Schlagzahlen von Tab. 4.5 genom men werden. Die Tab. 4.6 enthalt Umrechnungsfaktoren zwischen den Schlagzahlen N30 und den Ergebnissen von Drucksondierungen. Die DIN EN 1997-2, Anhang F, bringt auch ein empirisches Verfahren zur Berechnung der Setzungen von Flachgrundungen.

44 h?

r r:

sondierungtl ((":PT) n

Fur die Ermittlung der Bodeneigenschaften und fur die Bemessungstabellen einiger Normen werden bevorzugt Drucksondierungen (Static Cone Penetration Test, CPT) verwendet. Bei dem Stan-

Tabelle 4.5 Richtwerte fUr SPT Sondierergebnisse in bindigen Bodenarten Schlagzahl SPT

Konsistenz

Einaxiale Druckfestigkeit [kN/m2)

Obis 2

breiig

< 25

2 bis 4

weich

25-50

4 bis 8

weich-steif

50-100

8 bis 15

steif

100-200

15 bis 30

halbfest

200-400

> 30

fest

> 400

N 30

dardgerat nach DIN EN 22476-12 (2009) mit mechanischen Messwertaufnehmern (CPTM) wird ein Druckgestange mit genormter Spitze (0 35,3 mm) und zwar je nach der Art des Gerats M 1 mit Mantelkegel (Spitze) zu Messung des Spitzenwiderstandes M 2 mit Mantelkegel und Reibungshiilse zur Messung auch der lokalen Mantelreibung mit gleich bleibender Geschwindigkeit (20 ± 5 mmls) in den Boden gedruckt und der Sondierwiderstand, der Gesamteindringwiderstand undl oder die Mantelreibung aufgezeichnet. Drucksondierungen mit elektrischen Messwertaufnehmern und Messeinrichtung fur den Porenwasserdruck (CPTU) werden kiinftig in der Norm 22 476-1 behandelt, Drucksondierungen sind fur Ton-, Schluffund Sandboden geeignet. Die Auftragung erfolgt uber den Spitzenwiderstand qc (in MNlm 2 ) und die gemessene lokale Mantelreibung Is und ggf. dem Reibungsverhaltnis uber die jeweiligen Tiefen (Abb. 4.16). Aus dem Reibungsverhaltnis Rf kann naherungsweise auf die Bodenart geschlossen werden (Abb. 4.17), wodurch man aus den Sondierergebnissen schon die durchfahrenen Bodenarten ansprechen kann. Die Ergebnisse von Drucksondierungen ergeben in der Regel recht brauchbare Beziehungen nicht nur hinsichtlich Lagerungsdichte bzw. Konsistenz bindiger Boden, sondern auch fur direkte Festigkeitseigenschaften (DIN EN 1997-1, Anhang D). Fur die Ermittlung der Steifeziffer Es kann folgende Beziehung verwendet werden: Es = f3. qc Es und qc in kN/m 2

171

4.4 Direkte Aufschlussmethoden

Manlelre1bung '5 Spltzendruck qs *-

MN/m2

o

Relbungsverhiiltms

Rr"' •.t!,·100

BodenprOr~

to

20

30

•

J

4

40 Re,bungsverhallnis

R,= l.kI.·lOO

MN/m2_ 0 •

A

mS+gS

30

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Abb. 4.16 Elektrische Drucksondierung mit Auftragung des Spitzendrucks, der anteiligen Mantelreibung und dem Reibungsverhaltnis (aus AMANN et al. 1983).

f3 == Faktor, fUr bindige Boden 2 - 4; fur nichtbindige Boden 1-3 Fur bindige Boden Norddeutschlands wird die Drucksonde auch fur die indirekte Ermittlung der undriinierten Scherfestigkeit Cu genutzt (JORSS 1998). Bei quantitativen Auswertungen werden jedoch projektbezogene Vergleichsuntersuchungen angeraten. Ein Einfluss des Grundwassers ist bei Drucksondierungen praktisch nicht feststellbar. Verschiedene Autoren stellen auch Tabellen fur empirisch gefundene Abhiingigkeiten zwischen den Ergebnissen von Drucksondierungen und verschiedenen Rammsondierungen sowohl fUr rollige als auch fur bindige Boden vor (Tab. 4.7). Die Ergebnisse von Drucksondierungen werden wegen des Modellcharakters hiiufig zur Berechnung der Tragfahigkeit von pfahlgrundungen verwendet.

4.3 6.3 Flu2elsondierungen (FVT) Die Flugelsonde besteht aus einem Stab, an dessen unterem Ende vier Flugel mit einer Flugel-

o

0,05 0.10 0,15 0,20 0.25 0,30 0,35 0,40 Ortliche Manleire,bung f. [MNlm2)

Abb. 4.17 Naherungsweise Bestimmung der Bodenarten aus dem Reibungsverhaltnis R, (nach Prospekt Fa. Fugro).

breite von 50 bzw. 75 mm (FVT 50 bzw. FVT 75) angeordnet sind. Die Abmessungen und die Arbeitsweise werden nach DIN EN ISO 22476-9 (E 2005) genormt. Fur die Versuchsdurchfuhrung wird die Flugelsonde abschnittsweise in den Boden eingedruckt und langsam (O,l-OS/s) bis zum Bruch des Bodens entlang einer zylindrischen Gleitfliiche gedreht. Das beim Bruch auftretende Drehmoment wird gemessen. Der sich daraus ergebende max. Scherwiderstand Cfv ist die Gesamtscherfestigkeit unter undriinierten Bedingungen. Sie entspricht damit der Scherfestigkeit Cu des undriinierten Bodens im Bruchzustand:

Hierin bedeuten: Mmax == maximales Drehmoment (in kNm) D == Flugelbreite (in m)

4 Erkundungsmethoden

172

Tabelle 4.7 Empirische Abhangigkeit zwischen dem Spitzendruck q, in MN/m2 und den Schlagzahlen NlO der leichten (DPL), mittelschweren (DPM) und schweren Rammsonde (DPH). Von-bis-Werte je nach Bodenart und uber dem Grundwasser (5. a. DIN EN ISO 14688-2 und DIN EN 1997-2). Lagerung

Spitzendruck q< [MN/m' ]

DPH

DPM

DPL

SPT

N,oH

N ,o..

N,ol

N30

locker

< 5/7,5

1- 4

4-11

6-10

3- 8

mitteldicht

5/7,5- 10/15

4- 13

11-26

10- 50

8- 25

dicht

10/15- 20/25

13-24

26- 44

50- 64

25- 42

sehr dicht

> 20/25

> 24

> 44

> 64

42 - 58

Spitzendruck q. [MN/m l ]

DPH

DPM

DPL

SPT

N ,.

N ,.

N ,.

N3D

weich

1,0- 1,5

2- 5 (4)

3-8

3- 10

2- 8

steif

1,5- 2,5

(4) 5- 9 (8)

8-14

10-17

8- 15

halbfest

2,5- 5,0

(8) 9- 17

14- 28

17- 37

15-30

fest

> 5,0

> 17

> 28

> 37

>30

Konsistenz

Durch mehrmaliges Drehen wird der Rest-Scherwiderstand (Gleitfestigkeit) ermittelt (cRJ. Aus dem Verhiiltnis Cfv/CRy kann auf die Sensitivitiit (StJ eines Bodens geschlossen werden (s. Abschn. 2.7.2). Die Flugelsonde ist nur flir weiche und weiche bis steife Boden mit einer Obergrenze der undranierten Scherfestigkeit Cu von etwa 0,15 MN/m2 geeignet. Es lassen sich damit ganze Profile aufnehmen und Schwachezonen mit geringer Scherfestigkeit erkennen. Die undranierte Scherfestigkeit Cu nimmt in einem normal konsolidierten Boden mit der Tiefe zu. 1m Allgemeinen streuen jedoch die Ergebnisse von Flugelsondierungen recht stark und korrelieren haufig schlecht mit an vergleichbaren Proben durchgefuhrten Zylinderdruckversuchen. Fur die praktische Anwendung werden daher Korrekturfaktoren (fJ-) angesetzt (s. DIN EN 1997-2, Anhang I). Die undranierte Flugelscherfestigkeit ist dann cfu = fJ- . Cfv. Der Korrekturfaktor ist abhangig von der Flie6grenze und liegt zwischen 0,7 (fur W L = 100), 1,0 (flir wL =40) und 1,2 (fur W L =30). Weitere Korrelationen s. DIN EN 1997 -1. Anhang I.

4.4 6.4 Seltendrucl<sonde Die europaweit ublichen Seitendrucksonden werden in der Teilnormen der DIN EN ISO 22476-4

bis 8 behandelt. Die in Deutschland gangigen Sonden (s. Abschn. 2.6.7) entsprechen dem Teil2: Versuch mit dem flexiblen Dilatometer. Diese sind hauptsachlich die Stuttgarter Seitendrucksonde II oder III (0143 mm) bzw. die langere Interfels-Sonde IF 146 (0 144,5mm). Der Einsatzbereich der Sonden (max. Verschiebungsweg 50 mm) erstreckt sich auf Lockergesteine, wechselnd feste Gesteine und Gesteine geringer Festigkeit. Ais Kennwerte werden auf der Grundlage der Elastizitatstheorie der Seitendruckmodul EB bzw. der Dilatometermodul ED = V bzw. E !, der Wiederbelastungsmodul Ev2 und der Entlastungsmodul EE flir den mittleren Druckbereich von 30-70 % ermittelt. Letzterer kommt dem Elastizitatsmodul E sehr nahe (s. Abschn. 2.6.7). y

4.5 Aufnahme von Aufschlussen (Schichtenverzeichnisse) 4.5.1 Aufnahme von Schurfen Die Aufnahme von Bohrungen und Schurfen erfolgt gewohnlich nach genormten Schichten-

173

4.5 Aufnahme von AufschlUssen (Schichtenverzeichnisse)

4

15

.

L

S20m

.

2

Om

I

Om

= leinsond.ger Schl ull d = Tst . voll'g enll .... tigt

... Tsl.stark bls sehr stork enllest.gt I = Tonsteln.SI-S' · dunkelgrou - grunlich

1(,

51

S20m

2S/IIO NW

Kl UI'IONW

0= Mullerboden. humos b = Is Su . Klo C

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Om

.. ~'~/ k]

2

"l1SOHE

3 L

bd oo . bOl

Abb 4.18 Darstellung einer ingenieurgeologischen Schurfaufnahme (aus HEITFELD & HESSE 1982).

verzeichnissen, die aber nur eine stichwortartige Beschreibung der einzelnen Schichten ermoglichen. Flir die Aufnahme von Schlirfen, in denen mehr Einzelheiten uber den Schichtaufbau erkennbar sind als an Bohrproben, empfiehlt sich deshalb, die Aufschlussaufnahme in Abweichung von DIN EN ISO 22475-1 in beschreibender Form vorzunehmen. Bewahrt hat sich folgende Beschreibung: Petrographische Bezeichnung, Mineralbestand, KorngroBenangabe Farbe, Kalkgehalt Verwitterungsgrad, Festigkeit (Kornbindung) Bodengruppe nach DIN 18 196. Besondere Merkmale: Schichtung, Schieferung, Klufte, besondere Strukturen Wasserfuhrung Verwitterungsbestandigkeit, Frostempfindlichkeit, ggf. Loslichkeit Boden- und Felsklasse nach DIN 18300 Geologische Einstufung. Besonders in Festgesteinen ist daruber hinaus eine zeichnerische Darstellung der Schurfwande und notigenfalls der Sohle zur Dokumentation der Lagerungsverhaltnisse und des Trennflachengefuges ublich (Abb. 4.18). In vielen Fallen ist auch eine Fotodokumentation zweckmaBig.

4.5.2 Aufnahme von Bohrungen im Lockergestein Die Ergebnisse von Bohrungen in Lockergesteinen sind in die genormten Formblatter fur Schichtenverzeichnisse (DIN EN ISO 22475-1, Anhang B) einzutragen, die aus einem Kopfblatt (B1), dem Bohrprotokoll (B2) und dem eigentlichen Schichtenverzeichnis (B4) sowie verschiedenen weiteren Protokollen bestehen: B3 - Probenentnahmeprotokoll B5 - Verfullprotokoll B6 - Protokoll uber den Ausbau von Grundwassermessstellen (Piezometer) B7 - Grundwassermessprotokoll. Fur die Beschreibung des Bohrguts gelten die Grundsatze der DIN 4020, der DIN EN ISO 14688-1 und -2 sowie EN ISO 14689-1 und erganzend dazu auch die DIN 18196. Von den Einzelangaben dieser Normen werden nachstehend nur die gebrauchlichen Bestimmungsmethoden wiedergegeben. Die DIN EN ISO 14688-1 verlangt fur die Beschreibung der Boden nur allgemeine Angaben der Korngr6Be (Haupt- und Nebenanteile), der Plastizitat und des organischen Anteils sowie

174

4 Erkundungsmethoden

Schichtenverzeichnis in Anlehnung an DIN 4022-1 Anhang B Aufschluss:

Projektbezeichnung: a) Bis

a,) Benennung und Beschreibung der Schicht m ----- -- . ----------- ...... _--_ .... _-- ......... ._---_ ..... . . _ unter a,) Erganzende Bemerkung Ansatzp.

b) b) Miichtig-

keit in m

f)

Beschaffenheit gemiiB Bohrgut

c)

Ortsiibliche Bezeichnung

g)

1 a)

Seite:

Beschaffenheit gemiiB Bohrvorgang

d)

Geologische Bezeichnung

h)

... - ._--

Farbe

e) ~

'"

~

m

'"

Gruppe

2

Datum:

Bodenklassen DIN 18300 WasserfOhrung; Feststellungen beim Bohren; Bohrwerkzeuge; Werkzeugwechsel; Sonstiges 3

Entnommene Probe

Art und Nr.

Tiefe inm (Unterkante)

4+5

6

a,) a,) b) +

b)

I

c)

d)

f)

h)

g)

e)

Name des Unternehmens:

Seite:

Schichtenverzeichnis in Anlehnung an DIN EN ISO 22475-1

Name des Auftraggebers:

Bohrverfahren:

Datum:

Durchmesser:

Neigung:

Aufschluss: Projektnr. :

Name und Unterschrift des BohrgeratefOhrers:

Projektbezeichnung:

1

2

3

4

5

6

7

Tiefe bis m

Bezeichnung der Boden- bzw. Felsart Erganzende Bemerkungen

Farbe

Beschreibung der Probe

Beschreibung des Bohrfortschritls

Proben

Bemerkungen

Kalkgehalt Geo!. Benennung (Stratigraphie)

- Konsistenz, Plastizitat, Harte einaxiale Festigkeit - Kornform, Matrix - Verwitlerung, Trennfliichen -usw.

Versuche

- Bohrbarkeit I Kernform - Typ - MeiBeleinsatz -Nr. - Tiefe - Beobachtungen etc.

- wasserfiihrung - Bohrwerkzeuge - Kernverlust - Kernliinge

Abb 4.19 Von der alten DIN 4022-1 etwas abweichendes Schichtenverzeichnis fOr die Aufnahme von Bohrungen im Vergleich mit dem Schichtenverzeichnis nach der aktuellen DIN EN ISO 22475-1.

erganzende Angaben iiber Zustandsform, sonstige Merkmale, Farbe, Geruch und die ortsiibliche Benennung einschlieBlich der geologischen Zuordnung. Auf dieser Grundlage erfolgt die Bohrkernaufnahme und das Ausfiillen der genormten Schichtenverzeichnisse (Abb. 4.19). Die Kurzbeschreibung des Bodens wird in Spalte 2 eingetragen. Eine der wichtigsten Angaben fUr die spatere bautechnische Beurteilung ist die Beschreibung der Probe in Spalte 4, namlich die Zustandsform bindiger Boden, die Lagerungsdichte rolliger Boden bzw. bei Fels die Festigkeit. Die Zustandsform eines bindigen Bodens kann im Feldversuch wie folgt ermittelt werden: breiig ist ein Boden, der in der geballten Faust gepresst, zwischen den Fingern durchquillt weich ist ein Boden, der sich leicht kneten lasst

steif ist ein Boden, der nur schwer knetbar ist, sich aber in der Hand zu 3 mm dicken Walzen ausrollen lasst, ohne zu brechen (Ausrollversuch) halbfest ist ein Boden, der beim Ausrollen zerbrockelt fest ist ein Boden, der sich nicht kneten Hi.sst, sondern zerbricht. Die Lagerungsdichte rolliger Boden kann bei den wenigsten Bohrverfahren nach dem Bohrwiderstand angegeben werden. Hierzu miissen Sondierungen im Bohrloch (Standard-Sondierung) oder zusatzliche Ramm- oder Drucksondierungen vorgesehen werden (s. Abschn. 4.4.6). Hinsichtlich der weniger gebrauchlichen Feldversuche zur Bestimmung der Bodenart, wie Trockenfestigkeit, Schiittelversuch, Reibe- und

175

4.5 Aufnahme von AufschlOssen (Schichtenverzeichnisse)

B1

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Plelstozliner Hang

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+

Schlcht 7

B1 Plelstozline Flusstonasse

B2 Z Z 0 ~

2

~)

Z ZZ

au

Holozline Aue

Z

0+ 2

83

Schlcht 7

Schlcht 7

Schicht Nr.

Geologische Benennung

bodenmechanische

1 2

Auelehm FluBkies Terrassenlehm Terrassenkies L6Blehm Hochterrassenkies Granitgrus

Benennung Ton [TM] Kies, sandig [GW] Ton [TM] Kies, sandig [GW] Ton, schluffig [TL] Kies, sandig [GW] Kies,sandig, schluffig [Grus]

3 4 5 6 7

Schneidversuch sowie Riechversuch als Hinweis auf organische Beimengungen wird auf DIN EN ISO 14688-1 verwiesen. Die Farbansprache (SpaJte 3) erfolgt nach dem visuellen Eindruck bzw. nach Farbtafeln. Farbanderungen unter der Einwirkung von Luftsauerstoff sind zu vermerken. Bei der Aufnahme von Baugrundbohrungen ist immer auch auf Anzeichen von Kontaminationen durch Umweltschadstoffe sowie auf Bodengasaustritte (s. Abschn. 16.7.6 und 17.2.6) zu achten. Anzeichen dafiir sind in den Schichtenverzeichnissen zu vermerken und zu melden. Auf die Problematik der bevorzugten Anwendung der A-Linie nach Casagrande fiir die Einstufung der Boden als Tone oder Schluffe ist

+

Z

Z

z

Abb. 4.20 Schichtansprache eines Hangprofils nach rein bodenmechanischer (oben) und nach geologischer Bennenung (unten) - aus FI-Rundbrief 56 nach HEISE, Leipzig.

bereits in den Abschnitten 2.5 und 3.2.3 verwiesen. Eine Benennung allein nach diesen rein bodenmechanischen Gesichtspunkten fiihrt zu einer Dominanz von TL-, TM-, TA- sowie z. T. UL- und UM-Boden. Urn Fehleinstufungen zu vermeiden, ist es unerlasslich, die (regional)geologisch-genetische Bezeichnung mit anzugeben und auch zeichnerisch darzustellen, wie z. B. Loss, Losslehm, Hanglehm, Auelehm, Geschiebelehm und -mergel sowie die verschiedenen Verwitterungsboden. Welche Foigen eine rein bodenmechanische Ansprache von Bohrproben nach TM - bzw. TL-Boden und eine geradlinige Verbindung von Schichtgrenzen haben konnen, zeigt Abb. 4.20.

176

4

4.5.3 Aufnahme von Bohrungen im Fels Fiir das Ausfiillen der Schichtenverzeichnisse von Bohrungen im Fels gilt ebenfalls DIN EN ISO 22475-1. Die Formblatter bestehen aus dem Kopfblatt, dem Bohrprotokoll mit bohrtechnischen Angaben (Bohrfortschritt, Kronenwechsel, Verrohrung, Spiilung) und dem eigentlichen Schichtenverzeichnis, in dem die Beschreibung des Kernmaterials auch wieder zu kurz kommt. Bei schwer unterscheidbaren Gesteinsarten ist ggf. ein erfahrener Regionalgeologe zuzuziehen oder es sind petrologische Untersuchungen, notigenfalls mittels Diinnschliffanalyse, vorzunehmen, urn Fehlinterpretationen bei der Kernaufnahme zu vermeiden (DEUTSCH 2001). Insgesamt gehort zu einer routinemaEigen Bohrkernbearbeitung eine geologisch -petrografische Bohrkernbeschreibung Angabe der Beschaffenheit des Kernmaterials Aufnahme der Trennflachenstrukturen fotografische Dokumentation Darstellung eines vorHiufigen geologischen Profils Beprobung fiir die verschiedenen Zwecke etwaige Bohrkernarchivierung. Die Beschreibung der Qualitlit des Kernmaterials erfolgt in Anlehnung an EN ISO 14689-1 (mit NAD, s. Abschn. 3.1) und nach DIN EN ISO

4 Erkundungsmethoden

22475-1. Darin werden folgende Begriffe verwendet: Felsgiitebezeichnung RQD (s. u.) Vollstandiger Kerngewinn SCR (in % der Kernlange) Gesamter Kerngewinn TCR (in % der Kernmarschlange) . Dariiber hinaus sind folgende Angaben iiber die Qualitat des Kernmaterials zweckmaEig: Kernstiicke mit vollstandig erhaltener Mantelflache Kernstiicke mit nur teilweise erhaltener Mantelflache Kernstiicke, die nicht mehr zu einem Zylinder zusammengefiigt werden konnen Bohrklein, wie z. B. grusig, sandig oder feinkornig « 0,6 mm) zerriebenes Gestein. Die Beschreibung der Kernstiicke kann weiter unterteilt werden in: groBstiickig > 10 cm stiickig 10-6 cm 6- 2 cm. kleinstiickig Die Angaben iiber die Qualitat des Kernmaterials sind maBgebend fiir die Abschatzung des Zerkliiftungsgrades des Gebirges und fUr das Erkennen von Storungszonen. Diese werden haufig von Kliiften in Abstanden von wenigen Zentimetern begleitet, die den Bohrkern stiickig bis kleinstiickig zerfallen lassen. Hier ist bei der Kernaufnahme zu entscheiden, ob engstandig zerkliifte-

Abb.4.21 Bohrkerne einer Wechselfolge des Mittleren Buntsandsteins. Oben im Bild St6rungszone mit Kakirit (s. Abschn. 3.4.4); nach unten Obergang zu tektonisch wenig zerbrochenem und kompaktem Gebirge.

177

4.5 Aufnahme von AufschlGssen (Schichtenverzeichnisse)

tes oder "zerbohrtes" Gebirge vorliegt (Abb. 4.21). Diese Faktoren, die an Bohrkernen zweifelsohne nur unzureichend erfasst werden konnen, sind aber unverzichtbare Merkmale fur das Abschatzen der tektonischen Beanspruchung des Gebirges, besonders wenn keine optischen Bohrlochsondierungen vorgenommen werden (s. Abschn.4.8.1). Bei umfangreichem Kernmaterial vergleichbarer Gesteine wird haufig versucht, die Felsgute, d. h. den Zerbrechungsgrad der Kerne zahlenmaBig zu klassifizieren. Die bekanntesten dieser Indexzahlen sind die Kliiftigkeitsziffer von STINI (Anzahl der Trennflachen je Meter Kernstrecke) und die RQD-Zahl (Rock-Quality-DesignationZahl). Mit dem RQD-Index nach DEERE (1963) wird die Felsqualitat anhand der Stuckigkeit der Bohrkerne quantitativ beurteilt. Er ist ein indirektes Ma13 fUr den Grad der Kluftigkeit und fur die Auflockerung des Gebirges und druckt den prozentualen Anteil der Kernstucklangen > 10 em, bezogen auf die Lange der Kernstrecke, aus (Abb. 4.22). Nachteilig ist dabei die Vernachlassigung der Kernstucke < 10 em, besonders da die Lange der Kernstucke sehr stark yom Bohrvorgang, dem Bohr- bzw. Kerndurchmesser und von der Bohrrichtung in Bezug auf die Ausrichtung der Trennflachen abhangig ist. Bei stark dunnbankigen oder plattigen Gesteinen werden sich die Kerne, durch den Bohrvorgang bedingt, entlang der Schichtflachen auflosen und niedrige RQD-Werte vortauschen. Das RQD-System ist au13erdem sehr stark yom Bohrverfahren (z. B. DoppelkernrohrlSeilkernrohr) und dem Verwitterungsgrad abhangig. Bei hoheren Verwitterungsgraden sollte das Verfahren nicht mehr verwendet werden. Der RQD-Index war seinerzeit ein erster Vorschlag fur eine Klassifizierung des Gebirges gema13 Abschn. 17.3.2, wobei DEERE (1963) folgende Einteilung vorgeschlagen hat, die heute noch verwendet wird: RQD (%) Gebirgsqualitat 0-25 sehr schlecht 25-50 schlecht 50-75 maBig/mittel 75-90 gut 90-100 sehr gut Bei tieferen Bohrungen ist besonders in massigen Gesteinen (z. B. Granit) auf plattigen oder auch

grusigen Zerfall der Bohrkerne zu achten, was moglicherweise auch auf das Vorhandensein gro13er Primarspannungen hindeutet (s. Abschn. 3.4.2). Die Festigkeit der Gesteine wird bei der Profil- bzw. Bohrkernaufnahme zunachst durch sog. Handprufverfahren ermittelt, wie der Zerbrechbarkeit von Hand bzw. der Hammerschlagprobe (Klang beim Anschlagen mit dem Hammer und Zerschlagbarkeit einer min 5· 5 . 2 em gro13en Gesteinsprobe auf harter Unterlage) und der Ritzbarkeit (DIN EN 14 689-l/NA), ggf. auch mit dem Betonprufhammer (Abschn. 2.6.10.2). In Anlehnung an DIN EN 1997-1, Anhang G, kann folgende Einteilung verwendet werden:

-------l L = 38 em

L

~<::J ~

=17 em

------1

L = 0 cm KernslUcke < 10 em

E

o a a

N

II Q)

L

= 20 em

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CI

c

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:co ~

tU

E c Q;

:.:: L = 43 em

/

--j

Sehiehtflaehen, Brueh infolge Bohrbeanspruchung

L = 0 em Kemverlust

• _______J Abb 4.22 Ermittlung der RQD-Zahl an einem Bohrkern (Firmenprospekt).

178

4

4 Erkundungsmethoden

Beschreibungsmerkmal

Druckfestigkeit q. (MN/m')

sehr murb

von Hand zerbrechbar

<1,25 MN/m2

murb

Abreiben von Kornern moglich

1,25- 5,0 MN/m'

maBig murb, gering fest

mit Stahlnagel leicht ritzbar

5,0- 12,5 MN/m 2

maBig hart, fest

leicht zerschlagbar, dumpfer Klang, mit Stahlnagel schwer ritzbar

12,5- 50 MN/m'

hart, sehr fest

mittelschwer zerschlagbar, heller Klang, mit Stahlnagel nicht mehr ritzbar

50-150 MN/m2

sehr hart

schwer zerschlagbar, hell bis hoch klingend

150-250 MN/m'

AuBerdem sind ggf. Angaben uber eine mogliche Wasserempfindlichkeit der Gesteine (s. Abschn. 3.4.1) und uber mogliche Zerfallstendenzen (s. Abschn. 3.4.2) zu machen. Bei einer strukturellen Bohrkernaufnahme werden alle Trennflachen erfasst und im Winkel zur Kernachse eingemessen (Schichtung, Schieferung, Kluftung). Bei linearen Elementen, wie z. B. Harnischen, wird nach Moglichkeit die Bewegungsrichtung dokumentiert (s. Abschn. 3.4.3). Fur die detaillierte Aufnahme des Trennflachengefiiges kann man bei gutem Kernmaterial auch die einzelnen Strukturen im MaBstab 1: 100 nachzeichnen oder am Bohrkern mit farbigen Filzstiften auf durchsichtige Folien durchzeichnen und anschlieBend mit speziellen Schablonen auswerten. Mit einem Bohrkern-Scanner konnen die Bohrkerne mit einer Videokamera abgescannt, die Daten zu einem Graustufen- bzw. Echtfarbenbild auf einen Bildschirm ubertragen bzw. abgespeichert und mit Grafikprogrammen weiter bearbeitet werden (WEBER 1994). Durch Loggen des Bohrlochs konnen mittels spezieller Videokameras Bohrlochscannerauf-

nahmen erstellt werden, die eine komplette 360o -Aufnahme der Bohrlochwandung ergeben und zusatzlich eine raumliche Auswertung des Trennflachengefuges ermoglichen. Auch Wassereintrittsstellen konnen erkannt und lokalisiert werden. Letztere fallen haufig mit stark zerbrochenen Kernstrecken zusammen und konnen deshalb am Kern schlecht oder gar nicht beurteilt werden (s. Abschn. 4.8.3). Dieselbe Bedeutung wie die Kernzerbrechung haben auch andere Schwach- und Fehlstellen der Kernstrecken, wie murbe oder entfestigte Zonen, dunne plastische Ton(stein)lagen, glatte Schichtflachen oder Harnischflachen, Glimmerlagen, Anlosungen oder andere Anzeichen fur Karsterscheinungen sowie auch Kernverluststrecken bzw. ein Durchsacken des Kernrohres. Bei solchen Bohrkernmerkmalen sind allgemeine Angaben, wie "ortlich stark bis vollig entfestigt" unzureichend. Sie mussen in den Schichtenverzeichnissen moglichst genau angegeben und in den Berichten entsprechend erlautert werden. Bei Kernverlusten sind die moglichen Ursachen mit dem Bohrmeister anzusprechen und ebenfalls in den Schichtenverzeichnissen anzugeben. Wegen des knappen Textes bei der listenmaBigen Bohrkernaufnahme nach DIN EN ISO 22475-1 wurden fruher haufig auf das einzelne Projekt abgestimmte, gebirgsspezifische Schichtenverzeichnisse verwendet, in der mehr gebirgsund objektrelevanten Bohrkernmerkmale einschliemich der Schichtung (s. Abb. 4.18 und 4.21) enthalten waren. Bei der heute EDV-bedingten Schematisierung und Rationalisierung wird davon kaum noch Gebrauch gemacht. Ein besonderes Problem ist die detaillierte Aufnahme von Schragbohrungen. Sie erfolgt am zweckmaBigsten durch direkte Einmessung der Kerne in nach Neigung und Richtung orientiert aufgestellten Holzgestellen. Die Orientierung der Kernstucke selbst erfolgt entweder nach bekannten Trennflachen (z. B. Schichtung) oder mittels orientiert gebohrter Kernstrecken. Die Schichtenfolge von Schragbohrungen kann mit den ublichen Schichtenverzeichnissen nur unzureichend erfasst werden. Die beste Losung durfte hier die direkte zeichnerische Darstellung der Schichtenfolge mit darunter aufgetragener Horizontalprojektion der Kliifte sein (Abb. 4.23). Eine solche Flachendarstellung ermoglicht in ungefalteten Gesteinen einen Vergleich der Schichtenfol-

179

4.6 Erfassen der Grundwasserverhaltnisse KB

KB

LSO

nicht nur der Aufschlussdaten und der Gebirgskennwerte aus Labor- und Feldversuchen, sondern auch die Verschneidung mit geometrischen Daten des Projektes und der Projektumgebung zu kombinierten Baugrundmodellen, die dann weiter interpretiert werden kannen. Problematisch ist derzeit noch der Datenaustausch zwischen verschiedenen Programmsystemen. Es ist zu hoffen, dass sich das in den DIN EN ISO 14688-3 und 14689-2 festgelegte XML-Datenaustauschformat (extendable markup language) durchsetzen wird, damit der plattformubergreifende Datenaustausch vereinfacht wird.

u.o

4.6 Erfassen der Gru ndwasserverha Itn isse

Abb. 4.23 Schichtenabfolge in Vertikal- und Schragbohrung mit Darstellung der gemessenen Kluftrichtungen in der horizontalen Projektionsebene. Erkennbare GroBkliifte sind durch dickere Striche dargestellt.

gen und eine Aussage uber die line are Verteilung der Klufte und erlaubt besser als jede Lagenkugelprojektion eine Abschatzung der Kluftverteilung. Auger der Kernbeschreibung im Schichtenverzeichnis ist es ublich, Bohrkerne zu fotografieren und die Bohrkernfotos als Gutachtenanlage mitzugeben. Mit guten Kernfotos kann meist besser gearbeitet werden als mit jeder anderen Darstellung. Sie k6nnen allerdings ein Schichtenverzeichnis nicht ersetzen. Wichtig ist, dass die Kernkisten ausreichend beschriftet sind und maglichst verzerrungsfrei fotografiert werden. Zur Darstellung und Weiterverarbeitung von Aufschlussergebnissen werden zunehmend GeoInformationssysteme und CAD-Anwendungen eingesetzt. Zu diesem Zweck mussen die einzelnen Merkmale und ihre Intensitat durch Kurzzeichen oder Symbole festgelegt werden. CADAnwendungen erlauben eine digitale Erfassung, Verarbeitung sowie eine schnelle Verfiigbarkeit

Fur die Erfassung der Grundwasserverhaltnisse und von Veranderungen der Grundwasseroberflache gelten die DIN 4020: 2003 und die DIN EN 1997-1. In Bezug auf die verschiedenen Arten des Auftretens von Grundwasser und die zu verwenden den Begriffe sei auf DIN 4049, T 1 bis T 3 sowie DIN EN ISO 22475-1 verwiesen. Eine Zusammenstellung zahlreicher Begriffe enthalt Abb.4.24. Bei der Aufnahme der Untergrundprofile ist auger den jeweiligen Wasserstanden auch auf Merkmale fur langzeitige Hoch- und Niedrigstande, d. h. auf den Schwankungsbereich des Grundwassers zu achten (Verteilung der Bodenverfarbung, Oxidationsflecken und -streifen sowie Konkretionen im Grundwasserschwankungsbereich, reine Reduktionsfarben im permanenten Grundwasserbereich) - s. a. Abschn. 9 und 11. Unterschiedliche Grundwasserstockwerke sollten in nebeneinander liegenden getrennten Messstellen (Messstellengruppen) erfasst werden, nicht in sog. Mehrfachmessstellen (s. DVWKMerkblatt 245). Unter Grundwasserhemmschichten oder sogar Grundwassernichtleitern kann Grundwasser, das von einem haher gelegenen Einzugsgebiet gespeist wird, unter einem haheren hydrostatischen Druck stehen, d. h. es liegt gespanntes Grundwasser vor, das eine nach oben gerichtete Stramungskomponente aufweist. Solche Erscheinungen sind im Vorland von Mittelgebirgen weit verbreitet. Liegt die Grundwasserdruckflache

180

4 Erkundungsmethoden

4

Quelle

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. . (Grund",asserl .. ter) . . .

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Abb.4.24 Begriffe und Beispiele fUr das Auftreten von Grundwasser in mehreren Stockwerken (a us DIN 4021).

unterhalb der Erdoberflache so spricht man von subartesisch gespanntem Grundwasser. Artesisch gespanntes tritt dagegen, z. T. fontanenartig, aus dem Bohrloch aus (s. a. Abschn. 20.3.2). In Gebieten, in denen verschiedene Grundwasserstockwerke oder hohere Wasserdriicke nicht auszuschlieBen sind, ist diesen durch Teleskopierung der Verrohrung und notigenfalls den Einbau einer Sperrverrohrung zu begegnen und ggf. der Einsatz eines Bohrlochpreventers zur sicheren Absperrung eines plotzlich auftretenden Wasserdrucks und zum kontrollierten Abbau desselben vorzusehen. Zu unterscheiden sind sog. Bohrlochabschlusspreventer und Drehpreventer, bei denen die Bohrarbeiten auch gegen driickendes Wasser weitergefiihrt werden konnen. Die Wirkungsweise der Preventer ist bei KOGLER (2008) beschrieben.

Bei Bohrungen ist jedes Auftreten von Wasser, auch von Wasserzulauf oberhalb der Grundwasseroberflache, im Schichtenverzeichnis anzugeben. Auch jede merkbare Veranderung des Wasserstandes im Bohrloch ist festzuhalten. Bei Einsatz von Spiilhilfe (Wasserzusatz) sind aIle wesentlichen Veranderungen der Splilung, die Spiilwasserstande zu Beginn eines jeden Bohrtages und vor allen Dingen Spiilverluste in den Tagesberichten bzw. Schichtenverzeichnissen anzugeben. Die Auswertung der tiiglichen Bohrwasserstiinde zu Beginn der Arbeitszeit (Abb. 4.25) ergibt wertvolle Hinweise auf die Hohenlage der Grundwasseroberflache sowie auf verschiedene Grundwasserstockwerke und auch auf die Durchlassigkeit des Gebirges. Bei Einsatz von Seilkernrohren ist allerdings zu beachten, dass die Bohrlocher jeweils bis zur Endtiefe verrohrt

181

4.6 Erfassen der Grundwasserverhaltnisse

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Abb.4.25 Auswertung der taglichen Bohrwasserstande (tot. = totaler Spiilungsverlust, 0 = kein Wasser im Bohrloch) und Verlauf der Ganglinien vor und wahrend eines Tunnelvortriebs (s. d. PRINZ & HOLTZ 1989)

sind. Eine genaue Aussage iiber die Hohenlage der Grundwasseroberflache erlauben die Bohrwasserstande nicht. Deshalb ist der Wasserstand nach Beendigung der Bohrung zunachst taglich zu mess en und der Ausgleich des Wasserspiegels abzuwarten. Dies kann bei wenig durchlassigem Gebirge mehrere Tage bis Wochen dauern. In diesen Fallen empfiehlt sich die Einrichtung von Grundwassermessstellen. Die Methode des Ausbias ens cler Bohrlocher mit Druckluft oder des einmaligen Auspumpens ist nicht unproblematisch, manchmal bildet sich durch den Spiilungsverlust urn das Bohrloch eine Art Wasserberg, der erst versickern muss (PRINZ & HOLTZ 1989). Der Ausbau von Bohrungen zu Grundwassermessstellen ist in DIN EN ISO 22475-1 und in dem DVGW-Arbeitsblatt W 121 (2003) beschrieben. Allgemein werden sog. offene Systeme in gut durchlassigem Untergrund eingesetzt und geschlossene Systeme zur Porenwasserdruckmessung bei geringer Durchlassigkeit. Ober den Ausbau einer Grundwassermessstelle bzw. eines Piezometers ist ein Protokoll zu fiihren. Au6erdem ist eine zeichnerische Darstellung zu fertigen. Die Norm enthalt dariiber hinaus weitere Vorgaben iiber die Durchfiihrung von Grundwassermessungen. Auch beim Riickbau von Grundwassermessstellen sind DIN EN ISO 22475-1 und das DVGW-Merkblatt W 135 zu beachten.

Ein offenes System besteht aus einem Standrohr, in dem der Wasserstand im Niveau des abgefilterten Bohrlochabschnitts gemessen wird. In einfachen Fallen konnen auch 2"-Spiilfilter oder Rammfilterbrunnen verwendet werden. Eine Grundwassermessstelle nach den oben genannten Richtlinien besteht aus einem Stahlrohr mit Abschlusskopf (ggf. Stra6enkappe), dem Vollwandrohr, dem Filterrohr und einem Bodenstiick bzw. dem Sumpfrohr (Abb. 4.26). Die Durchmesser von Grundwassermessstellen betragen DN 50 bis DN 150 (DN = Durchmesser Normal). Ein Durchmesser von DN 50 reicht zwar zur Grundwasserbeobachtung aus, kann aber nur mit kleinkalibrigen Schopfhiilsen, Saugpumpen (bis 7 m Tiefe) oder mit leistungsschwachen Kleinstpumpen 0 35-45 mm beprobt werden. Sind haufigere Probennahmen oder ein Pumpversuch vorgesehen, so miissen Grundwassermessstellen von vornherein mit ~ DN 125 ausgebaut werden (Abschn. 2.8.4.1 und Tab. 4.8). Grundwassermessstellen miissen auf ihre Funktionsfahigkeit gepriift werden. Dazu werden sie nach dem Ausbau kiargespiilt, damit die Triibe des Bohrwassers nicht den Filterkies und die Filterstrecke zusetzt. Dies geschieht am besten mit einer sog. Druckiuftpumpe, bei der iiber das Gestange Druckluft in die Messstelle eingeleitet und das Bohrwasser ausgeblasen wird. Unabhan-

182

4

4 Erkundungsmethoden

Oberflur

Wert, die elektrische Leitfahigkeit, das Redoxpotenzial und die Temperatur. Die normalen Grundwassertemperaturen liegen bei 8 bis 12°C. Bei einigen Grad hoheren Temperaturen liegt (wahrscheinlich an tektonischen Storungszonen) aufsteigendes niedrigthermales Wasser vor (s. Abschn. 20.1.1), das meist auch erhohte pHWerte und Leitfahigkeitswerte aufweist. Die elektrische Leitfahigkeit zeigt summarisch den Anteil an gelosten Ionen im Wasser. Durch Multiplikation mit dem Faktor 0,725 erhalt man angenahert den Abdampfruckstand in mg/I. Grundwasser weist im Allgemeinen Werte von 100 bis 5000 flS/cm auf. Das Redoxpotenzial bzw. die Redoxspannung (in m V) liefert Anhaltspunkte uber das ReduktiQns- oder Oxidationsvermogen des Grundwassers. Positive Werte zeigen einen Sauerstoffuberschuss an, ein negatives Redoxpotenzial (z. B. -200 m V) ist ein Anzeichen fur sauerstoffarmes, reduzierendes Grundwasser (s. Abschn. 9.2). Ein Kurzpumpversuch ist auch der geeignete Zeitpunkt fur die Entnahme von Wasserproben (s. Abschn. 9.5.1). Bei Pumpversuchen sind die wasserrechtlichen Auflagen (Erlaubnis) gemaB Abschn. 4.4.1 zu beachten. Der Bohrlochdurchmesser ist von vornherein auf den beabsichtigten Ausbau der Grundwassermessstellen abzustimmen, wobei der notige Ringraum flir den Filterkies von min. 30 mm, besser 50-80 mm, zu berucksichtigen ist. Sind tiefere Abdichtungen mit Quellton o. A. vorgesehen, sollte der Bohrdurchmesser 400600 mm betragen. Die AuBendurchmesser der Filterrohre sind in Tab. 4.8 angegeben. In druckendem Gebirge (z. B. in Rutschgebieten) und in rolligen Bodenarten mussen ab Tiefen von etwa 50 m ggf. starkwandige Filterrohre (DN 125-DN 300) vorgesehen werden.

Unterflur

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Abb. 4.26 Ausbauschema einer Grundwassermessstelle, Ober- und Unterflurausfiihrung (aus SCHWERTER

& KUNZE 1994).

gig davon kann spater in den Grundwassermessstellen ein Kurzpumpversuch mit Wasserprobennahme vorgesehen werden. Dafur ist in der Ausschreibung eine Pumpzeit von 2 bis 6 Stunden (Leistung je nach Durchmesser und Forderhohe) vorzusehen, zusatzlich 1 bis 3 Stunden flir das Messen des Wiederanstiegs. Wah rend des Klarpumpens sind die Wassermenge, die Absenkung und nachher der vollstandige Wiederanstieg in kurzen Zeitabstanden (s. Abschn. 2.8.4.1) zu mess en, damit eine Auswertung wie bei einem Kurzpumpversuch moglich ist. Auch bei Kurzpumpversuchen sind die Feldparameter fur die Grundwasserbeschaffenheit zu mess en und anzugeben. Diese sind der pH-

Tabelle 4.8 Au Ben- und Innendurchmesser der handelsublichen PVC-Vollrohre und -Filterrohre (quergeschlitzt, normalwandig). Nennweite

Zoll

11/4

11/2

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3

4

5

6

8

10

12

DN

mm

35

40

50

80

100

125

150

200

250

300

Innendurchmesser

35

41

52

79

103

128

152

205

255

297

AuBendurchmesser

42

48

60

88

113

140

165

225

280

325

AuBendurchmesser uber Muffe

46

52

64

94

119

149

176

240

297

345

4.6 Erfassen der Grundwasserverhiiltnisse Die Schlitzweiten der Filterrohre betragen bei normalwandigen PVC-Filterrohren 0,2/0,3/0,5/ 1,0/1,5 mm. Die Schlitzweite ist dem Kornaufbau des Grundwasserleiters anzupassen (s. Abschn. 2.1.6). Die iibliche Schlitzweite von 0,5 mm ist fiir Mittelsand (0,2-0,6 mm) bereits zu groG. Bei Fein-/Mittelsanden ist die kleinste Schlitzweite von 0,2 mm zu nehmen, damit der Mittelsand eine natiirliche Filterschicht aufbauen kann, die ein Zuschlammen mit Feinsand verhindert. Der Nachteil der kleinen Schlitzweiten ist aber, dass sie leicht verockern (s. Abschn. 9.2). Deshalb werden meist Filterrohre mit ;;:: 0,5 mm Schlitzweite verwendet und mit Baustellenvlies oder Gaze ummantelt. Der Ausbau der Grundwassermessstellen ist zeichnerisch darzustellen. Die Filtersande bzw. -kiese sind im Abschnitt 2.1.7 beschrieben (s. DIN 4924). Liegen mehrere Grundwasserstockwerke oder vertikale hydraulische Gradienten (s. oben) vor, so miissen die einzelnen Stockwerke getrennt verfiltert werden. Dabei ist wegen der Schwierigkeiten beim Abdichten der einzelnen Stockwerke gegeneinander zu empfehlen, fiir jede Messstelle eine besondere Bohrung niederzubringen. Die Abdichtung der einzelnen Grundwasserstockwerke erfolgt mit Abdichtungsstrecken von min. 8 m Lange aus hochquellfahigen Compaktonitbzw. Quellon-Betonitpellets (besser als Tonkugeln oder wenig quellfahiges Tongranulat), bzw. heute auch mit sog. Brunnendammer, der unter Verwendung eines Kalkmergels mit erhohter Tonkomponente hergestellt wird. Notigenfalls erfolgt die Bohrlochabdichtung mit Zement-Bentonit -Suspension bzw. bei Auftreten von artesisch gespanntem Grundwasser mit Bentonit-Schwerspat-Abdichtung. Will man die Abdichtungsstrecken durch y-Strahlenmessung kontrollieren (s. Abschn. 4.8.3), so muss strahlungsaktives Abdichtungsmaterial, Z. B. entsprechende Bentonitpellets, verwendet werden. Geschlossene Systeme sind nur punktuell in einer bestimmten Tiefe verfilterte, sonst abgedichtete Messstellen des Porenwasserdrucks (s. Abschn. 2.6.2 und Abb. 4.27). Sie werden bevorzugt zur Bestimmung des Porendrucks in Untergrundsituationen sehr geringer DurchHissigkeit sowie zur Messung von Porendruckanderungen unter artesischen Bedingungen eingesetzt. Die Messung erfolgt mittels hydraulischer, pneumatischer oder elektrischer Systeme. Einzel-

183 TerralnOberflache SChutzschlcht _ Messrohrchen () 8 mm

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Bohrlochabd,chtung

. Piezometer. mit Ouarzhlter } Filter · . Sandi liter strecke -

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-

-

-

Seebodenlehm - (tomger Silt)

Abb. 4.27 Prinzip eines Piezometers in einem wenig durchliissigen Untergrund (aus SCHAR 1992).

heiten dazu S. DIN EN ISO 22 475-1. Der gemessene Porenwasserdruck ist bezogen auf den atmospharischen Druck in Gelandeniveau anzugeben. Mit modernen Geraten k6nnen die Messwerte automatisch zu einem Datensammler (Daten-Logger) in einer Zentrale iibermittelt werden. Die erforderliche Messgenauigkeit muss vorab festgelegt und eine entsprechende Messeinrichtung gewahlt werden Fiir verschiedene geotechnische Zwecke kann die Entnahme von Grundwasserproben erforderlich werden: Untersuchung auf den Angriffsgrad gegeniiber Beton und andere korrosive Eigenschaften (s. Abschn. 9.5.1) Untersuchung auf Verockerungsgefahr und andere Ausfallungen (s. Abschn. 9.2 und 17.2.5.3) Untersuchung der Grundwasserbeschaffenheit als Folge von BaumaGnahmen oder Umweltfaktoren (s. Abschn. 7.4.4). Die Gerate und das Vorgehen bei der Entnahme von Wasserproben sind in den Abschn. 9.5.1 beschrieben. Allgemeine Hinweise enthalt auch DIN EN ISO 22475-1. Das Messen der Wasserstande erfolgt in der Regel mittels Kabellichtlot (0 14-20 mm) auf

4

184

4 Erkundungsmethoden

LOCKERGESTEIN KurzBcnennung zeicben Bodenart 1Bcimengung

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Schluffstein

Tst

Tonstein

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Kalkslein

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Mergelstein

Dst

Dolomilstein

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Konglomeral, Brekzie

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Gips

Ahst

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dicht

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ErguBgestein Metamorphit

halbfesl

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~

Grundwasser, eingestellt (Ruhewasserstand)

Sickerwasscn:ulauf Bohrkern, untersuchl

Abb. 4.28 Zeichnerische Darstellung, Kurzzeichen und Zusatzzeichen fUr Boden und Fels in Anlehnung an DIN 4023 (nach SCHWERTER, Zittau).

185

4.7 Darstellen der Boden- und Felsarten

± 1 cm genau. Die Messung von artesischem Grundwasser kann entweder durch entsprechende Rohruberstande oder durch aufgesetzte Druckmesswertaufnehmer (Manometer) vorgenommen werden. Hierbei ist auf Frostsicherheit der Messstellen zu achten. Fur Messungen uber einen langeren Zeitraum konnen die einzelnen Grundwassermessstellen mit Schreibpegeln ausgestattet werden. Die Abfrage der gespeicherten Messdaten kann in gewissen Zeitabstanden mit einer Mobilstation erfolgen. Bei Grundwasserleitern mit machtigen, relativ undurchlassigen Deckschichten konnen Luftdruckanderungen Standrohrspiegeldifferenzen von einigen Dezimetern bewirken. Dieser barometrische Effekt wird im Allgemeinen nicht berucksichtigt (s. d. HOLTING & COLDEWEY 2009:44). Bei der Bewertung von Grundwassermessungen mussen die Lokalitat, der Untergrundaufbau, die Jahreszeit und das Niederschlagsgeschehen sowie die Dauer der Messperiode berucksichtigt werden (s. Abschn. 9.1 und DIN EN 1997-2, Anhang C). Wenn keine Referenzmessstellen zur Verfugung stehen, muss rechtzeitig auf die Notwendigkeit von Langzeitmessungen hingewiesen werden.

4.7 Darstellen der Bodenund Felsarten Die Ergebnisse von Bohrungen, Schurfen und anderen Aufschlussen werden zeichnerisch nach DIN 4023:2006 dargestellt. Die Norm ist den internationalen Vorgaben weitgehend angepasst. Bohrungen werden darin vereinfacht mit den Kurzzeichen B (bore hole), Schurfe mit TP (trial pit) bezeichnet. Die Schichtenfolge von Bohrungen und Schurfen sollen in Saulenform von 1 cm bzw. 2 cm Breite dargestellt werden, bei Schurfen auch in flachiger Darstellung. Die Boden- und Felsarten einschlieBlich der wichtigsten ortsublichen bzw. geologischen Bezeichnungen werden durch die in Abb. 4.28 bzw. den in DIN 4023 angegebenen Zeichen, Kurzformen und Farben (DIN 4023, Tab. A.I) wiedergegeben und zwar entweder nach typischen Bodenarten (ortsubliche Bezeichnung) oder nach Haupt- und Nebenanteilen (Abb. 4.29).

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Abb. 4.29 Beispiel fOr die Darstellung eines Untergrundprofils gemaB DIN 4023:2006.

Bei den Bodenarten werden die Hauptanteile uber die gesamte Saulenbreite dargestellt, die Nebenanteile nur in der rechten Saulenhalfte. Die Konsistenz feinkorniger Boden und die Lagerungsdichte grobkorniger Boden werden rechts neben der Bodensaule angegeben. Die Zeichen fur Felsarten erfuhren eine vollstandige Dberarbeitung mit jetzt 18 Einzelzeichen und Kurzformen. Die Kurzformen und die Verwitterungsstufen werden rechts neben der Saule gekennzeichnet. Bei vollstandiger Verwitterung wird die Gesteinsart und das Kurzzeichen verwendet, erganzt durch das Verwitterungszeichen.

186

4 Erkundungsmethoden

Tab. 4.9 Gegenuberstellung der Kurzbezeichnungen nach DIN EN ISO 14688-1 und DIN 4023 Kurzzeichen nach DIN EN ISO 14688- 1

DIN 4023

Blocke

Bo

Y

Steine

Co

X

Kies Grobkies Mittelkies Feinkies

Gr CGr MGr FGr

G

Sand Grobsand Mittelsand Feinsand

Sa CSa MSa FSa

S

Schluff Grobschluff Mittelsand Feinsand

Si GSi MSi FSi

U

Ton

CI

T

Angaben iiber das Grundwasser und iiber entnommene Proben mit der Entnahmekategorie (A, B, C) werden durch zusatzliche Zeichen auf der linken Saulenseite dargestellt (Abb. 4.29). Bei den Kurzzeichen der Boden- und Felsarten sind die Gruppensymbole der DIN 18196 (s. Tab. 3.1), die Kurzzeichen fiir Bodenarten nach DIN EN ISO 14688-1 und die Kurzformen der DIN 4023 zu unterscheiden (Tab. 4.9). Die Gruppensymbole der DIN 18196 konnen zur besonderen Kennzeichnung in einen Kreis gesetzt werden (Abb. 4.29). Die Dokumentation und die zeichnerische Darstellung von Bohrprofilen und von Ausbauplanen der Grundwassermessstellen erfolgen heute in der Regel aufEDV-Basis. Die grafischen Gestaltungsmoglichkeiten reichen von der automatischen Zeichnung einzelner Bohrprofile bis hin zu Schnittdarstellungen mehrerer Bohrungen bei frei wahlbarem MaBstab und heute auch der Einbindung von Aufschlussergebnissen in bestehende Plane in 2D oder 3D.

4.8 Bohrlochmessungen Geophysikalische und geotechnische Bohrlochmessverfahren gewinnen besonders in Festge-

Kurzform nach

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gG mG

fG gS mS

fS

steins bohrungen immer mehr an Bedeutung. Der Einsatz der einzelnen Verfahren richtet sich nach der ingenieurgeologischen Fragestellung bzw. der Aussagekraft des einzelnen Verfahrens und den gebirgsspezifischen Moglichkeiten. Wenn solche Messungen beabsichtigt sind, ist der notige Bohrlochdurchmesser bzw. Ausbau zu beachten.

4.8.1 Bohrlochsondierungen In nicht zu stark gekliiftetem Gebirge (Nachfallgefahr) kann die Aufnahme bzw. Uberpriifung des Trennflachengefiiges mittels Videokamerabefahrung erfolgen. Die Aufnahmen sind in axialer (nach unten) und in radialer (seitlicher) Richtung moglich. Bohrloch(farb)fernsehsonden liefern iiber der Grundwasseroberflache ein direktes Bild der Bohrlochwandung (Standfotos, Videofilme), der Raumstellung der Trennflachen, ihrer Offnungsweite und auch iiber den Wasserzulauf aus Kliiften. Durch Abpumpen und Befahren mit einer Kamera konnen Wasserzutritte in das Bohrloch lokalisiert werden. Die erforderlichen Bohrlochdurchmesser sind gerateabhangig und betragen z. B. fiir Schwarz-WeiB-Gerate 113 mm und fiir Farbfernsehsonden 146 mm. Die Einsatztiefe be-

187

4.8 Bohrlochmessungen

tragt bei den meisten Anbietern bis 100 m. Bei leicht triibem Wasser im Bohrloch ist der Einsatz bereits fraglich. Die Auswertung sollte im Vergleich mit dem Bohrkern bzw. den Kernfotos erfolgen und erlaubt eine wesentlich zutreffendere Deutung der Kernzerbrechung (auch von Kernverluststrecken) und von zerbohrtem Kernmaterial als allein die Kernansprache (s. Abschn. 4.5.3). Die Auswertung von Strukturelementen erfolgt gemag Abb. 4.31. Ein weiteres Einsatzgebiet fiir Bohrlochkameras ist die Kontrolle defekter Grundwassermessstellen.

4.8.2 Bohrlochabweichungsmessungen Wechselnde Gesteinsharte und/oder ein Einfallen der Schichten sowie gerate- und arbeitsbedingte Einflussfaktoren, bei geneigten Bohrungen oder Horizontalbohrungen dazu noch die Schwerkraft, bewirken immer eine gewisse Richtungsabweichung von Bohrungen. Bei flach einfallenden Schichten wechselnder Harte und bei geschieferten Gesteinen treten haufig Abweichungen gegen die Einfallsrichtung auf, wahrend bei steilem Schichtfallen die Bohrung in der Regel in Richtung der Schichtneigung abweicht. Die Richtungsabweichung von Bohrungen betragt bei sorgfaltig ausgefiihrten vertikalen Kernbohrungen bis 100 m Tiefe 3 %, bei tieferen Bohrungen bis zu 5 %. Bei ungiinstigen Gebirgsverhaltnissen ist mit Abweichungen bis zu 10 % zu rechnen, bei Horizontalbohrungen bis 15 %. Wenn eine Genauigkeit von mehr als 5 % erforderlich ist, wie etwa bei der Festlegung der Raumstellung von Trennflachen und der genauen Schichtmachtigkeiten, sind Bohrungen mit Stabilisatoren im Bohrstrang oder gleich Bohrlochneigungsmessungen vorzusehen. Gesteuerte Zielbohrsysteme fiir vertikale, geneigte oder horizontale Bohrungen ermoglichen eine Zielgenauigkeit von < 0,5% (NIESE 2003). Der Aufwand ist aber fiir Erkundungsbohrungen in der Regel nicht vertretbar. Die herkommlichen Bohrlochabweichungsmessungen (BA) basieren auf Single- oder Multishot-Messungen. Dabei wird das Bild eines Neigungsmessers und eines Kompasses in regel-

magjgen Zeit- bzw. Tiefenabstanden fotografiert und so die Lage und Richtung der Messsonde im Bohrloch festgehalten. Die genannten Verfahren werden fiir Vertikalbohrungen noch haufig eingesetzt. Fiir geneigte und horizontale Bohrungen werden teilweise schon Inertialmesssysteme verwendet (NIESE 2003).

4.8.3 Geophysikalische Bohrloch messungen Bei den geophysikalischen Bohrlochmessungen werden einerseits die Bohrlochspezialverfahren zur Ortung von Storungs- und Verkarstungshorizonten unterschieden (s. Abschn. 17.2.4 und 19.3.2) sowie andererseits die konventionellen Logging-Verfahren zur Erkundung der im Bohrloch unmittelbar aufgeschlossenen Gesteine. Das Loggen des Bohrlochs mittels optischer oder geophysikalischer Verfahren hat sich als rationelle Methode zur Beschaffung zusatzlicher Informationen iiber das Aufschlussergebnis und zur Ausbaukontrolle von Grundwassermessstellen erwiesen. Dabei werden verschiedene physikalische Messverfahren angewendet, die einzeln oder in Kombination eine durchgehende und objektive Bestimmung gesteinsspezifischer petrophysikalischer Parameter entlang der Bohrlochwandung ermoglichen. Die Messverfahren sind in Lockerund Festgesteinen unterschiedlich. Wahrend im Lockergestein vorwiegend Tongehalt, Lagerungsdichte, Wassergehalt und Porositat bestimmt werden, sind im Festgestein Lithologie, Entfestigung, Kliiftigkeit, Wasserfiihrung und ggf. elastische Kenngr6gen gefragt. In verrohrten Bohrungen konnen nur Ultraschall- oder radiometrische Messverfahren eingesetzt werden. Je nach Aufnahmetechnik und Auswertesoftware konnen die Bohrlochwandbilder in unterschiedlichen Darstellungen visualisiert werden. Bei den Gamma-Ray-Logs wird die natiirliche y-Eigenstrahlung der Gesteine (GR S Gamma integral) gemessen, deren Intensitat von dem Gehalt der natiirlichen radioaktiven Nuklide (in ppm) von Kalium (GR. K), Uran (GR. U) und Thorium (GR. Th) abhangt, die sich in Tonen und am Feinkorn der Gesteinsmatrix von Sedimentgesteinen anreichern. Die Gamma-Strahlung eines Sedimentgesteins ist somit ein Mag fiir

188

4 Erkundungsmethoden

dessen Tongehalt. Die Gammasonden konnen tiber und unter der Grundwasserobertlache in verrohrten oder unverrohrten Bohrungen eingesetzt werden. Auch die Kontrolle von Tondichtungen in Grundwassermessstellen oder Bohrbrunnen kann damit vorgenommen werden (s. Abschn. 4.6). Die Strahlungsintensitat von Gamma-Ray wird in API -Einheiten (standardisierte Einheit nach American Petroleum Institute) gem essen und ist abhangig yom Salzgehalt des Formationswassers (Umrechnung auf frtiher verwendete Einheiten s. BENDER 1985, S. 629). Die Gamma-Dichte-Messung ist eine aktive Dichtemessung auf der Grundlage der yom Gestein zuriickgestreuten Gammastrahlung. Die Riickstreurate ist umgekehrt proportional der Gesteinsdichte (in g/cm 3). Die Dichtemessung zeigt sowohl die lithologische Abfolge als auch Autlockerungs- bzw. Storungszonen an. Die Messung kann ebenfalls in verrohrten und unverrohrten Bohrungen iiber und unter der Grundwasserobertlache ausgeftihrt werden. Die

Messung wird meist mit Gamma-Ray-Logs sowie einer Kalibermessung und der Messung des elektrischen Widerstandes kombiniert (Abb. 4.30). Eine Kontrolle mit Gamma-Ray-Logs ist zweckmaBig, da bei einer hohen natiirlichen Gammastrahlung generell zu niedrige Dichtewerte gemessen werden. AuBerdem ist zu beachten, dass eine Dichtebestimmung nach GammaGamma-Log immer Gebirgswerte ergibt, die niedriger sind als an Bohrproben ermittelte Dichtewerte. Zur Darstellung der Bohrlochwand stehen auBer den direkten Fernsehaufnahmen (s. Abschn. 4.8.1) zwei weitere bildgebende Messsysteme zur Verfiigung, namlich optische und akustische Scanner. Bei den optischen Bohrlochscannern (ETIBS; Ettlinger Total Image Borehole System) wird die Bohrlochwand, oft im Schutze der mitgefiihrten Seilkernbohrverrohrung, mit einer Bohrlochkamera abgescannt und richtungsorientiert auf einem Monitor als echtfarbige Darstellung der Bohrlochwand wiedergegeben. Die Gefiigeelemente wie Kliiftung, Schichtung,

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Abb 4.30 Darstellung geophysikalischer Messergebnisse Ober die Bohrlochtiefe.

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189

4.8 Bohrlochmessungen

Schieferung u. a. werden als Verschnittlinie mit der zylindrischen Bohrlochwand dargestellt. Das Verfahren ist nur oberhalb des Grundwasserspiegels oder bei hinreichend klarem Wasser einsetzbar (FECKER & Lux 2001). Der Sondenteil mit der Optik reicht nur wenige Zentimeter aus der Verrohrung, so dass in nicht standfesten Bohrlochern kein Verlust der Sonde zu befiirchten ist. Beim Akustischen Bohrlochfernsehen (ABF, Acoustic Borehole Televiever) wird die Bohrlochwand mit einem Ultraschallimpuls nach dem Prinzip des Impuls-Echo-Verfahrens abgetastet

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und in Graustufen oder Falschfarben als Abwicklung iiber dem Bohrlochumfang, nach Norden orientiert dargestellt. Strukturelle Informationen, wie Schichtflachen, Schieferung, Kliifte und andere Schwachezonen (tektonische StOrungen, Gleitflachen) werden im Televiewerbild sinusformig wiedergegeben und konnen orientiert werden (Abb. 4.31 und HATSCH 1994). Akustische Messungen konnen in unverrohrten oder mit Kunststoffverrohrung (nicht mit Kiesfilter) ausgestatteten, mit Wasser oder Spiilung gefiillten Bohrungen eingesetzt werden. Die Bohrlochbilder eignen sich auch gut zur Korrelation bzw. Orientierung der Bohrkerne (SCHEPERS & TouMANI 1997; ALTHAUS & RAKERS 1998; FRICKE & SCHON 1999). Die bildgebenden Messverfahren werden in der Regel mit Messungen des Bohrlochkalibers (CAL) und Schallwellenmessungen (sonic) kombiniert. Bei der Kalibermessung (CAL) wird die Bohrlochwand mit federnd angedriickten Armen abgetastet. Sie dient der Korrektur anderer Bohrlochmessungen. Bohrlochwandausbriiche sind ein Anzeichen abgeminderter Gebirgsfestigkeit (Abb. 4.32). Bei der Bohrloch-Ultraschallseismik (Full Wave Sonic, FWS) werden mit einer Sonde dis-

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Abb.4.31 Aufnahme und Auswertungsschema einer ABF-Messung (Firmenprospekt).

Abb. 4.32 Bohrloch-Intervallseismik in einer Granitbohrung: bis 7,5 m vergruster Granit (Vp < 2000 m/s), bis 16 m fester Granit bis 23 m harter, klOftiger Granit (Vp = 3000-5000 m/s) bei 24 m Storungszone

190

kontinuierlich oder kontinuierlieh die Laufzeiten eines Ultraschallimpulses entlang der Bohrlochwand gemessen (Abb. 4.32). Die Kompressionswellengeschwindigkeit Vp ist ein empfindlicher Indikator fiir die Lithologie (Gesteinsdichte) und die Gebirgsfestigkeit (Kliiftigkeit, Storungszonen). Sonicsonden konnen in fliissigkeitsgefiillten offenen oder verrohrten Bohrungen ausgefiihrt werden. AuBer den hier aufgefiihrten Standardmessungen stehen noch eine Anzahl weiterer Bohrlochmessverfahren zur Verfiigung, die je nach Aufgabenstellung einzeln oder kombiniert eingesetzt werden konnen. Ein weiteres Tatigkeitsfeld ist die Kontrolle von Tonsperren im Ringraum von Grundwassermessstellen oder Absenkbrunnen sowie der Kompaktheit und Homogenitat der eingebrachten Kiesschiittung (s. Abschn. 4.6 und DVGW-Arbeitsblatt W 110 "Geophysikalische Untersuchungen in Bohrlochern und Brunnen - Zusammenstellung der Methoden". Das Messprogramm sollte im Hinblick auf die Untersuchungsziele, die Bohrlochbedingungen und die verschiedenen Moglichkeiten im Dialog mit dem Geophysiker festgelegt werden. Einzelheiten, auch iiber spezielle Messmethoden und ihre Auswertung, bringen SCHEPERS & TOUMANI (1997), ALTHAUS & RAKERS (1998), FELFER (2006) und SCHON (2006). AuBer dies en konventionellen Logging-Verfahren, die in der Regel nur eine seitliehe Erkundungstiefe von wenigen Dezimetern haben, stehen auch eine Reihe bohrlochgeophysikalischer Messverfahren zwischen zwei oder mehreren Bohrlochern zur Verfiigung. Bei dies en tomografischen Verfahren werden seismische oder geoelektrische Geber und Empfanger in zwei, nieht mehr als 50 m voneinander entfernten Bohrungen eingesetzt, die unverrohrt oder mit Kunststoffrohren verrohrt sein konnen. Das Verfahren funktioniert iiber und unter der Grundwasseroberflache und extrapoliert die Informationen in Bohrlochlangsachse auf die Flache zwischen den Bohrungen. Auch Storkorper konnen erfasst werden (LEHMANN et al. 1997; ALTHAUS & RAKERS 1998 und Abschn. 19.3.2).

4 Erkundungsmethoden

4.8.4 Verschiebungsmessungen in Bohrlochern Zur Dberwachung der Standsicherheit und der Verformungen von Hangen und von Erd- und Felsbauwerken wahrend und nach dem Bau werden zunehmend Verschiebungsmessungen langs und quer zur Bohrlochachse vorgenommen. Fiir Verschiebungsmessungen langs der Bohrlochachse werden sog. Extensometer (DGGTEmpfehlung N r. 15 und DIN 4107-2) benutzt, mit denen, wie der Name besagt, die Extension in Langsachse einer Bohrung gemessen wird. Bei Stangenextensometern erfolgt die Verschiebungsmessung mit Hilfe von im Bohrloch bzw. Gebirge verankerten Festpunkten, in denen frei bewegliche Gestange verankert sind, die einzeln in den Extensometerkopf hochgefiihrt werden (Abb. 17.34). Die Ablesung erfolgt iiber Messuhren am Extensometerkopf und muss durch Nivellements an absolute Hohenmessungen angeschloss en werden. Die hohe Messgenauigkeit von 0,01 mm ermoglicht die Erfassung selbst kleinster Verformungen, bringt aber auch eine starke Abhangigkeit von auBeren Einfliissen, wie Z. B. Schwindverformungen der Gelandeoberflache (s. Abschn. 6.2.2), die jedoch durch fachgerechten Einbau und rechtzeitig vor den Aushubarbeiten beginnende Messreihen eliminiert werden konnen. Ein weiteres Gerat zur Ermittlung der relatiyen axialen Verschiebung entlang einer Messlinie (Bohrloch) ist das Sondenextensometer oder Gleitmikrometer (Abb. 4.33). Es handelt sieh urn ein Dehnungsmessgerat, bei welchem die axialen Abstandsanderungen zwischen jeweils zwei benachbarten Messmarken (Abstand 1 m) gegeniiber einer Basislange angezeigt und in einem Zeit -Verformungs-Diagramm dargestellt werden. Hauptanwendungsgebiete beider Messverfahren sind Bewegungen infolge Ausbruch- oder Aushubarbeiten (s. Abschn. 17.5.3und 5.5.3.3) und das Verfolgen von Tiefensetzungen. Einzelheiten sind bei PAUL & GARTUNG (1991) nachzulesen. Inklinometermessungen sind Verschiebungsmessungen quer zur Bohrlochachse. Dabei wird mit einer Neigungssonde in einem in eine Bohrung eingebauten Messrohr mit Fiihrungsnuten in Abstanden von 1,0 bzw. 0,5 min zwei zuei-

191

4.8 Bohrlochmessungen

4 HPVC ROHR

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Abb. 4.33 Arbeitsweise eines Gleitmikrometers in einer entsprechend ausgebauten Bohrung (Firmenprospekt).

nander senkrechten Richtungen der Neigungswinkel bestimmt und die sich daraus ergebenden Horizontalabweichungen polygonzugartig summiert (Abb. 4.34). Als Messrohre werden diinnwandige (3,5 mm Wandstarke) und ab 50 m Messtiefe dickwandige (5 mm) Kunststoffmessrohre (ABS) empfohlen. Als Ringraumverfiillung sollten hydraulisch abbindende, suspensionsstabile Materialien mit geringer Endfestigkeit verwendet werden, welche durch ihren geringen Dampfungsfaktor die Messergebnisse am wenigsten verfalschen (DULLMANN et al. 2009, 2010, DGGT-Empfehlung Nr. 21 und DIN 4107-3). Die Auswertung erfolgt meist reiativ, d. h. unter der Annahme, dass sich der unterste Punkt des Messrohres nicht verschoben hat (Abb. 15.10). Bewegungen an konkreten Scherflachen werden wegen der Dampfung durch das Messrohr in ihrer genauen Lage "verschmiert" wiedergegeben. Durch geodatische Einmessung des Bohrlochkopfes konnen absolute Deformationen ermittelt werden. Bei Gesamtbewegungen von 30 bis 80 mm wird die Kriimmung des Rohres zu stark, so dass die 1,0 bzw. 0,5 m lange Messsonde nicht mehr weiter eingefahren werden kann. Dieser Nachteil tritt bei festinstallierten Neigungsgebern, wie dem sog. TDR-System (Time Domain Reflectometry) nicht auf, das mit einem im Bohrloch installierten Koaxialkabel arbeitet (SINGER & THURO 2007; THURO et al. 2009). Inklinometermessungen zeigen die Verteilung der Horizontalverschiebungen entlang der vertikalen Messlinie des Bohrlochs und lokalisieren

den Bewegungshorizont. Das Hauptanwendungsgebiet sind Kontroll- bzw. Bewegungsmessungen an rutschverdachtigen Boschungen oder Hangen sowie Vertikalitatspriifungen von Bohrlochern bei Felsbauwerken.

x

=I sinQ

Abb. 4.34 Messprinzip einer Neigungsmessung mit Inklinometer (aus SIMEONOVA 1984).

192

Zur Vermessung horizontaler und starker geneigter Bohrungen werden seit Jahrzehnten Kompasssonden (Single- und Multi-Shot), Knickwinkelsonden oder mobile bzw. stationare Deflektometersonden eingesetzt (BOCK et al. 1997).

4 Erkundungsmethoden

Bei den Deflektometern handelt es sich urn gelenkig verbundene Stangen, deren Winkelabweichungen zueinander gemessen werden (s. a. DIN 4107-3).

55

• ru glin Einfuhrung die Berechn ngsverfahren Berechnungsverfahren fur Flachgrundungen und Ge andebruch Gelandebruch

5.1 Grundlagen Der erste Schritt bei der Auswertung der Ergebnisse einer Baugrunduntersuchung ist die Festlegung eines Baugrundmodells anhand der zur Verfiigung stehenden Schichtenprofile und Sondierdiagramme in Form von Langs- und Querschnitten. Das Baugrundmodell muss folgende Angaben enthalten: Aufbau des Baugrunds mit Schichtenfolge und -lagerung, Homogenitatsbereiche Grundwasserverhaltnisse mit Angabe der Wechselstande, Grundwasserleiter und -nichtleiter, Durchlassigkeiten, Angriffsgrad gegeniiber Beton, Versickerungsmoglichkeiten Baugrundkennwerte der einzelnen Schichtglieder bzw. Homogenbereiche Beschreibung von besonderen Inhomogenitaten, wie gro6ere Kliifte oder mogliche Gleitflachen, tektonische Storungszonen, Hohlraume und sonstige Storkorper. Die Hohenlage und Neigung des Gelandes, die Schichtgrenzen und Wasserspiegelhohen gelten dabei im Sinne der DIN EN 1997-1 als geometrische Vorgaben. Angaben iiber die Bereiche zwischen den Aufschliissen werden linear interpoliert oder (besser) nach geologischer Erfahrung subjektiv festgelegt (Abb. 4.20). Trennflachen bzw. Storungszonen sind moglichst winkelgetreu darzustellen. Mit Hilfe geostatistischer und stochastischer Methoden konnen solche Baugrundmodelle prazisiert und in ihrer Zuverlassigkeit verbessert werden. Trotzdem stellen diese Baugrundmodelle immer eine mehr oder weniger deutliche Vereinfachung der realen Untergrundsituation dar. Noch vorhandene Unsicherheiten miissen aufgezeigt werden und das Modell dem H. Prinz et al., Ingenieurgeologie © Spektrum Akademischer Verlag Heidelberg 2011

jeweiligen Untersuchungsstand angepasst und seine Richtigkeit beim Aushub der Baugrube kontrolliert werden. Der Baugrund erleidet unter der Lasteinwirkung eines Bauwerks Verformungen, wobei zunachst eine Verdichtung eintritt, durch die seine Festigkeitseigenschaften verbessert und seine Tragfahigkeit erhOht werden. Dies gilt aber nur bis zu einer gewissen Grenze. Wird diese iiberschritten, so treten gro6e Deformationen auf, die im Endstadium auch ohne weitere Belastung weitergehen und zu einem Versagen (z. B. Grundbruch) fiihren (Abb. 5.1). Folgende Verformungen des Baugrundes konnen unterschieden werden: Setzung = mehr oder weniger kontinuierlich verlaufende lotrechte Verformung (in Richtung der Schwerkraft) infolge einer Spannungszunahme oder von Erschiitterungen Fundament

Fundamentbelaslung

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wenig tragfahiger Untergrund

Abb.5.1 Baugrundverhalten unter Lasteinwirkung (nach SCHAR 1992).

194

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr Flachgriindungen und Geliindebruch

Hebung = lotrechte Lageanderung infolge einer Spannungsabnahme und Schwellen bzw. Quellen des Bodens Senkung = groBflachige Lageanderung infolge Materialentzug durch Hohlraumbildung (Verkarstung, Bergbau) oder der Entnahme von Fluiden Sackung = mehr oder weniger spontan auftretende Sattigungssetzung eines teilgesattigten Bodens bei starker Durchnassung infolge Umlagerung im Korngerust, ohne Anderung des Spannungszustandes Verschiebung = Lageanderung infolge einer Spannungsanderung oder eines Gleitvorgangs. Anstelle der Begriffe statisches System und Berechnung werden seit Vorliegen der EN 1990 die Ausdrucke Tragwerk und Tragwerksplanung verwendet. Unter Tragwerk versteht man die planmaBige Anordnung miteinander verbundener Bauteile, die so angeordnet sind, dass sie ein bestimmtes MaB an Tragfahigkeit und Steifigkeit aufweisen. Das Tragwerksmodell sind dann die tragenden und nicht tragenden Teile eines Bauwerks und die Art und Weise, wie sie zusammenwirken.

5.2 Sicherheitsnachweise fur Bauwerke Die Sicherheitsnachweise erfolgen an Hand von Baugrund- und BerechnungsmodeUen. Ein Modell ist immer eine vereinfachte Darstellung der Realitat. Vereinfachungen vermindern zwar den Bearbeitungsaufwand, bedingen aber gleichzeitig eine gewisse Unsicherheit der Resultate. Diese Unscharfe, bestehend aus fehlerbehafteten Eingabedaten und der Modellunsicherheit muss in gewissen Grenzen gehalten werden. Fur geotechnische Berechnungen im Erd- und Grundbau kommen als Rechenmodelle gemaB DIN EN 1997-1 analytische Verfahren halbempirische Verfahren numerische Verfahren in Betracht. Unabhangig von der Modellunsicherheit konnen auch die einzelnen Rechenpro-

gramme aufgrund unterschiedlicher Vereinfachungen abweichende Ergebnisse liefern. Am besten geeignet fur die Analyse von Verformungsund Stabilitatsproblemen sind numerische Verfahren wie die Finite Element Methode (FEM), s. a. Abschn. 17.5.5.2. In der Baupraxis werden auch dabei fUr die Ermittlung von Grenzzustanden meist einfache linear-elastische/ideal-plastische oder linear-viskoplastische Stoffmodelle auf der Basis des klassischen MOHR-COULOMB'schen Bruchkriteriums verwendet, mit den ublichen Bodenkennwerten cp und c. Viskoplastisches Verformungsverhalten schlieBt Festigkeitsuberschreitungen und zeitabhangige irreversible Deformationen ein (s. Abschn. 2.6.1). Derartige hoherwertige Stoffmodelle erfordern allerdings zusatzliche Eingangskennwerte fUr die Beschreibung der zeit- oder spannungsabhangigen Parameter (PELZ et al. 2009). Bei Berechnungen im Fels werden je nach Bedeutung der Trennflachen als Berechnungsmodelle ein Kontinuum (Festkorpermodell mit gleichartigen mechanischen Eigenschaften) oder ein Diskontinuum (Festkorper mit Trennflachen) unterschieden. In einem Diskontinuumsmodell liegen Kluftelemente vor, die eine Trennung und freie Beweglichkeit einzelner Teilkorper im Verband ermoglichen (Abb. 5.2). Fur Standsicherheitsnachweise werden bevorzugt Diskontinuumsmodelle verwendet, wahrend fUr Berechnungsansatze mit Spannungen und Verformungen haufig Kontinuums- bzw. Quasikontinuumsmodelle angenommen werden. Der Nachweis der Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit von Bauwerken erfolgte zuletzt auf der Basis der DIN EN 1997-1 (EC 7-1) und der bauaufsichtlich eingefuhrten DIN 1054:2005, die Ende 2010 in ihrer jetzigen Form zuruckgezogen werden solI (s. Abschn. l.2). In den zwischenzeitig als Entwurf vorliegenden nationalen Zusatzregeln zur DIN EN 1997-1 ist festgelegt, welche der drei im EC 7-1 zur Wahl gestellten geotechnischen Nachweisverfahren anzuwenden und welche Zahlenwerte bei den Teilsicherheitsbeiwerten in Deutschland anzusetzen sind. Die deutschen Erganzungsnormen sollen Ende 2010 erscheinen. Die DIN EN 1997 -1 :2009 muss dann gemeinsam mit dem Nationalen Anhang DIN EN 1997-l/NA (E 2009) und der Erganzungsnorm DIN 1054-neu (derzeit noch Entwurf DIN 1054-101:2009) bauaufsicht-

195

5.2 Sicherheitsnachweise fUr Bauwerke

c l---..J]

5

Diskontinuum

Kontinuum

c

00

lich eingefUhrt werden. Die neue DIN 1054 gilt kiinftig nur in Verbindung mit den beiden erstgenannten Normen. Urn die Anwendung der Normen zu vereinfachen, werden in einem "Normenhandbuch EC 7-1 und DIN 1054" alle drei Dokumente zusammengefasst und drucktechnisch gekennzeichnet, welche Regel aus welcher Norm stammt. Die Grundsiitze und Anforderungen fUr Sicherheit und Gebrauchstauglichkeit von Bauwerken sind in EN 1990:2002 festgelegt. Bei jeder Sicherheitsbetrachtung miissen zwei voneinander unabhiingige Grenzzustande beachtet werden, der Grenzzustand der Tragfahigkeit (ULS, Ultimate limit state) und der Gebrauchstauglichkeit (SLS, Servicebility limit state). Der Grenzzustand der Tragfahigkeit betrifft die Sicherheit des Tragwerks (Bauwerks) und/oder von Personen. Der Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit betrifft im Regelfall die einzuhaltenden Verformungen im Hinblick auf die Funktionen (Nutzung) und das Erscheinungsbild des Bauwerks. Die nachstehenden Grenzzustiinde der Tragfahigkeit treten an Stelle der bisherigen Bezeichnungen GZ lA, GZ 1B und GZ 1C: EQU (equilibrium) beschreibt den Gleichgewichtsverlust infolge Kippen oder Gleiten STR (structure failure) beschreibt das Versagen oder groBe Verformungen von Bauwerken oder Bauwerksteilen (z. B. einzelner Funda-

Abb. 5.2 Verhalten eines Kontinuum- und Diskontinuumsmodells bei Beanspruchung (Translation, Rotation).

mente, prahle oder Anker), wobei die Festigkeit der Baustoffe entscheidend ist GEO (geotechnic failure) beschreibt das Versagen oder sehr gro6e Verformungen des Bauwerks oder des Baugrunds, wobei die Festigkeit des Baugrunds entscheidend ist UPL (uplift) beschreibt den Gleichgewichtsverlust infolge Auftrieb und Wasserdruck HYD (hydraulic failure) beschreibt der hydraulischen Grundbruch sowie die innere Erosion und andere Versagensformen infolge Stromungsdruck (s. Abschn. 5.7.7). Von den in der DIN EN 1997-1 vorgegebenen drei Nachweisverfahren werden in DIN 1054-101 zwei Verfahren verwendet, die mit GEO 2 und 3 bezeichnet werden. Das Nachweisverfahren Geo 2 dient fiir die Ermittlung der Grundbruchsicherheit, fUr die Sicherheit gegen Gleiten, fiir Erddruckberechnungen, die Standsicherheit in der tiefen Gleitfuge, fUr die Tragfahigkeit von Pfahlen und Ankern sowie fiir die Ermittlung der einzuhaltenden Verformungen. Das Nachweisverfahren GEO 3 wird fUr den Nachweis der Gesamtstandsicherheit, d. h. der Sicherheit gegen Boschungsbruch und Geliindebruch sowie fUr konstruktive Boschungssicherungen verwendet. Anstelle der bisherigen Lastfalle (LF 1, LF 2, LF 3) treten nach DIN EN 1990:2002 vier verschiedene Bemessungssituationen (BS): stan-

196

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr FlachgrOndungen und Gelandebruch

dige (Persistent), voriibergehende (Transient), auBergewohnliche (Accidential situations) und Erdbeben: die Bemessungssituation BS-P sind die iiblichen, regelmaBig auftretenden und veranderlichen Nutzungseinwirkungen die Bemessungssituation BS-T sind voriibergehende, zeitlich begrenzte Bauzustande wahrend der Bauzeit (z. B. auch Baugrube) oder besondere nachherige Situationen die Bemessungssituation BS-A beschreibt zusatzliche auBergewohnliche Einwirkungen Die Bemessungssituation BS-E betrifft die Auslegung von Bauwerken auf Erdbeben gemaB DIN EN 1998-1 (EC 8). Bei einer geotechnischen Bemessung muss sichergestellt werden, dass kein maBgeblicher Grenzzustand iiberschritten wird. Die einzelnen Grenzzustande sind rechnerisch nachzuweisen, wobei sowohl die langfristigen als auch kurzfristige Bemessungssituationen zu beriicksichtigen sind. In schwierigen Fallen (GK 3) konnen anspruchsvollere Bemessungsverfahren erforderlich werden und es kann die Anwendung der Beobachtungsmethode zweckmaBig sein (s. unten). In einfachen RegeWillen (GK 1) und wenn vergleichbare Erfahrungen vorliegen, darf, ohne den Nachweis der Grundbruchsicherheit und der Verformungen, der Bemessungswert des Sohlwiderstandes von Flachengriindungen sowie fUr die Anlage von Boschungen und beim Verbau von Baugruben auf anerkannte Tabellenwerte zuriickgegriffen werden. Nach DIN EN 1900:2002 werden Lastansatze als Einwirkungen und die Widerstande im Untergrund als WiderstandsgroBen bezeichnet: Zu den Geotechnische Einwirkungen (F) zahlen auBer den iiblichen Lastansatzen (z. B. Eigenlast einschlieBlich externer Lasten, Aushubentlastung, Erddruck, Wasserdruck, Stromungskrafte, Erdbeben und andere dynamische Einwirkungen) auch Verformungen des Baugrunds durch Bewegungen im Untergrund, verursacht durch Wasserhaltungen oder Bergbau, Quellen und Schrumpfen toniger Boden (s. Abschn. 6.2), Hangkriechen oder Rutschbewegungen (s. Abschn. 15.5.5), MaterialwegfUhrung (s. Abschn. 18.2.4 und 19.4) und Frosthebung (s. Abschn. 7.2). Zu den geotechnischen Widerstandsgro6en (R) werden die Bodenwiderstande gegeniiber

Verformungen oder Bruch des Baugrunds gerechnet, wie Gleitwiderstand, Erdwiderstand, Grundbruchwiderstand, Pfahlwiderstand oder Herausziehwiderstand von Ankern sowie die zugehorigen BodenkenngroBen. Die Ermittlung der charakteristischen Widerstande des Baugrunds konnen durch Berechnung, Probebelastung oder aufgrund von Erfahrungswerten ermittelt werden. Der charakteristische Wert geotechnischer Kenngro6en wird durch den Index "k" gekennzeichnet (z. B. fiir den Reibungswinkel C(Jk' anstatt friiher C(Jcal)' Die Grundlage fUr die Auswahl charakteristischer Werte sind Versuchsergebnisse und sogenannte abgeleitete Werte (DIN EN 19971), die durch Theorie, Korrelation und vergleichbare regionale Erfahrung aus Versuchswerten gewonnen werden. Bei weichen bindigen Boden sind die Scherfestigkeitswerte moglichst iiber Triaxialversuche zu ermitteln. In den Untersuchungsberichten miissen die Beziehungen fUr die Ableitung solcher Kennwerte und auch ihre Anwendbarkeit dargelegt bzw. die Werte miissen mit dem Tragwerksplaner abgestimmt werden. Charakteristische Werte sind so zu benennen, dass die Ergebnisse der damit durchgefUhrten Berechnungen auf der sicheren Seite liegen. 1m Einzelnen ist der charakteristische Wert fur Boden- und FelskenngroBen als bereichsbezogener (Homogenbereich) Mittelwert festzulegen (s. v. Soos 2004; KISS et al. 2008). Bei statistischer Auswertung sind der Streuungsfaktor von der Art der Versuche (Laborversuche, Probebelastungen) und der Anzahl der Ergebnisse abhangig. Insgesamt ist der charakteristische Wert ein Wert, von dem angenommen werden kann, dass er mit einer vorgegebenen Wahrscheinlichkeit im Bezugszeitraum nicht unter- oder iiberschritten wird. Das Problem liegt dabei meist darin, dass keine statistisch auswertbaren Datenmengen zur VerfUgung stehen (s. SCHUPPENER 1999). Bei vergleichbaren Verhaltnissen und ortlicher Erfahrung diirfen Kennwerte von friiheren Bodenuntersuchungen iibernommen werden. Tabellenwerte von BaugrundkenngroBen diirfen nur mit groBer Vorsicht verwendet werden. Korrelationen aus einfacher bestimmbaren Kennziffern konnen herangezogen werden, wenn sie allgemein anerkannt und fiir die Bodenart nachvollziehbar sind. Derart "abgeleitete" Werte miissen immer mit regionalen Erfahrungswerten ab-

197

5.3 Sohldruckverteilung in Fundamentsohle

geglichen und gewichtet werden. Wenn keine statistisch auswertbaren Einzelergebnisse vorliegen oder die Problemstellung es erfordert, sind obere und untere Grenzwerte festzulegen, so dass Parameterstudien moglich sind. In dunnschichtigen Wechsellagerungen unterschiedlicher Bodenarten sind die ungunstigeren Werte zugrundezulegen. Die Normen sowie KISS et al. (2008) enthalten weitere Hinweise fUr die Festlegung von charakteristischen Bodenkennwerten in besonderen Fallen. Die geotechnischen Grundlagen dazu werden in Abschn. 2 diskutiert. Die Bemessungswerte fUr geotechnische Kenngrofien (Xd ) werden durch Multiplikation oder Division aus charakteristischen Werten ermittelt oder direkt festgelegt:

Die verschiedenen Bemessungswerte (d) und die zugehOrigen Oberbegriffe der Teilsicherheitsbeiwerte ywerden wie folgt bezeichnet: Xd Fd Ed Rd

MaterialkenngroBe Einwirkungen Beanspruchungen Widerstand gegen Einwirkung

YM YF YE YR

Mit Einfuhrung des neuen Sicherheitskonzepts der DIN EN 1997-1 und DIN 1054-neu (s. Abschn. 1.2) mussen auch die begleitenden Berechnungsnormen (DIN 4017:2006, DIN 4019: 1996/2009, DIN 4084:2009 und die DIN 4085: 2007) daran angepasst werden. Die Sicherheitsbeiwerte fUr das Teilsicherheitskonzept sind danach nicht mehr in den Einzelnormen festgelegt, sondern generell in der DIN 1054. Die Teilsicherheitsbeiwerte fur die Nachweisverfahren GEO 2 sind dabei weniger auf die Scherparameter Reibung und Kohasion ausgelegt, sondern indirekt auf die mit dies en Parametern ermittelten Krafte wie Grundbruchsicherheit, Gleitwiderstand oder Erddruck. Nur fur den Nachweis der Gelandebruchsicherheit (GEO 3) werden weiterhin die direkten Teilsicherheitsbeiwerte angesetzt (s. Abschn. 5.7.1, Tab. 5.3). Eine Verringerung der Scherparameter bewirkt dabei sowohl vergr6Berte Einwirkungen als auch verringerte Widerstande.

Die wichtigsten nationalen Teilsicherheitsbeiwerte sowie deren spezielle Symbole (z. B. fur Anker Ya oder die Widerstande bei Pfahlgrundungen Y" Yb' y.) werden in den jeweiligen Einzelabschnitten behandelt. Daruber hinaus sind immer die einschlagigen Normenwerke, besonders die DIN 1054-neu beizuziehen. Hinsichtlich der Bemessungswerte von Grundwasserstanden s. Abschn. 9.1. Bei komplexen Wechselwirkungen zwischen Baugrund, Bauwerk und Bauverfahren, in denen eine Vorhersage des Baugrundverhaltens und ein rechnerischer Nachweis nicht mit ausreichender Zuverlassigkeit moglich sind, wird in DIN EN 1997-1, Abs. 2.7 und DIN 1054, Abs. 2.7, die Beobachtungsmethode empfohlen. Sie besteht aus einer Kombination der ublichen rechnerischen Nachweise mit einer laufenden messtechnischen Kontrolle des Bauwerks wahrend und nach der Herstellung und kann als Nachweis der Standsicherheit herangezogen werden. Gegebenenfalls erforderliche Korrektur- oder GegenmaBnahmen sind in die AusfUhrungsplanung aufzunehmen. Ein solches Messprogramm muss notigenfalls uber die gesamte Lebensdauer des Bauwerkes fortgefUhrt werden, urn zu gewahrleisten, dass die konstruktive Anfangssicherheit erhalten bleibt. Bauwerke, bei denen die Beobachtungsmethode angewendet werden soil, sind in der Regel in die geotechnische Kategorie GK 3 einzustufen.

5.3 Sohldruckverteilung in Fundamentsohle Zum Nachweis der Tragfahigkeit und der Gebrauchstauglichkeit von Flachengrundungen ist die resultierende Beanspruchung in der Sohlflache eines Fundaments zu ermitteln. Spannungen sind eine auf eine Flacheneinheit (A) bezogene Vertikallast (N): N

CT=-

A

GemaB DIN 1054 werden auf nationaler Ebene fUr Spannungen und Krafte die Einheiten kN/m 2 und MN/m 2 verwendet (s. Tab. 1.1).

198

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr FlachgrOndungen und Gelandebruch

5 starra Last

A

~

c

a)

b) b)

Abb.5.3 Unterschied im Setzungsverhalten einer schlaffen Last (DammschOttung) und einer starren Last mit Darstellung der Setzungsmulde (a) und der Sohldruckverteilung (b). Bei der starren Last sind unten die theoretische Verteilung (q) nach BOUSSINESQ (1885) und die vereinfachte geradlinige Sohldruckverteilung (qm) dargestellt (nach LANG & HUDER 1994)

Die Verteilung des Sohldrucks in der Sohlflache eines Fundaments hangt ab von der Biegesteifigkeit des Fundaments, ausgedriickt durch die Grenzfalle "starr" und "schlaff" bzw. "weich" Art und GroBe der Belastung und vom Baugrund. Unter Steifigkeit eines Bauwerks wird der Widerstand des Tragwerks gegen Verformung verstanden. Ein schlaffes Bauwerk passt sich den Verformungen des Baugrundes gleichmaBig an (Abb. 5.3). Bei starren Bauwerken sind die Setzungen einigermaBen gleichmaBig, aber nicht immer gleich groK Es konnen Verkippungen auftreten (Abb.5.22). Die Ermittlung der Verteilung des Sohldrucks bei starren Fundamenten ist eine hochgradig statisch unbestimmte Aufgabe, die aber fiir den Nachweis der Grenzzustande der Tragfahigkeit und der Gebrauchstauglichkeit von Einzel- und Streifenfundamenten als geradlinig angenommen werden darf (Abb. 5.3).

5.3.1 Mittige und ausmittige Beanspruchung von starren Einzelfundamenten Wird ein starres Einzelfundament von einer Normalkraft (Vertikalkraft) mittig belastet, liegt der Fall einer gleichmaBigen, rechteckigen Verteilung des Sohldrucks vor (Abb. 5.4): N

6=-

A

N == Vertikallast A == a . b == Fundamentflache a == Fundamentlange b == Fundamentbreite. Wird eine Stiitze zusatzlich noch durch ein Moment M beansprucht (Abb. 5.5), so gilt: 6

N

1,2

M

=-+A-W

W == Widerstandsmoment (in m 3 )

5.3 Sohldruckverteilung in Fundamentsohle

199

N

~e~

~ >--- b

<>1

1111111

-------1

~""O

cr

Abb. 5.4 GleichmiiBige Sohldruckverteilung.

Das Widerstandsmoment W ergibt sich flir den einfachen Fall eines rechteckigen Fundaments aus dessen Geometrie: Abb. 5.6 Dreieckformige

b2·a (. 3) W =--. mm 6

b = Fundamentbreite (in m) a = Fundamentlange (in m). Die Sohldruckverteilung eines solchen, durch Normalkraft und Moment belasteten Fundaments ist trapezformig, mit einer groBeren Randspannung a 1 (Abb. 5.5) und kleineren Randspan-

nungaz: (J

I

N A

M W

N

M

A

W

=-+-

(J=---

z

Eine trapezformige Sohldruckverteilung ergibt sich auch bei ausmittiger Belastung (Abb. 5.6).

Sohldruckverteilung bzw. klaffende Sohlfuge bei exzentrischer Belastung.

Die Normalkraft greift nicht im Mittelpunkt des Fundamentes an, sondern exzentrisch (Exzentrizitat e); wobei das Moment M = N· e ist. M NWIr · d a = 0, was eme . dreIecKlor' LCoo Bel· w;'A z mige Verteilung des charakteristischen Sohldru.~ks ergibt. M N Ubersteigt der Wert die GroBe von 'A so ergibt sich eine negative Randspannung -az, was eine Zugspannung zwischen Fundament und Boden bedeuten wiirde. Da der Boden keine Zugspannungen aufnehmen kann, entsteht eine klaffende Sohlfuge (Abb. 5.6). Die Sohldruckverteilung wird hierbei nach der Gleichgewichtsbedingung

w

2·N

(J = - 1 3'a

b

a=--e

2

N

b

ermittelt. Da der Boden keine Zugspannungen aufnehmen kann, muss die resultierende charakteristische bzw. reprasentative Beanspruchung infolge der unglinstigsten Kombination standiger und veranderlicher Einwirkungen die Sohlflache innerhalb eines bestimmten Kernbereichs schneiden, so dass keine klaffende Sohlfuge auftritt (s. DIN1054).

Abb. 5.5 Trapezformige Sohldruckverteilung bei Bean-

spruchung durch Normalkraft (n) und Moment (M).

200

5

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr Flachgrundungen und Gelandebruch

5.3.2 Linien- und Einzellasten auf Streifenfundamenten Bei einem Streifenfundament, das durch eine Linienlast (q) belastet wird (Abb. 5.7), erfolgt die Ermittlung der Sohldruckverteilung in Querrichtung fiir einen a = 1 m langen und b breiten Fundamentabschnitt:

In Langsrichtung konnen Einzellasten gleicher GroBe und gleichen Abstands bei einem einigermaBen starren Fundament vereinfacht noch als Linienlast betrachtet werden (Abb. 5.8):

Bei einem nicht als starr anzunehmenden Streifenfundament konzentrieren sich die charakteristischen Sohldrucke unter den Lastpunkten. Bei der Ermittlung der Sohldruckverteilung sollte die Wechselwirkung von Griindung und Bauwerk beriicksichtigt werden (naheres s. Empfehlung Wechselwirkung Baugrund/Bauwerk bei Flachgriindung, 2004).

5.3.3 Grundlagen des Bettungsmodul- und Steifemodulverfahrens Das Bettungsmodulverfahren beruht auf der Annahme, dass die Setzung in jedem Punkt der Sohlflache proportional der dort vorhandenen Sohlspannungen und von der Belastung und Setzung der Nachbarpunkte unabhangig ist. Vom Baugrundgutachter ist der Bettungsmodul k, anzugeben. Er driickt das Verhaltnis zwischen der Belastung und cler Einsenkung nach folgender Beziehung aus: k, = 0"0. (inMN/m 3)

Abb. 5.7 Linienlast auf einem Streifenfundament.

Der Bettungsmodul ist keine Konstante, sondern hangt ab von der Belastung bzw. dem ebenso lastabhangigen Steifemodul, der Bodenart, der Griindungsbreite und der Griindungstiefe. Gebrauchliche Formeln zur Ermittlung des Bettungsmoduls fiir Streifenfundamente in Abhangigkeit vom Steifemodul E" der Fundamentbreite b und der Machtigkeit der zusammengedriickten Schicht t sind: JAKI:

2·E k=--'

KOGLER:

k

,

,

3b

=

2·E

'

b.ln b+2t b N

(J

N

(J

s

(To = Sohlspannung (in MN/m 3 ) s = Setzung (in m).

Abb. 5.8 Sohldruckverteilung von Einzellasten auf

einem starren und einem nicht als starr anzunehmenden Streifenfundament.

5.4 Nachweis der Tragfiihigkeit von FliichengrGndungen

Versuchstechnisch kann der Bettungsmodul durch den Plattendruckversuch ermittelt werden (s. Abschn. 2.6.5). Genauer ist die Berechnung des Bettungsmoduls durch eine Setzungsberechnung im kennzeichnenden Punkt (s. Abschn. 5.5.2) fUr die mittlere Bodenpressung und Einsetzen in die oben genannte Beziehung. Bettungsmoduln werden hiiufig als untere oder obere Grenzwerte angegeben. SOMMER (1978: 208) vergleicht Bettungsmoduln, die aus dem Verhiiltniswert von Bodenpressung zu Setzung riickgerechnet worden sind, mit den iiblichen Rechenwerten von auf tertiaren Tonen gegriindeten Hochhausern in Frankfurt am Main. Die genannten Bettungsmoduln liegen zwischen 2,0 und 5,0, meist bei 2,5 bis 3,0 MN/m 3. Bei der Anwendung von Tabellenwerten fiir bestimmte Bodenarten oder bei nach Formeln berechneten Bettungsmoduln ist Vorsieht geboten, da dabei in der Regel die Lastabhangigkeit des Bettungsmoduls nieht beriicksiehtigt ist. Die genauere Methode der Bemessung von Plattengriindungen ist das Steifemodulverfahreno Hierbei werden die Verformungen nieht nur unter dem Lastpunkt, sondern auch seitlich daneben als die eines homogenen elastischen Halbraumes betrachtet. Das Verfahren verwendet als Bodenkennziffer den Steifemodul Es. Als RechengroBen sind die iiblichen Mittelwerte oder vonbis-Werte wenig brauchbar, da dabei die Lastabhangigkeit unberiicksichtigt bleibt. Besser ist die Bestimmung des Steifemoduls unmittelbar aus dem Druck-Setzungs-Diagramm fiir den zu erwartenden Spannungszustand bzw. entsprechend relativierte Erfahrungswerte.

5.4 Nachweis der Tragfahigkeit von Flachengru nd ungen Zu den Flachengriindungen zahlen Einzelfundamente, Streifenfundamente und Sohlplatten. Die maBgebenden Grenzzustande der TragHihigkeit sind (s. Abschn. 5.2): Versagen infolge sehr groBer Verformungen des Baugrunds oder Verlust der Standsieherheit ( Grundbruch, Gleiten, Kippen)

201

Hydraulisches Versagen infolge Aufschwimmen, hydraulischen Grundbruch oder inn ere Erosion. Auf die Nachweise der Grenzzustande Gleiten und Grundbruch kann nach DIN 1054, A 6.10, verziehtet werden: bei waagerechter Fundamentsohle und Gelandeoberflache, bei Ansatz des aufnehmbaren Sohldrucks bzw. Sohlwiderstandes nach Tab. 7.1 und entsprechender Baugrundfestigkeit wenn kein nennenwerter Porenwasserdruck auftritt.

5.4.1 Gleitsicherheit (EQU) Der Standsieherheitsnachweis fUr Gleiten ist zu fiihren, wenn auf ein Fundament Horizontalkrafte oder schrage Krafte wirken. Der Standsicherheitsnachweis gegen Gleiten erfolgt iiblieherweise nach den mechanischen Gesetzen der Gleitreibung bzw. nach DIN EN 1997-1, Abschn. 6.5.3. Der Gleitwiderstand ist dann Rd = Nk . tan Ok I YR,h Nk = charakteristischer Wert der vertikalen Bean-

spruchung YR,h = Teilsieherheitsbeiwert fUr Gleitwiderstand, YR,h = 1,1 (DIN 1054-101). Der charakteristische Wert des Sohlreibungswinkels 8k kann wie folgt angesetzt werden: fiir Ortheton bzw. Mortelbett/Boden Ok = CP'k' max CP'k = 35° fiir Fertigbeton/Boden Ok = 2/3 CP'k ohne Ansatz einer eventuellen Kohasion.

5.4.2 Kippsicherheit (EQU) Die Gefahr des Kippens ist zu priifen, wenn Krafte ausmittig angreifen oder unterschiedlich machtige setzungsfahige Schiehten im Untergrund vorliegen. Beides hewirkt zunachst ungleiche Setzungen, die zu einer Schiefstellung und Verkantung fiihren k6nnen. Eine Schiefstellung hewirkt eine Schwerpunktverlagerung, wodurch

202

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr Flachgrundungen und Gelandebruch

5

5.4.3 Sicherheit gegen Aufschwimmen (UPL)

I

.,!o1

lot recht

zufaUige An fangsauslenkung liefert Ml=G 'e,

~

11

Ml ~ e2 =-

M2 -=

e3

USW.

Abb. 5.9 Schema einer zunehmenden Schiefstellung infolge Schwerpunktverlagerung.

eine stark exzentrische Belastung eintritt (Abb. 5.9). Auch bei starken seitlichen Wechselbelastungen kann es zu einer schrittweise zunehmenden Verkantung kommen. Fiir den Nachweis der Sicherheit gegen Kippen sind die Teilsicherheitsbeiwerte der DIN EN 1990:2002, Tab. 1,2(A) ma6gebend, d. h. fUr ungiinstige veranderliche charakteristische Einwirkungen YQ = 1,5. Ein besonderer Nachweis der Kippsicherheit ist nicht erforderlich, wenn die Bedingungen fUr die Ausmittigkeit der Resultierenden eingehalten werden (s. Abschn. 5.3.1). Die zuIassige Schiefstellung turmartiger Bauwerke betragt 1: 250 (Abschn. 6.1). Das bekannteste Beispiel fUr eine Schiefstellung turmartiger Bauwerke ist der 58 m hohe Schiefe Turm von Pisa, der Ende der 1980er Jahre eine Schiefstellung von 5,7 m (d. s. 5,6° und fast 1: 10) erreicht hatte. Nach einigen anderen Sanierungsversuchen (Bleibarren als Gegengewicht, Mortelinjektionen, tiefe Zuganker) wurde der Turm Ende der 1990er Jahre durch Herausbohren von Boden unter der Nordseite urn 40 cm aufgerichtet. Seit Herbst 2001 ist der schiefe Turm von Pis a mit einer Neigung von 4,95° wieder fUr den Besucherverkehr geOffnet. Auch in Deutschland sind einige schiefstehende Turmbauwerke bekannt, so der schiefe Kirchturm von Suurhusen in Ostfriesland, der bei einer Hohe von 27,4 m eine Neigung von 5,07° aufweist sowie der 56 m hohe Kirchturm von Bad Frankenhausen in Thiiringen (s. Abschn. 19.4.1).

Die Porenwasserdriicke im ruhenden Grundwasser sind hydrostatisch verteilt und sind unabhangig von der Durchlassigkeit des Untergrundes. Die daraus resultierende Auftriebskraft ist eine Volumenkraft, die entgegen der Schwerkraft wirkt. Fur den Nachweis gegen Aufschwimmen (ehem. Auftrieb) gilt DIN EN 1997-1, Abschn. 10.2. Aufschwimmen tritt ein, wenn der (Poren-) wasserdruck unter einem Bauwerk oder einer wenig durchlassigen Schicht gro6er wird als die Auflast (Abb. 5.10). Die charakteristischen Werte der Bodenwichte sind entweder als Mittelwerte oder als obere und untere Grenzwerte anzugeben. Wirken auf das Bauwerk seitliche Scherkrafte ein, die der hydraulischen Auftriebskraft entgegengerichtet sind, so sind zusatzlich der Wandreibungswinkel () (s. Abschn. 5.6.3) bzw. bei einer Scherkraft in einer lotrechten Bodenfuge auch die Scherfestigkeit der Bodensaule (q/, c') anzugeben. Die einwirkende Scherkraft wird dabei als Vertikalkomponente des einwirkenden aktiven Erdruckes ermittelt (s. Abschn. 5.6). Als Bemessungswasserstand sind der ungunstigste (hochste) und der niedrigste Wasserstand anzugeben, die unter extremen Umstanden eintreten konnen (s. Abschn. 9.1). Dazu gehort auch, dass Bohrungen ausreichend tief gefuhrt werden, urn mogliche subartesisch gespannte Grundwasserstockwerke zu erfassen (Abb. 5.11).

Bauwerl<

GS1b•d GOF

Abb. 5.10 Auftriebswirkung auf ein trogformiges Bauwerk im ruhenden Grundwasser.

203

5.4 Nachweis der Tragfahigkeit von FlachengrOndungen

NN+m .52

' "' ' -'+-"'' ' ' '1S.' 180

. GW

...... to .•

440 ~ .~: Bellplel ••• • AUlhublohle •••. ~~60 _ _ ::: 620 446

442

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....• ~~~

G

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448

800

a:. .,.:.. . u

230

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444

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030

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450

5.4.4 Hydraulischer Grundbruch

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A

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510

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1

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0

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640

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T

-

910

Der hydraulische Grundbruch stellt einen Sonderfall der Grundwasserstromung dar, bei dem die Gewichtskraft des Bodens durch gegenwirkende Stromungskrafte abgemindert wird. 1st die dabei auftretende Stromungskraft S gleich der Gewichtskraft unter Auftrieb G', so wird die vertikal wirksame Spannung null, d. h. der Boden wird gewichtslos. Dieser hydraulische Grenzzustand wird "kritisches GeHille krit j" genannt und bedeutet den Beginn des hydraulischen Grundbruchs. Dieser tritt ein, wenn die nach oben gerichtete Stromungskraft oder der destabilisierende Porenwasserdruck gro6er werden als die Gewichtskraft des Bodens (Abb. 5.12). Besonders geHihrdet sind locker gelagerte und gleichkornige Sande sowie Kiessandboden mit bereichsweisen Fehlkornungen oder Einkornlagen. In diesen Fallen kann ein hydraulischer Grundbruch bereits bei wesentlich geringeren Stromungsdriicken eintreten als bei gut abgestuften Korngemengen. Die Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch fiir verschiedene Untergrundsituationen wird bei SMOLTCZYK (1982) diskutiert. Der Nachweis der Sicherheit gegen hydraulischen Grundbruch erfolgt nach DIN EN 1997-1, Abschn. 10.3. Die Teilsicherheitsbeiwerte s. Tabelle 5.1. Die iiblichen Ma6nahmen gegen hydraulischen Grundbruch sind: Verringerung der Hohe des Wasserdrucks Erhohung der stabilisierenden Auflast.

~

i" f/)

Q. II:

.. s ;:a: ... UI >
...

440

438 1500 : -:.'.

Abb.5.11 Beispiel einer nicht ausreichenden Bohrtiefe (Bhg. A) um ein subartesisch gespanntes Grundwasserstockwerk zu erfassen.

Fiir den Nachweis des Aufschwimmens und des hydraulischen Grundbruchs wird in der Regel mit Teilsicherheitsbeiwerten gearbeitet und nicht mit additiven ZuschHigen (Tab. 5.1). Die Scherfestigkeiten werden im Bedarfsfall mit Y~/c = 1.0 angesetzt.

Unabhangig davon ist jeweils zu begriinden, dass innere Erosion ausgeschlossen werden kann. Bei

GW S d= YG;dSI" YW"V G 'd =YG;stb" Y' "V I

I

G 'stb;d

~

Bodenelement Volumen V

I\

\ I

,

'"

I I

I I

'"- " " "

..

Abb.5.12 Schematische Darstellung eines hydraulischen Grundbruchs im kritischen Zustand.

5

204

5 EinfOhrung in die Berechnungsverfahren fOr Flachgrundungen und Gelandebruch

Tabelle 5.1 Teilsicherheitsbeiwerte fOr Einwirkungen im Grenzzustand UPL und HYD nach DIN 1054 (Tab. A 2.1) Einwirkung

Symbol

BS-P

BS-T

BS-A

destabilisierende sUindige Einwirkung, einschlieBlich des (veranderlichen) Wasserdrucks

YG.dst

1,05

1,05

1,00

stabilisierende standige Einwlrkung

YG.llb

0,95

0,95

0,95

destabilisierende veranderliche Einwirkung

YOod"

1,50

1,30

1,00

Stabilisierende veranderliche Einwirkung

YCUtb

0

0

0

Stromungskrafl bei gunsligem Untergrund

Y..

1,35

1,30

1,20

Stromungskraft bei ungunstigem Untergrund

Y..

1,80

1,60

1,35

einem im Verhaltnis zum Stromungsdruck gering durchlassigen Boden (z. B. Feinsand) konnen namlich schon bei der Durchstromung Bodenkorner aufgelockert und mitgerissen werden. Es tritt innere Erosion auf (s. Abschn. 2.l.6), durch welche die Durchlassigkeit erhoht wird. In Baugrubensohlen zeigen sich typische kleine kraterartige Bildungen, die meist einen hydraulischen Grundbruch ankundigen. Derartige Erscheinungen mussen im Anfangsstadium sofort durch Vliesabdeckung und Ballastschuttung gegen weiteren Materialaustritt gesichert werden. In gleichkornigen Fein-/Mittelsanden kann der hydraulische Grundbruch auch schlagartig auftreten, besonders wenn er durch Erschutterungen ausgelost wird. Zur Abschatzung der Erosionsgefahr kann die kritische Sickerstromung i k , herangezogen werden, die kleiner sein muss als das zulassige Gefalle izul. gemaB Tab. 18.2.

5.4.5 Grundbruchsicherheit Unter Grundbruchwiderstand wird die Bodenreaktion verstanden, wenn die Scherfestigkeit des Bodens bis zum Bruchzustand ausgenutzt ist. Bei Erreichen dieses Zustands bildet sich unter dem Fundament ein Keil verdichteten Bodens. Gleichzeitig entstehen Scherflachen (Gleitbereiche), in denen der Scherwiderstand des Bodens uberschritten wird und der Boden seitlich aufbricht. Hierbei konnen drei verschiedene Bruchtypen auftreten (Abb. 5.13):

der allgemeine Scherbruch mit ausgepragter (oft einseitiger) Gleitflachenbildung (entspricht Berechnung nach DIN 4017). der lokale Scherbruch mit nur teilweise ausgebildeter Gleitflache und mit, bei zunehmender Belastung uberproportionalen Setzungen. TERZAGHI (1943) empfiehlt, beim lokalen Setzungsbruch eine reduzierte Scherfestigkeit von 2/3 der Scherparameter anzusetzen. Der Verformungsbruch, bei dem sich keine eigentliche Bruchflache ausbildet, sondern nur eine zunehmende Verdichtung eintritt. Ein Grundbruch kann auch eintreten, wenn bei gleichbleibender Last die seitliche Auflast entfernt wird (z. B. durch eine benachbarte Baugrube). Der Nachweis der Grundbruchsicherheit von Einzel- und Streifenfundamenten ist fUr jedes Fundament einzeln zu fUhren. Der charakteristi-

~ I

Typ A: ollgemelner Sellerbruch - BAlKHl,AS'

Typ S · lokal .. r Stherbruch - GlIfMILMfBlAftc:H

Typ C: Verlormungs· bruch -GAlHZlUT

Abb. 5.13 Verschiedene Grundbruchtypen (nach RILLING 1995).

5.5 Sohldruckverteilung und Setzungen von Flachgrundungen

sche Grundbruchwiderstand ist nach DIN EN 1997-1, Abs. 6.5.2 und DIN 4017:2006 unter Beriicksiehtigung der Neigung und Ausmittigkeit der resultierenden Beanspruchung zu ermitteln (s. Abschn. 5.3.1). Fiir die praktische Anwendung stehen verschiedene Rechenprogramme zur Verfiigung. Der Bemessungswert Rd des Grundbruchwiderstandes ergibt sich aus dem ermittelten charakteristischen Grundbruchwiderstand Rn,k durch den Teilsieherheitsbeiwert YR,v nach DIN 1054-101, Tab. 2.3.

Fiir die Bemessungssituation BS-P betragt YR,v= 1,4.

Bei der Grundbruchberechnung nach DIN 4017 werden annahernd richtungsunabhangige Scherparameter vorausgesetzt. Fiir die Berechnung sind die ungiinstigsten Scherparameter zugrundezulegen. Dies sind die wirksamen Scherparameter (q/, c'), wobei fiir die Anfangsstandsicherheit in bindigen Boden zusatzlieh mit der undranierten Scherfestigkeit (cu ) zu rechnen ist (s. Abschn. 2.7.6). 1m FaIle von geschichtetem Baugrund unter dem Fundament ist eine Mittelung der Werte verschiedener Bodenschiehten nur zulassig, wenn die Reibungswinkel der einzelnen Schichten nieht mehr als 5° yom Mittelwert abweiehen (DIN 4017). Die Tiefenwirkung des Grundbruchs kann nach Abb. 5.14 abgeschatzt werden. Urn den Einfluss der einzelnen Schiehtdieken zu erfassen, wird das gewogene Mittel fiir die anteiligen Langen (cp, c) bzw. Fl1khen (Y) der Grundbruchfigur in den einzelnen Bodenschiehten verwendet.

r--

t-

6.Jb

45b

(6b

25b - -o -lSb ~b"1

Abb.5.14 Ausdehnung der Gleitlinien beim Grundbruch unter einem mittig belasteten, starren Fundament.

205

5.5 Sohldruckverteilung und Setzungen von Flachgrundungen Die Ermittlung der Setzung eines Fundaments erfolgt in der Regel nach den Spannungs-Verformungs-Verfahren auf der Grundlage der Elastizitatstheorie in mehreren Schritten (DIN EN 19971, Anhang F): Kenntnis der tiefenabhangigen Spannungsverteilung in der Sohlflache des Fundaments (s. Abschn. 5.3) Ermittlung der Spannungsverteilung im Baugrund (s. Abschn. 5.5.2) Berechnung der Verformungen (Setzungen) mit Hilfe von Steifemoduln oder anderen Spannungs-Verformungs-Beziehungen. Die Ermittlung der Druckverteilung im Baugrund und die darauf aufbauende rechnerische Setzungsabschatzung erfolgen in der Regel mit Rechenprogrammen. Zum besseren Verstandnis dieser Rechenprozesse werden nachstehend die theoretischen Grundlagen und die zugrunde liegenden Diagramme sowie die grundsatzliehen Rechenschritte einer Setzungsabschatzung behandelt.

5.5.1 Theorie der Soh Idruckverteilung Die yom Bauwerk auf den Untergrund abgetragene Last breitet sich von der Sohlfuge des Fundaments nach der Tiefe hin aus, wobei der Sohldruck mit zunehmender Tiefe unter der Lastflache abnimmt. Die Theorie geht davon aus, dass der Baugrund elastisch isotrop ist, d. h. dass zwischen den Spannungen und den Verformungen eine lineare Beziehung besteht. Der Boden folgt jedoch nur naherungsweise dem HOoK'schen Gesetz (Abschn. 2.6.3). Durch lotrechte Lasten erzeugte Sohldriicke an der waagerechten Oberflache des Halbraumes breiten sieh deshalb nieht geradlinig aus, sondern die lsobaren nehmen eine mehr oder weniger gestreckte Form an, die sog. Druckzwiebel. Die sieh dabei ergebende Druckverteilung im Baugrund ist in

5

206

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr Flachgrlindungen und Geliindebruch

5

Spannungen 1m Schnifl A- B

O%-_-1I'ie'.I~_ ~---I

0%

Abb.5.15 Druckverteilung im Baugrund unter einem breiten und schmalen Fundament (aus SCHULZE & SIMMER 1974).

Abb. 5.15 dargestellt. Die Driicke sind unter der Mitte der belasteten Flache am groBten und klingen mit zunehmender Tiefe abo Die Darstellung zeigt auch die Abhangigkeit des durch die Bauwerkslasten beeinflussten Bereiches von der Griindungsbreite. Fiir grob vereinfachende Ubedegungen geniigt gegebenenfalls die Annahme einer gleichmaBigen Druckausbreitung unter 45°. Uber diese einfachen Darstellungen hinausgehend liegt eine DGGTEmpfehlung "Wechselwirkungen Baugrund/Bauwerk bei Flachgriindungen" (2004) vor, die starker als die alte DIN 4018 auf die Interaktion von Bauwerk und Baugrund eingeht.

5.5.2 Sohldruckverteilung im Baugrund Die an sich komplizierten Berechnungsverfahren fUr die Sohldruckverteilung im Baugrund sind durch die Ausarbeitung von Diagrammen und Tafeln fUr bestimmte Einflusswerte (i) sehr vereinfacht worden (Abb. 5.16 und 5.17). Eine iibersichtliche Darstellung der Ermittlung der Druckverteilung im Baugrund enthalten die Empfehlungen "Verformungen des Baugrundes bei baulichen Anlagen" (SCHMIDT 1993). Die Ermittlung der Sohldruckverteilung unter dem Eckpunkt einer schlaffen Rechtecklast erfolgt nach der Tafel von STEINBRENNER (Abb. 5.16). Die Spannung (Jz in der Tiefe z ist abhangig yom Seitenverhaltnis des Fundamentes alb und dem Wert zlb und ist (Jz = i . P (p bzw. (Jo = Sohldruck in Fundamentsohle). Beliebige Punkte einer Rechtecklast konnen durch eine entsprechende Aufteilung der Flache

in zwei oder vier Teilflachen und Superposition der Spannungen berechnet werden. Bei starren Fundamenten wird die Setzung fUr einen sog. kennzeichnenden Punkt C bzw. K (GRASSHOFF 1955) einer rechteckigen Lastflache nach Tafeln von KANY berechnet (Abb. 5.17). Der kennzeichnende Punkt ist ein Punkt der Grundrissflache, bei dem die Setzung eines Griindungskorpers gleich ist mit der einer schlaffen, gleichmaBig verteilten Ersatzlast (s. Abb. 5.22).

5.5.3 Ermittlung der Setzungen von Streifen- und Einzelfundamenten Unter Setzung versteht man die vertikale Bewegung eines Bauwerks infolge Zusammendriickung und Verformung der Baugrundschichten. Folgende Setzungsanteile werden unterschieden (s. Abschn.2.6.4.3): Sofortsetzungen So infolge volumentreuer Anfangsschubverformung bzw. der Sofortverdichtung Konsolidationssetzungen s1 Sekundarsetzungen S2 (Kriechsetzungen).

Grund elch ng fur e ne gsbe ech ung Fiir den Belastungsfall wird die Grundgleichung fUr eine Setzungsberechnung aus der linearen Elastizitatstheorie abgeleitet:

5.5 Sohldruckverteilung und Setzungen von Flachgrundungen 207 ---.J _______ =---__ ----'=---__ ----'=---_--=--_____________

~

.....•..•...~~~~ ...

Abb.5.16 Einflusswerte von STEINBRENNER zur Berechnung der Spannungen unter dem Eckpunkt einer schlaffen Rechtecklast.

s=--

Es

~

cO

a = Sohldruck im Boden in kN/m2 h = Schichtdicke in m s = Setzung in m Es = Steifemodul in kN/m 2• Die Anwendung dieser an sich einfachen Formel ist letzten Endes doch verhaitnismaBig kompliziert, da zwei Faktoren (a, E,) mit der Sohldruckverteilung veranderlich und in gewissem MaBe unbestimmt sind. In DIN EN 1997-1, Anhang F, wird diese Komplikation durch den Setzungsbeiwert f ausgedruckt, der abhangig ist von der Form und GroBe der Sohlflache, der Veranderung der Steifigkeit mit der Tiefe, der Dicke der zusammendruckbaren Schicht, der Querdehnungszahl, der Sohldruckverteilung und dem Berechnungspunkt. 1m Odometerversuch (E,) werden auBerdem nur die Konsolidationssetzungen erfasst und dies bei verhinderter Seitenausdehnung gegenuber der nur behinderten Seitenausdehnung im Baugrund (s. Abschn. 2.6.4.1). Die rechnerische Setzungsabschatzung ist deshalb immer nur eine Annaherung. Fur eine Setzungsberechnung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (SLS) und GEO

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0.1

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Abb. 5.17 Einflusswerte fUr die lotrechten Spannungen unter dem kennzeichnenden Punkt C einer starren Rechtecklast nach KANY.

208

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr FlachgrOndungen und Geliindebruch

Der Baugrund wird gemaB Abb. 5.18 bis zu einer nur noch wenig setzungsf
2 werden charakteristische Werte der Steife- oder Verformungsmoduln verwendet und zwar in Form vorsiehtiger Schatzwerte der Mittelwerte oder als untere und obere Grenzwerte. Die Grundgleichung fUr die Setzungsberechnung kann auBerdem nur angewandt werden, wenn die Druckverteilung uber eine bestimmte Schiehtmachtigkeit einigermaBen gleieh ist. Dazu wird die zu berucksiehtigende Baugrundtiefe in Teilschichten unterteilt und der Setzungsanteil einer jeden Schieht ermittelt. Die Grenztiefe der Setzungsberechnung wird da angenommen, wo die lotrechte Spannung infolge Bodeneigenlast nur noch 20 % der Spannung infolge Bauwerkslast betragt. Bei Einzel- und Streifenfundamenten ist dies gewohnlich eine Tiefe von z = b bis z = 2b.

5 5 3 2 Rechenschntte emer Setzung b rechnung Fur eine Setzungsberechnung gelten derzeit DIN EN 1997-1, Abschn. 6.6 bzw. die DIN V 4019-100 (1996/2009). AuBerdem liegt eine Empfehlung "Verformungen des Baugrundes bei baulichen Anlagen" (SCHMIDT 1993) vor. Die Setzungsberechnung wird in Tabellenform durchgefUhrt. Die in Tabelle 5.2 dargestellte Form gilt fur einfache Hille mit gleiehmiiBiger Sohldruckverteilung, wobei die Setzungsanteile einer jeden Schieht zur besseren Dberschaubarkeit direkt ermittelt werden und nieht uber den Flacheninhalt der wirksamen Sohldrucke bzw. den Setzungsbeiwert f gemaB DIN EN 1997-l.

03 1

au' Uberl.ge rung5spannung Go . mlttler. Sohlspannung a"w irksame Sohlsp.nnung

OK Ge~~e tll,a... _ ~

lehm , sand Ig - kles lg, stel f,

/ ...........:..._- Go -----'

a..t- - ()', - - i·a.

: 2';' ...

,. , 20 kN/ml

Abb.5.18 Schema der Setzungsberechnung fOr ein quadratisches Einzelfundament (a = b = 2,5 m) gemiiB Tabelle 5.2 (Sohldruck 0'0 = 300 kN/m2, wirksame Sohlspannung

5,9 '0 . K le5 , sondlg,

O'o-y·d)·

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Bodensp. nnungen

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a~ . r · (d.z)

z

5.5 Sohldruckverteilung und Setzungen von Flachgrundungen

209

Tabelle 5.2 Schema einer tabellarischen Setzungsberechnung mit Berucksichtigung der wirksamen Sohldrucke in den einzelnen Teilschichten.

Teilschicht

Tiefe d unter Gelande

Tiefe z unter Fundamen!

Dickeh der Teilschicht

(2)

(3)

wirksamer Sohldruck unter dem Bauwerk (J i ~ Einflusswert gem. Abb. 5.16 oder 5.17

Uberlagerungsspannung(ohne Bauwerk)

zlb

G.

i · (Jo

y. (d + z)

Gesamtspannung

E,

anteilige Setzung

j . 0'1 + O'y

(J · h

s= - -

Es

0

2

kN/m '

kN/m'

m

67 ·

197

12000

0,0184

100 ·

158,7

12000

0,0078

kN/m'

kN/m'

1,00

250

50

0,34

0,52

130+

1,00

0,235

58,7 +

m

m

m

- 2,50

0

0

0

-4,20

0,85

1,70

- 5,80

2,50

1,60

Rechnerische Gesamtsetzung cal s ~ 0,0262

fache Falle genugt es, die Setzungen an den beiden Randpunkten fUr die Spannungen ITI und IT2 zu berechnen. Einzelheiten uber die verschiedenen Moglichkeiten einer Setzungsberechnung mit Beispielen und den erforderlichen Tafeln s. SCHMIDT (1993). Fur die praktische Anwendung stehen verschiedene Rechenprogramme zur Verfugung. Bei dynamischen Einwirkungen ist zu beachten, dass durch Schwingungen oder Erschutterungen zusatzlich Setzungen ausgelost werden konnen (s. Abschn. 6.2.5).

5.5 3 3 Ermittlung von Baugrund hebungen infol e Aushubentlastung

rechnung erfasst werden konnen. Fur die Mitte der Baugrube ist eine Aufteilung des Grundrisses in 4 Teilflachen erforderlich und eine Addition der Spannungen aus dem Lastausbreitungsbeiwert nach STEINBRENNER (s. Abschn. 5.5.3.2). Die Aushubentlastung ist lTv = r· h, bzw. fUr die Schichtmitte z dann ITvz = 4 . i . lTv. Der Anteil der Hebung einer Teilschicht ist dann

Hebunglcm!

~\ ~i

1....-Ao.-"rOllO

Bei flachiger Entlastung infolge Baugrubenaushub treten nicht nur bei bindigen Boden Hebungen auf (Abb. 5.19), die uber die eingetretenen Spannungsanderungen wie bei einer Setzungsbe-

_poiCXJ

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1.1 "

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5

81 p·lkNlm2 j

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Setzung[cm)

Aushub - - HochhG.LSbelasturg

- - -1------------------1 - - - - Abb.5.19 Typische Hebung infolge Baugrubenaushub.

Abb. 5.20 Entlastungshebung und Lastsetzungsdiagramm eines Hochhauses in Frankfurt a. M. Baugrubentiefe 12,5 m. Gesamtsetzung des Gebiiudes 20 bis 25 cm (aus SOMMER 1978).

210

5

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr FlachgrOndungen und Gelandebruch

--- - --

--T- -----b. 36 m

---

1_ _=-=______

T= 26m

Is- 2,7cm

~..:::::::::::::::===== I

T=31m

~========

EXTENSOMETER

s= 2,5 em

I s= 1,5 em

85+-1986 -+---1987-+ 88-

T=41m

ZEITHEBUNGSLINIEN

T=l.6m Abb.5.21 Untergrundhebungen in einem Einschnitt in einer Sandstein-Tonstein-Wechselfolge des Mittleren Buntsandstein (nach TRISCHLER & DURRWANG 1989).

Anstelle des Steifemoduls Es wird der Schwellmodul aus dem Entlastungsast der Kurven des Kompressionsversuches verwendet (s. Abschn. 2.6.4.1). Die Ermittlung der Baugrundhebung infolge Aushubentlastung erfolgt heute ebenfalls meist mittels EDV-Rechenprogrammen. Der Vorgang der Hebung ist nicht nur lastabhangig sondern vor allem zeitabhangig. Die Hebungen sind deshalb vielfach noch nicht abgeschlossen, wenn die Vorbelastung des Baugrunds durch die Bauwerkslasten wieder erreicht oder iiberschritten wird (Abb. 5.20). Eine Berechnung der Hebung infolge Entlastung ist daher nur bei lang andauernder oder bleibender Entlastung des Untergrundes zweckmaBig. In solchen Fallen konnen merkbare Hebungen auftreten (Abb. 5.21 und SCHULZ 1999), die iiber einen Zeitraum von ein bis zwei Jahren anhalten. Bei tonigen Gesteinen konnen dabei auch Quellhebungen maBgeblich beteiligt sein (v. WOLFERSDORF et al. 2004).

5 4 S tzung

n u k It em ch u g

Die beschriebenen Verfahren und auch V DIN 4019-100 gelten zur Berechnung der lotrechten Zusammendriickung des Baugrundes fUr die GrenzfaIle schlaffe oder starre Last£lachen.

Schlaffe Last£lachen konnen jedoch genau genommen nur fiir Erdbauwerke (Dammschiittungen, Entlastung der Griindungssohle durch Erdaushub), evtl. noch bei £lachigen Stapelgiitern angenommen werden. Bauwerke haben immer eine gewisse Eigensteifigkeit, wodurch sich die rechnerischen Setzungen und auch die Setzungsunterschiede verringern. Die Berechnung von starren Griindungskorpern nach KANY gilt andererseits nur fiir den kennzeichnenden Punkt. Beliebige Punkte eines Griindungskorpers und Eckpunkte von Last£lachen fUr die Dberlagerung von Spannungen miissen nach STEINBRENNER (1934) berechnet werden. Nach VRETTOS (2008) betragt die Setzung eines starren Fundaments auBerdem etwa 75 % der Setzung des Mittelpunktes eines vergleichbaren schlaffen Fundaments (Abb. 5.22). Bei Rechteckfundamneten kann hierzu auch die 1,5-fache Setzung des Eckpunktes angesetzt werden. Bei der Ermittlung der Setzungen und Setzungsunterschiede eines Gebaudes ist der Ein£luss der Nachbarfundamente zu beriicksichtigen. Die Druckiiberlagerung fUhrt fast immer zu groBeren Setzungen in der Bauwerksmitte und zur Ausbildung einer sogenannten Setzungsmulde. Eine Setzungsberechnung stellt zunachst immer nur eine Annaherung dar, was in der Beriicksichtigung der Eigensteifigkeit des Bau-

5.5 Sohldruckverteilung und Setzungen von FlachgrOndungen

schlotter Grundungskorper OK Gelonde

slorrer Grundungskorper

lusommen druckbore Sell/chi

Abb. 5.22 Unterschiedliches Setzungsverhalten einer starren und einer schlaffen Last bei veriinderlicher Dicke der zusammendrOckbaren Schicht (a us SCHMIDT 1993).

werks, der Ungenauigkeit der Steifemodulermittlung, der Erfassung der tatsachlich wirkenden Lasten und der Druckverteilung sowie in nicht erfassbaren UnregelmaBigkeiten des Baugrundes begriindet ist. Bei Flachengriindungen wird sich deshalb immer ein gewisser Setzungsunterschied einstellen, auch wenn die Rechnung eine einigermaBen gleichmaBige Setzung ergeben hat. 1m Vergleich zu Setzungsmessungen liegen die rechnerischen Setzungen oft 40 bis 60 % iiber den tatsachlich auftretenden Setzungen. Gelegentlich findet man daher Setzungsangaben mit Einschrankungen von ± 30 %. Besser ist dann eine Trennung in wahrscheinliche und mogliche Setzungen bzw. Setzungsunterschiede. Zu groBe rechnerische Setzungsangaben ergeben sich besonders bei nichtbindigen Boden, bei manchen Schluffboden (z. B. Loss), bei iiberverdichteten Tonen (z. B. Tertiartonen, Geschiebemergel) und auch bei Residualgesteinen (WITTKE & ZUCHNER 2008). Hierbei hilft man sich seit Langem mit der Anpassung der Kennwerte an Hand von Setzungsbeobachtungen. Die DIN 4019 beriicksichtigt diese Erfahrung durch einen Korrekturbeiwert X. Bei jungen, nicht iiberverdichteten Boden (z. B. Auelehm) hingegen stimmen Setzungsberechnungen meist recht gut. Bei weichen Tonen und organischen Boden kann zusatzlich eine in der Rechnung nicht erfasste Kriechsetzung auftreten, die sehr lange anhalten kann. Bei Schuttungen ist die Eigenverdichtung zu beriicksichtigen sowie eine mogliche Nachverdichtung durch Erschiitterungen. Zu den stark setzungsf
211

mente (Beckenton, Banderton) von Schmelzwasserzufliissen in eisrandferneren Bereichen (s. Abschn. 10.2). Die Zusammensetzung und die Eigenschaften dieser Ablagerungen andern sich oft auf kurze Entfernung. Dazu kommt in der Regel hochstehendes Grundwasser. Setzungsmessungen zeigen oftmals nicht nur relativ groBe Gesamtsetzungen, sondern, trotz einheitlich erscheinendem Untergrundaufbau, auch recht groBe Setzungsunterschiede (Fallbeispiele aus Siiddeutschland s. WAGENPLAST 2005, darin Lit.). Wenn moglich, sind fur Setzungsermittlungen Steifemoduln aus Setzungsbeobachtungen von vergleichbaren Fallen zu verwenden. Derartige Auswertungen haben nicht nur die Tiefenabhangigkeit (Spannungsniveau) bestatigt, sondern auch gezeigt, dass z. B. der Steifemodul mit wachsender Grundflache zunimmt (SCHMIDT 1993). Eine Besonderheit im Setzungsverhalten feinkorniger nichtbindiger Boden stellt die Sackungsempfindlichkeit bes. osteuropaischer und asiatischer Losse dar (s. Abschn. 2.6.4.2). Bei groBen Lastflachen bzw. Lasten und bei tiefen Baugruben, bei denen mit merkbaren Entlastungsverformungen zu rechnen ist, stellen die Riickverformungen bei Wiederbelastung einen erheblichen Anteil der Gesamtsetzungen dar, was bei der Setzungsberechnung beriicksichtigt werden muss (s. Abb. 5.18). AuBerdem miissen bei groBen Lastflachen Seichtsetzungen und Tiefsetzungen unterschieden werden, die unterschiedliche Reaktionen zeigen. In den griindungsnahen Schichten konnen 30 bis 50 % und aus dem tieferen Untergrund (Tiefsetzungen) 20 bis 30 % der mittleren Gesamtsetzung als Setzungsunterschiede auftreten.

.5.3.5 5 3 5 Zeitlicher elt c r Verlauf V I uf derr Setzungen etlun n Bei normal konsolidierten bindigen Boden kann der Setzungsablauf iiberschlagig aus den Zeitsetzungslinien des KD-Versuchs abgeleitet werden, wozu die Zeitsetzung der fiir die Schichtmitte geltenden Laststufe ausgewertet werden muss. Bei gleichen Entwasserungsbedingungen (d. h. Abfluss des Porenwassers nach oben und unten) und nicht zu groBen Schichtmachtigkeiten ist dann

212

5 EinfUhrung in die Berechnungsverfahren fUr FlachgrOndungen und Gelandebruch

tj = Setzungszeit im KD-Versuch tz = Setzungsdauer h j = Probenhohe im KD-Versuch hz = Machtigkeit der zusammendriickbaren Baugrundschicht

Kann das Porenwasser nur nach einer Seite entweichen, so ist fiir hz die doppelte Machtigkeit einzusetzen. Die Erfahrungen mit dieser Forme! sind jedoch sehr unterschiedlich und vielfach schlecht (SMOLTCZYK & GUSSMANN 1980). Die Entwasserungsmoglichkeiten im Boden scheinen aufgrund feinster Wasserwegsamkeiten in vielen Fallen weitaus giinstiger zu sein als im Laborversuch. AuBerdem schein en Aushubendastung und Riickverformung unter Belastung schneller abzulaufen als echte Konsolidationssetzungen. Angaben iiber Zeitsetzungen sollten daher besser anhand von Durchlassigkeitsbeiwerten (Asch. 2.8.3) oder mit Erfahrungswerten aus Setzungsbeobachtungen bei vergleichbarem Untergrund gemacht werden. Bei nichtbindigen Boden treten in der Regel 85 % der Gesamtsetzung bis zur Baufertigstellung auf. Bei iiberkonsolidierten steifen bis halbfesten, bindigen Boden sind dies 70 bis 85 %.

sb r. tungen 5.5.3.6 Setzungsbeobachtungen Setzungsbeobachtungen sind eine wichtige Kontrolle bei der gesamten Griindungsberatung. Die Vorbereitung und Durchfiihrung der Messungen sowie die erforderliche Genauigkeit sind bei SCHMIDT (1993) ausfUhrlich beschrieben. Bei gro6eren Projekten und langerer Beobachtungszeit konnen Setzungsmessungen als automatisierte MonitormaBnahme ausgefiihrt werden (s. Abschn. 15.2.5 und RERMSMEYER et al. 2008). Durch die Setzungsmessung sollen GroBe und zeitlicher Verlauf der Setzungen von Gebauden und ggf. deren Umgebung in mehreren Messungen ermittelt werden. Wichtig ist die Erfassung der Anfangssetzungen. Die Nullmessung muss daher moglichst friihzeitig, bereits an den Fundamen ten, zumindest aber am Kellergeschoss vor-

genommen werden. Wiederholungsmessungen miissen nach jeder groBeren Laststeigerung, mindestens aber bei etwa 25 %, 50 %, 75 % und 100 % der Bauwerkslasten erfolgen. Die Fortfiihrung der Messungen iiber 1 bis 3 Jahre nach Inbetriebnahme des Gebaudes ist in vielen Fallen zu empfehlen. Bei jeder Messung ist die zugehorige Be!astung festzuhalten. Die Auswertung erfolgt gewohnlich als Doppe!diagramm und zwar durch Auftragung von Zeit -Setzungs- und Zeit -Belastungs-Linien der einzelnen Messpunkte. Dazu gehort immer ein Lageplan mit den Messpunkten. Eine andere Art der Darstellung sind Linien gleicher Setzung fUr den gesamten Gebaudegrundriss. Fiir eine kontinuierliche Setzungsiiberwachung ist eine Schlauchwaage das am besten geeignete System, besonders wenn zwischen den einzelnen Messstellen keine Sichtverbindung besteht (s. Abschn. 17.5.3).

5.6 Grundlagen fiir die Ermittlung des Erddrucks Als Erddruck auf Stiitzbauwerke und auf im Boden eingebettete Bauwerke (z. B. Tiefkeller) bezeichnet man die seitliche Druckwirkung des Erdreichs infolge seiner Eigenlast und moglicher Auflasten auf ± vertikal stehende Grenzflachen BauwerkiBoden (Abb. 5.23). Die auf die gesamte Wand mit der Rohe h wirkende Erddruckkraft wird als E bezeichnet, die Neigung der Erddruckrichtung mit o. GroBe und Richtung des Erddrucks hangen ab von den BodenkenngroBen, der Geometrie, der Rauheit und der Nachgiebigkeit der Wand bzw. einer Verankerung sowie von der Neigung der Gelandeoberflache. Die Behandlung des Erddrucks und seiner Verteilung erfolgen immer noch nach Regelwerken auf der Grundlage der Erddrucktheorie von

h

Abb. 5.23 Annahmen fUr den einfachen Erddruckfall.

213

5.6 Grundlagen fUr die Ermittlung des Erddrucks COULOMB (I873). Dies sind die DIN EN 1997-1, Abschn. 9.5, und DIN 4085, Berechnung des Erddrucks (2007) mit Beiblatt sowie die EAB und EAU, in der jeweils neuesten Ausgabe (s. Anhang).

5.6.1 Erddruckarten Bewegt sich eine Wand yom Erdreich weg (Abb. 5.24) und bildet sich hinter der Wand eine Bruchflache aus, so verringert sich der Druck auf die Wand und erreicht bei einem bestimmten BewegungsmaB ein Minimum, den Grenzzustand des aktiven Erddrucks (EJ. Wird die Wand gegen das Erdreich bewegt, so steigert sich der Druck bis zu einem Hochstwert, den Grenzzustand des passiven Erddrucks (Ep) oder Erdwiderstand. Der Erddruck auf die nicht bewegte, starre Wand wird als Erdruhedruck (Eo) bezeichnet. Der Ansatz des aktiven Erddrucks erfordert je nach Lagerungsdichte bzw. Konsistenz des Bodens und je nach der Art der Wandbewegung (Abb. 5.25) ein BewegungsmaB in der GroBenordnung von 0,05 bis 1,0% der Wandhohe h (DIN EN 1997-1, Anhang C). Die zum Auslosen des Erdwiderstandes erforderlichen Wandbewegungen sind wesentlich groBer. Sie betragen fur 50 %der Bruchlast 0,5-2,5 % der Wandhohe h.

Wandbewegung zum Erdrelch hin

Die GroSe des Erddrucks hangt entscheidend von den moglichen Wandbewegungen bzw. den Verformungen im Boden abo Bei Stutzbauwerken darf in der Regel der aktive Erddruck angesetzt werden. Reichen bei verformungsarmen Stutzbauwerken die zu erwartenden Bewegungen einer Wand voraussichtlich nicht aus, urn den Grenzzustand des aktiven Erddrucks auszulosen, oder sollen die Verformungen einer Wand mit

a)

b)

hOSa

DO.5h h~ ~-a §::IOA

h

Wandbewegung Yom Erdreich weg Erddrucklast E

d)

-S

-~~--!:o---------

Abb. 5.24 Zusammenhang zwischen Erddruck Ep), Erddrucklast und Wandbewegung.

+S

(EA> Eo.

5

5.6.2 Wahl des Erddruckansatzes

hDSa

b

0,5 h

Abb. 5.25 Gundarten der Wandbewegung (sa) und einfache Lastfiguren fUr die Verteilung des Erddruckes aus Bodeneigenlast a} Drehung um den FuBpunkt (FuBpunktdrehung) b} Parallelverschiebung c) Drehung um den Kopfpunkt (Kopfdrehung) d) Durchbiegung

214

5 EinfOhrung in die Berechnungsverfahren fOr FlachgrOndungen und Geliindebruch

Riicksicht auf ein benachbartes Bauwerk starker beschrankt werden, so ist zur Bemessung der Wand ein erhohter aktiver Erddruck (E') anzusetzen. Bei annahernd unnachgiebiger Stiitzung (s. Abschn. 10.3) gelten nach DIN 4085: in einfachen Fallen E'ah = 0,75 Eah + 0,25 Eoh im Normalfall E'ah = 0,5 Eah + 0,5 Eoh in Ausnahmefallen E'ah = 0,25 Eah + 0,75 Eoh . Bei hinterfiillten Stiitzkonstruktionen ist gegebenenfalls der Verdichtungsdruck (Ev) anzusetzen. Bei sehr intensiver Verdichtung kann der Verdichtungsdruck sogar den Erdruhedruck iibersteigen. Erfolgt die Verfiillung in einem schmalen Baugrubenschlitz in standsicherem Boden, der schmaler ist als der rechnerische Erddruckkeil, kann sich der Erddruck nicht voll ausbilden und es kann mit dem sog. Silodruck (EJ gerechnet werden, der ab einer gewissen Tiefe geringer ist als der aktive Erddruck. Die Verteilung des Erddrucks iiber die Wandhohe ist im Idealfall dreieckformig. Dies gilt aber streng genommen nur fiir eine Drehung der Wand urn den FuBpunkt. In allen anderen Fallen von Wandbewegung (Abb. 5.25) liegt keine geradlinige Verteilung mehr vor, sondern es treten Erddruckumlagerungen auf. Die Verteilung des Erddrucks sowie die Lage des Angriffspunktes der Erddruckkraft sind unter Anderem von der Hohenlage und von der Nachgiebigkeit der Aussteifung bzw. Verankerung der Wand abhangig.

5.6.3 Bodenkennwerte fur Erddruckberechnungen Yom Baugrundgutachter sind die Bodenkennwerte festzulegen sowie Hinweise auf mogliche Wandbewegungen zu geben. Den Erddruck beeinflussen: Gelandeverlauf, Auflasten Art und Abmessungen der Konstruktion, Wandbeschaffenheit Wichte iiber bzw. unter Wasser (in kN/m 3 ) Scherparameter (cp in 0, e in kN/m2) Wandreibungswinkel 8 (in 0) Wasserstande und Stromungsverhaltnisse vor und hinter dem Bauwerk

Bei der Festlegung der Bodenkennwerte sind folgende Zusammenhange zu beachten: Eine hohere Wichte r vergroBert den aktiven und den passiven Erddruck. Bei der Scherfestigkeit sind im Normalfall cP' und e' fiir den dranierten Zustand anzusetzen. Ein groBerer Reibungswinkel und eine groBere Kohasion vermindern den aktiven und vergroBern den passiven Erddruck.. Fiir die Bemessungswerte der Scherfestigkeit miissen deshalb obere und untere Grenzwerte angegeben werden. Bei Boden mit unterschiedlichen Scherfestigkeiten sind die ungiinstigeren Werte anzusetzen. Desgleichen sind Schicht- und sonstige Trennflachen, die als Bewegungsflachen wirken konnen, durch eine Herabsetzung der Scherfestigkeitswerte zu beriicksichtigen. Bei der Moglichkeit des Auftretens von Porenwasseriiberdruck ist die Berechnung sowohl mit der Anfangsfestigkeit im unkonsolidierten Zustand (CPu' eu) als auch mit der Endfestigkeit im konsolidierten Zustand (cp', c') durchzufiihren. Kohasionswerte diirfen nur angesetzt werden, wenn der Boden mindestens steife Konsistenz hat. Bei Ansatz des passiven Erddrucks ist zu beachten, dass die Bruchfigur tiefer im Boden verlaufen kann als die betrachtete Wand und damit auch die Kennwerte des Bodens unter dem WandfuB anzugeben sind (Abb. 5.25). Der Wandreibungswinkel 8 ist abhangig von der Rauigkeit der Wand, dem Hinterfiillungsmaterial und moglichen Bewegungen (Setzungen) zwischen Wand und Boden. Er betragt nach DIN 4085 bei Betonieren gegen die Wand q/k (max. 35°) rauer, unbehandelter Wand 2/3 CP'k weniger rauer Wandabdeckung 1/2 CP'k glatter Wand bzw. schmierigem Belag 0 Der Neigungswinkel des Erddrucks 8 beziiglich der Wandnormalen ergibt sich aus den Wechselwirkungen und Relativbewegungen zwischen Boden und Bauwerk. In der Regel ist: 8. > 0 und 8p < 0 Der Gleitflachenwinkel S(und zwar Sa' fiir Ea, Sp fiir Ep) ist abhangig von der Scherfestigkeit des Bodens sowie der Geometrie der Wandflachen und des Gelandes. Fiir den einfachen Fall gemaB Abb. 5.23 gilt Sa = 45 + cp/2 Sp = 45 - cp/2

5.7 Standsicherheitsnachweise fUr Gelande-bruch

Der GleitfHichenwinkel ,ist bei HinterfUlIungen entscheidend fUr den Ansatz der maBgebenden Scherparameter (anstehender Baugrund oder VerfUlImaterial) . Die Erddruckbeiwerte K werden Tabellen oder Diagrammen entnommen (s. DIN EN 19971, Anlage C). Entscheidend fUr die Erddruckwirkung in einem bestimmten Punkt der Wand ist die Horizontalkomponente (e), weshalb in den meisten Tabellen der Erddruckbeiwert fUr die Horizontalkomponente des aktiven bzw. passiven Erddrucks angegeben ist. Der sog. Mindesterddruckbeiwert fUr Fels von Ka = 0,15 entspricht einem Reibungswinkel von > 40° und stellt somit einen echten Mindestwert dar. Der Teilsicherheitsbeiwert fUr den Erdwiderstand betragt fUr die Bemessungssituation BS-P YR,e = 1.4 und fur standige Einwirkungen aus Erdruhedruck YEO,G= 1,2 (DIN 1054-101).

5.7 Standsicherheitsnachweise fur Gelandebruch Fur die Standsicherheitsnachweise bei Boschungen gelten die DIN EN 1997-1, Abschn. 11, sowie auch DIN 4084, Gelande- und Boschungsbruchberechnungen (2009). Ein Beiblatt mit erHiuternden Beispielen soli 2011 erscheinen. Der Nachweis der Gesamtstandsicherheit bezieht sich dabei auf einen Boschungsbruch, ausgelost durch das Eigengewichts des Erdkorpers, gegebenenfalls unter dem zusatzlichen Einfluss von Verkehrslasten und eines moglichen Wasserdrucks (Stromungsdruck, Porenwasserdruck). Der Gleitkorper wird dabei in der Regel als starrer Korper oder in Form mehrerer starrer Teilkorper behandelt. Der Nachweis der Standsicherheit schlieBt in der Regel den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit ein, wenn die dabei auftretenden Verformungen (z. B. Kriechen) in einem vertretbaren Rahmen bleiben. Bei Gelandesprungen neben Gebauden oder Verkehrsflachen ist zusatzlich eine Begrenzung der mobilisierten Scherfestigkeit vorzunehmen oder es ist die Beobachtungsbauweise anzuwenden (DIN EN 1997-1, Abschn. 2.7).

215

Die Standsicherheit von Hangen und Boschungen wird der geotechnischen Kategorie GK 2 zugeordnet (s, Abschn. 4.1), wenn nicht besondere Verhaitnisse eine Einstufung in GK 3 erfordern. Dazu gehoren Kriechhange, das Auftreten von Porenwasserdruck, keine ebenen Bruchfiguren und dicht angrenzende Bebauung. Die Standsicherheitsnachweise erfolgen nach den Nachweisverfahren GEO 3 und beziehen sich auf Boschungs- und Gelandebruch sowie auf konstruktive Boschungssicherungen aller Art. Die Normen geiten nicht fUr die Beurteilung der Standsicherheit von Boschungen von Braunkohletagebauen.

5.7.1 Berechn ungsmodelle und Sicherheiten Fur die Beurteilung der Sicherheiten gegen Gelandebruch stehen insgesamt vier unterschiedliche Berechnungsmethoden zur VerfUgung: einfache Formeln beziehungsweise deren grafische Losungen sowie Ableitungen aus Diagrammen Lamellenverfahren fUr gekrummte Gleitflachen Starrkorpermethode bzw. Blockgleit-Verfahren Finite-Element-Methode (FEM). Fur Nachweise der Standsicherheit von Boschungen und Baugruben mit numerischen Methoden liegt eine Empfehlung der DGGT von 2004 vor. Die Wahl des Berechnungsverfahrens hangt abvon: Bruchmechanismus Untergrundaufbau (Schichtung und andere Trennflachen) Grundwassersituation (auch Sickerwasser, Porenwasserdruck) etwaigen Kriechverformungen. Die nachstehend beschriebenen einfachen Berechnungsverfahren gehen von der sog. Bruchtheorie aus, d. h. es werden immer Bruchflachen im Grenzgleichgewicht angenommen, in dem die einwirkenden mit den widerstehenden Kraften im Gleichgewicht stehen. Sofern auf StraBen in Hanglage oder auf Dammen Verkehrslasten

216

5 EinfOhrung in die Berechnungsverfahren fOr FlachgrGndungen und Geliindebruch

berucksichtigt werden mussen, werden diese mit 33,3 kN/m2 Verkehrsfliiche angesetzt. Der erste Schritt einer Standsicherheitsbetrachtung ist immer eine Vorstellung uber das bruchmechanische Modell sowie die Lage und Ausbildung der Gleitfliichen. Diese erste Vorstellung hat insofern entscheidende Bedeutung, als bei allen Berechnungsverfahren (konventionell und mittels Rechenprograrnmen) immer gewisse Vorgaben hinsichtlich des Verlaufs der Gleitflache gemacht werden mussen. Ihre Form kann je nach Untergrundaufbau ebenflachig oder kreisfOrmig sein, einsinnig gekrummt, gekrummtlanggestreckt sowie zusammengesetzt bzw. gebrochen (s. Abb. 5.26). 1m Allgemeinen treten in homogenen, bindigen Boden starker gekrummte, kreisfOrmige Gleitflachen auf, wahrend in Verwitterungsboden, die zur Tiefe hin fester werden, abgeflachte Gleitflachen die Regel sind. Ein Hilfsmittel fur die Konstruktion kreisformiger Gleitflachen ist die Annahme eines Abrisswinkels von 45° +