Beton- und Stahlbetonbau 1/2012

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107. Jahrgang Januar 2012 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

- Beulen von dĂźnnen UHPFRC-Scheiben - Hochleistungsleichtbeton unter Impakt - Verbund vorgespannter Litzen in UHPC - Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung - Biegeschlankheit nach EC2 - International Headquarter Salewa - Ernst & Sohn Nachwuchs-FĂśrderpreis

HALFEN HSC-B Stahlbauanschluss Die Vorteile auf einen Blick

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Flexible Planung ▪ Vollwertiger Anschluss zur Aufnahme von Normal-, Querkräften und Biegemomenten ▪ Auch für nicht vorwiegend ruhende Lasten geeignet ▪ Einseitige und zweiseitige Anschlüsse, sowie abgebogene Verankerung möglich ▪ Anzahl der HSC-B Stäbe beliebig; einlagig und mehrlagig zulässig ▪ Flexibel beim Anschluss, es können Stahlkonsolen, oder – mittels der Stirnplatte – Stahlträger oder Fahnenbleche z. B. für das Stabsystem DETAN oder das Befestigen von Seilen, angeschlossen werden

Auch für nicht vorwiegend ruhende Lasten

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Komfortable Bemessung ▪ Bauaufsichtliche Zulassung für alle Systemkomponenten ▪ Tragfähigkeitsnachweis durch N-Q-Interaktionsdiagramme ▪ Geringe Verankerungslänge zur sicheren Lasteinleitung auch bei dünnwandigen Elementen

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er HALFEN HSC-B Stahlbauanschluss ist ein bauaufsichtlich zugelassenes Produkt, das Stahlbetonelemente und Stahlelemente kraftschlüssig miteinander verbindet.

Der HSC-B Anschluss ist für große Kräfte ausgelegt. Normalkräfte, Querkräfte und Biegemomente – separat oder kombiniert – können sicher übertragen werden.

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Zeit- und kosteneffektiv ▪ Einfache Montage an der Schalung, mit Positionsplatte und Montageschrauben – keine Schalungsdurchdringungen notwendig ▪ Keine Schweißarbeiten auf der Baustelle. Vorfertigung und Montage des Anschlussbauteils mit den 100% passgenauen, lasergeschnittenen Positions- und Stirnplatten ▪ Befestigung der Stahlbauteile durch genormte Schrauben – benötigt keine Spezialwerkzeuge

Nachhaltige Gebäudequalität ▪ Langlebig durch optionalen Korrosionsschutz der Muffen.

Ausführung: feuerverzinkt, galvanisch verzinkt oder Edelstahl A4 ▪ Schraubverbindung vereinfacht Gebäuderückbau und Baustoffrecycling Viele Argumente, ein Fazit: Die Produkte von HALFEN bedeuten Sicherheit, Qualität und Schutz – für Sie und Ihr Unternehmen.

RAL-GZ 658-2

HALFEN GmbH · Engineering Support · Tel.: 0 21 73 / 970-90 31 · www.halfen.de

Inhalt

Das Titelbild zeigt das neu errichtete International Headquarter des Sportartikelherstellers Salewa in Bozen, Südtirol. Die neue Firmenzentrale hat die Form eines Bergkristalls – von der Brennerautobahn gut ersichtlich – und ist durch seine hoch aufragenden Türme ein landmark für die gesamte Umgebung. Das Projekt gehört mit über 350.000 m3 Gesamtbauvolumen zu den größten Bauvorhaben Südtirols und wird eine ganze Reihe von Geschäftsfeldern und Aktivitäten rund um die Themen Mensch, Berg, Design und Innovation beheimaten. Richtung Norden bestimmt eine Glasfassade das Erscheinungsbild. Die Aluminiumhaut im Süden, welche durch die gewählte Farbe und die kantige Anordnung die Bruchflächen des Bergkristalls darstellen soll, schützt gleichzeitig vor der Sonneneinstrahlung.

Lesen Sie mehr dazu im Bericht auf den Seiten 46–54. (Foto: Oskar da Ritz)

Beton- und Stahlbetonbau 1

107. Jahrgang Januar 2012, Heft 1 ISSN 0005-9900 (print) ISSN 1437-1006 (online) Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

Editorial 1

Konrad Bergmeister Verträglichkeit Fachthemen

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Martha Escobar, Bernhard Freytag, Josef Linder und Lutz Sparowitz Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung

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Matthias Quast, Anja Hummeltenberg und Manfred Curbach Hochleistungsleichtbeton unter Impakt

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Guido Bertram und Josef Hegger Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC Teil 2: Ableitung eines Verbundmodells zur Berechnung der Übertragungslänge

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Jörg Bödefeld, Rainer Ehmann, Dirk Schlicke und Nguyen Viet Tue Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses Teil 1: Risskraftbasierter Nachweis nach DIN EN 1992-1-1

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Peter Göttlich Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2 Berichte

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Ulrich Kauer International Headquarter Salewa

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Nachwuchs-Förderpreis von Ernst & Sohn 2011 Rubriken

peer reviewed journal: Beton- und Stahlbetonbau ist ab dem Jahrgang 2007 beim Web of Knowledge (ISI) von Thomson Reuters akkreditiert.

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Impact-Faktor 2010: 0,265

Aus Wiley InterScience wird Wiley OnlineLibrary

Aktuelles (s. a. S. 37) Tagungen Nachrichten Persönliches Stellenmarkt Produkte und Objekte

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56. BetonTage Planen und Bauen mit Betonfertigteilen Hochleistungsbeton aktuell Anbieterverzeichnis

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattform für das Beton- und Stahlbetonbau OnlineAbonnement Bautechnik 81 (2004), Heft 1

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56. BetonTage

56. BetonTage: Wandel gestalten Die Rahmenbedingungen für Unternehmen haben sich verändert: Die knappen Ressourcen, der Klimawandel, die Globalisierung der Märkte und nicht zuletzt das Megathema Nachhaltigkeit stellen neue Anforderungen an die Betonindustrie. Die Einführung des Eurocode 2, die neue Bauproduktenverordnung und die Planung der EnEV 2012 sind nur einige Ergebnisse dieser Entwicklung. Die Fähigkeit, sich intensiv mit den Trends und Chancen der Zukunft auseinanderzusetzen, sich anzupassen und strategisch

Dienstag, 7. Februar 2012

Mittwoch, 8. Februar 2012

Donnerstag, 9. Februar 2012

9.00 – 12.00 Plenum 1 Eröffnungsvorträge

9.00 – 12.30 Plenum 2 Impulse der Betonbauweise in der Nachhaltigkeitsdiskussion Gastland Finnland

9.00 – 10.30 Plenum 3 Tag der Marktpartner

12.00 – 14.00 Mittagspause 14.00 – 15.30 Podium 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton 14.00 – 15.30 Podium 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau 14.00 – 15.30 Podium 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen 14.00 – 15.30 Podium 4 Wirtschaft und Recht 15.30 – 16.00 Kaffeepause 16.00 – 17.30 Podium 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton 16.00 – 17.30 Podium 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau 16.00 – 17.30 Podium 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen

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neu auszurichten, beeinflusst den Unternehmenserfolg maßgeblich. Unter dem Motto „Wandel gestalten“ zeigen die BetonTage vom 07. bis 09. Februar 2012 im Edwin-Scharff-Haus in Neu-Ulm mögliche Lösungsansätze für einen nachhaltigen Wandel auf und informieren über die aktuellen technischen, rechtlichen und wirtschaftlichen Entwicklungen für die Branche. Eine Informationsausstellung mit rund 160 Ausstellern aus der Zuliefer-, Maschinenund Softwareindustrie begleitet den Kongress.

12.30 – 14.00 Mittagspause 14.00 – 15.30 Podium 5 Von der Forschung zur Praxis 14.00 – 15.30 Podium 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen – Vom Entwurf zur Umsetzung

11.00 – 12.30 Podium 9 DBV-Fachtagung: Sichtbeton – Betonkosmetik – Weiße Dächer und Decken + Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung 11.00 – 12.30 Podium 11 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik

14.00 – 15.30 Podium 7 Leichtbeton

12.30 – 16.00 Podium 13 Beton in der Architektur

14.00 – 15.30 Podium 8 Betonwerkstein

12.30 – 14.00 Mittagspause

15.30 – 16.00 Kaffeepause 16.00 – 17.15 Podium 5 Von der Forschung zur Praxis 16.00 – 17.15 Podium 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen – Vom Entwurf zur Umsetzung 16.00 – 17.15 Podium 7 Leichtbeton

16.00 – 17.30 Podium 4 Wirtschaft und Recht

16.00 – 17.15 Podium 8 Betonwerkstein

19.00 Abendveranstaltung

17.15 – 18.00 Besonderer Beitrag Wirtschaftsspionage 2.0 – (Un)Sicherheit im Internet

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

10.30 – 11.00 Kaffeepause

14.00 – 17.00 Podium 9 DBV-Fachtagung: Sichtbeton – Betonkosmetik – Weiße Dächer und Decken 14.00 – 17.00 Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung 14.00 – 17.00 Podium 11 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik 14.00 – 17.00 Podium 12 Kleinkläranlagen

56. BetonTage

Moderation: Dr.-Ing. Klaus Goldammer, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, Berlin 11.00 Uhr Die richtige Wahl der Expositionsklassen nach EC2 – Konsequenzen für Planung und Ausführung Dr.-Ing. Frank Fingerloos, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, Berlin Dauerhaftigkeit von Betonbauteilen und Fundamenten unter durchlässigem Fahrbelag – Grundsätze und Lösungsbeispiele Dipl.-Ing. Andreas Meier, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, München Sichtbetonfassade: Mängel der Planung und/oder der Ausführung?

Prof. Dr.-Ing. Harald Sipple, Hochschule Regensburg Prof. Dr. jur. Gerd Motzke, Mering 12.30 Uhr

Mittagessen

PODIUM 9 DBV Sichtbeton – Betonkosmetik – Weiße Dächer und Decken Moderation: Dr.-Ing. Klaus Goldammer, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, Berlin 14.00 Uhr Weiße Dächer und Decken: Richtige Planung Prof. Dipl.-Ing. Claus Flohrer, Hochtief Consult Materials, Mörfelden-Walldorf Richtige Ausführung Dipl.-Ing. Hartmut Sass, Otto Wulff Bauunternehmung, Hamburg Sichtbeton: Optische Defizite an Sichtbetonoberflächen – Entstehung, Instandsetzung und Ansatzpunkte zur Vermeidung Dipl.-Ing. Doris Strehlein, Ingenieurbüro Schießl Gehlen Sodeikat, München

Details zu den beiden Podien 9 und 10 Eurocode 2 im Fokus Die BetonTage verstehen sich nicht „nur“ als Weiterbildungsplattform für die europäische Betonfertigteilindustrie. Am 9. Februar 2012, dem Tag der Marktpartner, werden wieder spezielle Podien für Architekten, Tragwerksplaner, Bauunternehmen und die Öffentliche Hand angeboten. Im Mittelpunkt des Podiums 10 „Beton in der Tragwerksplanung“ am Nachmittag steht der Eurocode 2 (EC2) mit seinem Nationalen Anhang, der am 1. Juli 2012 in Deutschland verbindlich eingeführt wird und die bis dahin geltende nationale Norm DIN 1045-1 ersetzt. Im Rahmen des „Pilotprojekt EC2” konnten bereits erste praktische Erfahrungen mit der neuen Norm gemacht werden. Die Ergebnisse werden hier präsentiert. Der EC2 bringt auch Ergänzungen und Ände-

Wechselwirkung zwischen Schalung, Trennmittel und Beton – Auswirkung auf die Porigkeit Prof. Dr. rer. nat. Karsten Schubert, Hochschule Karlsruhe Chancen und Grenzen der Betonkosmetik Dr.-Ing. Klaus Goldammer, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, Berlin

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PODIUM 9 + 10 Zusammenwirken im Bauprozess: Planung und Ausführung

PODIUM 10 Beton in der Tragwerksplanung Moderation: Prof. Dr.-Ing. Hans-Joachim Walther, Hochschule Karlsruhe 14.00 Uhr Zukunft der Normung – Leitfaden für die Erstellung anwendungsfreundlicher Bemessungsnormen Prof. Dr. Viktor Sigrist, Technische Universität Hamburg-Harburg Erste Praxiserfahrungen mit der Anwendung des Eurocode 2 Dr.-Ing. Karl Morgen, Dr.-Ing. Alexander Steffens, WTM Engineers, Hamburg Bewehren nach Eurocode 2 (EC2): Moderne und praxisgerechte Bewehrungsführung nach EC2 – Grundsätzliche Regeln Dr.-Ing. Norbert Brauer, Ingenieurbüro Dr. Brauer, Dormagen Träger mit Öffnungen, Rahmenknoten, Konsolen Prof. Dr.-Ing. Josef Hegger, RWTH Aachen Platten, Deckenscheiben, Fundamente Prof. Dr.-Ing. Jürgen Schnell, Technische Universität Kaiserslautern Stützen, Wandscheiben, Querkraft- und Verbundbewehrung Prof. Dr.-Ing. Martin Empelmann, Technische Universität Braunschweig Die Kurzinformation: Neu in der Betonnorm: Ziegeldecken nach DIN 1045-100/EC2 – Planung und Ausführung Dr.-Ing. Frank Fingerloos, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, Berlin

rungen bei der Konstruktion der Bewehrung mit sich. Welche dies sind und wie eine normengerechte und wirtschaftlich sinnvolle Bewehrungsführung auszusehen hat, wird anhand konkreter Beispiele erläutert. Außerdem wird der Abschlussbericht für das Forschungsprojekt „Entwicklung eines Leitfadens für die Erstellung anwendungsfreundlicher Bemessungsnormen“ vorgestellt.

Sicherheit für Planung und Ausführung Sichtbeton erfreut sich zunehmender Beliebtheit bei den Architekten. Trotz großer Sorgfalt bei der Planung und Ausführung werden die hohen optischen Anforderungen jedoch nicht immer erfüllt. Im Rahmen des Podiums 9, das gemeinsam mit dem Deutschen Beton- und Bautechnik-Verein E.V. (DBV) ausgerichtet wird, wird den Ursachen auf den Grund gegangen. Die AusBeton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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56. BetonTage führungen basieren auf den Ergebnissen zweier Verbundforschungsvorhaben zu den Themen Entstehung und Vermeidung von Farbunterschieden in Sichtbetonoberflächen sowie Wechselwirkungen zwischen Schalhaut, Trennmittel und Beton. Zudem werden die Möglichkeiten und Grenzen der Betonkosmetik aufgezeigt. Auch das Thema Weiße Decken und Dächer sorgt häufig für gerichtliche Auseinandersetzungen. Wie dies vermieden werden kann und was es bei der Planung und Ausführung dieser Konstruktion zu beachten gilt, wird hier ebenfalls erörtert.

Zusammenwirken im Bauprozess Das Vormittagsprogramm für die beiden genannten Podien wird erstmals gemeinsam bestritten. Nach der Eröffnung des Kongresstages durch den Architekten Gerhard Wittfeld, kadawittfeldarchitektur, Aachen, und Professor Josef Hegger von der RWTH Aachen, geht es zunächst um die richtige Wahl der Expositionsklassen nach EC2. Anschließend werden die Grundsätze zur Sicherstellung der Dauerhaftigkeit von Bauteilen und Fundamenten im Bereich durchlässiger Parkflächen gezeigt. Anhand eines konkreten Schadensfalls an einer Fassade werden abschließend die rechtlichen Aspekte in Bezug auf Sichtbeton diskutiert.

Weitere Schwerpunkte im Programm Konstruktiver Fertigteilbau im Fokus Traditionsgemäß widmet sich ein großer Teil des Fachprogramms der BetonTage dem konstruktiven Fertigteilbau. Ausgewählte Bauten aus der Praxis, Ausführungen zur Brandschutzbemessung und zum Entwerfen und Planen von Fassaden zeigen im Podium Konstruktiver Fertigteilbau 1, was es hierbei zu beachten gilt. Innovative technische Lösungen, z. B. wenn es um die Optimierung des Beton-Beton-Verbundes oder die Bewehrung geht, werden im Podium Konstruktiver Fertigteilbau 2 präsentiert.

Forschung konkret Mit dem Innovationspotenzial des Baustoffs Beton befassen sich die Podien Anwendungsgerechte Forschung für Beton und Von der Forschung zur Praxis. Hier werden die neuesten betontechnologischen Erkenntnisse vorgestellt. Beispielsweise zum Gradientenbaustoff Beton, der neue Perspektiven für eine ressourceneffiziente Bauweise schafft oder die aktuellen Erfahrungen mit Celitement. Ein neues ökologisches Bindemittel, welches seit Mitte 2011 in einer Pilotanlage produziert und erprobt wird. Interessante Lösungsansätze aus der Forschung liefert auch das Podium Leichtbeton, etwa zu gefügedichten Leichtbetonen und textilbewehrten Betonverbunden.

Betonfertigteile in der Nachhaltigkeitsdiskussion Der Wettkampf um die Märkte definiert sich immer häufiger über das Thema Nachhaltigkeit. Das Plenum am zweiten Kongresstag zeigt die Wechselwirkungen zwischen der Nachhaltigkeitsstrategie der Bundesregierung und der Betonindustrie auf. Auch die Einführung der neuen Bauproduktenverordnung schafft Rahmenbedingungen für das Bauen mit Betonbauteilen, die es im Rahmen der Nachhaltigkeitsdiskussion zu berücksichtigen gilt.

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Impulse für den Tiefbau Das Thema Nachhaltigkeit spielt auch im Straßen-, Landschafts- und Gartenbau eine zunehmend wichtige Rolle. Dies belegen ausgewählte Beiträge im Rahmen des gleichnamigen Podiums. So werden die Ergebnisse des aktuellen ökobilanziellen Vergleichs von Oberbaukonstruktionen von Gehwegen präsentiert. Außerdem erfahren Hersteller, was Landschaftsarchitekten und öffentliche Auftraggeber unter dem Begriff „nachhaltiges Bauen“ verstehen.

Dem Segment Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik ist ebenfalls ein Podium gewidmet. Hier wird beispielsweise das Anwendungspotenzial für zeitweise fließfähige, selbstverdichtende Verfüllbaustoffe aus Boden und Bodenersatzstoffen aufgezeigt und über die Erfahrungen mit dem Einsatz von monolithisch hergestellten Stahlbetonrechteckprofilen berichtet.

Betonwerkstein in der Praxis Nach dem guten Zuspruch im vergangenen Jahr wird erneut ein Podium zu Betonwerkstein angeboten, das dieses Mal jedoch in den Räumen des Edwin-Scharff-Hauses stattfinden wird. Die Vorträge befassen sich u. a. mit den Anforderungen der neuen DIN 18516, Teil 5 bei Fassaden aus Betonwerkstein und der richtigen Verlegung des Baustoffes. Anhand eines Praxisbeispiels wird zudem auf die Schnittstellenproblematik bei Planung und Ausführung von Projekten eingegangen.

Juristische Fallstricke und wirtschaftliche Aspekte Die rechtlichen Schadensfälle werden erstmals nicht separat behandelt, sondern direkt in den einzelnen produktspezifischen Podien diskutiert. Weiterhin Bestand hat das Podium Wirtschaft und Recht, das sich u. a. mit der aktuellen Rechtsprechung zur Mängelhaftung und den personellen Konsequenzen bei Langzeiterkrankungen beschäftigt. Auch das Thema Umweltproduktdeklarationen (EPD) findet hier Eingang. Sie bieten umfassende Informationen über die Umwelteigenschaften eines Produktes, schaffen Transparenz und sind damit ein geeignetes Instrument, um das Marketing zu unterstützen, was am Beispiel einer EPD für Lichtschächte demonstriert wird.

Forum für Innovationen Den direkten Kontakt zu allen wichtigen Vertretern der Zulieferindustrie bietet die kongressbegleitende Informationsausstellung.

Hier erhalten die Hersteller die Möglichkeit, sich umfassend über die Produkte ihrer Marktpartner zu informieren. In exklusiven Foren präsentieren die Aussteller ihre Neuentwicklungen.

Die besten Innovationen der Zulieferindustrie werden mit dem Innovationspreis Betonbauteile 2012 ausgezeichnet und der Fachöffentlichkeit vorgestellt.

Eine Übersicht über das gesamte Programm erhalten Sie unter www.betontage.de oder vom Veranstalter: FBF Betondienst GmbH Gerhard-Koch-Str. 2 + 4, 73760 Ostfildern Telefon: +49 711 32732-326, Telefax: +49 711 32732-350, info@betontage.de, www.betontage.de

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Um neuen Raum für Mitarbeiter und Studenten zu schaffen und die bisher in der Stadt verteilten Liegenschaften auf dem Campus zu bündeln, wird an der Fern-Universität Hagen derzeit mit Hochdruck gebaut. Bis Mitte 2012 erstellt der Bauund Liegenschaftsbetrieb NRW Soest (BLB NRW) im Rahmen des aktuellen Hochschulmodernisierungsprogramms der Landesregierung NRW ein Ensemble aus drei neuen Verwaltungsgebäuden der Fakultät für Kultur- und Sozialwissenschaften sowie einem großzügig angelegten Seminargebäude.

Aufgrund des engen Bauzeitplans und der hohen Wirtschaftlichkeit und Flexibilität wird der gesamte Gebäudekomplex mit vorgefertigten Betonfertigteilen durch die Bernhard Heckmann GmbH & Co KG (Hamm) realisiert.

Der vom Dortmunder Architekturbüro Assmann Beraten + Planen GmbH geplante Neubau wird in prominenter Lage südlich unterhalb des ehemaligen Technologie- und Gründerzentrums (TGZ) der Fern-Universität errichtet. Durch die Lage am Hang werden die neuen Gebäude künftig der erste „visuelle Kontakt“ für alle mit PKW anreisenden Besucher und Mitarbeiter sein.

Ein neuer Außenbereich – der „weiße Platz“ – bildet die Erweiterung des bereits bestehenden „roten Platzes“ und bindet die Mensa, das Seminargebäude und die neuen Verwaltungsgebäude in das Gesamtkonzept ein. Architektonisch eigenständig gehalten, entsteht somit ein neuer, prägnanter Baustein der Universität. Zwei gläserne Brücken werden die drei Gebäudeblöcke der Kultur- und Sozialwissenschaften mit dem zweigeschossigen Foyer des Seminargebäudes verbinden. Das architektonische Signal der neuen Gebäude ist Transparenz und Nachhaltigkeit

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Neubauten an der Fern-Universität Hagen mit Betonfertigteilen realisiert

Bild 1. Fern-Universität Hagen: Der gesamte Gebäudekomplex wird mit Betonfertigteilen realisiert

bei hoher Wertigkeit. Die Materialien und die Farbgebung sowie die inneren Flächen spiegeln ein zeitloses, schlichtes, aber repräsentatives Bild von Wissenschaft und Lehre wieder. Die innere Gebäudestruktur wurde auf die Anforderungen der Fern-Universität ausgelegt: Es überwiegen wirtschaftliche Zellenbüros, die über ein Mittelflursystem erschlossen werden. Insgesamt werden nach Fertigstellung im Gebäudeteil der Kultur- und Sozialwissenschaften ca. 3.450 m2 und im neuen multifunktionalen Seminargebäude ca. 460 m2 Nutzfläche zur Verfügung stehen. Mit einem Seminarraum für 250 Personen und drei weiteren für jeweils 50 Personen entsteht ein Zusatzangebot hochwertiger Flächen für Veranstaltungen der Universität.

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Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Bohrpfahlwände zur Abstützung von Hang und Bestandsgebäuden

Bevor mit dem Bau der Gebäude begonnen werden konnte, musste das Gelände zunächst aufwendig für die Baumaßnahme vorbereitet werden. Zur Abstützung des Hangs sowie des oberhalb verorteten TGZ setzte eine Arbeitsgemeinschaft von Bauer Spezialtiefbau GmbH (Essen) und Gebr. Schmidt GmbH & Co. KG (Kirchen-Freusburg) zunächst Dutzende bis zu 16 m lange Bohrpfahlwände in die Erde. Dabei wurden mit Spezialbaggern zunächst ein Bohrloch erstellt und die Erdmasse daraus entfernt.

Je nach statischen Anforderungen wurde danach eine Bewehrung in das Bohrloch eingesetzt, bevor die Spezialisten Beton einfüllten. Nach der Aushärtung wurde jeweils das übernächste Bohrloch erstellt, dann erst dazwischen liegendes Loch – so ergibt sich eine geringere Überschneidung zwischen den Bohrpfählen, die sicherstellt, dass die Wand „dicht“ ist und die darüber liegenden Erdlasten des Hangs tragen kann.

Fertigteilbauweise spart Zeit und Kosten

Die Planung der Gebäude stellte die Experten vom Architekturbüro Assmann vor besondere Herausforderungen. Aufgrund des

Bild 2. Die Baustelle der Fern-Universität Hagen

Bild 3. Zur Abstützung des Hangs wurden Betonbohrpfähle genutzt (Fotos: BetonBild)

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Zeitplans musste das zunächst in konventioneller Ortbetonbauweise geplante und auch bereits statisch bemessene Bauwerk nochmals komplett geplant und berechnet werden – und zwar für den Bau mit Betonfertigteilen. Durch die drei relativ gleichen Verwaltungsgebäude erwies sich das elementierte Bauen mit vorgefertigten Betonfertigteilen im Endeffekt als geradezu ideal, es wurde nicht nur Zeit gespart, auch die Kosten waren niedriger.

Hohe Deckenspannweite, wenige Stützen = hohe Flexibilität in der Nutzung

Alle drei Verwaltungsgebäude wurden mit einem Tragwerk aus Fertigteilstützen realisiert. Bei der Erstellung der Wände kamen große Fensterfronten und im Werk gefertigte Vollelemente zum Einsatz. Darauf wurden eine Perimeterdämmung und Glaswolle aufgebracht, die Fassade besteht aus einer Kombination von Naturstein und einer glänzend schimmernden Metalloberfläche.

Die Decken der Verwaltungsgebäude wurden mit SpannbetonHohldielen ausgeführt – was hinsichtlich der Gebäudenutzung Vorteile sichert. Durch den Einsatz von Filigranstützen und Spannbeton-Hohldielendecken sind sehr große Spannweiten bis zu 7,50 m möglich. So sind bei einer Geschoss-Grundfläche von 600 m2 nur 24 Stützen erforderlich. Das ermöglicht die vom Bauherrn geforderte hohe Flexibilität in der Raumaufteilung.

Die Raumabgrenzung geschieht durch einfaches Aufstellen von Trockenbauwänden. Je nach Nutzungswunsch ist somit zukünftig jederzeit eine Änderung möglich.

Auch das Seminargebäude wurde größtenteils aus BetonFertigteilen gebaut. Nur der Kellerbereich – hier befindet sich die Haustechnik des Gebäudekomplexes – wurde mit Ortbeton umgesetzt. Die Bauarbeiten laufen nach Plan, bereits in wenigen Monaten hat die Fern-Universität Hagen eine neue, weithin sichtbare Landmarke – und mehr Platz für Forschung und Lehre.

Bautafel Neubau von 3 Verwaltungsgebäuden und 1 Seminargebäude an der Fern-Universität Hagen Bauherr: BLB NRW, Soest Mieter: FernUniversität Hagen Generalplaner: Assmann Beraten + Planen GmbH, Dortmund Planung Hochbau: ar.te.plan GmbH, Dortmund Generalunternehmer: Bernhard Heckmann GmbH & Co KG, Hamm Bohrpfahlwände: Arbeitsgemeinschaft Bauer Spezialtiefbau GmbH, Essen und Gebr. Schmidt GmbH & Co. KG, Kirchen-Freusburg Gesamtinvestition: 12,2 Millionen € (+ Seminargebäude: 2 Millionen €) Fertigstellung: Juni 2012

Weitere Informationen: BetonMarketing Deutschland GmbH, Steinhof 39, 40699 Erkrath, Tel. (02 11) 2 80 48-1, Fax (02 11) 2 80 48-3 20, bmd@betonmarketing.de, www.beton.org

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Die Innogration GmbH aus Bernkastel-Kues entwickelt, produziert und vertreibt multifunktionale Betonfertigteildecken. Das Tragkonzept der Eelemente aus vorgespannten Sandwichelementen vereint die Möglichkeiten, große Spannweiten (bis zu 30 m) mit schlanken Querschnitten zu überbrücken und gleichzeitig Leitungen für die technische Gebäudeausrüstung (TGA), Haustechnik sowie Heiz- und Kühltechnik (Thermoaktivierung) darin unterzubringen.

Der Hersteller bietet derzeit zwei Typen von Deckenelementen mit einer Sandwichkonstruktion als Deckenquerschnitt an: Ceiltec A und Ceiltec B. Ceiltec A besteht aus einer vorgefertigten unteren Sandwichschale in Form einer Rippenplatte. Die obere Schale wird in Ortbeton ergänzt und der Zwischenraum werkseitig mit leichten Verdrängungskörpern gefüllt. Einzelne, vorgeplante TGA-Leitungen lassen sich werkseitig in der unteren Schale oder zwischen den Verdrängungskörpern einbauen.

Bei Ceiltec B dagegen werden beide Sandwichschalen im Fertigteilwerk hergestellt und über die spezielle Rippenkonstruktion in patentierter Verbundbauweise kraftschlüssig verbunden. Hier steht der gesamte Hohlraum zur Verfügung für Stich-, Haupt- oder Zuleitungen sowie zur Integration der übrigen Installationen der TGA inklusive Heiz- und Kühltechnik. Trassen für Elektro-, Lüftungs-, Sanitär- und Sprinklerleitungen finden darin Platz und können flexibel in alle Richtungen geführt werden.

Bei Ceiltec A können Zuleitungen auch in einem separaten Koffer unterhalb der Decke angeordnet und über Anschlüsse im Deckenelement weiter verteilt werden. Bei Ceiltec B kann auf einen abgehängten Koffer verzichtet werden.

Die Deckenquerschnitte von Ceiltec A und B können mit schlaffer oder vorgespannter Bewehrung ausgeführt werden.

Mit Vorspannung lassen sich Spannweiten bis zu 30 m erzielen. In seiner Tragfähigkeit entspricht der Sandwich- dem Vollquerschnitt. Sein bis zu 45% geringeres Gewicht führt zu kleineren Auflagerkräften, weniger Bewehrung, geringeren Material- und Herstellkosten sowie reduzierten CO2-Emissionen. Bei einem Gebäude mit 16.000 m2 Deckenfläche konnte durch den Einsatz der Sandwichdecke gegenüber einer Massivdecke ca. 420 t an CO2 eingespart werden.

Heiz-, Kühl- und Akustikdecke in einem

Durch die Ansteuerung der einzelnen Rohrregister über ein Vierleitersystem kann parallel in unterschiedlichen Räumen geheizt bzw. gekühlt werden. Die deckenbündig und ohne sichtbare Kanten montierten Elemente sind nachträglich einbaubar und revisionsoffen. Die Energieleistung der Deckenelemente wird durch die Akustikelemente nicht beeinträchtigt. Die Absorberelemente reduzieren die Nachhallzeiten bestens.

Patentierte Rippenkonstruktion ermöglicht integrative Nutzung von Ceiltec B

Der Deckentyp Ceiltec B geht auf eine Entwicklung des Geschäftsführers der Innogration GmbH, Dipl.-Ing. Thomas Friedrich, zurück.

Um Ceiltec B optimal für die Leitungsführung aller Installationen zu nutzen, bedarf es einer neuartigen, von Innogration weiterentwickelten, Rippenkonstruktion. Die Rippen halten die bei-

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Vorgespannte Betonfertigteildecken mit integrierter Haustechnik

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Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Bild 1. Sandwichquerschnitte einer Ceiltec B-Decke bestehen aus zwei Rippenplatten und einem dazwischen liegenden Hohlraum. Die beiden kraftschlüssig verbundenen Schalen sind auf das notwendige Minimum reduziert, was viel Masse und Gewicht spart. Der Hohlraum bietet viel Platz für TGALeitungen.

den Schalen des Sandwichquerschnitts zusammen und übernehmen insbesondere die Schubkräfte, während die beiden Schalen die Biegebeanspruchung übernehmen. Die Schubkräfte verlaufen kontinuierlich und linear – i. d. R. mit einem geringen Wert – von der Mitte der Spannweite beginnend bis zu einem maximalen Wert am Auflager. Entsprechend fällt der dem Verlauf der Schubkräfte angepasste Widerstand aus. Übliche Stahlbetonrippen vertragen demzufolge keine Diskontinuitäten. Diese sind jedoch erforderlich, wenn die Leitungen in alle Richtungen innerhalb des Hohlraums verlaufen sollen. Eine Neuentwicklung hebt diesen Widerspruch auf: Der erforderliche Schubwiderstand wird von einem mittig in der Betonrippe angeordneten Stegblech übernommen

A10 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

und ermöglicht damit auch große Öffnungen innerhalb des Steges.

Das Neuartige an dem eingesetzten Stegblech ist die Verbindung mit dem Beton der beiden Schalen durch so genannte Betondübel, die beim Zuschnitt des Blechmaterials von selbst entstehen, indem ein Lasergerät die Leisten puzzlestückförmig zuschneidet.

Allerdings tendiert ein dünnes Blech innerhalb des Betons dazu, das Material zu spalten. Dem kann erfolgreich abgeholfen werden, indem um die puzzleförmigen Verbindungselemente der Beton mit Hilfe einer lokalen Umschnürung ausreichend widerstandsfähig gemacht wird. Die Düse verleiht dem Beton eine extrem hohe Festigkeit und ermöglicht eine für Beton geradezu ungewöhnlich hohe Verformungsfähigkeit – beides Materialeigenschaften, die insbesondere beim Verbundbau entscheidend sind.

Denn die Verbindung zwischen den beiden Materialien muss bei einem hohen Widerstand noch ausreichend verformungsfähig (duktil) sein. Diese nicht einfach einzustellende Materialeigenschaft ist mit der einfachen Technik der lokalen Umschnürung gelungen. Diese Technik wurde unter dem Titel „Betondübel zur Verbindung von Betonschalen“ zum Patent angemeldet.

Da die Technik der Verbindung mit Betondübeln noch nicht genormt ist, bedarf es einer Zulassung des Produkts, oder einer Zustimmung im Einzelfall (ZIE) durch das Bauministerium. Umfangreiche Versuche zur Bestimmung der Verbundeigenschaften der neuartigen Verbundmittel wurden an der TU Kaiserslautern im Fachgebiet Massivbau (Prof. Dr. J. Schnell) und im Fachgebiet Stahlbau (Prof. Dr. W. Kurz) ausgeführt. Auf Basis dieser Versuche wurde ein Gutachten zur Erlangung der ZIE erstellt und vom Ministerium in Rheinland-Pfalz erteilt.

Langfristig ist beabsichtigt, für das Produkt mit dieser neuartigen Verbundtechnik eine Zulassung zu erreichen, um dann unabhängig vom jeweiligen Projekt diese Technik erfolgreich einsetzen zu können.

Weitere Informationen: INNOGRATION GmbH, Cusanusstraße 45, 54470 Bernkastel-Kues, Tel. (0 65 31) 96 82 60, Fax (0 65 31) 96 82 61, office@innogration.de, www.innogration.de

Gefängnisse mit Raummodulen ausgestattet Ein neuartiges Geschäftsfeld hat die Hellweg Badsysteme GmbH & Co KG für sich erobert: War das Tochterunternehmen der Heberger Bau AG bislang eines der technisch führenden Hersteller von Fertigbadsystemen, bietet es nun auch ganze Gefängniszellen an. Dabei handelt es sich um komplett eingerichtete Raummodule mit Fertigbad und Haftraum. Diese Module werden schlüsselfertig geliefert und müssen nur noch an die Ver- und Entsorgungsleitungen angeschlossen werden.

Die kompakten Raumeinheiten aus Beton sind für alle Bauten empfehlenswert, in denen typengleiche Räume in größeren Stückzahlen benötigt werden, wie beispielsweise beim Bau von Altenwohn- und Pflegeheimen, Hotels, Studentenwohnheime, Krankenhäusern und anderen Wohnungsbauprojekten. Mittels einer spe-

Bild 1. 12 bis 25 Tonnen wiegt ein Raummodul – einschließlich aller Ausstattungsgegenstände – je nach Ausstattung und Größe

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ziell angefertigten Stahlschalung werden Wand-, Decken- und Bodenelemente betoniert und dann zusammengefügt. Noch im Werk findet der komplette Ausbau mit allen Objekten inklusive aller Fliesen- und Malerarbeiten statt. Schlüsselfertig werden sie dann auf die Baustelle geliefert. Das Gesamtgewicht eines Raummodules beträgt – einschließlich aller Ausstattungsgegenstände – je nach Ausstattung und Größe zwischen 12 und 25 Tonnen.

Die Hellweg Badsysteme mit Sitz in Paderborn, firmiert unter dem Dach der Heberger Gruppe. Das Tätigkeitsfeld des ostwestfälischen Unternehmens umfasst neben der Herstellung von kompletten Raummodulen und Fertigbädern auch den Transport, die Aufbau- und die Montageleistung vor Ort. Weitere Informationen: Hellweg Badsysteme GmbH & Co KG, Am Hoppenhof 32, 33104 Paderborn, Tel. (0 52 51) 5 40 76-0, Fax (0 52 51) 5 40 76-50, info@hellweg-badsysteme.de, www.hellweg-badsysteme.de

Bild 2. Prison de Champ Dollon in Genf mit insgesamt 96 Gefängniszellen (Fotos: Hellweg Badsysteme)

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

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Transluzenter „Lichtbeton“ für den Innen- und Außenbereich Lucem Lichtbeton bietet besondere Gestaltungsmöglichkeiten für Architektur und Innenarchitektur. Das hochwertige Material wird vorrangig in Plattenform verarbeitet und verbindet die Festigkeit von Beton mit optischer Leichtigkeit. Licht und Masse scheinen zu verschmelzen.

Die Anwendungsmöglichkeiten von Lucem Lichtbeton sind vielfältig: Gebäudehüllen und Fassaden, Innenwänden und Verkleidungen, Treppen und Böden bis hin zur Gestaltung von Trennwänden oder Theken.

Lucem Lichtbeton ist ein massiver Betonwerkstein, der durch eingebettete lichtleitende optische Fasern transluzent wird. Das Besondere des Werkstoffs ist die Ästhetik der lichtdurchlässigen Erscheinung in Verbindung mit dem massiven und beständigen Material, das hohen Belastungen standhält.

Lucem Lichtbeton ist witterungs- und UV-beständig, abriebfest und nicht brennbar.

Lichtbeton wird unter kontrollierten Bedingungen in der Nähe von Aachen hergestellt. In patentierter Fertigungstechnik der Lucem GmbH werden großvolumige Lichtbetonblöcke in Serienfertigung produziert. Die Rohblöcke werden anschließend wie Natursteinblöcke weiterverarbeitet – hauptsächlich zu Platten. Gesägt, geschliffen und poliert entsteht eine hohe Oberflächenqualität, die in den drei Farben grau, anthrazit und weiß erhältlich ist. Das Preisniveau entspricht dem von Naturstein.

Das Sortiment der Lucem Lichtbeton Platten umfasst drei Serien, die sich in ihrer Oberflächenoptik durch die unterschiedliche Größe und Verteilung der lichtleitenden Fasern unterscheiden.

– Lucem Line hat eine feinmaschige Oberflächenoptik mit der Anmutung eines leichten Stoffes, die je nach Lichteinfall transluzent wird und sich dahinter befindliche Objekte schattenhaft sichtbar werden lässt.

– Die Oberfläche von Lucem Starlight hat größere lichtleitende Fasern unterschiedlicher Durchmesser, die dem Beton eine optische Tiefe verleihen und die größeren Lichtpunkte im gesamten Erscheinungsbild hervor treten lassen.

– Bei Lucem Label werden lichtleitende Fasern nach individuellen Vorgaben positioniert. Damit können im Projektdesign Schriftzüge, Logos, Muster, Bilder, Ornamente und funktionale Signaturen gestaltet werden.

Die Lucem GmbH gilt als Spezialist für komplette Lichtbetonlösungen aus einer Hand. So gehören Montagesysteme und Lichttechnik ebenso zum Portfolio wie die komplette Planungsund Ausführungskompetenz.

Bild 1. Lucem Starlight (erstes Bild rechts) hat größere lichtleitende Fasern unterschiedlicher Durchmesser, die dem Beton eine optische Tiefe verleihen und die größeren Lichtpunkte im gesamten Erscheinungsbild hervor treten lassen.

Bild 2. Bei Lucem Label werden lichtleitende Fasern nach individuellen Vorgaben positioniert. Damit können im Projektdesign Schriftzüge, Logos, Muster, Bilder, Ornamente und funktionale Signaturen gestaltet werden.

Weitere Informationen: Lucem GmbH, Prattelsackstraße 25, 52222 Stolberg, Tel. (0 24 02) 1 24 66 94, Fax (0 24 02) 1 24 77 43, info@lucem.de, www.lucem.de

Bild 3. Licht und Masse scheinen zu verschmelzen. (Fotos: Lucem)

A12 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Großrohre aus Stahlbeton

Die Maßnahme im Stadtteil Pasing umfasst den Bau eines zusätzlichen Rohrvortriebskanals mit 584 m Gesamtlänge und einem Innendurchmesser von DN 2200 (Außendurchmesser: 2.700 mm). Für die Erstellung dieses Kanals werden 169 Stück Normalgroßrohre mit Einzellängen von 3.525 mm benötigt – einschließlich Stahlführungsring, fünf Zwischenpressstationen sowie Anfangs- und Endrohr (Rohrlänge nach Aufmaß). Hergestellt wurden diese Präzisionsfertigteile innerhalb von nur acht Wochen im Fertigteilwerk der Firmengruppe in Sengenthal. Der Stahlführungsring wurde vom eigenen Stahl- und Anlagenbau ebenfalls im Werk Sengenthal gefertigt.

Hohe Anforderungen an Betonoberfläche

Dazu wurden zwei Stahlschalungen, bestehend aus einem Innenkern und einer zweigeteilten Außenschale, auf einen feststehenden Unterring mit Aufnahme des Stahlführungsringes installiert. Entsprechend den Vorgaben aus der Planung erfolgte die präzise Fertigung der Stahlschalungen hinsichtlich Form und Geometrie unter Berücksichtigung der geforderten Toleranzvorgaben.

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Im Zuge der Kanalsanierung in der Landsberger Straße in München ist zwischen April 2011 und April 2012 der Bau eines Abwasserkanals erforderlich. Städtisches Ziel ist die Entlastung des Kanalknotenpunktes unterhalb der Kreuzung Offenbachstraße und Landsberger Straße. Beauftragt für die Ausführung des Vortriebs und die Herstellung der Vortriebsrohre aus Stahlbeton wurde die Firma WÜWA Bau aus Schwabach, ein Tochterunternehmen der Firmengruppe Max Bögl.

Bild 1. Für die Erstellung des Kanals werden 169 Stück Normalgroßrohre mit Einzellängen von 3.525 mm benötigt. Hergestellt wurden diese Präzisionsfertigteile innerhalb von nur acht Wochen im Fertigteilwerk von Max Bögl in Sengenthal

Die umlaufende Nut für die Aufnahme der Lippengleitdichtung (am fertigen Teil) und die Verjüngung am Spitzende wurden bereits an der Außenschale mit angebaut. Der Innenkern konnte über eine Schrumpffuge hydraulisch verkleinert werden, um diesen nach Erhärten des Betons aus dem fertigen Rohr zu heben. Die hohen Anforderungen an die Betonoberflächen wurden durch Stahlschalungen erzielt.

Mit firmeneigener Mattenschweißanlage maßgenau geschweißt

Die Herstellung der vorgegebenen Bewehrung erfolgt nach statischen Vorgaben mit geschweißten Matten – maßgenau ge-

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

A13

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

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schweißt mit der firmeneigenen Mattenschweißanlage und gerundet auf einer Maschine mit entsprechendem Durchmesser.

Auf einem speziell gefertigten Lehrgerüst wurden diese gerundeten Listenmatten anschließend präzise verschweißt und mit vorgegebenen Einfassbügeln ausgestattet.

Als komplette Einheit wurde der vorgefertigte Bewehrungskorb in die Schalung gehoben und am feststehenden Unterring abgesetzt. Die beiden Außenschalen wurden an den feststehenden Unterring gefahren und miteinander verspannt. Im nächsten Schritt wurde der Innenkern eingebracht und hydraulisch auf Anschlag gefahren. Danach erfolgte die Betonage. An den Außenschalen und dem Innenkern waren jeweils Außenrüttler angebracht, um die optimale Verdichtung des Betons zu gewährleisten. Nach Erhärtung des Betons konnte in umgekehrter Reihenfolge entschalt und das fertige Großrohr abgehoben werden.

Überwachung von Schalungen und Großrohren mit Tachymeter

Bild 2. In rund 7,0 m Tiefe erfolgt vom Startschacht aus der Rohrvortrieb auf einer Gesamtlänge von 584 m bis zur Zielbaugrube

A14 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Modernste Messsysteme (Tachymeter) gewährleisteten im Zuge des Fertigungsprozesses die Überwachung der Schalungen und der Großrohre. Darüber hinaus sorgten produktionsbegleitende Kontrollen der Bewehrung und des Betons dafür, dass alle geforderten Qualitätsvorgaben aus den anzuwendenden DIN-Normen erfüllt werden konnten. Der Nachweis der Fugendichtigkeit nach DIN erfolgte nach Vorgabe mit einem eigens dafür hergestellten Druckprüfgerät an jeweils zwei zusammengeschobenen Großrohren, die miteinander verspannt wurden (Vorgabe aus der DIN).

Im Zuge des maschinellen Rohrvortriebes wurde von der WÜWA Bau eine Startgrube erstellt. Vom Startschacht aus erfolgt in rund 7,0 m Tiefe der Rohrvortrieb auf einer Gesamt-

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

DIE PFEIFER-DB-ANKER:

Richtungsweisende

Verankerung über nationale Grenzen

Bild 3. Nachweis der Fugendichtigkeit nach DIN mit eigens dafür hergestelltem Druckprüfgerät an jeweils zwei zusammengeschobenen Großrohren, die miteinander verspannt wurden (Vorgabe aus der DIN)

hinweg …

20 11 06 72

Approval Technical en European efestigung für Dauerb DB-Anker

© Tanja Bagusat • Titelbild: fotolia.com

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Bild 4. Transport der Großrohre von der Fertigung in Sengenthal zur Baustelle in der Landsberger Straße in München (Fotos: Max Bögl)

ie PFEIFER-DB-Anker für punktuelle Dauerbefestigungen mit neuester europäisch technischer Zulassung ermöglichen nun im gesamten europäischen Raum uneingeschränkte Verwendung.

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Weitere Informationen: Max Bögl Bauservice GmbH und Co. KG, Postfach 11 20, 92301 Neumarkt, Tel. (09181) 909-0, info@max-boegl.de, www.max-boegl.de

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länge von 584 m bis zur Zielbaugrube. Vier Zwischenschächte werden im Nachgang aufgesetzt. Zum Einsatz im sandigen bzw. kiesigen Boden kommt eine Tunnelvortriebsmaschine TSM 2200 mit offenem Schild und Baggerarm, präzise gesteuert über eine Kreiselvermessungsanlage SDV 13. Um die Vortriebskräfte möglichst niedrig zu halten und Setzungen zu minimieren, wird der Rohrvortrieb mithilfe einer Automatischen Bentonitschmieranlage von WÜWA Bau aufgefahren.

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Grasser,...: DAfStb Heft 240: 1976 Hilfsmittel zur Berechnung der Schnittgrößen und Formänderungen...

Schade/Haas: DAfStb Heft 244: 1975 Elektron. Berechnung der Auswirkung von Kriechen u. Schwinden bei abschnittsweise hergestellten Verbundstabwerken ... DAfStb Heft 300: 1979 Hinweise zu DIN 1045 Ausgabe Dezember 1978 ... DAfStb Heft 320: 1980 Erläuterungen zu DIN 4227 Dieterle/Steinle: DAfStb Heft 326: 1981 Blockfundamente für Stahlbetonfertigstützen Rossner, Graubner: Spannbetonbauwerke: Teil 1: Bemessungsbeispiele nach DIN 4227, 1992 Teil 3: Bemessungsbeispiele nach DIN 1045-1 u. Fb 102, 2005 Zilch, Curbach: Einführung in die DIN 1045-1, 2001 EAB 2006 Weißenbach: Baugruben, Teil II, 1975 Baugruben, Teil III, 1977 Müller/Keintzel: Erdbebensicherung von Hochbauten, 1978 FEM ‘95: Finite Elemente in der Baupraxis, 1995 Szilard: Finite Berechnungsmethoden der Strukturmechanik, Band 1: Stabwerke, 1982 Szilard,.. : BASIC-Programme für Baumechanik und Statik, 1986

A16 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Betonverband SLG verstärkt Engagement für Studierende

Massiver Keller im Handumdrehen

Wirtschaft trifft Wissenschaft: Der Betonverband Straße, Landschaft, Garten e.V. (SLG) hat eine intensive Zusammenarbeit mit dem Institut für Bauingenieurwesen an der Technischen Universität Berlin vereinbart. Ab November 2011 hatten SLG-Vertreter Gastvorlesungen für den Bereich Betonwaren.

Haben sich Bauherren bislang oft gegen eine Unterkellerung des neuen Eigenheims entschieden, um Kosten und vor allem Arbeit zu sparen, so fällt die Entscheidung pro Keller nun leichter. +-Fertigkeller der Der Grund: Der 6+ Bayreuther ZAPF GmbH präsentiert sich sozusagen als Rundum-SorglosPaket in Sachen Kellerbau und überzeugt durch insgesamt sechs entscheidende Vorteile.

Im Fachgebiet Baustoffe und Bauchemie des Instituts für Bauingenieurwesen an der TU Berlin werden Lehre und Forschung zurzeit neu strukturiert. Fachgebietsleiter Prof. Dr. Dietmar Stephan will den Studierenden während des vertiefenden Masterstudiums die Kenntnisse mit möglichst großer fachlicher Kompetenz und gleichzeitig gutem Bezug zur Praxis vermitteln. Daher setzt Stephan in einigen Themengebieten bewusst auf die Unterstützung durch externe Referenten aus der Wirtschaft und der Industrie und hat so auch mit dem Betonverband SLG Kontakt aufgenommen. Geschäftsführer Dietmar Ulonska sagte spontan zu – und wird bereits in Kürze die erste Gastvorlesung halten. Geplant sind Themen wie die fachgerechte Anwendung von Betonpflaster, die Vermeidung von Schäden, zugehörige Regelwerke und Normen.

Ab dem kommenden Jahr ist dann jeweils eine 90-minütige Gastvorlesung pro Jahr – jeweils im Wintersemester – vorgesehen.

Darüber hinaus sind Exkursionen zu Betonwerken geplant, um den Studierenden einen Eindruck von der modernen, technologisch anspruchsvollen Fertigung von Betonwaren zu vermitteln. Neben dem Bereich „Betonwaren“ wird Prof. Dr. Stephan auch die Bereiche „Konstruktive Betonfertigteile“ und „Transportbeton“ zukünftig mit Gastvorlesungen durch externe Referenten praxisnäher ausgestalten.

Für den Betonverband SLG kam die Anfrage aus Berlin wie gerufen: „Die Unternehmen des Verbandes haben sich erst kürzlich darauf verständigt, die Zielgruppe Studierende stärker als bisher in den Fokus zu nehmen“, sagt Dietmar Ulonska. Dabei soll es nicht nur darum gehen, z. B. angehenden Bauingenieuren trockene Regelwerkinhalte zur Pflasterbauweise zu vermitteln. „Wir wollen junge, wissbegierige Menschen für die Vorzüge unserer Baustoffe und Bauweisen sowie für die Technologie des Betons begeistern. Viele von ihnen könnten morgen als Fachleute in unseren Unternehmen arbeiten“, erklärt der Verbands-Geschäftsführer.

Weitere Informationen: Betonverband Straße, Landschaft, Garten e.V., Schlossallee 10, 53179 Bonn, Tel. (02 28) 9 54 56-22, Fax (02 28) 9 54 56-90, slg@betoninfo.de, www.betonstein.de

All ihre Erfahrung und das Know-how in punkto Fertigbau haben die ZAPF-Experten zur Entwicklung des neuen Fertigkellers genutzt und ein Produkt entwickelt, das Bauherren eine hochwertige und vor allem günstige Alternative bietet.

Bereits trocken auf der Baustelle

Pluspunkt Nummer eins: Während beim Vergießen gängiger Mehrschichtkellerwände und Decken eines Einfamilienneubaus mit Frischbeton bis zu 6.000 Liter Wasser benötigt werden, die anschließend teilweise über die ungedämmte Innenseite des Kellers verdampfen müssen, kommen die Elemente des neuen ZAPFFertigkellers bereits trocken auf der Baustelle an. Industriell im Werk vorgefertigt und endmontagefertig, garantiert das spezielle Liquistone®-Verfahren der ZAPF-Keller noch dazu, dass das Material gleichmäßig und nahezu porenfrei verdichtet und dadurch dauerhaft vor dem Eindringen von Wasser geschützt ist.

Ein weiterer Vorteil der fertig angelieferten Massiv-Kellerteile im Vergleich zur Vor-Ort-Betonverfüllung: Sämtliche Elemente werden unter standardisierten Verfahrensbedingungen hergestellt und weisen dadurch eine hohe Produktqualität auf. Mögliche Mängel, die bei Mehrschichtkellern auftreten können wie beispielsweise Kiesnester u.Ä. sind ausgeschlossen. Und auch was die Bodenkonstruktion betrifft, punktet der Fertigkeller, der grundsätzlich mit einer tragenden Bodenplatte versehen ist, anstatt mit einem betoniertem Ringfundament, was Setzungen des Untergrundes deutlich kompensieren kann.

Baubegleitende Arbeiten kein Thema Die massive Konstruktionsweise der einzelnen Bauteile, die an der Baustelle miteinander verbunden werden, macht den ZAPF-Fertigkeller noch dazu selbststabilisierend. Das heißt: Im Gegensatz zu Mehrschichtkellersystemen ist der Korpus nach 3–5 Tagen für den weiteren Ausbau nutzbar. Bei Mehrschichtkellersystemen kann es 30 Tage oder sogar länger dauern, bis der Keller zugänglich ist. Grund für die Zeitersparnis ist vor al-

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Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Bild 1. Die Elemente des neuen ZAPF-Fertigkellers kommen bereits trocken auf der Baustelle an.

Bild 2. Der ZAPF 6+-Fertigkeller ist absolut individuell planbar und kann hinsichtlich Größe, Grundriss und Abmessungen an jedes Haus angepasst werden. (Fotos: Zapf)

lem der wesentlich geringere Aufwand. So entfallen sowohl die sogenannten „Stützenwälder“, die bei anderen Systemen umständlich auf- und abgebaut werden müssen, als auch die Aushärtungszeit wie bei Vor-Ort-Beton. Da Installationsvorbereitungen wie Leerrohre oder ähnliches beim Fertigkeller bereits im Werk erfolgen, sind auch aufwändige baubegleitende Arbeiten kein Thema.

Ist der Keller schließlich fertig, überzeugt er durch stabile Innenraumtemperaturen und kann sogar – entsprechend den Auflagen für Passivhäuser – hochdämmend ausgeführt werden.

Möglich macht das die homogene Materialbeschaffenheit der Massiveinzelteile, die gleichzeitig durch ihre schlanke Konstruktionsweise punkten. Im Vergleich mit anderen Kellerwandsystemen lässt sich dadurch auf gleicher Grundfläche zusätzlicher Raum gewinnen.

Summa summarum profitieren Bauherren, die sich für den neuen ZAPF-Fertigkeller entscheiden, in mehrfacher Hinsicht.

Neben der gleichbleibenden Qualität und der schnellen und unkomplizierten Ausführung, lohnt sich die Fertigbaualternative dank der industriellen Serienfertigung vor allem in finanzieller Hinsicht. Gleichzeitig ist der ZAPF 6+-Fertigkeller absolut individuell planbar und kann hinsichtlich Größe, Grundriss und Abmessungen an jedes Haus angepasst werden.

Weitere Informationen: ZAPF GmbH, ZAPF Bau, Nürnberger Straße 38, 95448 Bayreuth, Tel. (01805) 35 35 22, (14 Ct./Min. aus dem dt. Festnetz, Mobilfunk max. 42 Ct./Min.), Fax (0921) 601-677 info@zapf-gmbh.de, www.zapf-gmbh.de

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

Lärmschutzeinhausung für die A1

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Hohe Präzisionsanforderungen an den Betonbau waren beim Bau einer 1,5 km langen Lärmschutzeinhausung für die A1 bei Köln-Lövenich gefragt. Einen wichtigen Beitrag leisten dabei Doppelschubdorne des Berliner Herstellers Deutsche Kahneisen Gesellschaft mbH. Staus sind auf der Autobahn A1 im Kölner Raum, insbesondere im Bereich des Kölner Rings, häufig. Um die Staus im Kölner Westen zu entschärfen, wird die A1 im Auftrag der nordrhein-westfälischen Straßenbauverwaltung (Strassen.NRW) seit dem Jahr 2000 auf sechs Spuren ausgebaut. Die Kernarbeiten zur Realisierung der Lärmschutzeinhausung Lövenich (LEH) begannen im Jahr 2007, die endgültige Fertigstellung ist für 2012/2013 geplant.

Ausführendes Unternehmen dieses in Nordrein-Westfalen bisher einzigartigen Projektes ist die Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH. Deren Muttergesellschaft Bilfinger Berger ist auch noch an einem weiteren, zukunftsweisenden Projekt im Zuge der A1 beteiligt: Im Rahmen eines Dreier-Konsortiums übernimmt Bilfinger Berger Finanzierung, Planung, Ausbau und Betrieb eines 73 km langen Teilstücks der A1 in Niedersachsen – mit einem Investitionsvolumen von 650 Millionen € das größte Public-Privat-Partnership-Projekt in Deutschland.

Schwerpunkt Lärmschutz

Bei der Ausbauplanung der A1 bei Köln wurde auf den Lärmschutz der Anwohner zwischen der Eisenbahnlinie Köln-Aachen und dem Autobahnkreuz Köln-West besonderer Wert gelegt.

Dazu wird die A1 bei Lövenich über eine Strecke von ca. 1,5 km durch einen künstlichen Tunnel – eine Lärmschutzeinhausung – geführt. Diese Lärmschutzeinhausung ist mit einem Aufwand von ca. 150 Millionen € kostengünstiger zu bauen als ein konventioneller Tunnel, in Zeiten knapper öffentlicher Kassen ein nicht zu unterschätzender Vorteil. In die Einhausung integriert sind die Anschlussstelle Lövenich sowie über die gesamte Länge fünf Brücken. In die Planung der Einhausung flossen die Erfahrungen mit Tunnelkatastrophen der vergangenen Jahre ein. So steht die Einhausung durch eine Reihe von Nottreppenhäusern, Notausgängen und Notrufnischen sowie teilweise automatisierter Sicherheits-, Überwachungs- und Verkehrsleiteinrichtungen auf dem neuesten sicherheitstechnischen Stand.

Die LEH besteht aus drei Betonwänden, jeweils eine an den Fahrbahnaußenseiten und eine auf dem Mittelstreifen, die gewölbte Betonbinder tragen. Auf den insgesamt 384, 20 bis 60 t schweren Bogenbindern wird später die ca. 36.000 m2 messende Dachfläche aus einem Spezialglas montiert. „Dieses Projekt stellt höchste Ansprüche an Logistik und Qualität. Die geforderte Präzision beispielsweise liegt bei der LEH Lövenich deutlich über den sonst im Betonbau üblichen Anforderungen“, erklärt Dipl.-Ing. Dirk Klarmann, bei der Bilfinger Berger Ingenierbau verantwortlich für das Gesamtprojekt.

Die Dachbinder sind als Fertigteile konzipiert, welche nach Herstellung der Wände einschließlich der Servicewegkragplatten montiert werden. Zur besseren Montage der Dachbinder erhielten die Servicewegkragplatten Aussparungen von ca. 1,00–1,20 m Breite. Bei einer Binderbreite von 40 bis 70 cm wird der fehlende Kragplattenbereich somit nach der Montage der Fertigteilbinder als Lücke in Ortbeton geschlossen.

Doppelschubdorne verhindern Differenzverformungen

„Um Differenzverformungen vom Dachbinder zum Kragarm des Serviceweges zu vermeiden, ist der Kragarm mit einer Schubleiste und das Kragarmende mit dem JORDAHL Doppelschubdorn ausgestattet worden“, erklärt Dipl.-Ing Sven Rosenberg von Schüßler Plan (Ausführungsplanung) und ergänzt: „Die Verbindung zwischen vorhandenem Kragarm und der Ortbetonergänzung ist dabei mit einer Pressfuge zu vergleichen.“ A18 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Bild 3. LI 8509: Zur sicheren Befestigung der Medienleitungen an der LEH wählten die Planer JORDAHL® Ankerschienen (Fotos 2, 3, 4: Deutsche Kahneisen)

Bild 1. LI 8400: JORDAHL® Doppelschubdorne gewährleisten die Übertragung hoher Querkräfte zwischen Betonbauteilen und können für Fugenöffnungen bis 60 mm eingesetzt werden

denen Standardgrößen erhältlich. Er kann Bemessungswiderstände bis 996,5 kN aufnehmen und für Fugenöffnungen bis 60 mm angewendet werden. „Die Schubdornlösung bot sich aufgrund der hohen vom Dachbinder in die Wand und Kragplatte zu übertragenden Querkräfte an. Bei der Übertragung kam es darauf an, dass keine Spannungsrisse zwischen Dachbinderansatz und Kragplattenanschluss entstehen. Es handelt sich hierbei um biegesteife Rahmenecken“, erklärt Dipl.-Ing. Norbert Heinker, 1. Bauleiter des Projektes bei Bilfinger Berger.

Hochpräzise Fertigung erlaubt größte Bewegungsfähigkeit

Bild 2. LI 8380: Die Betonbinder als tragende Elemente für die Glasdachkonstruktion wiegen 20-60 t und müssen mit höchster Präzision montiert werden

Die JORDAHL® Doppelschubdorne (JDSD) wurden Ende der 1980-er Jahre von der Deutschen Kahneisen Gesellschaft mbh, Berlin, entwickelt, um eine Übertragung hoher Querkräfte zwischen Betonbauteilen zu gewährleisten. Seitdem haben sich Doppelschubdorne international als vielseitig einsetzbare Lösung zur Querkraftübertragung über Bauwerksfugen bewährt.

Der in der LEH Lövenich verwendete Doppelschubdorn JDSD ist eine zweiteilige Querkraftverbindung, bestehend aus dem Dornelement und der Hülse (Gleitrohr). Um die Dehnungen im Bauteil zu gewährleisten, kann sich das Dornpaar in Längsrichtung in der Hülse bewegen. Dieser Typ ist in verschie-

JORDAHL® Doppelschubdorne sind aufgrund der biegesteifen Konstruktion hochbelastbar und bauaufsichtlich zugelassen (Z-15.7-237). Sie lassen sich nur gering verformen und bewirken damit keine Sprengwirkung im Beton. Die JDSD-Schubdorne haben eine lange Lebensdauer durch ausgewählte Edelstahlwerkstoffe. Durch die hochpräzise Fertigung haben sie den Vorteil größter Bewegungsfähigkeit bei gleichmäßiger Kraftübertragung auf beide Dorne. Die Gleitdruckreibung ist aufgrund guter Schmierung zwischen rundem Dorn und Hülse sowie gleichmäßiger Lastverteilung auf zwei Dorne gering. Der Einbau ist einfach, dennoch stellt er später eine zuverlässige und präzise lineare Führung oder ebene Auflagerung sicher.

Bereits heute, nach Fertigstellung der Seitenwände ohne fertige Dachkonstruktion, konnte die Lärmbelastung der Anwohner um subjektiv wahrgenommene 60 % reduziert werden, messtechnisch sind das ca. 28 dB. Wenn Ende 2012/Anfang 2013 die komplette Dachkonstruktion aufgebracht ist, wird die Lebensqualität der Autobahn-Anrainer noch einmal deutlich steigen.

Weitere Informationen: Deutsche Kahneisen Gesellschaft mbH, Nobelstraße 51, 12057 Berlin, Josefine Niemand, Tel. (030) 682 83-482, Fax (030) 682 83-497, j.niemand@jordahl.de, www.jordahl.de

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Neues Produktionsgebäude für Bunge Mannheim fertiggestellt

In die Zukunft bauen

Ein kompletter Neubau eines Produktionsgebäudes für Bunge Mannheim konnte im vergangenen Jahr fertiggestellt werden.

Ca. 1.350 Betonfertigteile – bestehend aus Wänden, Decken und Unterzügen – wurden hierfür im Werk produziert und auf der Baustelle in Mannheim montiert.

Internationale Fachmesse für Bauen und Gebäudetechnik 21. – 25. Februar 2012

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mit

Neubau des Pressereigebäudes in der Ölmühle Mannheim (Foto: Monnerjahn)

Begonnen wurde mit den Arbeiten im November 2010. Die Fertigstellung des Gebäudes erfolgte im Herbst 2011. „Das neue Produktionsgebäude der Firma Bunge ist ein Beispiel dafür, wie individuell und maßgeschneidert wir Industrie- und Gewerbebauten erstellen können und wie sich die Wünsche und Anforderungen des Kunden zu 100 Prozent realisieren lassen“, erklärt W+S-Geschäftsführer Herbert Willecke anlässlich der Fertigstellung des gelungenen Neubaus.

Hervorzuheben ist bei der Projektrealisierung die Kooperation mit der Firma Sonntag (Dörth), mit der W+S Monnerjahn die Bohrpfähle hergestellt hat.

Bei dem Neubau handelt es sich um ein Pressereigebäude in der Ölmühle Mannheim. Die Bunge-Gruppe ist weltweit tätig und eines der größten Handels- und Verarbeitungsunternehmen von Öl- und Getreidesaaten. Die Mannheimer Ölmühle (Bunge Deutschland GmbH) ist mit einer jährlichen Kapazität von 1,1 Mio t Ölsaatenverarbeitung (Raps) eine der größten in Europa.

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A20 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Weitere Informationen: W+S Monnerjahn GmbH, Hauptstraße 4, 56283 Halsenbach, Tel. (0 67 47) 93 02-0, Fax (0 67 47) 93 02-50, info@wsmonnerjahn.de, www.wsmonnerjahn.de

Planen und Bauen mit Betonfertigteilen

200.000ste Betonfertiggarage

Rund 40 Prozent des Gesamtvolumens des ZAPF-Garagenbereichs kommen aus dem Weidenberger Stammwerk, in dem ca. 250 Mitarbeiter für die Herstellung hochwertiger Betonfertiggaragen zuständig sind.

Schon seit 1968 konzentriert sich der Geschäftsbereich Garagen der ZAPF GmbH auf die Produktion und Weiterentwicklung von Garagen in monolithischer Bauweise und auf die Herstellung von innovativem Garagenzubehör. Inzwischen liefert der Hersteller laut eigener Aussage die meistgekaufte Betonfertiggarage Deutschlands. Die stabile regionale Verwurzelung und die idealen Standortbedingungen der ersten Fertigung in Weidenberg waren dabei entscheidende Erfolgsfaktoren.

Beispiele für Produktvielfalt und Innovationen in puncto Technik und Design sind unter anderem das eiförmige Garagenmodell „Clou“, für welches ZAPF mit einem Designpreis ausgezeichnet wurde, oder die innovative Garagenoberfläche PowerSkin®, die Moosbewuchs und Rissen vorbeugt. Dass auch das Angebot in Sachen Optik stets weiterentwickelt wird, beweisen die beiden Design-Linien ArtWorld® und ColorWorld®. „Trendsetter zu sein, wenn es um die Weiterentwicklung der Betonfertiggarage geht, hat für uns seit jeher oberste Priorität“, betont Roman Fehling, Leiter des ZAPF-Geschäftsbereichs Garagen. „Nur so können wir unsere stabile Position halten und dadurch auch die Arbeitsplätze in unserem wichtigsten Werk hier vor Ort sichern.“ Ferner hat ZAPF unlängst mit der Übernahme der Garagenfabrikation der ESTELIT Baustoffwerke GmbH & Co. KG in Dülmen sich ein zweites Standbein in Nordrhein-Westfalen geschaffen. Auch das Werk der TraditionsGaragenmarke Kesting aus Herne gehört seit 2007 zur ZAPFGruppe. Ebenso wie das Werk der Classic-Garagen GmbH aus Neuenburg am Rhein, das seit 2010 ZAPF-Garagen produziert.

Seit 1968 sind ESTELIT-Modelle ein fester Bestandteil des deutschen Garagenmarktes und erweitern künftig das Angebot des Marktführers ZAPF. Insgesamt rund 60 Mitarbeiter wird das Unternehmen mit Sitz im oberfränkischen Bayreuth dafür am Standort Dülmen übernehmen und die Produktion lückenlos weiterführen.

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Bundesweit werden ZAPF-Garagen mittlerweile an insgesamt fünf Produktionsstandorten gefertigt. Im ersten und wichtigsten Werk des Traditionsherstellers, der Fertigung in Weidenberg, in der vor fast 50 Jahren die erste Garage produziert wurde, lief nun am 6.12.2011 die 200.000. Betonfertiggarage vom Band.

Schon seit 1968 konzentriert sich der Geschäftsbereich Garagen der ZAPF GmbH auf die Produktion und Weiterentwicklung von Garagen in monolithischer Bauweise (Foto: Zapf)

Mit dem neuen Standort – neben dem Kesting-Werk in Herne nun der zweite in Nordrhein-Westfalen – wird die Garagenproduktion von ZAPF um durchschnittlich 2.400 Modelle pro Jahr steigen.

Weitere Informationen: ZAPF GmbH, ZAPF Bau, Nürnberger Straße 38, 95448 Bayreuth, Tel. (01805) 35 35 22 (14 Ct./Min. aus dem dt. Festnetz, Mobilfunk max. 42 Ct./Min.), Fax (09 21) 6 01-6 77, info@zapf-gmbh.de, www.zapf-gmbh.de

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

A21

Hochleistungsbeton

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Mit Hochleistungsbaustoff zu neuer Formensprache Der patentierte Hochleistungsbaustoff DUCON® (DUctile CONrete) setzt sich aus einer räumlichen Mikroarmierung und einem ultra-hochfesten Beton zusammen, der sich durch eine hohe Duktilität und Energieabsorption, hohe Festigkeit und Dauerhaftigkeit auszeichnet.

DUCON kann durch die Wahl der Komponenten flexibel an die Anforderungen angepasst werden. Als technische Kennwerte können beispielsweise Druckfestigkeiten von 90–200 N/mm2, Biegezugfestigkeiten von 20–75 N/mm2 und Schubtragfähigkeiten von 3–20 N/mm2 genannt werden.

Maßgeschneiderte Lösungen

Angepasst an die besonderen Bedürfnisse der Auftraggeber wird innerhalb des Unternehmens die permanente Weiterentwicklung der Technologie vorangetrieben, sodass auch für komplexe Aufgabenstellungen maßgeschneiderte Lösungen angeboten werden können. Die hohe Lebensdauer und der geringe Materialeinsatz durch schlanke Bauweisen tragen im Vergleich zu Stahlbeton zur Schonung der Umwelt und der Ressourcen bei. So können Aspekte der Sicherheit gepaart mit architektonisch hohen Ansprüchen zeitgleich umgesetzt werden.

Die Faustregel besagt, dass bei etwa halber Bauteilstärke von DUCON die gleiche Tragfähigkeit und Schutzwirkung im Vergleich zum Stahlbetonbau erzielt wird. Hierdurch können beispielsweise in Bemessungen oder bei der Disposition von Transporten die halben Gewichte von konventionellen Stahlbetonelementen angenommen werden. Die Anwendungspalette der Technologie ist vielfältig und bietet seit 2001 ein breites Spektrum an Einsatzmöglichkeiten.

Bild 1. Duktilität DUCON

Höchste Schutzwirkung

Der Schutz von gefährdeten Infrastrukturen gegen gewaltsame Ereignisse wie Anprall, Explosion, Beschuss, Durchbruch und Erdbeben bei gleichzeitigem Splitterschutz ist insbesondere im Bestand eine schwer zu bewältigende Aufgabe. Mittels der DUCON Technologie können Bauteile im Bestand schnell und effizient nachgerüstet werden (z.B. Stützenertüchtigungen in Hochbauten, Wand- und Deckenertüchtigungen, Trümmerschutzdecken etc.) und anschließend neuen statischen Anforderungen standhalten.

Der Einsatz von DUCON in Neubauten ist wegen der Gewichtsersparnis und dem einhergehenden Raumgewinn der schlanken Bauteile bei zugleich höchster Schutzwirkung eine logische Konsequenz. Dünnwandige Schutzmauern und filigrane Fassadenelemente aus DUCON bieten einerseits das höchste Maß an Schutzwirkung gegen Anprall, Explosion und Beschuss und andererseits durch die vielfältigen gestalterischen Möglichkeiten Spielraum für ästhetische Lösungen. Dies stellt eine attraktive Alternative zu der optischen Abschottung schützenswerter Infrastrukturen durch herkömmliche Schutzmaßnahmen dar.

Das Leistungsspektrum von DUCON umfasst neben der Unterstützung bei der Erarbeitung von Konzepten zur baulichen Sicherung der sensiblen und zu schützenden Bauten die Herstellung, Lieferung und Montage der DUCON Fertigteile sowohl im In- als auch im Ausland.

DUCON ® – die innovative Metamorphose von

Form und Funktion DUCON ® – die innovative Verdichtung von

Kraft und Ausdauer ®

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A22 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Bild 2. Ergebnis Kontaktdetonation DUCON Nr. 1, DUCON Nr. 2, Stahlbeton (v. l. n. r.)

Besonderes Sanierungspotential

Der Baustoff ist aufgrund seiner weiteren Materialeigenschaften wie der hohen Abrieb- und Verschleißfestigkeit, der Rissbreitenbeschränkung, der Frost- Tausalzbeständigkeit und der Dichtheit gegen Wasser gefährdende Stoffe hervorragend zur Ertüchtigung von hoch belasteten Verschleiß- und Dichtschichten geeignet.

Dies wurde durch die Erteilung der Allgemeinen Bauaufsicht-

Hochleistungsbeton konnten innerhalb kurzer Zeit wieder zur Nutzung frei gegeben werden.

Neue Ansätze zur Entwicklung von Sichtbetonbauteilen

Bild 3. Mörtelinfiltration DUCON Overlay

Bild 4. Architekturbeton Eingangsbereich SEVENS

lichen Zulassung durch das Deutsche Institut für Bautechnik (DIBt) für DUCON als Dichtschicht für die Durchführung von Sanierungen im Industriebodenbereich von LAU-Anlagen gemäß WHG bestätigt.

Der besondere Vorteil einer Sanierung mittels DUCON steckt in der Möglichkeit, die Sanierung abschnittsweise und im laufenden Betrieb durchzuführen. Der Ansatz, eine tragende dünne Schicht aus DUCON (ab 3cm) auf dem Bestand aufzubringen, statt diesen in herkömmlicher Bauweise abzutragen und auszutauschen, ist eine kostengünstige und wirtschaftliche Alternative zu üblichen Sanierungsmethoden. So wurden unter anderem Industrieanlagen, Lagerhallen und öffentliche Flächen (z. B. Querbahnsteige des Frankfurter Hauptbahnhofes) ertüchtigt und saniert und

DUCON erlaubt eine neue Dimension der Formensprache in der Architektur, die durch hochwertige, dauerhafte und frei gestaltbare Oberflächen neue Ansätze zur Entwicklung von Sichtbetonbauteilen zulässt. So können dünne, leichte Freiformen, freitragende Faltwerktreppen, filigrane Möbel, Verkleidungen aus Sichtbeton und andere Architekturelemente in dünnen Querschnitten bei gleichzeitiger Erfüllung höchster gestalterischer Ansprüche realisiert werden. Auch für anspruchsvolle, komplexe Projekte, die nach großformatigen und zugleich schlanken Sichtbeton-Fassadenplatten verlangen, ist DUCON das Material mit idealer Eignung.

Beispielhaft mit DUCON gelöst wurde die Verkleidung der Eingangsbereiche des Shoppingcenters SEVENS auf der Königsallee in Düsseldorf. Die abgehängten Deckenplatten haben Abmessungen von bis zu 7,5 m × 3,2 m und sind 7 cm dünn. Die Bauteile wurden in Weißbeton mit integrierten Marmorstücken und einer polierten Oberfläche ausgeführt. Aktuell wurde eine 12,5 m × 2,8 m große und 8 cm dünne Sichtbeton-Dachplatte gefertigt.

Weitere Informationen: DUCON Europe GmbH & Co.KG, Farmstrasse 118, 64546 Mörfelden-Walldorf, Tel. (0 61 05) 27 58 31, Fax (0 61 05) 27 58 32, info@ducon.eu, www.ducon.eu

aktuell

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Zukunftsweisendes Betonwerk in Stuttgart Als Ersatz für ein seit 1972 bestehendes Betonwerk in der Nähe des ehemaligen Westbahnhofes ist seit Juli 2011 eine leistungsstarke Betonanlage in Betrieb. Diese setzt durch ihre Produktionsleistung mit zwei parallel arbeitenden Mischerlinien, ihre technischen Innovationen und ihren umweltgerechten Betrieb Maßstäbe in der Betonproduktion.

Die neue Doubrava Turmbetonanlage auf dem 4.300 m2 großen Gelände der Unternehmensgruppe TBR Transportbetonring, konnte nach Abschluss der Hofflächenbetonagen im Juli 2011 in Betrieb gehen. Der erstellte Neubau gliedert sich in drei Bauabschnitte: die Erneuerung der vorhandenen Tiefbunkeranlage, die Erstellung der Transportbetonanlage mit Recyclinganlage und die Renovierung des neuen TBR-Verwaltungsgebäudes.

Es sollte eine „Betonfabrik“ mit einer flexiblen Produktionstechnik entstehen, die den Kundenbedürfnissen der nächsten Jahre gerecht wird. Zudem wurden zukunftsweisend Möglichkeiten für die Mischtechnik (zusätzlicher 3. Mischer) wie auch für die Lagerung von weiteren Bindemittelsorten.

Passives Zuschlagstofflager in Tiefbunkern

Aufgrund des begrenzten Werksgeländes entschloss sich der Kunde, die bereits bestehenden Tiefbunkeranlage mit ca. 1.400 m3 (ca. 2.240 t) Kapazität zu erneuern und mit tragfähigen, für LKW überfahrbaren Rosten zu versehen. Dort können jetzt gleichzeitig bis zu sechs Sattelzüge ihre Fracht schnellstens entladen. Die Pufferung der Zuschlagstoffe erfolgt in diesem bestehenden Tiefbunker mit den Maßen L × B × H = 40 m × 8,5 m × 10 m. Zusätzlich verfügt die Anlage über einen Sonderaufgabebunker mit ca. 65 m3 (100 t) Inhalt, der als Restlosentleerbunker ausgeführt wurde wurde. Mittels Dosierbändern erfolgt der Materialabzug aus dem Passivlager. Über ein Sammel- und ein Zuführband wird ein 36 m hohes Gurtbecherwerk beschickt, welches das Material in das Zuschlagstoffsilo im Mischturm fördert und verteilt. Dieses Aktivlager besteht aus einem 8-Kammer-Silo mit 50° Konus und hat ein Volumen von 510 m3 (820 t). Der Silokonus ist so komplex ausgeführt, dass das Material aus je 6 + 1 Kammer pro Mischlinie dosiert werden kann.

Die Mischanlage wurde als Turmanlage konzipiert, um aus dem großen Aktivlager ohne zusätzliche Fördereinrichtungen eine Freifalldosierung und Verwiegung realisieren zu können. Darüber hinaus hat sich die TBR Frischbeton Stuttgart für eine Doppelanlage entschieden, d. h. im Mischturm arbeiten zeitgleich zwei völ-

A24 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Bild 1. Betonwerk der TBR Stuttgart: Außenansicht der Gesamtanlage

lig getrennte Mischlinien im Parallelbetrieb. Dies ist erforderlich, um Kapazitätsspitzen abzudecken oder gleichzeitig verschiedene Betonsorten zu produzieren. Auch erfolgt die Betonabgabe an Selbstabholer unabhängig von der Massenbetonproduktion. Somit kann auf spezielle Kundenwünsche besser und zeitnah reagiert werden.

Die Unterkonstruktion der Mischturmanlage wurde als Kombination von Beton- und Stahlbau erstellt. Der Sichtbeton dient als Visitenkarte für das Produkt und soll die gestalterische Funktion von Beton unterstreichen.

Sieben Bindemittelsilos und – zwei getrennte Mischlinien

Sieben der möglichen neun Bindemittelsilos sind bereits installiert und garantieren die Bevorratung von bis zu acht Sorten Zemente, Füller und Sonderkomponenten. Durch die Möglichkeit der Erweiterung auf neun Silos (10 Sorten) ist auch für die Zukunft eine hohe Flexibilität in der Produktvielfalt gegeben. Jedes Silo mit einem Durchmesser von 3,2 m und einer Höhe von 16,5 m hat ein Volumen von 100 m3 (ca. 120 t), d. h. ein Gesamtlagervolumen von ca. 700 m3 (840 t), wobei ein Silo in zwei Kammern geteilt ist. Die Befüllung der Silos erfolgt pneumatisch, wobei die Freigabe der Einblasleitungen und die Sortenerkennung via Chip-Steuerung erfolgen.

Herzstück der Anlage ist das Mischergebäude mit der aufwendigen Dosier- und Wägetechnik. Zwei imposante Zuschlagstoffwaagen vereinen die insgesamt 16 Dosierverschlüsse zur Sand-, Kies- und Splittdosierung. Zwei Zementwaagen haben einen Inhalt von je 2.000 l und werden durch insgesamt 16 Förderschnecken beschickt, die jeweils mit Nachlaufdrosselklappen zur punktgenauen Dosierung ausgestattet sind.

Zwei Wasserwaagen für die Verwiegung von Kalt-, Warmund Recyclingwasser haben ein Volumen von je 900 l. Diese werden aus einer Brunnenanlage mit Vorfluter beschickt. Das erforderliche Drucknetz wird durch eine neue frequenzgeregelte Druckerhöhungsanlage bereitgestellt. Zwei Unterwasserpumpen arbeiten hier bedarfsgerecht im geregelten Wechsel- oder Parallelbetrieb.

Ferner sind zwei 3-Kammer-Zusatzmittelwaagen mit 15/30/15-l-Behältern installiert, die direkt in den jeweiligen Mischer entleeren. Die Verwiegung von bis zu neun Zusatzmitteln/Mischer ist dadurch möglich. Die Zusatzmittellagerung ist in einem separaten Raum im Erdgeschoss untergebracht und erfolgt in sechs Tanks á 2.000 l und zwei Tanks á 4.000 l.

Darüber hinaus wird ein Tank mit Schaumbildner vorgehalten. Über ein Pumpsystem und spezielle Schaumdüsen in beiden Mischern erfolgt die Zugabe zum Mischprozess. Der damit hergestellte Beton dient als Füllmaterial oder als gewichtsreduzierte wärmedämmende Zwischenlage.

Für besondere Anwendungen, wie z. B. farbiger Sichtbeton, verfügt die Anlage zusätzlich über zwei Stationen für Flüssigfarbzugabe, die über eine Umlaufdosierung in eine 2-Kammer-Farbwaage dosiert, die jeden der beiden Mischer bedient.

Zusätzlich besteht die Möglichkeit der vollautomatischen Dosierung und Verwiegung von Stahl- und Kunststofffasern in den großen 3 m3 Mischer. Wahlweise können Stahlfasern oder Kunststofffasern beigemischt werden, um die Stabilität bzw. die Feuerfestigkeit der Betone zu erhöhen. Um den Mischprozess selbst kümmern sich zwei Doppelwellenmischer der Fa. BHS Sonthofen. Die Mischer liefern 3,0 m3 bzw. 2,25 m3 Festbeton pro Charge und arbeiten komplett parallel. Gemäß dem Stand der Technik wurde auch an Zubehör, welches im Wesentlichen die Arbeit des Bedienpersonals erleichtert und die Betriebskosten senkt, nicht gespart.

Restbeton-Recyclinganlage und neuartige Heizungsanlage

Für eine Kreislaufverwendung des anfallenden Waschwassers der Mischer sowie des Restbetons der Betontransportfahrzeuge wurde eine Restbetonrecyclinganlage installiert. Das anfallende Waschwasser aus den Mischerlinien wird in eine Zuführ- und Vorwaschschnecke eingespült. Diese dient bei Bedarf auch für die Auswaschung der Betonpumpen. Diese Schnecke führt den Restbeton einer Auswaschmaschine zu. Der Restbeton der Fahrmischer wird gleichfalls direkt in diese Auswaschmaschine aufgegeben. Diese trennt das Sand-Kies-Produkt von der Zementschlämpe, die in zwei Rührwerksbecken gepuffert wird. Der anfallende Betonkies wird über eine Siebmaschine in zwei Fraktionen getrennt und ausgetragen. Somit können beide Fraktionen wieder in den Rohstoffkreislauf zurückgeführt werden. Das Zement-Wasser-Gemisch aus den Recyclingwasserbecken wird mittels zweier Schmutzwasser-Tauchpumpen bei Bedarf über die Wasserwaagen in die Betonproduktion rückgeführt.

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Bild 2. Die beiden BHS-Mischer mit aufwändigem Zubehör ( Fotos: Doubrava Deutschland)

Um auch im Winter eine gleichbleibende Betonqualität zu erreichen, ist eine mit Erdgas betriebene Heizungsanlage im 2. OG des Betriebsgebäudes unterhalb der Bindemittelsilos eingebaut. Erstmalig kam dabei ein sogenanntes Booster 500 Konzept mit einer Wärmeleistung von 500 kW zur Anwendung. Die Mischanlage kann somit im Winter bis zu 60 m3 Warmbeton/ Stunde liefern. Die Heizung erzeugt zum einen Warmwasser zur Betonproduktion, zum anderen Warmluft mit Heißluft bis 200 °C für die Zuschlagstoffe.

Weitere Informationen: Doubrava Deutschland GmbH, Raiffeisenstraße 7–9, 70839 Gerlingen, Tel. (07156) 177 40 11, Fax (07156) 177 40 40, anette.kowalczyk@doubrava.at, www.doubrava.at

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

A25

aktuell

Die führende Baumesse in SachsenAnhalt erlebt vom 9. bis 11. März 2012 ihre 20. Auflage. Mit der Parallelveranstaltung GartenIDEEN bieten über 300 Aussteller auf insgesamt 14.000 m2 Ausstellungsfläche ein breites Spektrum rund um die Themen Bauen, Wohnen und Garten.

Hausbauer, Eigenheimbesitzer, Gartenfreunde, Handwerker oder andere Interessierte erwartet ein vielfältiges Angebot, das von Fenstern, Türen, Dächern und Heizungsanlagen über Küchen- und Badeinrichtungen bis hin zur Gartengestaltung reicht.

Neben traditionellen Themen und Angeboten zu Baumaterialen, -maschinen, -geräten und -zubehör, Bauelementen, Sanitär-, Heizungs- und Gebäudetechnik, Hausbau, Dach und Fassade, Innenausbau und Einrichtung, Altbausanierung und Denkmalschutz sowie Beratung, Planung und Finanzierung stehen Bereiche wie Wohnen im Alter und barrierefreies Bauen und eine Architekturwerkstatt unter dem Motto „Besser mit Architekten“ im Mittelpunkt. Ergänzt wird die Ausstellung mit der 12. Grundstücks- und Immobilienbörse.

Die Fachausstellung „ENERGIE“ richtet den Fokus auf neueste Technologien mit Blick auf den Einsatz erneuerbarer Energien und energieeffizientes Bauen. Dabei ist auch der Merseburger Solartag Sachsen-Anhalt, der bereits zum 15. Mal stattfindet und wiederum als Gemeinschaftsstand konzipiert wird.

Die GartenIDEEN – die Frühlingsmesse zur SaaleBAU, findet erstmals als Parallelveranstaltung statt. Die Lust auf Pflanzen, Dekorieren und Gestalten grüner Oasen ist ungebrochen.

Gartenthemen haben Hochkonjunktur und einen hohen Stellenwert – dem trägt der Veranstalter mit der Ergänzung um Produkte rund um das Thema Garten Rechnung und greift damit gezielt die Wünsche vieler Besucher auf.

Hydraulischer Haufwerks-Pulverisierer Atlas Copco Construction Tools stellt zwei neue hydraulische Haufwerks-Pulverisierer vor. Durch ihre neue gewinkelte Form eignen sich die Pulverisierer optimal für den Sekundärabbruch und die weitere Zerkleinerung armierter Betonelemente.

Das breite Pulverisierermaul erleichtert die Aufnahme von am Boden liegendem Abbruchmaterial. Dies beschleunigt den Arbeitsfortschritt und ermöglicht die saubere Trennung von Bewehrung und Beton sowie die anschließende Zerkleinerung der Betonelemente auf brechergerechte oder zur Verfüllung geeignete Korngrößen. Ein optionales hydraulisches Drehwerk erlaubt zudem den Einsatz des BP-Pulverisierers für den effizienten Primärabbruch von Decken und Wänden. Hohe konstante Kraft an der Brechspitze, auch bei fast geschlossenem Pulverisiermaul, ermöglicht den Abbruch von Strukturen mit weniger Brechzyklen. Die großen Mauldimensionen sorgen für hohen Materialdurchsatz. Eilgangventile bieten höhere Geschwindigkeit. Sie verkürzen den Öffnungs- und Schließzyklus und vermindern so den Treibstoffverbrauch im Pulverisierbetrieb. „Die neuen Haufwerks-Pulverisierer folgen unserem Konzept niedrigerer Gesamtkosten einer Investition über die gesamte Nutzungsdauer“, erklärt Wolfgang Hohn, Product Line Manager, Silent Demolition Tools. „Und die robuste Konstruktion des beweglichen Arms und des Gehäuses steht für längere Lebensdauer auch unter extremen Belastungen“ Die Haufwerks-Pulverisierer sind für Trägergeräte von 18 bis 35 t erhältlich.

Weitere Informationen: Atlas Copco Construction Tools GmbH, Helenenstraße 149, 45143 Essen, Tel. (0201) 633-0, Fax (0201) 633-22 81, deq.info@de.atlascopco.com, www.atlascopco.com/cto

Weitere Informationen: HALLE MESSE GmbH, Messestraße 10, 06116 Halle (Saale), Tel. (03 45) 6 82 90, Fax (03 45) 6 82 91 10, info@halle-messe.de, www.halle-messe.de Der neue hydraulische Haufwerks-Pulverisierer BP 3050 (Foto: Atlas Copco Construction Tools)

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A26 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

aktuell

Universelles Diamant-Kernbohrsystem zum Trocken- und Nassbohren

Mit dem Gerät können hand- oder ständergeführte Nassbohrungen in Beton auch über Kopf erfolgen. Das ermöglicht flexibles Arbeiten beim Erstellen von Durchbrüchen für Sanitär-, Heizungs- und Lüftungsinstallationen ebenso wie im Schornsteinund Ofenbau. Auch die Montage von Handläufen und Geländern sowie die Installation von durchmesserstarken Ankern und Armierungseisen sind Einsatzgebiete des neuen DD 150-U. Ein kraftvolles und robustes 3-Gang-Getriebe dosiert vom kleinsten bis zum größten Durchmesser die 2.200 W Leistung des neuen Kernbohrsystems, dessen Nenndrehzahlbereich von 780 bis 2.850 U/min. reicht.

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Mit dem neuen DD 150-U bietet Hilti ein Diamant-Kernbohrsystem für vielfältige Anwendungen in Beton und Mauerwerk. Ob hand- oder ständergeführt, Nass- oder Trockenbohren – saubere Durchbrüche gehen im System mit den abgestimmten Bohrkronen und dank der LED-Leistungsanzeige schnell und einfach von der Hand.

TERMINGERECHT

HERGESTELLT

Einfache Handhabung und hohe Lebensdauer

Das Design ist praktisch selbsterklärend und das DD 150-U in kürzester Zeit aufgebaut und einsatzbereit. Dann können selbst Ungeübte dank einer Leistungsanzeige stets im optimalen Belastungsbereich bohren: Eine LED signalisiert die richtige Bohrgeschwindigkeit, um eine maximale Lebensdauer von Bohrkrone und Gerät zu erzielen. Generell haben die lasergeschweißten Segmente der Bohrkrone einen festeren Sitz als gelötete und lassen sich durch das Wechsel-Modul-System leicht austauschen: Das spart langfristig Kosten pro Bohrmeter.

Staub und Abwasser unter Kontrolle

Der Seitengriff des neuen Kernbohrsystems DD 150-U ist um 360° justierbar und beinhaltet gleichzeitig den Anschluss für Staub- und Wassermanagement: Kombiniert mit einem Nassund Trockensauger wie dem VC 40-U oder dem VC 20-U wird der Staub bereits am Griff optimal aufgenommen und in das Absaugsystem geleitet. Das Wasser zur Kühlung der Bohrkrone wird über den Handgriff zugeführt und erleichtert so das Steuern der Zuflussmenge. Das Abwasser wird dann mittels Wasserfangring gesammelt, mit dem Staubsauger abgesaugt und einfach entsorgt.

Farben und eindeutige Symbole erleichtern den Umgang mit den unterschiedlichen Bohrkronentypen. So kann stets die passende Bohrkrone der gewünschten Anwendung zugeordnet werden.

Kevin (54) und seinem Unternehmen gelingt es, Betonfertigteile termingenau zu produzieren. Planung und Detaillierung integriert mit der Fertigung und Projektverwaltung ermöglichen die Kontrolle über den ganzen Bauprozess vom Verkauf bis zur fehlerfreien Montage und effektiven Änderungsverwaltung. Durch die Arbeit an ein und demselben Tekla-Modell stehen allen Partnern die aktuellsten Baudaten zur Verfügung, in Echtzeit.

Tekla Structures BIM (Building Information Modeling)Software bietet eine datenintensive 3D-Umgebung, die von Bauunternehmern, Planern, Konstrukteuren und Fertigungsbetrieben sowohl im Stahl- als auch Betonbau gemeinsam genutzt werden kann. Tekla ermöglicht besseres Bauen und eine optimale Integration bei Projektmanagement und -auslieferung.

Das Kernbohrsystem DD 150-U (Foto: Hilti Deutschland)

Weitere Informationen: Hilti Deutschland GmbH, Hiltistraße 2, 86916 Kaufering, Tel. 0800-888 55 22, Fax 0800-888 55 23 (gebührenfrei), de.kundenservice@hilti.com, www.hilti.com Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

A27

aktuell

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Controlling Software von wiko in neuer Version 5.4 Die Freiburger wiko Bausoftware GmbH, Spezialist für Controlling Lösungen im Bauwesen mit 26-jähriger Erfahrung, hat mit dem Release 5.4 erneut zahlreiche Anwenderwünsche umgesetzt. Die völlig neu entwickelte wiko Liquiditätsplanung unterstützt die Kunden zusätzlich bei der Aufgabe der Vorfinanzierung von Planungsleistungen. Zeitgleich wurde auch das neue Modul wiko Investitions- und Baukostencontrolling in seiner zweiten Version veröffentlicht.

Mit dem Release 5.4 wurde die vollständige Kompatibilität mit dem neuen Microsoft Office 2010 umgesetzt. „Neben dem integrierten Reportgenerator steht nun auch EXCEL 2010 als Ausgabemedium zur Verfügung“, erläutert wiko-Geschäftsführer Elko Kuyper. Im Dokumentenmanagement können nun wiko Datenbankfelder an MS-Word und an EXCEL übergeben werden. Zeitgleich ist auch die Integration und Ablage von Outlook Emails vereinfacht worden. Auch in der Personaleinsatzplanung sind zahlreiche Verbesserungen vorgenommen worden. Das Verschieben und Ersetzen von geplanten Einsatzzeiten wird noch komfortabler unterstützt, in der Ressourcenplanung kann nun ein Projekt direkt mit MS-Project zur Bearbeitung der Projekttermine geöffnet werden.

Schnelle Auswertungen aus verschiedenen Programmbereichen

Für die Honorarermittlung in der Projektsteuerung wurden die aktuellen Honorartabellen des AHO aufgenommen. Kundenwünsche sind auch in der Leistungserfassung realisiert worden,

A28 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

somit können heute zum Beispiel zu Zeitbuchungen, neben einem beschreibenden Leistungsnachweis, auch externe Dokumente verlinkt werden. Die Mitarbeiter haben noch mehr Möglichkeiten zum Erstellen ihrer „Hitlisten“ sowie der Suche und Gruppierung von Projektnummern. Kundenindividuelle Reports und Berichte können ab sofort auch Benutzergruppen zugeordnet werden. Das ermöglicht einen komfortablen und schnellen Zugriff auf Auswertungen, aus verschiedenen Programmbereichen.

Liquiditätsplanung

Völlig neu entwickelt wurde das Modul Liquiditätsplanung. Diese wird in einer ersten Liquiditätsstufe aus allen bereits ausgelösten Vorfällen wie Aus- und Eingangsrechnungen, Lohnblöcken, Mietzahlungen etc. dargestellt. In einer zweiten Stufe können weitere vertraglich gesicherte Aufträge und in einer dritten Stufe zum Beispiel Akquisitionsprojekte berücksichtigt werden. „Die Pflege ist sehr komfortabel“, erläutert wiko-Geschäftsführer Rainer Trendelenburg, „nun können geplante Rechnungen gegen tatsächliche Buchungsvorgänge aufgelöst werden.“ Ausgehend von den aktuellen Kontenständen werden so alle liquiditätsrelevanten Parameter abgebildet und der Cash-Flow prognostiziert. Die grafischen Auswertungen unterstützen dabei das Management und die Finanzplanung.

Weitere Informationen: wiko Bausoftware GmbH, Fahnenbergplatz 1, 79098 Freiburg, Tel. (07 61) 1 37 88 0, Fax (07 61) 1 37 88 29, js@wiko.de, www.wiko.de

BZB Akademie und GUEP bilden zum „Sachkundigen Planer für Betoninstandsetzung“ aus Die Akademie der Bildungszentren des Baugewerbes e.V. (BZB) bietet in Zusammenarbeit mit der GUEP – Gütegemeinschaft Planung der Instandhaltung von Betonbauwerken e.V. – die Qualifikation zum „Zertifizierten Sachkundigen Planer für Betoninstandsetzung“ an.

Neben einer qualitätsgerechten Bauausführung ist die sachkundige Planung entscheidend für den Erfolg und die Dauerhaftigkeit von Betoninstandhaltungsmaßnahmen. Denn sie bedeutet für den Auftraggeber in der Regel einen hohen Kostenaufwand, der nur durch ein qualifiziertes Planungs-, Qualitätssicherungsund Kostenmanagement wirtschaftlich und nachhaltig realisiert werden sollte.

Nach nationalem Baurecht ist der Auftraggeber als Bauherr verpflichtet, zur Schadensfeststellung und Instandsetzungsplanung einen sachkundigen Planer einzuschalten. Damit überträgt der Auftraggeber einen Teil der bauordnungsrechtlichten Pflichten (z. B. Abwehr von Gefahren, die aufgrund von Substanzmängeln von seinem Bauwerk ausgehen oder künftig ausgehen können), auf den sachkundigen Planer.

Das Baustellenfachpersonal wird seit vielen Jahren in SIVV-Lehrgängen (Schützen, Instandsetzen, Verbinden und Verstärken von Betonbauteilen) qualifiziert. Entsprechend gibt es zur Qualitätssicherung in den Regelwerken Festlegungen im Hinblick auf eine Eigen- und Fremdüberwachung der ausgeführten Betoninstandsetzung.

und der Qualitätsüberwachung der Ausführung umfassend durchführen zu können. Der auf fachlich hohem Niveau durchgeführte Lehrgang setzt eine mehrjährige Berufserfahrung der Teilnehmer voraus.

Der Lehrgang ist zweistufig aufgebaut und schließt nach 72 Lehreinheiten (vier Wochenenden) mit einer Zertifikatsprüfung zum „Zertifizierten Sachkundigen Planer für Betoninstandsetzung“ ab. Die durch die ZertifizierungBau e.V., Berlin abgenommene Prüfung besteht aus einer schriftlichen und einer mündlichen Prüfung. Die schriftliche Prüfung ist in einen theoretischen und einen praktischen Teil gegliedert.

In der zweiten Stufe werden drei Aufbaumodule mit insgesamt 56 Lehreinheiten (drei Wochenenden) absolviert. Die Prüfung läuft nach einem ähnlichen Verfahren wie zuvor beschrieben ab, wobei im praktischen Teil der schriftlichen Prüfung von den Teilnehmern ein Übungsgutachten auf der Basis von Beschlussfragen ausgearbeitet wird. Der erfolgreiche Prüfling schließt die Fortbildung als „Zertifizierter Sachverständiger für Betonschäden und Betoninstandsetzung“ ab.

Lehrgangstermine 2012: Grundmodule (72 Stunden) ab 02.03.2012 und 21.09.2012 Aufbaumodule (56 Stunden) ab 27.04.2012 und 09.11.2012 Weitere Informationen: Bildungszentren des Baugewerbes e.V. (BZB), Bökendonk 15-17, 47809 Krefeld, Ansprechpartner: Dipl.-Ing. Peter Heil, Leiter BZB Akademie, Tel. (0 21 51) 51 55-30, Fax (0 21 51) 51 55-90, akademie@bzb.de, www.bzb.de/weiterbildung/ weiterbildungsuebersicht/fb_beton/skp_g

Klarere Richtlinien

Die Anforderungen der Instandsetzungs-Richtlinie an den Ingenieur, bzw. eine sachkundige Planung werden hierbei jedoch bislang nicht ausreichend berücksichtigt. Das ist nicht zuletzt der Grund dafür, warum diese Anforderungen in der zurzeit in Überarbeitung befindlichen DAfStb-Richtlinie klarer definiert werden.

Die bauaufsichtlich eingeführte Instandsetzungs-Richtlinie des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton ist zwar als Basisrichtlinie von der Ist-Zustands-Ermittlung über die sachkundige Fachplanung bis hin zur qualitätsgesicherten Ausführung von Beton- und Stahlbetonbauwerken zu sehen, gleichwohl treten bei zahlreichen Betonbauwerken, wie abwasserberührten Bauteilen, Kaminen, Wasserbehältern und Verkehrsbauwerken Schadenserscheinungsformen auf, die sowohl für den sachkundigen Planer als auch für die Führungskraft des fachkundigen Unternehmens Kenntnisse erfordern, die nicht durch bestehende Qualifikationen abgedeckt werden.

Die bei den genannten Bauwerken unter normaler Betriebsbeanspruchung häufig feststellbaren Schadenserscheinungsformen wie Hydrolyse, Sulfatangriff, Spannungsrisskorrosion u. a. stellen für den sachkundigen Planer in der Regel eine besondere Herausforderung dar.

Planer im Focus

Um die offensichtlichen vorhandenen Kenntnislücken zu schließen, haben die unterschiedlichsten Industrieverbände (Energieversorgungsunternehmen, Unternehmen in der Wasserwirtschaft u. a.) zwischenzeitlich zahlreiche Regelwerke z. B. in Form von Merkblättern und Richtlinien erarbeitet, deren Kenntnis sowohl für die sachkundige Planung als auch für die qualitätsgesicherte Ausführung notwendig ist. Diesem komplexen Anspruch trägt die BZB/GUEP-Fortbildung Rechnung und hat speziell die Planung bzw. den Planer im Focus.

Die Absolventen werden fachlich in die Lage versetzt, die Bereiche der Schadensfeststellung, der Instandsetzungsplanung Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

A29

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■ Schub- und Durchstanzbewehrung

ANCOTECH GmbH Spezialbewehrungen Robert-Perthel-Straße 72 50739 Köln Tel.: (02 21) 5 00 81-74 Fax: (02 21) 5 00 81-79 e-Mail: info@ancotech.de Internet: www.ancotech.de – Durchstanz- und Schubbewehrung – Nichtrostende Edelstahlbewehrung

Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Carbonfaserbewehrung

Brückenbau

Firmenstandorte in Deutschland Niederlassung Uslar Tel: +49 (0) 5571 9256 0 Kontaktperson: Herr Stefan Adam E-mail: uslar@mageba.ch Niederlassung Esslingen Tel: +49 (0) 711 758844 0 Kontaktperson: Herr Mario Flietner E-mail: stuttgart@mageba.ch Produktauswahl: Topflager · Elastomerlager · Kalottenlager · Lamellenfuge · Gleitfingerfuge · Kragfingerfuge · Erdbebenschutz · Bauwerksüberwachung

Brückengeländer ANCOTECH GmbH Spezialbewehrungen Robert-Perthel-Straße 72 50739 Köln Tel.: (02 21) 5 00 81-74 Fax: (02 21) 5 00 81-79 e-Mail: info@ancotech.de Internet: www.ancotech.de – Durchstanz- und Schubbewehrung – Nichtrostende Edelstahlbewehrung

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RW Sollinger Hütte GmbH Auschnippe 52 D-37170 Uslar Telefon +49 (0) 5571 305-0 Telefax +49 (0) 5571 305-26 info@rwsh.de www.rwsh.de

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SGL TECHNOLOGIES GmbH Werner-von-Siemens-Straße 18 86405 Meitingen / Germany Phone +49 8271 83-1398 Fax +49 8271 83-1427 composite.materials@sglcarbon.de www.sglgroup.com CFK-Lamellen, CFK-Profile, CF-Gewebe

Deckenschalungen Kassetten-, Rippen- und Plattenbalkendecken-Schalungen Mietservice + Sonderschalungen DeWa-Schaltechnik GmbH Auf der Forst 16 55481 Metzenhausen Tel. +49 (0)67 63-30 98 74 Fax +49 (0)67 63-30 98 75 e-Mail: info@dewa-schaltechnik.de Internet: www.dewa-schaltechnik.de

Durchstanzbewehrung ANCOTECH GmbH Spezialbewehrungen Robert-Perthel-Straße 72 50739 Köln Tel.: (02 21) 5 00 81-74 Fax: (02 21) 5 00 81-79 e-Mail: info@ancotech.de Internet: www.ancotech.de – Durchstanz- und Schubbewehrung – Nichtrostende Edelstahlbewehrung

Edelstahlbefestigungen

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Fachliteratur Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG Rotherstraße 21 D-10245 Berlin Tel. +49 (0)30 4 70 31 2 00 Fax +49 (0)30 4 70 31 2 70 e-mail: info@ernst-und-sohn.de Internet: www.ernst-und-sohn.de

Fahrbahnübergangskonstruktion

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Mauerwerksabfangungen

Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (05225) 8799-0 Fax: (05225) 6710 E-Mail: info@mfixings.de Internet: www.mfixings.de MOSO-Fassadenbefestigungen MOSO-Lochband Bewehrung MOSO-Fertigteilbefestigungen Konsolanker bis 25 kN Fassadenplattenanker bis 56 kN Gerüstverankerungen

Rißinjektion ■ Injektionstechnik, Mischtechnik, Spritztechnik

DESOI GmbH Gewerbestraße 16 D-36148 Kalbach/Rhön Telefon: +49 (66 55) 96 36-0 Telefax: +49 (66 55) 96 36-66 66 E-Mail: info@desoi.de Internet: www.desoi.de • Injektionspacker • Injektionsgeräte • Sonderlösungen

Montagetechnik

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Natursteinverankerungen

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Dittmann GmbH Technik für die Bausanierung Gewerbestraße 10 16540 Hohen Neuendorf Tel.: +49(0) 3303 541527 Fax: +49(0) 3303 541528 E-Mail: info@saniertechnik.de Internet: www.saniertechnik.de • Injektionstechnik und Zubehör • Injektionspacker • Maschinenservice

Sanierung

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Schalungstechnik

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Schubdorne

Deutsche Kahneisen Gesellschaft mbH Nobelstraße 51 D-12057 Berlin Tel. (0 30) 6 82 83-02 Fax (0 30) 6 82 83-4 97 e-Mail: info@jordahl.de Internet: www.jordahl.de Ankerschienen, Befestigungs-, Bewehrungsund Montagetechnik

Schwingungsisolierung

Software für das Bauwesen

mb AEC Software GmbH Europaallee 14 67657 Kaiserslautern Tel. (06 31) 3 03 33 11 Fax (06 31) 3 03 33 20 info@mbaec.de www.mbaec.de

Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

■ Bewehrungsplanung BSW GmbH Am Hilgenacker 24 D-57319 Bad Berleburg Tel. (02751) 803-124 Fax (02751) 803-159 E-Mail: info@berleburger.de Internet: www.bsw-schwingungstechnik.de PUR-Schaum und hochelastischer Polyurethankautschuk zur Schwingungsisolierung

GERB Schwingungsisolierungen GmbH & Co. KG Berlin/Essen Elastische Gebäudelagerung, Schwingböden, Raum-in-RaumLösungen, Schwingungstilger Tel. Berlin (0 30) 41 91-0 Tel. Essen (0201) 266 04-0 E-mail: info@gerb.com www.gerb.com

DICAD Systeme GmbH CAD für Konstruktion und Bewehrung Theodor Heuss Straße 92–100 D-51149 Köln Tel.: +49 (0) 22 03/93 13-0 Fax: +49 (0) 22 03/93 13-1 99 info@dicad.de www.dicad.de

LLH Software GmbH Königsberger Straße 26 D-49205 Hasbergen Tel.: (0 54 05) 969-31 Fax: (0 54 05) 969-32 E-mail: info@llh-software.de Internet: www.llh.de

Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Software für Statik und Dynamik

Ing.-Software DLUBAL GmbH Am Zellweg 2 93464 Tiefenbach Tel. (0 96 73) 92 03-0 Fax (0 96 73) 92 03-51 e-Mail: info@dlubal.com Internet: www.dlubal.de

Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Spannbeton ■ Spannausrüstungen, Spannverankerungen und Zubehör

Paul Maschinenfabrik GmbH & Co. KG Max-Paul-Straße 1 88525 Dürmentingen/Germany Phone +49 (0) 73 71/5 00-0 Fax +49 (0) 73 71/5 00-1 11 Mail: stressing@paul.eu Web: www.paul.eu

Stahlbau

Verbundbau

Verankerungen

■ Software für den Verbundbau

■ FassadenankerSysteme Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Trittschalldämmung unter hohen Lasten

BSW GmbH Am Hilgenacker 24 D-57319 Bad Berleburg Tel. (02751) 803-124 Fax (02751) 803-159 E-Mail: info@berleburger.de Internet: www.bsw-schwingungstechnik.de Trittschalldämmung für hoch belastbare Estriche mit bauaufsichtlicher Zulassung

HALFEN Vertriebsgesellschaft mbH Katzbergstraße 3 D-40764 Langenfeld Tel. (0 21 73) 9 70-0 Fax (0 21 73) 9 70-2 25 e-Mail: info@halfen.de Internet: www.halfen.de BETON: Verankerungstechnik FASSADE: Befestigungssysteme MONTAGETECHNIK: Produkte und Systeme

Kretz Software GmbH Europaallee 14 67657 Kaiserslautern Tel. (06 31) 3 03 33 11 Fax (06 31) 3 03 33 20 info@kretz.de www.kretz.de

Tekla GmbH Rathausplatz 12–14 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (05225) 8799-0 Fax: (05225) 6710 E-Mail: info@mfixings.de Internet: www.mfixings.de MOSO-Fassadenbefestigungen MOSO-Lochband Bewehrung MOSO-Fertigteilbefestigungen Konsolanker bis 25 kN Fassadenplattenanker bis 56 kN Gerüstverankerungen

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Editorial

Verträglichkeit

Prof. Dr. Dr. Konrad Bergmeister, Wien

Bekannt sind die Verträglichkeitsbedingungen in der Baustatik; nicht angewendet wurden sie bisher als umfassende Nachweismethode im Ingenieurbau. Unter Verträglichkeit versteht man die Abbildung oder Integration einer strukturierten Menge in eine andere, sodass sich die Bilder bezüglich strukturrelevanter Verknüpfungen gleich verhalten, wie sich die Bilder in der Ursprungsstruktur verhalten.

Verträglichkeit kann auf verschiedenen Ebenen auf unseren Ingenieurtragwerken angewendet werden.

– Bei statisch unbestimmten Systemen werden sowohl die Größe als auch die Verteilung der Schnittgrößen mit den Gleichgewichtsbedingungen und mit Verträglichkeitsbedingungen der Verformungen bestimmt.

– Bauwerke und Infrastrukturen werden im Rahmen von mehrstufigen Verfahren auf ihre Umweltverträglichkeit bezüglich der Wirkung auf Natur und Menschen überprüft.

– Ingenieurlösungen sollten auf ihre Wirkungsweise zur Erreichung des angestrebten Zieles an einem bestimmten Ort über die angestrebte Lebensdauer in Bezug auf ihren Ressourceneinsatz beim Bau und im Betrieb, ihren innovativen Beitrag und ihre integrierte Systemintelligenz bewertet werden – Systembewertung. Dazu gehören auch die Umsetzbarkeit, die Finanzierbarkeit und der Erfüllungsgrad der vorgesehenen Aufgaben.

Innovative Baustoffe, automatisierte Fertigungsmethoden, revolutionäre-einfache Strukturen und Formen sowie sensible Einfügung in die Landschaft, intelligente Systeme und Mut braucht es, um die Bauhaus-Maxime „Form, Funktion, Konstruktion“ mit der „Verträglichkeit“ zu ergänzen.

Mut steht aber am Anfang des Handelns, Glück am Ende! – Demokrit (460 bis 400 v.Chr.) Wir Bauingenieure könnten am Beginn des Jahres 2012 neben einer Reflexion über Berufsziele, Bauprojekte und Wissenschaftsleistungen auch mit einer Reflexion über die Verträglichkeit unseres Wirkens beginnen. Wenn wir für unsere Planungs- und Ingenieurbaulösungen auch die Verträglichkeit mit der Gesellschaft – lösbar durch Kommunikation, die Systemintelligenz – lösbar durch Systemvergleiche und Untersuchungen auf die Einfachheit hin, und die Verträglichkeit mit den wirtschaftlichen Rahmenbedingungen – lösbar mit Kosten-Nutzen-Bewertungen für die gesamte Lebensdauer, betrachten, wird der Bauingenieur in der Gesellschaft wieder als Innovationsträger anerkannt und seine Leistungen geschätzt werden. Nicht Normendenken, sondern Ingenieurdenken führt zu intelligenten Lösungen. An den Universitäten müssen wir lehren, das in der Praxis durchzuführen, sodass die Wirkung der Ingenieurlösung die Verträglichkeit der Technik bezeugt.

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Fachthemen Martha Escobar Bernhard Freytag Josef Linder Lutz Sparowitz

DOI: 10.1002/best.201100026

Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung Ultrahochfester faserbewehrter Beton (UHPFRC) ermöglicht das Bauen mit äußerst dünnwandigen Elementen, die sowohl in der Architektur als auch im Konstruktiven Ingenieurbau viele Vorteile mit sich bringen. Die Schlankheit derartiger Bauteile übersteigt den gewohnten Bereich. Dies führt zu stark erhöhter Beulgefahr, weshalb neue Bemessungsregeln erarbeitet werden müssen. Der hier vorgestellte Beitrag zielt darauf ab, die grundsätzlichen Zusammenhänge im Tragverhalten von dünnwandigen UHPFRCScheiben unter Druckbeanspruchung systematisch darzustellen, um eine Grundlage für die Ableitung geeigneter Ansätze für Berechnungsmodelle zu erhalten. Im Mittelpunkt der Arbeit stehen umfangreiche, experimentelle Untersuchungen, die einen großen Schlankheitsbereich abdecken. Um verlässliche Traglastergebnisse zu bekommen, wird eine spezielle Regelungstechnik entwickelt, mit der das an sich plötzlich eintretende Stabilitätsversagen so langsam abläuft, dass es sowohl messtechnisch als auch visuell über die Traglast hinaus erfasst werden kann. Für die Erleichterung der Auswertung und der Ergebnisinterpretation werden die Versuche mit detaillierten FE-Simulationen untermauert und ergänzt.

Experimental and Numerical Investigation on Compressive Buckling of Thin Panels Made of UHPFRC Fibre reinforced ultra high performance concrete allows for thinwalled construction elements which provide aesthetic as well as structural advantages. Compared to conventional reinforced concrete walls the slenderness of such plates will grow significantly and as a consequence the buckling failure will become more relevant. Thus, new rules for its structural design have to be developed. This paper aims at the fundamental understanding of the load carrying behaviour of thin-walled UHPFRC panels under compression in order to show adequate ways for deriving calculation models. The main item of the work are buckling experiments covering a wide range of slenderness. The test setup as well as the loading control are designed in a way that abrupt collapse is avoided, which leads to absolutely reliable results of the ultimate load. Extensive and sophisticated numerical investigation complete the measurements and makes interpretation easier.

1 Einleitung Die mechanischen Eigenschaften von ultrahochfestem Beton haben sich von jenen des Normalbetons so weit entfernt, dass bei der Bemessung von Tragstrukturen aus UHPC aufgrund ihrer neuen, materialgerechten Formen und Abmessungen auch neue Versagensmechanismen zu-

2

grunde gelegt werden müssen, vor allem dann, wenn es sich um faserbewehrten UHPC handelt. Spezielle Aufmerksamkeit der entwerfenden Ingenieure erfordert die Dünnwandigkeit solcher Konstruktionen. Einerseits ergeben sich neue Randbedingungen für die Bewehrungsführung, die manchmal sogar den völligen Verzicht auf herkömmliche, schlaffe Bewehrung erfordern, und andererseits gewinnen klassische Stahlbauversagensszenarien, wie das Stabilitätsversagen von Scheiben oder Kerbspannungen in Kanten, an Bedeutung. Im vom Austrian Science Fund geförderten Projekt „UHPC-Panels“ (L280N07) werden die notwendigen Grundlagen zu dieser Thematik erforscht. Gedanklicher Ausgangspunkt der Untersuchungen sind dünnwandige Brückenquerschnitte, wo sowohl die Bodenplatte im Stützbereich als auch die Stege nicht nach bestehenden Vorschriften bemessen werden können. Das Forschungsprogramm dieses Projekts gliedert sich in drei Teile: Schub, Normalkraft-Beulen und Schub-Beulen. In der hier präsentierten Veröffentlichung werden die aktuellen Ergebnisse zum Normalkraft-Beulen abgehandelt.

Das übergeordnete Ziel ist es, das Last-Verformungsverhalten von stabilitätsgefährdeten Scheiben aus UHPFRC verstehen zu lernen. Besonderes Interesse gilt den Versagensmechanismen und -ursachen. Um die experimentell gewonnenen Erkenntnisse auf beliebige Belastungen und Lagerungsbedingungen übertragen zu können, bedarf es verlässlicher numerischer Simulationen.

Deshalb soll in dieser Arbeit auch die Tauglichkeit bestehender FE-Software für ein realitätsnahes Bild der gegenständlichen Phänomene geprüft werden.

2 Theoretische Grundlagen – Stand der Technik Unter Beulen versteht man eine vor dem Materialversagen eintretende Versagensart von plattenartigen Strukturen, die hauptsächlich in ihrer Ebene auf Druck und/oder Schub belastet werden. Unter idealisierten Voraussetzungen, sprich linear-elastischem Material und perfekt planer Geometrie, existiert ein bestimmter Belastungslevel, bis zu dem Auslenkungen in Querrichtung die Stabilität der Scheibe nicht gefährden, weil die durch die Auslenkung und die damit verbundene Verkrümmung entstehenden rücktreibenden Kräfte größer sind als die auslenkenden Kräfte selbst. Es liegt ein stabiler Gleichgewichtszustand vor. Jene Belastung, bei der der stabile in einen labilen

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung

Gleichgewichtszustand übergeht, wird als kritische Beullast oder Verzweigungslast bezeichnet und lässt sich mit Hilfe der Theorie II. Ordnung rechnerisch ermitteln [1].

Entspräche die Theorie II. Ordnung der Wirklichkeit, wäre die Verzweigungslast in jedem Fall eine obere Belastbarkeitsgrenze, weil nach Überschreiten derselben schon die kleinste seitliche Auslenkung oder Imperfektion zum Kollaps führen würde. Im Falle von knickenden Stäben entspricht das auch der Realität. Im Unterschied dazu kann die Verzweigungslast von Scheiben, deren Ränder gehalten sind, in Wirklichkeit überschritten werden, ohne dabei zu versagen. Man spricht von überkritischen Tragreserven. Durch das Auftreten großer Verformungen verlagern sich die Druckspannungen von den ausgebeulten Bereichen zu den gehaltenen Rändern hin, und entstehende Membranzugspannungen stabilisieren die Beule. Bei zunehmender Belastung verändert sich nicht nur das Ausmaß sondern auch die Form der Beule. Solche geometrischen Nichtlinearitäten können mit der Theorie II. Ordnung nicht mehr abgebildet werden. Die Verzweigungslast ändert sich dadurch aber nicht [1]. Bezieht man schließlich auch die materiellen Nichtlinearitäten in die Überlegungen mit ein, spricht man von Traglasttheorien. Bild 1 veranschaulicht die Ausnutzung überkritischer Tragreser– ven im Stahlbau [2]. Mit zunehmender Schlankheit (λ P) liegen die Traglasten nach Winter und Kármán immer deutlicher über der Verzweigungslast nach Euler.

Im klassischen Stahlbetonbau beschränkte sich die Gefahr eines Beulversagens im Großen und Ganzen auf schlanke Wände. Die meisten wissenschaftlichen Untersuchungen dazu stammen aus den 1970er-Jahren [3 bis 6], als sich die Betondruckfestigkeit nach oben entwickelte und dadurch geringere Wandstärken möglich wurden.

Das vordergründige Ziel war es, die nichtlinearen Materialeigenschaften mittels geeigneter Näherungen in der Berechnung der kritischen Traglasten so zu berücksichtigen, dass mit den damals vorhandenen Kapazitäten der EDV ausreichend genaue Lösungen zu erzielen waren. Heute ist es wieder eine Steigerung der Druckfestigkeit, die wissenschaftliche Untersuchungen notwendig macht. Aufgrund der nahezu unbegrenzten Leistungsfähigkeit der heutigen Computer verschiebt sich der Fokus von mathematisch einfachen Näherungen hin zur wirklichkeitsna-

hen Erfassung der veränderten Werkstoffeigenschaften im Zug- und Druckbereich.

3 Methodik – Untersuchungsprogramm Analog zum eindimensionalen Grundfall des beidseits gelenkig gelagerten Knickstabes kann die rundum gelenkig gelagerte, quadratische Scheibe als Grundfall des Beulens betrachtet werden. Experimente an solch einfachen Grundfällen haben den Vorteil, dass in Hinblick auf abzuleitende Rechenmodelle auch analytische Lösungen den Versuchsergebnissen gegenübergestellt werden können.

Da in diesem zweidimensionalen Grundfall die Realisierung der gelenkigen Lagerung jedoch sehr aufwendig ist, wird mittels FE-Analyse ein Ersatzsystem, analog zum beidseits eingespannten Stab mit doppelter Länge, gesucht.

Um das Last-Beul-Verformungsverhalten des Grundfalles näherungsweise im Versuch abzubilden, werden die Höhe entsprechend vergrößert und die belasteten Ränder (oben und unten) verdrehungsbehindert gelagert. Die vertikalen Ränder werden durch die Anordnung dünner Flansche gegen horizontale Verschiebungen aus der Ebene gehalten (Bild 2). Verdrehungen können sich entsprechend der Torsionssteifigkeit der Flansche einstellen. Es ergeben sich folgende geometrische Verhältnisse zwischen dem Ausgangs- und dem Ersatzsystem: b = 1,35 · d

a = 1,6 · b

h = b/5

Bild 3 verdeutlicht die Übereinstimmung des Tragverhaltens beider Fälle. Die dargestellten Normalkräfte (Ordinate) entsprechen der Gesamtbelastung im Falle des Aus-

Fy Einleitungs-Konstruktion aus Stahl

C UHPCPlatte

A

UHPCFlansch

B

d

a

y d x z

Fz

t

t

außen

t

Bild 1. Vergleich der Winter- und Kármán-Kurven mit der Eulerhyperbel [2] Fig. 1. Comparison between curves according to Winter and Kármán and the hyperbola of Euler [2]

innen

h

x

b

Bild 2. Versuchskonfiguration Fig. 2. Test setup

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3

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Traglast, ideale Beullast [kN]

8000

Materialversagensgrenze

7000

lineare Beullast des Ausgangssystems nichtlineare Traglast des Ausgangssystems

6000

lineare Beullast des Ersatzsystems nichtlineare Traglast des Ersatzsystems

5000 4000 3000 2000 1000 0 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

Schlankheit d/t [-]

Bild 3. Berechnete Traglasten und ideale Beullasten am Ausgangs- und Ersatzsystem Fig. 3. Ultimate laods and bifurcation loads calculated from the basic system as well as from the equivalent system

gangssystems und dem Integral der vertikalen Normalspannungen im Schnitt auf halber Höhe über die Breite d im Ersatzsystem. Um die gewünschten Erkenntnisse zu erlangen, muss das Versuchsprogramm eine repräsentative Variation der Schlankheit (Abszisse) abdecken.

Wie aus der Übersicht in Tabelle 1 hervorgeht, werden fünf unterschiedliche Schlankheiten für die experimentellen Untersuchungen gewählt. Die Schlankheit wird bei konstanter Dicke durch Variation der Scheibengröße variiert. So soll sichergestellt werden, dass die Faserorientierung, die von der Dicke stark beeinflusst wird, in allen Versuchskörpern annähernd gleich ist.

4 Versuche 4.1 Herstellung der Probekörper Die Versuchskörper werden aus Ductal®, einem Fertigprodukt der Lafarge-Gruppe, hergestellt. Dieses wird in einem

R09T Intensivmischer gemischt. Die Konsistenz wird so weich gewählt, dass sich die Stahlfasern gerade nicht absetzen, die Mischung aber möglichst selbstentlüftend ist.

Die wichtigsten Eigenschaften sind in Tabelle 2 zusammengefasst. Der Formenbau für die im Grundriss als I-Querschnitt ausgeführten Versuchskörper wird mit herkömmlichen Schalelementen bewerkstelligt. Die einspringenden Kanten werden stark ausgerundet, um einerseits Störungen in der Faserverteilung und -orientierung und andererseits Kerbspannungen zu vermeiden (Bild 4).

Aufgrund der sehr fließfähigen Konsistenz der Mischung bewirkt der Betonierdruck Verformungen der Schalung und folglich Wandstärkenabweichungen der Probekörper, die angesichts der geringen Soll-Wandstärke in den weiteren Überlegungen nicht vernachlässigt werden können. Aus diesem Grund wird die tatsächliche Wandstärkenverteilung über die ganze Scheibe messtechnisch erfasst und bei der numerischen Simulation jedes einzelnen Versuchs berücksichtigt.

4.2 Versuchs- und Messaufbau Die experimentelle Umsetzung von „Stabilitäts-Versuchen“ stellt eine besondere Herausforderung dar. Die Zielsetzung in diesem Fall ist es, eine planmäßige Vorverformung (Imperfektion) einerseits so gering auszubilden, dass sich das Lastniveau der Verzweigungslast in einer Last-Verformungskurve deutlich abbildet, aber andererseits so groß zu wählen, dass die Richtung der Beule vorweg bekannt ist, um die messtechnische Ausrüstung nicht zu gefährden. Darüber hinaus soll das in natura plötzlich auftretende Ereignis des Versagens im Versuch ein verfolgbarer Prozess sein, der über die Höchstlast hinausreicht.

FE-Simulationen (Bild 5) für die Versuchsvorbereitung zeigen, dass eine 1 mm große Vorverformung in der Form der 1. Eigenform diesen Anforderungen gerecht wird. Da es undenkbar ist, einen Versuchskörper mit dieser Geometrie plangemäß herzustellen, wird im Versuch

Tabelle 1. Dimensionen der Versuchskörper Table 1. Dimensions of the specimens Serienbezeichnung

Anzahl der Versuchskörper

b [cm]

a [cm]

t [cm]

h [cm]

d [cm]

Schlankheit d/t [–]

50

3

50

80

2,5

10

37

15

75

3

75

120

2,5

15

56

22

100

3

100

160

2,5

20

74

30

150

2

150

240

2,5

30

111

44

200

3

200

320

2,5

40

148

60

Tabelle 2. Materialeigenschaften des UHPFRC Table 2. Material properties of the UHPC in use

4

Druckfestigkeit (10 cm Würfel) [kN/cm2]

Matrixzugfestigkeit (5 cm Bohrkern) [kN/cm2]

Nachrisszugfestigkeit (5 cm Bohrkern) [kN/cm2]

E- Modul (4/4/16 Prisma) [kN/cm2]

Querdehnzahl [–]

Fasergehalt [Vol.-%]

17,8 bis 20,7

0,91

1,1 bis 1,23

5.300 bis 6.000

0,15

2,0

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Bild 4. Herstellung der Probekörper Fig. 4. Fabrictation of the specimens 3600 3200 2800

Last Fy [kN]

2400 2000 1600 1200

Serie 50

800

Serie 75

400

Serie 150

0 0,0

Serie 100 Serie 200

0,6

1,2

1,8

2,4

3,0

3,6

4,2

4,8

5,4

Beulverformung in B [cm]

Bild 5. Last-Beul-Verformungskurven aus FE-Simulationen Fig. 5. Load-buckle behaviour from FE simulations

eine vereinfachte, nahezu gleichwertige Lösung mittels einer Auslenkungskraft gewählt. Die Größe der Auslenkungskraft Fz (Bild 6) wird so festgelegt, dass sich die gewünschte Vorverformung der Scheibe einstellt. Da diese Vorverformung im Gegensatz zu einer echten Imperfektion ein elastisch verformter Zustand ist, muss die Auslenkungskraft über die gesamte Dauer des Versuches erhalten bleiben. Dies wird versuchstechnisch dadurch erreicht, dass die Horizontalkraft Fz durch Umlenkung der Gewichtskraft eines Stahlteils mittels Seil und Rolle realisiert wird. Die Tauglichkeit dieser Methode wird wiederum mittels numerischer Simulation unter Berücksichtigung der Rissbildung verifiziert.

Für eine über den gesamten Querschnitt gleichmäßig verteilte Einleitung der vertikalen Druckkraft sorgt eine 1 m hohe, mechanisch gefertigte Lastverteilkonstruktion aus Stahl, die starr mit dem Prüfzylinder verbunden ist.

Maßtoleranzen zwischen dem Prüfkörper und der Einleitungskonstruktion werden mittels ultrahochfestem Schnellmörtel (24 Stunden Aushärtezeit) ausgeglichen.

Dieser nicht faserbewehrte Mörtel muss allerdings auch im erhärteten Zustand am seitlichen Austreten aus der Fuge gehindert werden, was die in Bild 6 ersichtlichen, durchgeschraubten Stahlbleche (Einleitungsmanschetten) übernehmen.

Der Versuchsablauf gliedert sich in drei Phasen. In der ersten wird eine geringe Normalkraft (Fy = 300 kN) aufgebracht, um in den Lasteinleitungsfugen ausreichend Reibung zu aktivieren, sodass die Auslenkungskraft Fz aufgenommen werden kann. Danach (Phase 2) wird die gewünschte Auslenkung durch Aufbringen von Fz erzeugt und die endgültige Belastung Fy aufgebracht (Phase 3).

Trotz sorgfältigen Einbaus unter Rücksichtnahme auf die gemessenen geringen Vorkrümmungen der Probekörper ergibt sich fallweise eine Umkehrung der Beulrichtung. In diesen Fällen wird das Prozedere in Phase 3 abgebrochen, entlastet und nach Erhöhung der Auslenkung wiederholt.

Diese Vorgehensweise zeigt einerseits keine erkennbare Beeinflussung der Ergebnisse und wird andererseits in den zugehörigen FE-Berechnungen berücksichtigt.

Ein Stabilitätsversuch mit einer, wie in Bild 5 dargestellt, annähernd bilinearen Last-Verformungscharakteristik kann weder über die Kraft noch über den Maschinenweg geregelt werden. Es käme immer im Bereich der Verzweigungslast zu einem schlagartigen Versagen. Der anfänglich nahezu senkrechte Anstieg der BelastungsBeul-Verformungskurve lässt auch eine Regelung über die Beul-Verformung nicht zu. Die Lösung wird in der Kombination der senkrechten und waagrechten Weggrößen gefunden. Als Regelgröße für die Ansteuerung des servohydraulischen Prüfzylinders wird die Summe aus dem Maschinenweg uz und der horizontalen Verformung uy gewählt und mit einer Belastungsrate von d(uz + uy)/ dt = 5 µm/s angewendet. Mit dieser Methode kann auf die totale Zerstörung der Versuchskörper verzichtet werden, und die Messaufnehmer können gefahrlos über das Erreichen der Höchstlast hinaus in Betrieb bleiben. Es werden

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5

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Bild 6. Versuchsaufbau Fig. 6. Experimental arrangement

Fy 10

31

200

16

20

15

10 9

17/18

21/22 14

Fz

200

26

11 25

innen

12 13 14

1

Belastung Fy

KMD RF4000 (GTM)

Kraft [kN]

26

Auslenkungskraft Fz

U2B (HBM)

Kraft [kN]

2

Maschinenweg

Temposonics R (MTS)

Weg [mm]

Auslenkung uz

Temposonics R (MTS)

Weg [mm]

vertikale Biegelinie

WA induktiv (HBM)

Weg [mm]

9, 10, 11, 12, 13, 14, 25

horizontale Biegelinie

WA induktiv (HBM)

Weg [mm]

23, 29, 33, 34

horizontale Dehnungen der Platte, innen

DMS (HBM)

Dehnung [‰]

24, 30, 31, 32

vertikale Dehnungen der Platte, innen

DMS (HBM)

Dehnung [‰]

15, 16, 17, 18

vertikale Dehnungen der Flansche

DD1 (HBM)

Dehnung [‰]

19, 20, 21, 22

Verschiebung der Flansche

WA induktiv (HBM)

Weg [mm]

22

17

Messgröße

3, 4, 5, 6, 7, 8, 25

50

18

Aufnehmer

25

32

125 125

außen

34

Beschreibung

320

7 8 50

13

12 30 29 6

Messstelle

160

33

10 9 15/16

15

19/20

23 5 23 11 25 24

120 120

320

4

160

3

30

1/2

Bild 7. Messanordnung Fig. 7. Measuring setup

die Dehnungen und Verformungen an den wichtigsten Stellen entsprechend Bild 7 gemessen.

5 Numerische Simulation Als Finite-Elemente-Software dient in der vorliegenden Arbeit das Programm Abaqus Version 6.6.1.

5.1 Modellierung der Versuche Die Modellierung der Versuche erfolgt mit achtknotigen 3D-Scheibenelementen (S8R5) und reduzierter Integra-

6

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tion über vier Integrationspunkte. Um Modellunsicherheiten auszuschließen, werden auch die stählerne Lasteinleitungskonstruktion und die Stahl-Manschetten im Modell berücksichtigt. Jene FE-Modelle, die für den Entwurf der Versuchskörper und des Versuchsaufbaus verwendet wurden, beinhalten eine Imperfektion gemäß ihrer ersten Eigenform mit einem Maximalwert von 1 mm. In den Modellen, die den Versuch bestmöglich wiedergeben sollen, wird die jeweils im Versuch aufgebrachte Auslenkungskraft als solche auch am Modell angesetzt. Tatsächliche Abweichungen der Probekörper von der idealen Ebene bleiben im Modell unberücksichtigt, während die herstel-

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5.2 Modellierung des Materials Für die Modellierung des Materials wird ein in Abaqus zur Verfügung gestelltes Modell verwendet, bei dem sowohl die Zug- als auch die Druckarbeitslinie für einaxiale Beanspruchung als Polygon im Spannungs-Dehnungs-Raum angegeben werden kann. Die Form der Druckarbeitslinie für das verwendete Material Ductal® wird eigenen Vorarbeiten entnommen [9] und mittels Druckversuchen an Würfeln (Kantenlänge 10 cm) sowie E-Modul-Prüfungen an Prismen (4/4/16 cm) entsprechend den Vorgaben in [10] an die vorhandenen Gegebenheiten angepasst. Die Spannungs-Dehnungs-Beziehung der Zugseite wird durch numerische Nachrechnung von 4-Punkt-Biegeversuchen an 5 cm dicken Plattenstreifen aus demselben Material iterativ ermittelt.

Das biaxiale Risskriterium wird in Abaqus durch einen Verlauf nach Lubliner [7], ergänzt durch Änderungen von Lee und Fenves [8], beschrieben. Für UHPFRC gibt es zwar erste experimentelle Untersuchungen im Zug-DruckBereich [10], eine Versagenskurve lässt sich daraus aber nicht ableiten, da von der im Experiment aufgebrachten Zugbeanspruchung nur die Dehnung bekannt ist. Aus diesem Grund werden mit Ausnahme der Berechnung der Serie 200 (siehe auch Abschn. 6.5) die im Programm für Normalbeton vorgeschlagenen Werte verwendet. Für den Druck-Druck-Bereich wird auf Angaben für UHPFRC in [12] zurückgegriffen. Bild 8 zeigt die komplette Materialbeschreibung in den FE-Berechnungen.

6 Ergebnisse und Erkenntnisse Die Ergebnisse der messtechnischen Erfassung der horizontalen und vertikalen Biegelinien bringen in erster Linie Aufschlüsse über die prinzipielle Qualität der numerischen Simulationen. Aufgrund umfangreicher Vergleiche zwischen den Simulationen und den Versuchen in [13] sind die FE-Ergebnisse generell als sehr verlässlich einzustufen und können als vollwertige Ergänzung der Versuchsergebnisse zur Interpretation herangezogen werden.

Auf ausgedehnte Darstellungen der Übereinstimmung zwischen FE-Berechnung und Versuch wird hier verzichtet. Für ein gutes Verständnis der nun folgenden Erläuterungen sei nochmals auf Bild 2 verwiesen, in dem sowohl Koordinatenachsen als auch drei relevante Punkte A, B und C definiert werden.

Wie schon in Abschn. 2 beschrieben, wirken dem Ausbeulen einerseits der Biegewiderstand der Platte und andererseits die bei großen Verformungen auftretenden Zugmembranspannungen entgegen. Vereinfachend kann man sich ein in Punkt B gekoppeltes System, bestehend aus einem vertikalen Tragsystem (beidseits eingespannter Knickstab) und einem horizontalen Tragsystem (elastisch eingespannter Plattenstreifen), vorstellen. Dieses gekoppelte System wird nicht modelliert; es dient ausschließlich der Vereinfachung der nun folgenden verbalen Beschreibung des Beulverhaltens. Die Beschreibung, die vor allem den Einfluss der nichtlinearen Eigenschaften von UHPFRC und des lokalen Querschnittswiderstands auf die Traglast beleuchten soll, baut auf Interaktionsdiagrammen auf, deren Darstellungsweise vorab kurz erklärt wird.

Sie zeigen die Entwicklung der inneren Normalkräfte (nx,

Dehnung [‰ ]

Hauptspannung σ 2 [kN/cm²]

3

Einaxiale Zugfestigkeit 1,2 kN/cm²

0 -20

-15

-10

-5

5

10

20

-24

-21

-18

-15

-12

-9

-6

Spannung σ [kN/cm²]

-6

-15

15

-3

0

Einaxiale Druckfestigkeit -3 13 kN/cm² Einaxiale Druckfestigkeit 18 kN/cm² -6

-3

-12

Zweiaxiale Zugfestigkeit 0,9 kN/cm²

0

0

-9

3

-18 -21

-9 -12 -15

3

Hauptspannung σ 1 [kN/cm²]

lungsbedingten Variationen der Wandstärken auch auf das Modell übertragen werden.

-18

Zweiaxiale Druckfestigkeit 20,8 kN/cm²

-24 Regelkurve am Beispiel 150-02

Regelkurve am Beispiel 150-02

Kurve für Versuch 200-02

Kurve für Versuch 200-02

-21 -24

Bild 8. Einaxiale Stoffgesetze und biaxiale Riss- bzw. Versagenskriterien Fig. 8. Uniaxial material laws and biaxial criteria for both crack detection and failure

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Querschnittstragfähigkeit angelangt ist (Bild 9: die orange Beanspruchungskurve nähert sich der blauen Versagenskurve des Querschnitts). Es verliert dadurch viel von seiner Steifigkeit, was zur verstärkten Ausbeulung führt (Bild 9 rechts). Die verstärkte Ausbeulung bewirkt aber nur einen sehr geringen zusätzlichen Momentenzuwachs im vertikalen System in Punkt B (vergleiche durchgezogene mit strichpunktierter lila Kurve in Bild 9), wo das Versagen letztendlich eintritt. Der Einfluss des Steifigkeitsverlustes auf die Traglast ist dementsprechend gering. Da bei dieser Serie die im Versuch tatsächlich aufgebrachte Vorauslenkung in der FE-Simulation nicht genau abgebildet wurde, haben die numerischen Traglastberechnungen entsprechend verminderte Aussagekraft. Unabhängig davon ist die Versagensform sehr klar. Es handelt sich um ein Druckversagen mit leichter Biegung.

ny) und Biegemomente (myx, mxy) in den (auch für die gedachten Teilsysteme) relevanten Punkten der Platte (A, B, C). Um die inneren Kraftgrößen auf anschauliche Art und Weise der symmetrischen Querschnittstragfähigkeit (m, n) gegenüberstellen zu können, werden die Biegemomente vorzugsweise als Absolutwert (positives Vorzeichen) eingetragen. Der Zusammenhang der einzelnen Beanspruchungslinien untereinander wird durch Markierung einzelner „Zeitpunkte“ des Versuches hergestellt. Diese Zeitpunkte werden rechts in einem Last-Beul-Verformungsdiagramm definiert und sind fortlaufend nummeriert. Als Beul-Verformung wird hier die gesamte Durchbiegung des Versuchskörpers im Punkt B bezeichnet. Die Versagenskurve (Querschnittstragfähigkeit) wird in erster Linie unter Verwendung von Arbeitslinien für einaxiale Belastungen per Handrechnung bestimmt. Aufgrund der tatsächlich aber zweiaxialen Spannungszustände in der Scheibe ist die Versagenskurve veränderlich in Abhängigkeit von der jeweils vorhanden Quernormalspannung. Zur besseren Veranschaulichung einzelner Punkte des Versagens werden zusätzliche Versagenskurven für ausgewählte, im Versuch relevante Querspannungen dargestellt. Jene Schnittkraftkombinationen, die zur Rissbildung führen, werden durch eine Gerade im n-m-Diagramm dargestellt.

Alle Diagramme enthalten zusätzlich die Schnittkraftentwicklung aus der materiell linearen aber geometrisch nichtlinearen Lösung an denselben Stellen. Dadurch lassen sich die Einflüsse der Nichtlinearität des Materials gut von den geometrischen Nichtlinearitäten (große Verformungen) trennen.

6.2 Schlankheit 22, Serie 75 Die Serie 75 zeigt, dass mit zunehmender Schlankheit die Bedeutung der Einspannstelle des horizontalen Systems (A) zunimmt. Während die Plattenmitte bereits durch das planmäßige Auslenken stark gerissen bzw. nahe der Querschnittstragfähigkeit ist, bleibt die Einspannstelle vorerst ungerissen. Von Zeitpunkt 1 bis 3 nimmt die Beul-Verformung nur wenig zu und unterscheidet sich von der linearen Lösung nur unwesentlich. In dieser Phase nehmen die Biegemomente in der Einspannstelle (A) stetig zu, bis es zwischen 3 und 4 zur Rissbildung kommt (Schnittpunkt zwischen der grünen Linie und der Rissbildungsgeraden in Bild 10). Ebenfalls zum Zeitpunkt 3 wird in Plattenmitte (B) die horizontale Querschnittstragfähigkeit erreicht.

Beides gemeinsam führt zum progressiven Ausbeulen zwischen 3 und 4. Im Gegensatz zu den aus der materiell linearen Lösung bekannten Membranzugspannungen bauen sich im horizontalen System in der Mitte (B) nach Erreichen der Querschnittstragfähigkeit allmählich Druck-

6.1 Schlankheit 15, Serie 50 Aus Bild 9 rechts geht hervor, dass sich die materiell nichtlineare Lösung erst zum Zeitpunkt 3 deutlich von der linearen Lösung trennt. Dies ist jener Zeitpunkt, zu dem das horizontale System in Plattenmitte schon an seiner

-60 -55 -50

-35 -30

5

5

B-lineare Lösung

B-ny,myx-Vertikal-Mitte

B-lineare Lösung

C-ny,myx-Vertikal-Oben

C-lineare Lösung

fck=18kN/cm² / fct=1,17kN/cm²

fck=21,16kN/cm² / fct=1,17kN/cm²

3200

2400

1200

2 1

0 1,2

1 6 3,4

Labor 50-01

1

nichtlineare FEBerechnung

1

2

linear-elastische Lösung

400

5 6

3

4

5

2,3,4

6

7

8

9

10

11

12

13

Moment m [kNcm/cm]

Bild 9. Schnittkraftentwicklung und Last-Beul-Verformungskurve des Versuchs 50-01 Fig. 9. Development of section forces and load buckle curves of the experiment 50-01

8

2

800

1

1

0 5

4 3

1600

2 2

5

2000

4

3

4

6

2800

5

3,4

-5

5

A-lineare Lösung

B-nx,mxy-Horizontal-Mitte

6

-20 -15

A-ny,myx-Vertikal-Kante

Rissbildung

6

-25 3

-10 -1

6

-40

A-lineare Lösung

Last Fy [kN]

Normalkraft n [kN/cm]

-45

3600

A-nx,mxy-Horizontal-Kante

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Beulverformung in B [mm]

0 0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

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kräfte auf. Diese stellen sich durch die fortschreitende Verkrümmung (zunehmende Beul-Verformung) aber gleichzeitig abnehmenden Zugspannungen am Biegezugrand (Entfestigungsast) ein. Sie wirken destabilisierend.

Das endgültige Versagen tritt sowohl im FE-Modell als auch im Versuch bei Erreichen des vertikalen Querschnittstragvermögens in Plattenmitte ein. Aus der FESimulation ergibt sich ein Bruchspannungszustand im Bereich der maximalen Druckfestigkeit im Druck-DruckBereich. Da sich die Last im Versuch nach dem Zeitpunkt 3 nicht mehr wesentlich steigern lässt, sind die Druckfestigkeiten der Versuchskörper offensichtlich deutlich geringer als jene der begleitenden Prüfkörper. Im Versuch wird ein klassischer Druckbruch mit typischem Schubversagen schräg aus der Ebene beobachtet. Diese Versagensform wird durch die aufgrund der geringen Wandstärke bevorzugt in Scheibenebene orientierten Fasern stark begünstigt. Bei den Würfeln für die Druckfestigkeitsprüfung beschränkt sich dieser schwächende Faserorientierungszustand auf die Randzonen, womit die deutlich höheren Festigkeiten erklärt werden können. Abschließend wird festgehalten, dass sich der Last-Verschiebungspfad der FEBerechnung (Bild 10 rechts) bereits der Horizontalen annähert und die lokale Normalkraftzunahme in Plattenmitte sowohl in Punkt B als auch in Punkt C (Bild 10 links) bereits stagniert. Dies zeigt, dass auch ohne vertikales Materialversagen zumindest ein lokales Maximum der aufnehmbaren Last erreicht ist.

den bei den Serien 50 und 75 beobachteten ausgeprägten Knick, sondern eine stetige Zunahme der Verformungsrate ähnlich der materiell linearen Lösung. Der Grund liegt darin, dass nun die Schlankheitseinflüsse gegenüber den Festigkeitseinflüssen dominanter werden, was auch in Bild 15 zu sehen (mit einem Pfeil markiert) ist. Die ideale Beullast liegt erstmals unter dem reinen Materialversagen.

Die Bildung von vertikalen Rissen in Plattenmitte findet bereits beim Auslenken statt, was sich in einem generell weicheren Verhalten äußert. Es treten auch erstmals horizontale Risse in Punkt B auf (Bild 12), die aber mit steigender Belastung wieder überdrückt werden (schwarzer Kreis in Bild 11). Die Rissbildung an der Einspannstelle (A) zum Zeitpunkt 4 wird als Auslöser für die Trennung der linearen und der nichtlinearen Kurve im oberen Bereich (C) detektiert. Das horizontale System verliert an Steifigkeit, wodurch die Einspannmomente des vertikalen Systems anwachsen müssen. Das Erreichen der Höchstlast zum Zeitpunkt 6 steht bei dieser Schlankheit auf keinen Fall mehr in Verbindung mit der vertikalen Querschnittstragfähigkeit in Scheibenmitte. Die Einspannstelle (A) hat ihre horizontale Tragfähigkeit bereits überschritten, was auch im Versuch durch die eintretende Risslokalisierung bestätigt wird. Im Versuch kündigt sich der endgültige Bruch (bereits unter der Traglast) durch einen Lastabfall an, der mit großer Wahrscheinlichkeit durch das Versagen der Einspannstelle und der damit verbundenen signifikanten Änderung der Lagerungsbedingungen des horizontalen Systems hervorgerufen wird. Es lagern sich die Normalkräfte sehr rasch auf einen der Flansche um, der dann auf Druck versagt.

Von Interesse für die Bemessung bleibt aber der Traglastzustand zum Zeitpunkt 6, der hauptsächlich von den veränderten Steifigkeiten des horizontalen Tragsystems abhängt (vertikale Risse in A und B). In geringem Ausmaß sind Umlagerungen der Normalkräfte von der Mitte zu den Rändern festzustellen.

6.3 Schlankheit 30, Serie 100 Eine ähnliche Situation beim Erreichen der Traglast ist auch bei der nächsten Schlankheitsstufe zu beobachten (Bild 11). In Plattenmitte nehmen die lokalen Normalkräfte vor dem Erreichen der Traglast sogar schon ab, während an den Rändern vermehrt Normalkräfte aufgenommen werden. Die Last-Verformungskurve hat nicht mehr

4000

-60 A-nx,mxy-Horizontal-Kante

A-lineare Lösung

A-ny,myx-Vertikal-Kante

A-linare Lösung

B-nx,mxy-Horizontal-Mitte

B-lineare Lösung

B-ny,myx-Vertikal-Mitte

B-lineare Lösung

-45

C-ny,myx-Vertikal-Oben

C-lineare Lösung

fck=19kN/cm² / fct=1,2kN/cm²

fck=23kN/cm² / fct=1,2kN/cm²

-40

Rissbildung

-55

-35

6

-30 -25 -20 -15

-5

5

0 2 5

2

14 3

2 5

2

2000

1

1500

1

4

3 6

Labor- 75-02

1000

1

1

1

6

2

2

1

5

3

2500

3

3

3

2

4

5

4

4

0

3000

6

-10 -1

4

Last Fy [kN]

Normalkraft n [kN/cm]

-50

6

5

3500

4 3

linerar-elastische Lösung

6

5 5

nichtlineare FE- Berechnung

500 6

7

8

9

10

11

12

13

14

Moment m [kNcm/cm]

Beulverformung in B [mm]

15

0 0

2

4

6

8

10

12

Bild 10. Schnittkraftentwicklung und Last-Beul-Verformungskurve des Versuchs 75-02 Fig. 10. Development of section forces and load buckle curves of the experiment 75-02

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

9

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung -56

A-lineare Lösung

A-ny,myx-Vertika-Kantel

A-lineare Lösung

B-nx,mxy-Horizntal-Mitte

B-lineare Lösung

B-ny,myx-Vertikal-Mitte

B-lineare Lösung

C-ny,myx-Vertikal-Oben

C-lineare Lösung

-40

fck=19 kN/cm² / fct=1,16kN/cm²

fck=22,4kN/cm² / fct=1,16kcm²

-36

Rissbildung

-48 -44

Normalkraft n [kN/cm]

4500

A-nx,mxy-Horizontal-Kante

-52

4000

3000

-28

7 5

-24

-8 -1

-4

1

0

1

2

1

1

7

3 2

2

2

6

7

4

4 3

-16 3

5

6

5

4

-20

-12

2 1 3 4

2

3

4

5

6

7

3

2500 2000

2

1500

Labor-100-03 nichtlineare FE-Berechnung

1

linear-elastische Lösung

500

6

4

5

7

4

1000

5

6

7

8

0

13

4

Last Fy [kN]

-32

6

5

3500

7

9

10

11

12

13

14

Moment m [kNcm/cm]

Beulverformung in B [mm]

0 0

2

4

6

8

10

12

14

16

Bild 11. Schnittkraftentwicklung und Last-Beul-Verformungskurve des Versuchs 100-03 Fig. 11. Development of section forces and load buckle curves of the experiment 100-03

Bild 12. Rissbild beim Versuch 100-01 Fig. 12. Crack pattern of the experiment 100-01

6.4 Schlankheit 44, Serie 150 Die Versuchskörper der Serie 150 reißen während des Auslenkens nicht, wodurch sich der gewünschte, nahezu senkrechte Last-Verformungspfad ergibt (Bild 13). Das Stagnieren der Lastaufnahme zum Zeitpunkt 3 ähnelt einem klassischen Verzweigungspunkt und fällt mit der Bildung vertikaler Risse an der Einspannstelle (A) zusammen. Die Plattenmitte (B) reißt schon früher (etwa zum Zeitpunkt 2), was jedoch vorerst kaum Wirkung zeigt.

Einzig die Momentenzunahme (mxy) in Plattenmitte eilt der linearen Lösung voraus, beeinflusst jedoch nicht die

10

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

vertikale n-m-Entwicklung in Plattenmitte. Erst zum Zeitpunkt 3 trennt sich die nichtlineare von der linearen Lösung, und die maximal aufnehmbare Normalkraft in Scheibenmitte ist erreicht. Die folgende Umlagerung der Normalkräfte zu den Rändern hin kann bei den nun vorhandenen Steifigkeitsverhältnissen nur unter leicht abnehmender Gesamtbelastung erfolgen. In dieser Phase nehmen die Momente mxy in Punkt B solange zu, bis in diesem Punkt die lokale Tragfähigkeit erreicht wird. Im Gegensatz zu den bisher behandelten, kleineren Schlankheiten führt das weitere Ausbeulen erstmals zur Entstehung von stabilisierenden Membranzugspannungen, verbunden mit einer Abnahme der Biegemomente im horizontalen System. Zur gleichen Zeit überschreitet der Schnittkraftpfad des vertikalen Systems in der Mitte (B) die Rissbildungsgerade. Wie im Stahlbau beginnt nun dieser Bereich zu plastizieren, wodurch die entstehenden destabilisierenden Kräfte bei weiterem Ausbeulen immer weniger zunehmen und damit eine erhöhte Normalkraftumlagerung zu den Rändern hin möglich wird. Dies bringt eine erneute Steigerung der Gesamtbelastung mit sich und findet in der Phase zwischen den Zeitpunkten 4 und 6 statt. In der FE-Berechnung fällt diese Steigerung etwas höher aus als im Versuch, wobei festzuhalten ist, dass der Versuch bei einer Beul-Verformung von 32 mm abgebrochen wurde, um die entstandenen Rissbilder auswerten zu können.

Die endgültige Traglast der FE-Simulation tritt zum Zeitpunkt 6 auf und wird mit großer Wahrscheinlichkeit durch das Erreichen der Biegetragfähigkeit mxy an der Einspannstelle (A) eingeleitet. Auch in den Versuchen zeigt sich dies durch ausgeprägte Risslokalisierung entlang der Steg-Flansch-Anschlüsse. Das beobachtete „Durchreißen“ durch die Biegedruckzone bestätigt das lokale Querschnittsversagen. Wie bei der Serie 100 wird das horizontale System dadurch sehr schnell weicher, wodurch die stabilisierende Wirkung stark nachlässt. In Plat-

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung 5500

-48 A-nx,mxy - Horizontal Kante

-44

A-ny,myx - Vertikal Kante

A-lineare Lösung

B-nx,mxy - Horizontal-Mitte

B-lineare Lösung

5000 4500

B-ny,myx - Vertikal Mitte

B-lineare Lösung

-36

C-ny.,myx - Vertikal Oben

C-lineare Lösung

-32

fck=18kN/cm² / fct=1,16kN/cm²

fck=21,16kN/cm² / fct=1,16kN/cm²

Rissbildung

-28

4000

7

-24 6

-20 3

4

-16 -12

2

-8

2

-1

-4 0 4

0 2

3

3

4

4

5

2

1

5

6

7

4

3 7

2

6

3

5

6

4

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

Moment m [kNcm/cm]

5

6

7

3000 2500 2000

2 Labor-150-01 Labor-150-02 nichtlineare FE- Berechnung linear-elastische Lösung

1000

7 3

4

1500

6

7 2

3

3500

Last Fy [kN]

Normalkraft n [kN/cm]

-40

A-lineare Lösung

500

Beulverformung in B [mm]

0 0

6

12

18

24

30

36

42

48

Bild 13. Schnittkraftentwicklung und Last-Beul-Verformungskurve des Versuchs 150-02 Fig. 13. Development of section forces and load buckle curves of the experiment 150-02

tenmitte (B) kommt die Beanspruchungskurve der Versagenskurve bereits sehr nahe (Bild 13), obwohl im Versuch zum Zeitpunkt des Abbruchs noch keine Anzeichen eines Bruchs zu erkennen sind. Im Großen und Ganzen zeigt dieses Experiment ein klassisches Beulverhalten mit ausgeprägter Verzweigungslast, die natürlich aufgrund des Steifigkeitsabfalls durch vertikale Rissbildung unter der idealen Beullast liegt. Darüber hinaus zeigen sich bei dieser Schlankheit ansatzweise sogar überkritische Tragreserven, die durch die Bildung horizontaler Risse in der Mitte des Versuchskörpers verstärkt aktiviert werden können.

Zur Veranschaulichung der Auswirkung der Ausgangsauslenkung auf die Last-Verformungskurve ist in Bild 13 ein weiterer Versuch mit größerer Ausgangsauslenkung eingetragen. Es ist der Übergang vom Stabilitätsproblem zum so genannten Spannungsproblem II. Ordnung sehr schön zu erkennen. Die Traglast bleibt davon unberührt.

6.5 Schlankheit 60, Serie 200 Mit einer weiteren Steigerung der Schlankheit soll überprüft werden, ob das in Abschn. 4.3 errechnete überkritische Tragverhalten auch im Experiment aktiviert werden kann. Wie Bild 6 zeigt, zeichnet sich die kritische Beullast im Sinne der obigen Definition nicht mehr so klar als horizontaler oder sogar fallender Teil der Last-Beul-Verformungskurve ab. Das Überschreiten der kritischen Beullast und der Übergang in den überkritischen Bereich zeigen sich in Form eines Wendepunktes. Ein Vergleich der Schnittkraftentwicklungen aller Schlankheiten lässt den Schluss zu, dass die kritische Beullast im gerissenen Zustand der Belastung zu jenem Zeitpunkt entspricht, bei dem die vertikale Normalkraft in der Mitte der Scheibe (ny in B) ihr Maximum hat. Beim Versuch 200-02 ist das der Zeitpunkt 3, der wieder mit der Rissbildung an der Einspannstelle A zusammenfällt. Zum Zeitpunkt 4 entstehen wieder horizontale Risse in der Mitte der Platte und

gleichzeitig wird das horizontale Zugband aktiv, was zur stärker zunehmenden Lastaufnahme führt. Mit den anfänglich gewählten Materialkennwerten (siehe Abschn.

5.2) überschätzt die FE-Simulation den überkritischen Lastanstieg deutlich. Um den Grund dafür zu finden, werden sowohl die Druck- als auch die Zugeigenschaften im Modell variiert. Ausreichend gute Übereinstimmung zwischen FE-Berechnung und Versuch ist dann gegeben, wenn die Matrixzugfestigkeit unverändert bleibt aber der Nachrissbereich entfestigend modelliert wird und gleichzeitig auch die einaxiale Druckfestigkeit gegenüber den geprüften Ausgangswerten deutlich (25 %) reduziert wird (Bild 8). Diese materiellen Veränderungen wirken sich vor allem in jenem Bereich der Querschnittsversagenskurve aus, zu dem sich die vertikalen Schnittkräfte in Plattenmitte hinentwickeln (Bild 14, B6). Es wird daraus geschlossen, dass, solange das horizontale, stabilisierende System nicht versagt, der überkritische Anstieg mit der Querschnittstragfähigkeit in Plattenmitte begrenzt ist.

Dies bestätigt auch die beobachtete Bruchform des Versuchs 200-02, der bis zum Totalversagen gefahren wurde.

Wie schon in Abschn. 6.2 bezüglich der Druckfestigkeit festgestellt, entspricht offensichtlich auch die Zugarbeitslinie der Versuchskörper nicht genau der in Abschn. 5.2 beschriebenen Regelkurve; zumindest nicht in vertikaler Richtung. Der Grund ist wiederum in der Faserorientierung zu finden. Die Faserorientierung wurde zwar messtechnisch nicht bestimmt, jedoch ist bekannt, dass sich bei herkömmlicher Befüllung der Schalung die Fasern bevorzugt horizontal orientieren, wodurch sich in vertikaler Richtung das entfestigende Zugtragverhalten ergibt. Auch die Versuchskörper geringerer Schlankheit werden in Wirklichkeit diese adaptierten Eigenschaften aufweisen.

Auf eine Korrektur derselben wird aber verzichtet, weil das vertikale Zugtragverhalten bei den geringeren Schlankheiten nicht maßgebend ist. Der in Bild 14 rechts zusätzlich dargestellte Versuch bestätigt nochmals, dass

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

11

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung -44 -40 -36 -32

A-nx,mxy-Horizontal Kante A-ny,myx-Vertikal Kante

A-lineare Lösung A-lineareLösung

B-nx,mxy-Horizontal Mitte

B-lineare lösung

B-ny,myx-Vertikal-Mitte

B-lineare Lösung

C-ny,myx-Vertikel Oben fck=13kN/cm² / fct=0,9kN/cm²

C-lineare Verlauf

4800 4400 4000

Rissbildung

4 4

3 2

-12

-1

3

2

1

-4

1

6 5

-16

-8

Last Fy [kN]

Normalkraft n [kN/cm]

-24

2

3

4

4

6

5 7

1

1 3

0

1

7

4

2

5

6

3

7

4

5

6

7

8

0 4

2

1

2

3

5

10

11

1 Labor-200-03

1600

Labor-200-02 nichtlineare FE-Berechnung-fck=18 / fct=1,16kN/cm² nichtlineare FE-Berechnung-fck=13 / fct=0,9kN/cm² linear-elastische Lösung

400

Beulverformung in B [mm]

0

Moment [kNcm/cm]

4

2000

800

9

5

2400

1200

6

7

4

7

2

2800

7

7

3

3200

-28

-20

6

3600

fck=15 kN/cm² / fct=0,9kN/cm²

0

10

20

30

40

50

Bild 14. Schnittkraftentwicklung und Last-Beul-Verformungskurve des Versuchs 200-02 Fig. 14. Development of section forces and load buckle curves of the experiment 200-02

12000

Traglast, ideale Beullast [kN]

linear-elastische Lösung

10500

nichtlineare FE-Berechnung Laborergebnisse

9000

Materialversagensgrenze

7500 6000 4500 3000 1500 0 0

10

20

30

Schlankheit d/t [-]

40

die Variation der Anfangsauslenkung in diesem Größenordnungsbereich keine Auswirkung auf die Traglast hat.

6.6 Ergebnisübersicht und Schlussfolgerungen In Bild 15 sind die Traglasten aus allen 14 Versuchen und den jeweiligen Nachrechnungen über die Schlankheit aufgetragen. Die Darstellung ist ergänzt mit den nach linearer Beultheorie ermittelten kritischen Beullasten und dem idealen Materialversagen auf zentrischen Druck. Es geht ganz klar hervor, dass weniger schlanke Scheiben einer größeren Streuung unterliegen. Dies lässt sich auf die spannungsmäßig wesentlich höhere Auslastung des Querschnitts und der damit verbundenen geringen Umlagerungsmöglichkeit zurückführen, woraus sich eine erhöhte Empfindlichkeit auf unvermeidbare Ungleichmäßigkeiten

12

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

50

60

Bild 15. Traglasten, ideale Beullasten und Materialversagen in Abhängigkeit von der Schlankheit Fig. 15. Ultimate loads, bifurcation loads and failure of material versus slenderness

bei der Herstellung oder der Lasteinleitung ergibt. Je größer der Einfluss der Beul-Verformung auf die Traglast wird, desto weniger streuen die Versuchsergebnisse.

Ein Blick auf die Gesamtheit der Ergebnisse lässt erkennen, dass es bei Scheiben aus UHPFRC eine Verzweigungslast gibt, die aufgrund der charakteristischen Rissbildung kleiner ist als jene nach linear elastischer Beultheorie. Sie wird im Folgenden als „Verzweigungslast im Zustand II“ bezeichnet. In diesem Kontext verschiebt sich auch das überkritische Tragverhalten. Es beginnt bereits bei Überschreiten der „Verzweigungslast im Zustand II“.

In den Experimenten zeigt sich derartiges Verhalten bereits ab einer Schlankheit von 30. Indikator für das überkritische Tragverhalten sind Normalkraftumlagerungen von der Mitte zu den Rändern, charakterisiert durch einen peak in den m-n-Linien der Interaktionsdiagramme. Da

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung

aufgrund der relativ geringen Zugfestigkeit von Beton keine besonders großen Verformungen vor dem Erreichen lokalen Materialversagens möglich sind, wird die Umlagerung hauptsächlich durch den Steifigkeitsverlust bei der Bildung horizontaler Risse in Plattenmitte (normal auf die Belastungsrichtung) ermöglicht. Diese Art der Rissbildung tritt bei den untersuchten Schlankheiten erst nach Überschreiten der „Verzweigungslast im Zustand II“ auf. Die Steigerung der Last im überkritischen Bereich ist ein flacher Anstieg im Last-Beul-Verformungsdiagramm, dessen Steigung von der Schlankheit abhängt. Eine endgültige obere Grenze der Belastbarkeit ergibt sich entweder aus dem Versagen des horizontalen, stabilisierenden Tragsystems oder aus dem vertikalen Querschnittsversagen in Plattenmitte.

Neben der Möglichkeit der Erstellung von Bemessungsdiagrammen wie im Stahlbau sollte es mit den hier gewonnenen Erkenntnissen möglich sein, ein Verfahren zur Berechnung der Traglast zu entwickeln, das auf der Ermittlung der kritischen Beullast im Zustand II unter Anwendung linearer Beultheorie kombiniert mit orthotropen Steifigkeiten basiert.

Druckrichtung entstehenden Rissen beeinflusst, weshalb ein Berechnungsansatz nach linearer Beultheorie, aber orthotroper Steifigkeit einfach und zielführend zu sein scheint. Im unteren Schlankheitsbereich stellt sich das Versagen als einfaches Querschnittsversagen in Scheibenmitte unter Berücksichtigung der Exzentrizität nach Theorie II. Ordnung dar.

Große Streuungen bei den Versuchen mit sehr kleiner Schlankheit zeigen, dass die Druckfestigkeit aufgrund der Dünnwandigkeit eine sehr sensible Größe ist. Die Berücksichtigung der Abnahme der Druckfestigkeit aufgrund der überwiegend parallel zur Scheibenebene ausgerichteten Fasern in Abhängigkeit von Wandstärke und Faserlänge darf in künftigen Bemessungsregeln nicht fehlen. Zur Vervollständigung der grundlegenden Studien zum Beulen sind bereits Versuchskörper mit Abmessungen bis zu 3 × 6 m und einer Wandstärke von 15 mm produziert worden, die unter Schubbeanspruchung untersucht werden.

Abschließend wird festgehalten, dass FE-Simulationen, wie sie in dieser Arbeit gemacht wurden, bestens geeignet sind, um andere Lagerungsbedingungen und Belastungsfälle mit dem Ziel der Verallgemeinerung zu studieren.

7 Zusammenfassung und Ausblick

Danksagung

Beulstabilität ist ein Begriff des Leichtbaus, der aufgrund der Weiterentwicklung des Betons bis zum ultrahochfesten Faserbeton nun auch im Betonbau an Bedeutung gewinnt. Flächige, dünnwandige Konstruktionsteile aus UHPFRC wie z. B. Stege oder Bodenplatten von Kastenbrücken müssen nun auch nach den Regeln der Stabilitätstheorie bemessen werden. Den großen Unterschied zu der im Stahlbau bestens bekannten Thematik macht die mit fortschreitender Entwicklung immer größer werdende Spreizung zwischen Zug- und Druckfestigkeit von UHPFRC. Anhand von 14 Beulversuchen und paralleler FESimulation können die grundlegenden Merkmale des Stabilitätsversagens von UHPFRC-Scheiben unter reiner Druckbeanspruchung gefunden werden. Die für die Versuche entwickelte Regelungsart, basierend auf einer kombinierten Maschinenweg-Beul-Verformungs-Regelung, ermöglicht ein kontrolliertes „An- bzw. Überfahren“ der Traglast. Mit dieser Methode werden alle Messungen und Beobachtungen gefahrlos bis zum Ende des Versuchs geführt. Eine planmäßige „Imperfektion“ wird mittels einer normal auf die Scheibenebene stehenden, in der Mitte der Versuchskörper angreifenden Kraft aufgebracht.

Die Auswertung und Interpretation der Versuche lässt sich nicht ohne das Wissen der Spannungs- bzw.

Kraftflussentwicklung bewerkstelligen. Dafür wird jeder Versuch unter Berücksichtigung seiner eigenen imperfekten Wandstärken mittels Finite Elemente Methode nachgerechnet. Bei ausreichender Übereinstimmung mit den Dehnungsmessungen werden die Schnittkräfte der FE-Berechnung zur Interpretation herangezogen. Als übersichtliche und einfache Darstellung der komplexen Zusammenhänge wird das Normalkraft-Momenten-Interaktionsdiagramm gewählt. Es kann gezeigt werden, dass für UHPFRC-Scheiben eine Verzweigungslast existiert, die kleiner ist als die linear elastisch ermittelte kritische Beullast. Ihre Höhe wird ganz wesentlich von den parallel zur

Die Autorenschaft bedankt sich herzlich bei all jenen, die diese Forschungsarbeit ermöglichten bzw. unterstützten, im Besonderen bei – dem Austrian Science Fund (FWF) – den Französischen und Österreichischen Repräsentanten der Lafarge-Gruppe – der Gustav Eirich GmbH – der Fachhochschule Kärnten.

Literatur [1] Petersen, C.: Statik und Stabilität der Baukonstruktionen: elasto- u. plasto-stat. Berechnungsverfahren druckbeanspruchter Tragwerke; Nachweisformen gegen Knicken, Kippen, Beulen; Vieweg, Braunschweig, Wiesbaden 1980.

[2] Spiegelhalder, U.: Zur Materialermüdung infolge Stegatmung. Dissertation, Fakultät für Bauingenieur- und Vermessungswesen, Universität Stuttgart, Stuttgart 2000.

[3] Wiegand, E.: Ein Beitrag zur Beulstabilität von Stahlbetonwänden mit nichtlinear-elastischem Werkstoffgesetz. Dissertation, Fakultät für Bauingenieurwesen, Technische Hochschule Darmstadt, Darmstadt 1970.

[4] Kesting, K.: Berechnung von Stahlbetonwänden und Platten unter Berücksichtigung geometrischer und physikalischer Nichtlinearität. Dissertatation, Dortmund 1978.

[5] Bishay, G. H.: Ein Beitrag zur Stabilität von Stahlbetonwänden. Dissertation, Darmstadt 1981.

[6] Bergmann, H. V.: Ein Beitrag zur Tragfähigkeitsermittlung schlanker Stahlbetonwände. Dissertation, Darmstadt 1985.

[7] Lubliner, J., Oliver, J., Oller, S. and Onate, E.: A plastic-damage model for concrete. International Journal of Solids and Structures, 25 (1989), (3), pp. 299–326.

[8] Lee, J. and Fenves, G. L.: Numerical implementation of plastic-damage model for concrete under cyclic loading: Application to Concrete dam. Rep. No. UCB/SEMM-94/03, Department of Civil Engineering, University of California, Berkeley 1994.

[9] Freytag, B.: Die Glas-Beton-Verbundbauweise. Dissertation, Fakultät für Bauingenieurwissenschaften, Technische Universität Graz, 2002.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

13

M. Escobar/B. Freytag/J. Linder/L. Sparowitz · Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Beulen von dünnen Scheiben aus UHPFRC unter Druckbeanspruchung

[10] Österreichisches Normungsinstitut: ONR 23303 Prüfverfahren Beton (PVB) Nationale Anwendung der Prüfnormen für Beton und seiner Ausgangsstoffe. 2010.

[11] Fehling, E., Leutbecher, T., Röder, F-K. and Stürwald, S.: Structural behavior of UHPC under biaxial loading. In: Ultra High Performance Concrete (UHPC), Proceedings of the Second International Symposium on Ultra High Performance Concrete, pp. 569–576, Kassel 2008.

[12] Curbach, M. und Speck, K.: Zweiaxiale Druckfestigkeit von ultrahochfestem Beton. Beton- und Stahlbetonbau 102 (2007), Heft 10, S. 664–673.

[13] Escobar Castillo, M. N.: Beulen von dünnen UHPFRC Scheiben unter Normalkraft. Dissertation in Vorbereitung, Fakultät für Bauingenieurwissenschaften, Technische Universität Graz, 2011.

Dipl.-Ing. Martha Nerida Escobar-Castillo Technische Universität Graz afie@sbox.tugraz.at

Dipl.-Ing. Dr.techn.

Bernhard Freytag freytag@tugraz.at

Technische Universität Graz Labor für Konstruktiven Ingenieurbau Inffeldgasse 24 8010 Graz, Österreich Dipl.-Ing. Josef Linder linder@tugraz.at

Em.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr.techn.

Lutz Sparowitz Technische Universität Graz Institut für Betonbau Lessingstraße 25 8010 Graz, Österreich lutz@sparowitz.at

Aktuelles Betonbranche vorsichtig optimistisch Vor dem Hintergrund einer positiven Entwicklung der Bauumsätze und einem gestiegenen Auftragsvolumen im Bau im Jahr 2011 fand die Mitgliederversammlung und Fachtagung der Fachgruppe Betonbauteile, Beton und Mörtel des Unternehmerverbands Mineralische Baustoffe (UVMB) e.V. und des BAUZERT Ost e.V. am 11. November in Arnstadt (Thüringen) statt. Dabei wurden fachliche Themen wie die Leistungsfähigkeit verschiedener Stahlfasertypen im Stahlfaserbeton, die Eigenschaften und die Anwendung von Polymerfaserbeton, neue Erkenntnisse beim Pumpen von Betonen, der Arbeits- und Gesundheitsschutz im Betonwerk, der Einfluss des Hohlraumgehalts von Sanden auf

14

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

die Betoneigenschaften sowie die neuen Normen des Eurocode 2 besprochen.

Bei den Zulieferern der Rohstoffindustrie sind im Verbandsgebiet von 2010 zu 2011 zweistellige Steigerungsraten zu verzeichnen. Die Preisentwicklung gestaltet sich dagegen eher verhalten. Für 2012 werden weitere Zuwächse in Umsatz und Produktion von 2 % erwartet.

In vielen Betrieben steht ein Generationswechsel an. Um das Berufsbild attraktiver zu gestalten, wird auch darüber nachgedacht, das Einkommen der Auszubildenden zu erhöhen. Mit der überbetrieblichen Ausbildung im Bildungszentrum Erfurt hat man einen Partner, der über hervorragende Voraussetzungen verfügt. Die Unternehmen müssen auch Angebote der IHK wie Ausbildungsberatung, Lehrstellenbörse und

Ausbildungsmessen stärker nutzen sowie Kontakte zu Schulen aufbauen.

Eine kontraproduktive Entwicklung ist die stark gestiegene Nachfrage im Bereich der Kies-Fraktion 8/16 mm und ein entsprechender Rückgang bei der Fraktion 16/32 mm. Im Moment kann in bestimmten Regionen die Nachfrage nach der Fraktion 8/16 mm nicht mehr gedeckt werden. Um den Absatz an die geologischen Verhältnisse anzupassen, wurde als Alternative die Einführung einer Fraktion 8/22 mm vorgeschlagen.

Damit kann im mitteldeutschen Raum das Aufkommen um ca. 30 % gegenüber der Fraktion 8/16 mm erhöht werden.

Erste Gespräche und Diskussionen mit Fachleuten sind durchaus positiv verlaufen, und auch die Normung lässt ihren Einsatz zu.

Th.

Fachthemen DOI: 10.1002/best.201100076

Matthias Quast Anja Hummeltenberg Manfred Curbach

Hochleistungsleichtbeton unter Impakt Die Sicherheit von Bauwerken gegen hochdynamische Beanspruchungen gewinnt seit einigen Jahren zunehmend an Bedeutung. Ob durch Fahrzeuganprall oder Steinschlag hervorgerufen ist ein Impaktereignis immer eine außergewöhnliche Belastung für ein Bauwerk. Durch die bei diesen hochdynamischen Vorgängen wirkenden Belastungsgeschwindigkeiten verändert sich das Materialverhalten von Beton signifikant gegenüber dem statischen Fall. Für eine realitätsnahe Bauwerksbemessung gegenüber Impakt muss das verzerrungsratenabhängige Materialverhalten verschiedener Betone noch besser erforscht werden.

Durch die hier vorgestellten Versuche an Leichtbetonen soll ein Beitrag auf diesem Gebiet geleistet werden.

Nach der Beschreibung der verwendeten Hochleistungsleichtbetone und einer Erläuterung des Versuchsaufbaus des Split-Hopkinson-Bars (SHB) sowie der Messtechnik werden die durchgeführten Experimente für Dehnraten von 50 bis 150 1/s vorgestellt und die gewonnen Ergebnisse erläutert. Die Untersuchungen zeigen, dass Leichtbeton im Bereich hoher Belastungsgeschwindigkeiten ein ähnliches Verhalten wie hochfeste Normalbetone aufweist.

High Performance Lightweight Aggregate Concrete under Impact Loading The resistance of civil engineering constructive works to high dynamic loadings has become increasingly important in recent years. Whether caused by a vehicle collision or falling rocks, an impact event is always an extraordinary load on a building. Due to the high dynamic processes acting at these loading rates, the material properties of concrete are changing significantly compared to the static case. To improve the building design to impact, it is important to know more about the strain rate dependent material behaviour of different types of concrete. The presented experiments on lightweight concrete should make a contribution in this field.

After the description of the high performance lightweight aggregate concrete, an explanation of the experimental setup of the Split-Hopkinson-Bar (SHB) and the measurement technique, the experiments carried out for strain rates of 50 to 150 1/s are presented and the results obtained are discussed. The investigations show that lightweight concrete has a similar behaviour as normal high performance concrete at high loading rates.

1 Einleitung Bauwerke müssen zunehmend auch im Hinblick auf außergewöhnliche Beanspruchungen bemessen werden.

Eine wichtige Rolle dabei spielen Belastungen aus dem

Anprall von Fahr- und Flugzeugen, dem Einschlag von herabfallenden Bauwerksteilen (z. B. hervorgerufen durch Erdbeben) oder Steinschlag, die unter dem Begriff „Impakt“ zusammengefasst werden. Ein Impaktereignis ruft lokal sehr hohe Belastungsgeschwindigkeiten in den betroffenen Bauteilen hervor. Ein wichtiges Maß für die Größe der Belastungsgeschwindigkeit ist die Verzerrungsrate. Im Folgenden werden die Begriffe Verzerrungs- und Dehnrate gleichberechtig verwendet, wobei der Ausdruck Verzerrungsrate für die dimensionslose Längenänderung über die Zeit der physikalisch korrekte ist. Der Begriff der Dehnrate ist dagegen im Bauwesen geläufiger und bezeichnet das Phänomen der Verzerrungsrate.

Die meisten Baustoffe reagieren auf Belastungen mit hohen Verzerrungsraten mit einem – im Vergleich zum statischen Fall – veränderten Materialverhalten. Aufgrund seiner Heterogenität reagiert Beton besonders empfindlich auf erhöhte Dehnraten, was sich vor allem in einer gesteigerten Zug- und Druckfestigkeit zeigt. Eine Übersicht über die typischen Dehnratenbereiche verschiedener Beanspruchungen ist in Bild 1 dargestellt [1]. Die Einwirkungsdauer solcher hochdynamischen Belastungen beträgt dabei nur wenige Mikro- oder Millisekunden, weshalb sie in das Gebiet der Kurzzeitdynamik eingeordnet werden.

Steinschlaggalerien sind Bauwerke, die Verkehrswege entlang steiler Hänge vor Steinschlag, Lawinen- oder Murenabgängen schützen sollen und daher regelmäßig von Impaktbelastungen betroffen sind. Um solche Galerien möglichst gut für ihren Einsatzzweck bemessen zu können, ist ein umfangreiches Wissen über das Verhalten von Beton und Betonbauteilen unter Impakt erforderlich.

Durch experimentelle Untersuchungen können auf diesem Gebiet neue Erkenntnisse über die Dehnratenbzw. Verzerrungsratenabhängigkeit der Betoneigenschaften gewonnen werden, die die Basis für verbesserte Stoffgesetze für numerische Simulationen in FE-Modellen oder Hydrocodes (Gebbeken et al. [2]) bilden.

2 Hochleistungsleichtbeton 2.1 Allgemein Als Leichtbeton wird nach Eurocode 2 [3] Beton mit einer Festbetonrohdichte von weniger als 2,2 kg/dm3 bezeichnet, der leichte künstliche oder natürliche Körnungen mit einer Kornrohdichte von bis zu 2,0 kg/dm3 enthält. Ab einer Festigkeitsklasse von LC 55/60 wird von hochfestem

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Hochgeschwindigkeitsimpakt Harter Impakt Flugzeugimpakt Erdbeben Gasexplosion Verkehr Quasiständige Belastung Kriechen 10-8

10-10

10-6

10-4

10-2 Dehnrate [1/s]

100

102

104

106

Bild 1. Typische Dehnraten für verschiedene Lastfälle [1] Fig. 1. Typical strain rates for various types of loading [1]

Leichtbeton gesprochen. Eine alleinige Beurteilung des Leistungsvermögens von Leichtbetonen nach seiner Druckfestigkeit wird diesem Baustoff jedoch nicht vollständig gerecht. So führt Faust [4] eine definierte Abgrenzung für den Begriff „Hochleistungsleichtbeton“ nach Gl. (1) ein.

HP ≥ 70 · (ρ/2,2)2, 5 flck

mit

1,0 ≤ ρ ≤ 2,0

kg dm 3

(1)

Dieses Abgrenzungskriterium spiegelt in dem Verhältnis von Festigkeit zu Dichte des Leichtbetons die wahre Leistungsfähigkeit dieses Baustoffes wider. Den größten Einfluss auf die Eigenschaften eines gefügedichten Leichtbetons hat der Leichtzuschlag. Daher werden die Parameter des Festbetons in der Regel in Abhängigkeit von der Kornrohdichte der Zuschläge (ρa) angegeben, z. B. [4].

2.2 Beton- und Probekörperherstellung Für die Versuche wurden zwei kornporige, gefügedichte Leichtbetone hergestellt. Bei dem LC 40/44 wurden Grobzuschläge (4/8 mm, kugelförmig) und Feinzuschläge (0/2 mm, gebrochen) aus Blähton verwendet, was einem sogenannten All-Lightweight Aggregate Concrete (ALWAC) entspricht. Demgegenüber steht der LC 50/55 als Semi-Lightweight Aggregate Concrete (SLWAC) mit der Zugabe von normalschwerem Sand (0/2 mm) neben dem grobkörnigen Blähton (4/8 mm). Der verwendete Blähtonkies Liapor 8 hat eine runde Kornform und eine geschlossene Oberfläche mit einer Kornrohdichte von 1,5 kg/dm3. Für die Feinkornfraktion des ALWAC wurde der gebrochene Liapor-Sand 0/2 mit einer Kornrohdichte von 1,77 kg/dm3 eingesetzt. Als Bindemittel wird für beide Mischungen ein CEM I 52,5 R verwendet. Der SLWAC

Tabelle 1. Leichtbetonzusammensetzung und statische Festbetoneigenschaften Table 1. Composition of the lightweight aggregate concrete and static material properties

Zement Zementgehalt Wassergehalt

[kg/m3]

[kg/m3]

Wasserzementwert Feinzuschlag 0–2 mm Feinzuschlaggehalt [kg/m3] Grobzuschlag 4–8 mm Grobzuschlaggehalt [kg/m3] Kornrohdichte Liapor 8 ρa Trockenrohdichte ρdry

[kg/dm3]

[kg/dm3]

150er Würfeldruckfestigkeit flc.cube

[N/mm2]1)

Zylinderfestigkeit flc.cyl [N/mm2]2) E-Modul experimentell Elc.exp [N/mm2]1) E-Modul berechnet Elc [N/mm2]2) 1) 2)

16

gemessen berechnet

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

ALWAC

SLWAC

CEM I 52,5 R

CEM I 52,5 R

370

400

159

160

0,43

0,40

Liapor Sand

Dorm-, Rheinsand

431

648

Liapor 8

Liapor 8

611

592

1,50

1,50

1,60

1,89

56,0

73,0

53,2

69,4

–

25700

16650

26050

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weist einen Zementgehalt von 400 kg/m3 bei einem w/zWert von 0,40 auf. Für den ALWAC werden 370 kg Zement pro Kubikmeter Beton mit einem w/z-Wert von 0,43 verwendet (Tabelle 1).

Die für die SHB-Tests benötigten zylindrischen Probekörper mit einem Durchmesser von 50 mm und einer Länge von 80 mm wurden durch Kernbohrungen aus betonierten Quadern gewonnen. Durch das Heraustrennen der Proben aus einem größeren Betonvolumen kann von einer homogenen Verteilung der Zuschläge ausgegangen werden, ohne Unregelmäßigkeiten in den Randzonen. Die Stirnflächen wurden planparallel geschnitten und geschliffen.

2.3 Statische Materialeigenschaften Die Grundlage zur Bewertung der dynamischen Festigkeiten der Leichtbetone sollen die experimentell ermittelten und berechneten statischen Materialeigenschaften bilden, die in Tabelle 1 zusammengestellt sind. Die 28-Tage-Festigkeiten der Betone wurde an Prüfwürfeln mit 150 mm Kantenlänge bestimmt. Daraus lassen sich auch die Zylinderdruckfestigkeiten ermitteln.

Der Elastizitätsmodul des SLWAC wurde an zwei Proben zu 25700 N/mm2 bestimmt. Eine Nachrechnung nach Gl. (2a) für Blähton-Betone mit Mischmatrix nach Scheerer [5] ergibt 26050 N/mm2, was eine sehr gute Übereinstimmung mit den Versuchsergebnissen darstellt. Für den ALWAC wird der E-Modul nach Gl. (2b) für Blähton-Betone mit Leichtmatrix [5] zu 16650 N/mm2 ermittelt.  E lc = 2200 ·  flc,cyl 

 N  (mm 2)  

 E lc = 1500 ·  flc,cyl 

 N  (mm 2)  

0, 55

0, 55

   · ρdry kg 3) dm   

0, 22

   · ρdry kg 3) dm   

0, 47

(2a)

(2b)

3 Der Split-Hopkinson-Bar Der Hopkinson-Bar ist eine typische Versuchseinrichtung zur Charakterisierung von Materialien unter dynamischen Belastungen mit Verzerrungsraten von bis zu 104 1/s. Es gibt mittlerweile verschiedenste Ausführungen des Hopkinson-Bars, je nach Anwendungsgebiet. Die ursprüngliche Apparatur wurde 1914 von Bertram Hopkinson [6] vorgestellt und ist als Hopkinson-Pressure-Bar bekannt.

Hopkinson erzeugte eine Kompressionswelle, die durch einen zylindrischen Stahlstab läuft und an dessen Ende in eine Stahlscheibe des gleichen Durchmessers übertragen wird. Wird der Druckimpuls am freien Ende der Stahlscheibe reflektiert, kehrt er sich in einen Zugimpuls um, der dafür sorgt, dass die Stahlscheibe in Bewegung gerät und sich von dem Zylinderstab entfernt. Hopkinson führte dieses Experiment mit verschieden dicken Stahlscheiben durch und konnte so auf das Druck-Zeit-Verhältnis der erzeugten Pulse schließen. 1948 verbesserte Davies [7] den Versuchsaufbau, indem er statt loser Stahlscheiben ein Kondensatormikrofon am Ende des Zylinderstabes positionierte und damit die Bewegung des Stabendes über die Zeit aufzeichnete. Kolsky [8] fügte 1949 einen zweiten Stahlstab in die Apparatur ein, um eine zwischen den beiden Stäben angeordnete Probe dynamisch belasten zu können. Bei dieser Versuchsanordnung spricht man von einem „Split-Hopkinson-Bar“ (SHB) oder auch „KolskyBar“. Später wurde das Prinzip des SHB vielfältig weiterentwickelt, hierzu soll an dieser Stelle auf die Literatur verwiesen werden [9 bis 11].

Der Versuchsaufbau für die vorgestellten Druckversuche an Leichtbetonen besteht aus einem Gasdruckbeschleuniger (GDB) mit dem Impaktor, einem Eingangsund einem Ausgangsstab sowie der Probe, die zwischen beiden Stäben angeordnet wird (Bild 2). In dem GDB wird der zylindrische Stahlimpaktor mit Druckluft auf die gewünschte Impaktgeschwindigkeit beschleunigt. Der verwendete Impaktor hat einen Durchmesser von 49,9 mm,

Bild 2. Versuchsaufbau, Funktionsschema und Messdaten des Split-Hopkinson-Bars Fig. 2. Test setup, functional scheme and measuring data of the Split-Hopkinson-Bar

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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ist 196 mm lang, aus Gusseisen (EN-GJS-400-15) gefertigt und wiegt 2,68 kg. Durch den Stoß des Impaktors auf das freie Ende des Eingangsstabes wird in diesem ein Druckimpuls induziert, der den Stab durchläuft. In der Mitte des Stabes wird die Form der Druckwelle mittels Dehnmessstreifen (DMS) erfasst. An der Grenzfläche zwischen Eingangsstab und Probekörper wird ein Teil der Druckwelle in die Probe übertragen und der übrige Anteil im Eingangsstab reflektiert. Der reflektierte Anteil durchläuft den Eingangsstab nun in entgegengesetzter Richtung als Entlastungswelle und lässt sich ebenfalls durch die DMS messen. Der in den Probekörper eingeleitete Druckimpuls wird von der Betonprobe in den Ausgangsstab transmittiert bis die Probe versagt. Das transmittierte Signal wird dann in der Mitte des Ausgangsstabes durch DMS erfasst.

Die beiden Zylinderstäbe sind aus Aluminium gefertigt. Dadurch wird der Unterschied der Impedanz der Stäbe und der Betonprobe möglichst gering gehalten. Die Impedanz (Z = "!ρ!!· E ! ) als Quadratwurzel des Produktes aus Materialdichte (ρ) und Elastizitätsmodul (E) ist ein Maß für die Wellenausbreitung in einem Material ebenso wie die Körperschallgeschwindigkeit (für Longitudinalwellen: cl = "!!!

E/!ρ). Je geringer der Impedanzunterschied zweier Werkstoffe ist, desto geringer ist die Reflektion der Spannungswelle an der Grenzfläche. Das heißt, es kann der größte Teil des induzierten Impulses aus dem Aluminiumeingangsstab in die Betonprobe übertragen werden.

Während für Standard-Hopkinson-Bars für die Charakterisierung von Metallen und anderen homogenen Werkstoffen Stäbe mit Durchmessern von 10 bis 25 mm Anwendung finden, müssen für Beton als ein mehrphasiges, makroskopisch heterogenes Material größere Probenund Stababmessungen gewählt werden. So verlangt DIN 1048-2 [12] ein Verhältnis des kleinsten Maßes des Probekörpers zum Größtkorn des Zuschlages von mindestens 3:1 für Proben, die aus Bohrkernen gewonnen werden. Das heißt, für die Prüfung von Betonen mit Zuschlägen bis 16 mm Korndurchmesser muss der Probendurchmesser, und damit auch der Stabdurchmesser (d), mindestens 48 mm betragen. Wesentlich größer sollte der Durchmesser auch nicht gewählt werden, da mit zunehmendem Stabquerschnitt geringere maximale Verzerrungsraten möglich werden und der Dispersionseffekt bei der Wellenausbreitung zunimmt. Der Dispersionseffekt entsteht dadurch, dass sich Wellen unterschiedlicher Wellenlänge mit verschiedenen Geschwindigkeiten in einem Material ausbreiten, was dazu führt, dass sich die Form des Impulses beim Durchlaufen der Stäbe ändert.

Die Stablänge (L) muss mehrere Anforderungen erfüllen, um eine möglichst fehlerfreie Versuchsdurchführung sicherzustellen. Erstens sollten Ein- und Ausgangsstab mindestens doppelt so lang sein wie die Druck- und Entlastungswellen. Somit können diese getrennt voneinander in Stabmitte ohne die störenden Einflüsse gemessen werden, die durch Überlagerungen an den Stabenden entstehen. Zweitens kann durch sehr schlanke Stäbe mit einem möglichst großen L/d-Verhältnis eine eindimensionale Wellenausbreitung gewährleistet werden. Gray [9] nennt beispielsweise ein Mindest-L/d von 20. Und zum Dritten verhalten sich die Eigenfrequenzen eines Zylinderstabes entgegengesetzt proportional zu seiner Länge, das heißt, die mit zunehmender Länge sinkende erste Ei-

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

genfrequenz [13] hat keinen störenden Einfluss auf die Messung. Eine zu große Länge der Stäbe bewirkt jedoch einen weiteren Weg, den die Welle durchlaufen muss, und somit eine stärkere Auswirkung des unerwünschten Dispersionseffektes auf die Wellenform.

Unter Abwägung der genannten Kriterien wurden die beiden Stäbe mit einem Durchmesser von 50 mm und einer Länge von drei Metern ausgeführt (L/d = 60). Die Abweichung der Geradheit beträgt weniger als 0,1 mm/m.

Gehalten werden die Stäbe durch sechs längsverschiebliche Gleitlager der Firma Igus, die eine weitgehend ungehinderte Bewegung in axialer Richtung zulassen.

Zur Sicherstellung einer gleichmäßigen Verformung des Probekörpers werden die Übergänge zwischen Stab und Versuchskörper dünn eingefettet, wodurch die Querdehnungsbehinderung des Betons minimiert wird.

4 Messtechnik Die Form und Amplitude der Druck- und Entlastungswellen werden mithilfe von Halbleiter-Dehnmessstreifen (HL-DMS) auf den Aluminiumstäben erfasst. Zur direkten, berührungslosen Messung der Dehnung am Probekörper wird ein Hochgeschwindigkeitsextensometer eingesetzt. Außerdem werden noch weitere Systemparameter, wie z. B. die Impaktorgeschwindigkeit, gemessen und mit einem Transientenrekorder aufgezeichnet.

4.1 Dehnmessstreifen Die Dehnungen in Ein- und Ausgangsstab müssen mit einer möglichst hohen Abtastrate aufgezeichnet werden, um die sehr kurzen Impulse ausreichend gut auflösen zu können. Die durch den Impaktor induzierten Druckwellen haben eine Wellenlänge von circa 40 cm, was bei einer Körperschallgeschwindigkeit von etwa 5000 m/s (für die betrachteten Longitudinalwellen) einer Periodendauer von 80 µs entspricht. Die von einem DMS gemessenen Werte einer Dehnungswelle sind abhängig von der Körperschallgeschwindigkeit des Materials (c0), in dem sich die Welle ausbreitet, der Frequenz der Welle (f) und der Messgitterlänge des DMS (LDMS). Der genaue Zusammenhang geht aus Gl. (3) nach Kaiser [10] hervor. Das Ergebnis für verschiedene Messgitterlängen ist in Bild 3 dargestellt.

ε gemessen

 π · LDMS · f  c0 · sin   c0   = π · LDMS · f

(3)

Für die vorgestellten Versuche ergibt sich eine Frequenz von etwa 78 kHz. Damit ist für die verwendete Messgitterlänge von 3 mm eine Ungenauigkeit von 3,5 ‰ zu erwarten.

Für die Berechnung des Dehnungs-Zeit-Verlaufes und der Dehnrate in der Probe ist vor allem die ansteigende Wellenfront von Interesse, das entspricht einer Zeitspanne von etwa 25 µs. Bei der Verwendung von StandardDMS ist die Verstärkung des Messsignales mittels DMS Brückenköpfen nötig, deren größtmögliche Abtastrate bei 100 kHz liegt. Das heißt, die Wellenfront kann mit nur zwei bis drei Messwerten erfasst werden, was für eine ge-

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Bild 3. Abhängigkeit der Messgenauigkeit der DMS von der Wellenfrequenz und Messgitterlänge Fig. 3. Measurement precision of the DMS depending on the wave frequency and the measuring grid length

naue Auswertung nicht ausreichend ist. Aus diesem Grund wurde die Verwendung von HL-DMS bevorzugt.

Halbleiter-Dehnmessstreifen haben den Vorteil eines sehr großen k-Faktors (im Bereich von 30 bis 200) im Vergleich zu den Standard-DMS mit metallischem Messgitter (in der Regel um 2). Der k-Faktor ist die Proportionalitätskonstante zwischen der messbaren relativen Widerstandsänderung (ΔR/R) und der zu messenden Dehnung ε und kann als ein Maß für die Empfindlichkeit eines DMS betrachtet werden. Aufgrund der großen Spannungsdifferenzen – auch bei kleinen Dehnungen – können HL-DMS ohne zusätzliche Verstärker verwendet werden, wodurch die Abtastrate nur durch die Geschwindigkeit des zur Aufzeichnung verwendeten Transientenrekorders beschränkt wird. Somit konnten die Messdaten der vorliegenden Versuche mit einer Abtastrate von 1 MHz aufgezeichnet werden.

4.2 Hochgeschwindigkeitsextensometer Ein computergesteuertes Hochgeschwindigkeitsextensometer der Firma Zimmer KG ist über der Probe positioniert, um die Verschiebungen der beiden Probenenden während der Belastung messen zu können. Das Gerät ist speziell für die Dehnungsmessung bei hohen Dehnungsgeschwindigkeiten ausgelegt. Die Objektiveinheit besteht aus zwei Einzelobjektiven, die die Position von jeweils einer schwarz-weiß kontrastierenden Messmarke erfassen.

Das Bild der schwarz-weißen Messfläche wird auf die Fotokatode der Bildwandlerröhre projiziert. Das optische Bild wird hierin in ein Elektronenbild umgewandelt und auf der Aperturplatte abgebildet. Ein Phasendemodulator vergleicht die Signale der Ablenkeinheit am Oszillator und des Elektronenvervielfachers miteinander. Im Falle einer Phasenverschiebung, das heißt einer Bewegung des Elektronenbildes, wird eine Spannung generiert, die sich proportional zu der Verschiebung des Messfeldes verhält. Ein Spannungswandler erzeugt daraus ein messbares analoges Ausgangssignal.

Statt kontrastierende Messmarken aufzukleben, werden die Probenoberseite mattschwarz und die Stabenden weiß eingefärbt. Eine gleichmäßige Ausleuchtung des Messbereiches wird mit dem Turbo Faser Illuminator der Firma Zimmer KG realisiert, der mittels Halogenlampe und Infrarotfilter ein intensives Kaltlicht erzeugt. Das Licht wird durch einen flexiblen Lichtleiter gezielt auf die Messfläche geleitet.

4.3 Weitere Messwerte Um die Abläufe während des Versuches möglichst genau reproduzieren zu können, sind weitere Systemparameter aufzuzeichnen. Zum einen wird der Verlauf des Systemdrucks in dem GDB über das analoge Messsignal eines Drucksensors aufgezeichnet. Zum anderen wird die Geschwindigkeit des Impaktors vor dem Stoß mittels einer Lichtschranke gemessen. Die Impaktorgeschwindigkeit ist direkt vom Systemdruck abhängig. Damit lässt sich durch die Wahl des Auslösedrucks die Amplitude der Druckwelle gezielt variieren.

5 Durchgeführte Versuche Die zwei Leichtbetone (ALWAC und SLWAC) wurden mit drei bzw. zwei verschiedenen Verzerrungsraten belastet.

Pro Serie wurden jeweils drei Probekörper getestet.

5.1 Belastung Der Impaktor wird im GDB auf eine Impaktgeschwindigkeit im Bereich von 9 bis 18 m/s (Tabelle 2) beschleunigt.

Der Impakt erfolgt als harter Stoß zwischen dem Impaktor und dem Eingangsstab. Dieser Stoß induziert etwa 40 cm lange Belastungswellen mit einer Amplitude von 1,8 bis 3,5 ‰ Dehnung, was Spannungen von etwa 125 bis 245 N/mm2 entspricht.

Tabelle 2. Versuchsergebnisse Table 2. Experimental Results ALWAC

SLWAC

Impaktorgeschwindigkeit [m/s]

9,0

14,5

18,0

10,0

15,5

Dehnrate [1/s]1)

77,8

119,4

155,9

53,4

92,8

DIF [–]1)

1,47

2,66

2,94

1,59

2,34

78,2

141,4

156,6

114,0

162,3

1,26

1,60

2,18

0,94

1,38

Druckfestigkeit [N/mm2]1) Bruchdehnung 1)

[‰]1)

Mittelwert aus je drei Einzelversuchen

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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5.2 Auswertung der Versuche Erwartungsgemäß ergibt die Auswertung der dehnratenabhängigen Druckfestigkeit beider Leichtbetone eine Steigerung gegenüber dem statischen Fall.

Die Berechnung aller benötigten Kennwerte erfolgt auf Grundlage der Dreiwellentheorie aus den aufbereiteten Messdaten nach den Gln. (4a) bis (4c). Zur Herleitung dieser physikalischen Zusammenhänge sei hier auf die Literatur verwiesen [8, 10, 11].

Dehnrate in der Probe: ε!(t) = –

c0 · ε R(t) + ε T(t) – ε l(t) Ls

)

(

(4a)

5.3 Bewertung der Ergebnisse

Dehnung der Probe:

∫

ε(t) = ε! dt

(4b)

Spannung in der Probe: σs = E b ·

Ab · ε R(t) + ε T(t) + ε l(t) 2 · As

(

)

(4c)

mit: εI und εR gemessene Dehnung des Eingangsstabes aufgrund der induzierten und reflektierten Welle εT gemessene Dehnung des Ausgangsstabes aufgrund der transmittierten Welle Ls Länge der Probe As Querschnittsfläche der Probe co Körperschallgeschwindigkeit der Stäbe Eb Elastizitätsmodul der Stäbe Ab Querschnittsfläche der Stäbe Voraussetzungen für diese Auswertungsmethode sind die eindimensionale Wellenausbreitung und eine homogene Verformung des Probekörpers. Die Art der Wellenausbreitung wird vor allem durch den erläuterten Versuchsaufbau sichergestellt. Die gleichmäßige Verformung der Probe stellt sich durch mehrmalige Reflexion der Druckwelle in dem kurzen Probekörper ein.

Als Maß für die Steigerung der Zug- oder Druckfestigkeit eines Werkstoffes infolge dynamischer Belastung wird international der Dynamic Increase Factor (DIF) verwen-

Bild 4. Probekörper des ALWAC nach einem Versuch (ε· = 77,8 1/s) Fig. 4. Specimen of the ALWAC after the test (ε· = 77,8 1/s)

20

det. Der DIF ist der Quotient aus der dynamischen und statischen Festigkeit. Als statische Referenzfestigkeit soll hierbei die Zylinderfestigkeit nach 28 Tagen dienen. Für den ALWAC konnten dynamische Festigkeitssteigerungsfaktoren von 1,47 bis 2,94 erzielt werden. Die Druckfestigkeit des SLWAC wurde um den Faktor 1,59 und 2,34 gesteigert (Tabelle 2).

Die Probekörper versagten in den meisten Fällen durch ein Aufreißen längs ihrer Achse über die gesamte Probenlänge (Bild 4). Diese Bruchform ist charakteristisch für ein Versagen in einem einaxialen Spannungsfeld, was auf eine gleichmäßige Spannungsverteilung und erfolgreiche Minimierung der Querdehnungsbehinderung in den Versuchen schließen lässt.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Die dynamischen Eigenschaften von Leichtbetonen wurden bisher kaum von anderen Forschern untersucht. Deshalb werden die eigenen Ergebnisse im Folgenden mit bekannten Resultaten für Normalbetone verglichen und mögliche Erklärungsansätze für Unterschiede und Gemeinsamkeiten diskutiert.

Die Resultate fügen sich grundsätzlich gut in die Ergebnisse anderer Forscher nach Bischoff [14] für Normalbetone ein (Bild 5). Zusätzlich werden die mathematischen Beschreibungen für die Festigkeitsentwicklung in Abhängigkeit von der Druckfestigkeit nach CEB Bulletin 187 [1] dargestellt. Dort wird von einem zweigeteilten Verlauf der Festigkeitssteigerung mit einem Knickpunkt zwischen niedrigem und hohem Dehnratenregime bei 30 1/s ausgegangen.

Die eigenen Ergebnisse liegen durchwegs im Dehnratenbereich von 50 bis 150 1/s. Das heißt, gesicherte Aussagen können nur zu hohen Dehnraten getroffen werden.

Ein möglicher Verlauf für niedrige Dehnraten soll unter sinnvollen Annahmen abgeleitet werden. Die mathematische Beschreibung wird anhand einer bilinearen Funktion realisiert. Für hohe Dehnraten können die Ergebnisse durch eine lineare Regressionsgeraden beschrieben werden. Für den SLWAC kann ein sinnvoller Knickpunkt bei einer Dehnrate von 30 1/s in Anlehnung an die Formulierungen des CEB Bulletins [1] mit einem DIF von 1,30 angenommen werden. Für den ALWAC ist aufgrund des steileren Anstieges der Regressionsgeraden ein Knickpunkt bei 30 1/s unrealistisch, dieser sollte sich zu einer höheren Dehnrate im Bereich von 40 bis 60 1/s verschieben. Bei dem in Bild 5 dargestellten Verlauf liegt der Übergang bei 50 1/s mit einem DIF von 1,12.

Obwohl aus den Versuchen keine gesicherten Aussagen über die Verfestigung für niedrige Dehnratenregime getroffen werden können, kann qualitativ Folgendes festgestellt werden: Die Verschiebung des Überganges von einem moderaten zu einem sehr starken Anstieg der Festigkeit weist auf eine Veränderung im Bruchverhalten hin.

So beobachtete auch Ortlepp [15] in seinen Zugversuchen an UHPC, dass sich der Wechsel der Geradenanstiege für niedrige und hohe Dehnratenregime in Abhängigkeit von der Betonfestigkeit verschiebt.

Eine Erklärung für den flacheren Verlauf der dehnratenabhängigen Festigkeitssteigerung für niedrige und mittlere Dehnraten (vor allem für den ALWAC) lässt sich

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Bild 5. Steigerung der Betondruckfestigkeit in Abhängigkeit von der Dehnrate [14] Fig. 5. Increase of the concrete compressive strength as a function of strain rate [14]

in den verschiedenen Ursachen des Dehnrateneffektes nach Curbach [16] finden. Curbach zeigt, dass im Bereich bis 1,0 1/s das Zuschlagkornversagen allein für die Zunahme der Betonfestigkeit verantwortlich ist (Bild 6). Da Leichtzuschläge in der Regel geringere Festigkeiten als Normalzuschläge aufweisen, verlaufen bei Leichtbetonen schon im statischen Druckversuch die Bruchflächen vielfach durch die Zuschlagkörner hindurch [17]. Mit zunehmender Belastungsgeschwindigkeit werden mehr Zuschlagkörner durchbrochen, jedoch fällt die Veränderung des Bruchverhaltens geringer aus als bei Normalbetonen, wo im statischen Druckversuch die Risse größtenteils um die Zuschlagkörner verlaufen. Die Steigerung der Festigkeit fällt deshalb bei Leichtbetonen geringer aus. Dieser Erklärungsansatz kann auch begründen, warum der höherfeste SLWAC im niedrigen Dehnratenbereich einen größeren DIF aufweist als der ALWAC. Dies widerspricht der Erkenntnis für Normalbetone, bei denen mit zunehmender statischer Druckfestigkeit der Dehnrateneffekt abnimmt. Da der SLWAC normalschweren Sand beinhaltet, sind dessen Bruchmechanismus und damit auch das dehnratenabhängige Verhalten einem Normalbeton ähnlicher. Das heißt, die Sandkörner, die im statischen Versuch nicht durchbrochen werden, können im Dehnratenbereich bis 30 1/s zu einer deutlichen Festigkeitssteigerung beitragen. Für hohe Dehnraten über 30 bzw. 50 1/s steigt der Verlauf des DIF in Abhängigkeit von der Belastungsgeschwindigkeit rapide an und übertrifft die Werte der vergleichbaren Normalbetone. In diesem Dehnratenbereich sind nach Curbach [16] vor allem die Effekte der homogeneren Spannungsverteilung und der begrenzten Rissausbreitungsgeschwindigkeit (etwa 500 m/s) für den Dehnrateneffekt verantwortlich (Bild 6). Für diese sehr hohen Belastungsgeschwindigkeiten bestätigt sich in den vorliegenden Ergebnissen die Aussage von Sparks und Menzies [18], dass mit abnehmender Steifigkeit des Materials der Dehnrateneffekt an Bedeutung gewinnt, was

Bild 6. Ursachen der Festigkeitssteigerung in Abhängigkeit von der Dehngeschwindigkeit [16] Fig. 6. Causes of the increase in strength as a function of strain rate [16]

auch an einem Leichtbeton in den Versuchen gezeigt wurde.

6 Zusammenfassung Die für Normalbetone bekannte Festigkeitszunahme unter hohen Belastungsgeschwindigkeiten konnte in den vorgestellten Versuchen auch für zwei Hochleistungsleichtbetone gezeigt werden. Eine abweichende Ausprägung des DIF kann durch die geringere Festigkeit der Leichtzuschläge begründet werden. Da diese schon im statischen Fall vielfach versagen, ist durch das zusätzliche Zuschlagkornversagen im dynamischen Versuch nur eine geringere Festigkeitssteigerung im Vergleich zu Normalbeton möglich. Demgegenüber steht ein mit zunehmender Verzerrungsrate an Bedeutung gewinnender Einfluss der niedrigeren Steifigkeit des Leichtbetons, der zu größeren Festigkeitszuwächsen führen kann.

Es wurden Vorschläge für eine Abschätzung der Festigkeitsentwicklung aufgezeigt, die im Bereich niedrigerer Verzerrungsraten bis 50 1/s durch ergänzende Versuche

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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belegt werden sollten. Hier ist ein weiterer Forschungsbedarf für das Verhalten von Leichtbetonen unter Impakt zu erkennen.

Literatur [1] Comite Euro-International du Beton, Bulletin d’Information No 187: Concrete Structures Under Impact and Impulsive Loading. Lausanne, 1988.

[2] Gebbeken, N.; Greulich, S.; Pietzsch, A. und Hartmann, T.: Modellbildung zur Simulation von Stahlfaserbeton unter hochdynamischer Belastung. Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), Heft 6, S. 398–412.

[3] Eurocode 2, Teil 1-1: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetonbauwerken – Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. Beuth Verlag, Berlin, 2011.

[4] Faust, Th.: Leichtbeton im Konstruktiven Ingenieurbau.

Ernst und Sohn, Berlin, 2003.

[5] Scheerer, S.: Hochleistungsbeton unter mehraxialer Druckbeanspruchung. Dissertation, Technische Universität Dresden, Schriftenreihe Konstruktiver Ingenieurbau Dresden, Heft 21, 2009.

[6] Hopkinson, B.: A Method of Measuring the Pressure Produced in the Detonation of High Explosives or by the Impact of Bullets. Philosophical Transactions of the Royal Society London A, 1914.

[7] Davies, R. M.: A Critical Study of the Hopkinson Pressure Bar. Philosophical Transactions of the Royal Society London A, 1948.

[8] Kolsky, H.: An Investigation of the Mechanical Properties of Materials at very High Rates of Loading. Proceedings of the Physical Society – Section B, 1949.

[9] Gray III, G. T.: Classic Split-Hopkinson Pressure Bar Technique. ASM Handbook – Mechanical Testing 8 (2000) pp.

1–36.

[10] Kaiser, M. A.: Advancements in the Split Hopkinson Bar Test. Master Thesis, Virginia Polytechnic Institute and State University, 1998.

[11] Zheng, S.: Beton bei variierender Dehngeschwindigkeit untersucht mit einer neuen modifizierten Split-Hopkinson-

Bar-Technik. Dissertation, Universität Karlsruhe, 1996.

[12] DIN 1048, Teil 2: Prüfverfahren für Beton – Festbeton in Bauwerken und Bauteilen. Beuth Verlag, Berlin, 1991.

[13] Grote, K.-H. und Feldhusen J.: Dubbel – Taschenbuch für den Maschinenbau. Springer, 2007.

[14] Bischoff, P. H.: Compressive Response of Concrete to Hard Impact. Dissertation, University of London, 1988.

[15] Ortlepp, S.: Zur Beurteilung der Festigkeitssteigerung von hochfestem Beton unter hohen Dehngeschwindigkeiten. Dissertation, Technische Universität Dresden, Schriftenreihe Konstruktiver Ingenieurbau Dresden, Heft 14, 2006.

[16] Curbach, M.: Festigkeitssteigerungen von Beton unter hohen Belastungsgeschwindigkeiten. Dissertation, Universität Karlsruhe, 1987.

[17] Grübl, P.: Die Zugfestigkeit von Leichtzuschlägen. Beton+Fertigteil-Technik, 1979, Heft 10, S. 36–40.

[18] Sparks, P. R. and Menzies, J. B.: The Effect of Rate of Loading upon the Static and Fatigue Strengths of Plain Concrete in Compression. Magazine of Concrete Research Vol. 25 No. 83, Cement and Concrete Association, 1973.

Dipl.-Ing. Matthias Quast matthias.quast@tu-dresden.de

Technische Universität Dresden Institut für Massivbau 01062 Dresden

Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach manfred.curbach@tu-dresden.de

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Dipl.-Ing. Anja Hummeltenberg anja.hummeltenberg@tu-dresden.de

Fachthemen DOI: 10.1002/best.201100060

Guido Bertram Josef Hegger

Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC Teil 2: Ableitung eines Verbundmodells zur Berechnung der Übertragungslänge Ultrahochfester Beton (UHPC = Ultra-High Performance Concrete) ist hervorragend geeignet für vorgespannte Bauteile. Um eine sichere und dennoch wirtschaftliche Bemessung von vorgespannten Trägern mit sofortigem Verbund vornehmen zu können, muss das Verankerungsverhalten der Litzen bekannt sein. Die hohen Verbundfestigkeiten führen zu kurzen Übertragungslängen und verbessern dadurch die Querkrafttragfähigkeit. Der vorliegende Beitrag stellt ein Verbundmodell zur Ermittlung der Übertragungslänge bei UHPC vor. Das Modell baut auf den experimentellen Ergebnissen aus [1] auf.

Bond Behavior of prestressed Strands in UHPC Part 2: Bond model derivation for the calculation of transfer lengths Ultra-High Performance Concrete (UHPC) is an appropriate construction material for pretensioned girders. To ensure an economic but safe design a detailed knowledge of the behavior of pretensioned strands in the anchorage zone is essential. The dimension of the bond anchorage zone favors the cost-effective design of pretensioned girders, especially when the shear resistance is decisive. In this article a bond model is derived to calculate the transfer length. The model bases on the experimental results in [1].

1 Einleitung Beim Ablassen der Vorspannung im Spannbett wird die Vorspannkraft über Verbund auf den Beton übertragen.

Um den Verlauf der Verbundspannungen und die Übertragungslänge von Litzen in UHPC zu bestimmen, wurden systematische Pull-Out- und Spannkrafteinleitungsversuche durchgeführt, die in Teil 1 dieses Beitrages detailliert beschrieben wurden [1]. Aus den Versuchsergebnissen wird hier ein Verbundmodell abgeleitet, mit dem die Übertragungslänge, der Litzenschlupf, die Beton- und Stahlspannungen und die einzelnen Traganteile des Verbundgesetzes beschrieben werden können [2, 3]. Die lokalen Verbundfestigkeiten, die anhand der Pull-Out-Versuche bestimmt wurden, sowie die an den Spannkrafteinleitungsversuchen gemessenen Übertragungslängen, Betondehnungen und Litzenendschlüpfe sind die experimentellen Größen, an denen das rechnerische Verfahren kalibriert und validiert werden kann. Für eine sichere und wirtschaftliche Bemessung ist ein auf UHPC abgestimmtes Verbundmodell erforderlich, das die spezifischen Ein-

flüsse der Faserwirkung und der Betondeckung auf die Übertragungslänge erfasst. Die sichere Einleitung und Verankerung der Vorspannkraft ist für die Querkrafttragfähigkeit sowohl von Spannbetonbalken [4] als auch von Spannbetonhohlplatten [5, 6] von entscheidender Bedeutung.

2 Ableitung eines Verbundgesetzes 2.1 Allgemeines In [7, 8] wurde für Litzen in hochfestem Beton eine Verbundspannungs-Schlupf-Beziehung entsprechend den in Teil 1 beschriebenen Traganteilen empirisch abgeleitet (Gl. (1)). Hierfür wurden Pull-Out-Versuche an standardisierten Probekörpern mit einer bezogenen Betondeckung c/dp ≈ 5 ohne Sprengrisse herangezogen.

Grundanteil spannungsabhängig schlupfabhängig τ = (0,039–0,7 · 10–4 · ΔσP +0,0034 · fc0,7 · s(x)0,08) · fc (1) Gl. (1) nutzt die Betondruckfestigkeit fc als Eingangsgröße für die Bestimmung der Verbundfestigkeit. Zwischen Betondruckfestigkeit und Verbundfestigkeit besteht allerdings keine lineare Abhängigkeit, da sich die Verbundfestigkeit zuerst schneller und mit zunehmendem Alter langsamer als die Betondruckfestigkeit entwickelt. Dieser Zusammenhang ist für Normalbetone bereits bekannt [9].

Wie die Pull-Out-Versuche der Serien PO19-21 [1] gezeigt haben, entwickelt sich die Verbundfestigkeit für Litzen in UHPC zu Anfang ebenfalls schneller als die Druckfestigkeit. Um die Verbundfestigkeit von Litzen in UHPC zu verschiedenen Zeitpunkten zu erfassen, ist daher eine Modifikation von Gl. (1) erforderlich.

2.2 Modellparameter der Betonfestigkeit Die im Rahmen der Versuche durchgeführten Materialprüfungen zur Bestimmung von Druck- und Zugfestigkeit sowie E-Modul wurden systematisch in Abhängigkeit vom Alter ausgewertet (Bilder 1 und 2). Die Betondruckfestigkeit wurde an insgesamt 111 Prüfserien zu je drei 100 mm Würfeln und die Biegezugfestigkeit an 92 Prüfserien zu je drei 160 mm × 40 mm × 40 mm Prismen bestimmt. Die Biegezugfestigkeit unterlag dabei deutlich größeren Streuungen als die Druckfestigkeit, so dass die Druckfestigkeit die zuverlässigere Prüfgröße darstellt. Die Entwicklung

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

Bild 1. Entwicklung der Druck- und Biegezugfestigkeit für unterschiedliche Fasergehalte Fig. 1. Development of the compressive and flexural strength for different fiber contents

Bild 2. Entwicklung der E-Moduln sowie Korrelation von Biegezug- und Würfeldruckfestigkeit für unterschiedliche Fasergehalte Fig. 2. Development of the modulus of elasticity and correlation of the compressive and flexural strength for different fiber contents

der Zugfestigkeit verläuft allerdings ähnlich wie die der Verbundfestigkeit und ist daher geeigneter, um die Entwicklung der Verbundfestigkeit zu beschreiben. Beide entwickeln sich in den ersten Stunden bis Tagen schneller als die Druckfestigkeit und im weiteren Verlauf langsamer.

Um dennoch die weniger streuenden Ergebnisse der Würfeldruckfestigkeitsprüfung zu verwenden, wird eine Regressionsanalyse durchgeführt. Nach Model Code 90 [10] wird die zeitliche Entwicklung der Betondruckfestigkeit durch die Gln. (2) und (3) mit Bezug auf die 28-Tage-Festigkeit beschrieben. Hierbei wird das Alter t in [d] eingesetzt und der Beiwert s für die Zementart zwischen 0,2 (schnell erhärtender Zement) und 0,38 (langsam erhärtend) variiert. Diese Werte des Koeffizienten s, die aus Druckfestigkeitsprüfungen abgeleitet wurden, sind jedoch nicht auf die Zugfestigkeitsentwicklung anwendbar. fcm(t) = βcc(t)fcm

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

(2)

1/ 2     28     5, 3  βcc(t) = exp s 1 − 0, 5  = exp s 1 −    t       t  

(3)

Soll dieser Ansatz zur Beschreibung der Druck- und Biegezugfestigkeitsentwicklung des hier verwendeten UHPC mit verschiedenen Fasergehalten angewendet werden, können der 28-Tage-Wert und der Beiwert s durch Regressionsanalysen bestimmt werden. Danach lassen sich die Druckfestigkeit nach Gl. (4) und die Biegezugfestigkeit nach Gl. (5) beschreiben.     1/ 2    28 fc,cube100(t) = exp 0, 237 ⋅ 1 −    ⋅ fc,cube100(28d) t       

(4)

    1/ 2   28 fct,fl(t) = exp 0,108 ⋅ 1 −    ⋅ fct,fl(28d) t       

(5)

G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

Tabelle 1. Parameter der exponentiellen Regression zur Beschreibung der Festigkeitsentwicklung Table 1. Parameter of the exponential regression to describe the development of the concrete strength UHPC

Fasergehalt

Druckfestigkeit s

fc,cube100 (28d)

[–]

[N/mm2]

0 Vol.-% 0,9 Vol.-% 2,5 Vol.-%

Biegezugfestigkeit s

fct,fl (28d)

s

E-Modul (28d)

[–]

[N/mm2]

[–]

[N/mm2]

151,7 0,237

174,0 178,9

12,1 0,108

25,5

50367 0,088

49989

29,0

Sowohl die Beiwerte s als auch die 28-Tage-Werte gelten für den hier verwendeten UHPC (Rezeptur in [1]). Die anhand der Regressionsanalyse ermittelten 28-Tage-Werte sind in Tabelle 1 zusammengefasst. Hierbei wurde vorausgesetzt, dass die Festigkeitsentwicklung unabhängig vom Fasergehalt verläuft und somit der Koeffizient s bei unterschiedlichen Fasergehalten gleich ist. Danach ist die Entwicklung der Druckfestigkeit mit s = 0,237 im Bereich der Angaben nach [10] von schnell erhärtenden Betonen. Für die Beschreibung der Zugfestigkeit ist ein deutlich kleinerer Koeffizient s = 0,108 erforderlich. Während die Biegezugfestigkeit eine deutliche Abhängigkeit vom Fasergehalt aufweist (Bild 1 links), ist der Einfluss auf die Druckfestigkeit weniger ausgeprägt (Bild 1 rechts). Da der Hoyer-Effekt [11] infolge Querdehnungsbehinderung entsteht, wurde zusätzlich die Entwicklung des E-Moduls untersucht.

Die Auswertung von 75 Tests an Zylindern (∅150 mm, h = 300 mm) zur Bestimmung des E-Moduls ergab eine ähnlich schnelle Entwicklung wie bei der Zugfestigkeit (Bild 2 links), so dass auch der spannungsabhängige Anteil des Verbundes durch die gleichen Materialparameter beschrieben werden kann. Die Regressionskurven lassen keine signifikante Abhängigkeit vom Fasergehalt erkennen, so dass im Mittel der 28-Tage-E-Modul von 50.000 N/mm2 angesetzt werden kann.

Durch Freistellen der Zeitfunktion in den Gln. (4) und (5) erhält man die Gln. (6) und (7). Nach Gleichsetzen in Gl. (8) und Umwandeln (Gl. (9)) erhält man eine zeitabhängige Funktion der Biegezugfestigkeit in Gl. (10), die als Eingangsgröße die Würfeldruckfestigkeit zum Zeitpunkt t nutzt.    1/ 2  fc,cube100(t)  28 ln   = 0, 237 ⋅ 1 −    t   28 f d ( )    c,cube100   

(6)

   1/ 2  fct,fl(t)   1 − 28 = ⋅ 0 108 , ln   28 f d ( )   t     ct,fl  

(7)

 f (t)   fc,cube100(t)  (6) und(7):0,237 ⋅ ln  ct,fl  (8)  = 0,108 ⋅ ln   fct,fl(28d)  fc,cube100(28d) 0,108

 f (t)   fc,cube100(t)  0, 237 ⇔  ct,fl   =  fct,fl(28d)  fc,cube100(28d)

E-Modul

(9)

49408

0,108

 f (t)  0, 237 ⇔ fct,fl(t) = fct,fl(28d) ⋅  c,cube100   fc,cube100(28d)

(10)

In Gl. (11) sind die 28-Tage-Werte für den verwendeten UHPC mit 0,9 Vol.-% und in Gl. (12) mit 2,5 Vol.-% eingesetzt. Die Funktionsverläufe sind in Bild 2 rechts dargestellt.

0,108

f (t)  0, 237 0,9 Vol.-%: fct,fl(t) = 25, 5 ⋅  c,cube100  =  174, 0  = 2, 417 ⋅ fc,cube100(t)0, 457

(11)

0,108

f (t)  0, 237 2,5 Vol.-%: fct, fl(t) = 29, 0 ⋅  c,cube100  =  178, 9  = 2, 713 ⋅ fc,cube100(t)0, 457

(12)

2.3 Analytischer Ansatz Eine analytische Bestimmung des VerbundspannungsSchlupf-Verlaufes und der Übertragungslänge ist in Anlehnung an [7, 8, 12, 13] mit Hilfe der Differentialgleichung des verschieblichen Verbundes möglich (Gl. 13). d 2sp(x) dx 2 mit: sp(x) x σp Up Ap αp ρp

=

 Up 1  ⋅  f(s ; σ ) ⋅ 1 + α p ⋅ ρp  Ep  p p A p 

(

)

(13)

Schlupf des Spannstahls an der Stelle x Abstand vom Bauteilende Spannstahlspannung an der Stelle x Umfang der Spannbewehrung Querschnittsfläche der Spannbewehrung Verhältnis der E-Moduln Ep/Ec Bewehrungsgrad Ap/Ac

Zur Beschreibung des Verbundverhaltens wird hierzu das Verbundgesetz nach Gl. (1) in die Differentialgleichung eingesetzt, die dann durch eine schrittweise Integration gelöst wird. Dabei wird der Spannkrafteinleitungsbereich in endlich viele Finite Elemente unterteilt (Bild 3). Bei der

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

Randbedingungen am Trägerende (x = 0)

Gleichgewichtsbedingungen am i-ten Element

c c,i=0

c,i +

c,i

c,i+1

=

p p,i=0

p,i +

dehnungsabhängige Querpressung

si=0 = Endschlupf

c,i+1

(x) p,i

=0

p,i+1

=

p,i+1

Litze

=0

Übertragungslänge

(x)

Verbundspannungen (x) Finites Element

si (x); i(s)

s i(x) + s i+1 (x);

x

i+1 (s)

Schlupf s(x)

(x)

Betondehnungen

c

Stahldehnungen

p

(x)

Bild 3. Prinzipskizze zur Finite Elemente Methode und Gleichgewicht an einem Element Fig. 3. Schematic illustration of the finite element method and equilibrium in an element

schrittweisen Integration wird der Schlupf am Ende der Litze iterativ gesteigert, bis die Vorspannung vollständig übertragen ist. Dabei wird an jedem Element i Kräftegleichgewicht hergestellt. Die am Element i auftretende Verbundspannung τ(x) ist dabei eine Funktion des Schlupfes s und der Spannungsänderung Δσp.

2.4 Anwendung des Verbundmodells aus [7] Die Spannkrafteinleitungsversuche wurden mit dieser Methodik zunächst nach Einsetzen des Verbundgesetzes nach Gl. (1) nachgerechnet. Im rechten oberen Diagramm in Bild 4 sind exemplarisch für Versuch SE3 die rechneri-

Bild 4. Vergleich von rechnerischer und gemessener Übertragungslänge und Endschlupf für Versuch SE3 nach Gl. (1) Fig. 4. Comparison of theoretical and experimental transfer length and slip for test SE3 according to equation (1)

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

schen Übertragungslängen den im Spannkrafteinleitungsversuch gemessenen Werten gegenübergestellt. Während im Versuch SE3 20,6 cm und 21,0 cm gemessen wurden, beträgt hier der rechnerische Wert nur etwa 11 cm. Die zugehörigen lokalen Verbundspannungen der Pull-Out-Versuche sind durch grüne Punkte markiert. Sie ergeben sich allerdings nicht aus den Maximalwerten der Verbundspannungs-Schlupf-Beziehung, die in den Pull-Out-Versuchen ermittelt wurden (Bild 5, siehe auch Bild 4 in [1]), sondern sind in Abhängigkeit vom jeweiligen Schlupfwert zu bestimmen. Der Zusammenhang zwischen Verbundspannungen, Schlupf und Übertragungslänge wird grafisch mit Hilfe von Bild 4 erläutert. Hierin sind die Versuchsdaten grün, die rechnerischen Verläufe blau und die Ablesungen rot eingezeichnet. Im rechten unteren Diagramm ist die Litzenspannung über die Übertragungslänge/Bauteillänge aufgetragen. Während die Litze am Bauteilende nach dem Umspannen noch spannungslos ist, ist nach 12 cm die Vorspannung rechnerisch vollständig übertragen. Die Litzenspannung im Bauteil entspricht hier allerdings nicht der vollen Spannbettvorspannung von 1350 N/mm2, sondern hat sich aufgrund der Verluste infolge elastischer Betonstauchung beim Umspannen auf etwa 1210 N/mm2 vermindert.

In den Pull-Out-Versuchen mit 100 % Spannkraftänderung betrug die Spannungsänderung Δσp = 1200 N/mm2 (zufällig etwa identisch mit der Spannstahlspannung im Bauteil). Diese Spannungsänderung bezieht sich auf die Spannbettvorspannung von 1350 N/mm2 und wurde in der Nachrechnung des Spannkrafteinleitungsversuchs SE3 nach 1,2 cm erreicht, wo die Stahlspannung der Litze 1350– 1200 = 150 N/mm2 beträgt. Nach Übertragung des Abstandes x = 1,2 cm in das linke Diagramm lässt sich ein zugehöriger Litzenschlupf von 0,30 mm ablesen. Im Pull-Out-Versuch (100 %) wurde bei einem Schlupf von 0,30 mm eine Verbundspannung von 30 N/mm2 erreicht, die dann ebenfalls im Abstand x = 1,2 cm vorhanden sein muss. Der zweite Punkt ergibt sich analog zu 18 N/mm2 (50 %, Δσp = 1350 – 600 = 750 N/mm2, x = 6,4 cm, Schlupf = 0,065 mm) und der dritte zu 5 N/mm2, so dass im rechten oberen Diagramm drei Pull-Out-Werte und die Übertragungslänge als Kontrolle zur Verfügung stehen. Der Vergleich der rechnerischen und experimentellen Werte zeigt deutlich, dass die lokalen Verbundspannungen unter Ver-

wendung von Gl. (1) überschätzt werden (grüne Punkte).

Die berechnete Übertragungslänge von lbp,calc = 12 cm ist deutlich zu kurz (SE3: lbp,exp = 21 cm), und der rechnerische Endschlupf im Diagramm links unten von 0,36 mm ist ebenfalls zu gering (SE3: 0,47 mm im Mittel).

2.5 Verbessertes Verbundmodell für Litzen in UHPC In Anlehnung an die Ergebnisse der Pull-Out-Versuche mit unterschiedlichen Betondeckungen wird ein Verbundspannungsgesetz in Abhängigkeit von der Betondeckung definiert (Gl. (14)). Hierbei ist anzumerken, dass die Stahlfasern eine unkontrollierte Rissbreitenzunahme verhindern und daher die für das Verbundverhalten günstige Umschnürung teilweise auch nach der Sprengrissbildung aufrecht erhalten. Grundsätzlich ist diese Vorgehensweise auch bei Beton ohne Stahlfasern denkbar, allerdings ist der Verlust an Verbundfestigkeit bei einer Rissbildung ausgeprägter und unterliegt stärker den Streuungen der Betonzugfestigkeit. Ohne Querbewehrung bzw. Stahlfasern ist das Risswachstum nicht kontrollierbar. Zudem wird im Lösungsansatz nach Gl. (14) der Einfluss der Betonfestigkeit durch die Biegezugfestigkeit erfasst. τ(x) = Grundtragteil + spannungsabhängiger Anteil + schlupfabhängiger Anteil = τA(x) + τB(x) + τC(x) τ(x) = (A–α(c/dp, Δσp) · B · Δσpb + C · s(x)c) · fct,fl(t) (14) mit: A, B, C, b, c materialspezifische Koeffizienten α(c/dp,Δσp) Abminderungsfaktor als Funktion der Betondeckung und der Spannungsänderung in der Litze Δσp Spannungsänderung in der Litze (negativ bei Spannungsabnahme) s(x) Schlupf an der Stelle x Bei dem Verbundmodell nach Gl. (14) wird die grundsätzliche Unterscheidung in drei Traganteile beibehalten.

Die Verbundspannung τ beschreibt hier die Änderung der Vorspannung je Längeneinheit bezogen auf den Umfang der Litze. Während in DIN 1045-1 [14] der Litzendurchmesser aus dem Nenndurchmesser (Up = π · dp) ermittelt

Bild 5. Traganteile der Verbundspannungen abgeleitet aus den Pull-Out-Versuchen mit großer bezogener Betondeckung (c/dp = 4,4) aus [1] Fig. 5. Contributions of bond stresses evaluated from pull-out-tests wirh large specific concrete cover (c/dp = 4,4) presented in [1]

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

Bild 6. Einfluss der Betondeckung, Versuchsserie PO10 bis PO12 aus [1] Fig. 6. Influence of the concrete cover, test batches PO10 to PO12 from [1]

wird, wurde in Gl. (1) hingegen der wirksame Umfang (Up = 1,6 · π · "!!

Ap) verwendet, der den tatsächlichen Umfang von mehrdrähtigen Litzen genauer beschreiben soll.

Die rechnerischen Übertragungslängen bleiben hiervon allerdings unbeeinflusst, da sich der Umfang bei der Berechnung herauskürzt. Hier wurde durchgängig die Formulierung nach DIN 1045-1 verwendet.

Da der größte Teil der Versuche mit 0,9 Vol.-% Fasern durchgeführt wurde, werden die Koeffizienten des Verbundmodells für diesen Fasergehalt hergeleitet. Zudem wurde für 2,5 Vol.-% in [1] ein geringfügig besseres Verhalten bei der Spannkrafteinleitung mit kleinen Betondeckungen beobachtet, so dass der kleinere Fasergehalt hier maßgebend war. Wie der Vergleich der Verbundspannungs-Schlupf-Beziehungen der Pull-Out-Versuche in Bild 6 zeigt, hat die Betondeckung im untersuchten Bereich keinen Einfluss, wenn keine Vorspannung abgelassen wird (0 %). Der Grundtraganteil im Verbundmodell bleibt daher unabhängig von der Betondeckung. Wie in Gl. (1) wird für den Grundtraganteil ein konstanter Ansatz gewählt, jedoch wird der Beiwert A an die Ergebnisse in [1] angepasst und die in Abschn. 2.2 hergeleitete Gl. (11) für 0,9 Vol.-% implementiert, die den Einfluss des Betonalters erfasst. τ(x) = [A–α(c/dp, Δσp) · B · Δσpb + C · s(x)c] · 2,417 · fc,cube100(t)0,457

(15)

mit: 2,417 · A = 2,417 · 0,252 = 0,61 2,417 · B = 2,417 · 9,1 · 10–5 = 2,2 · 10–4; b = 1,3 2,417 · C = 2,417 · 0,58 = 1,4; c = 0,5 1,4 · s(x)0,5 · fc,cube100(t)0,457 ≤ 7 N/mm2 Die Beiwerte sind aus den Versuchsergebnissen abgeleitet.

Bei einer Biegezugfestigkeit fct,fl(3d) = 2,417 · 1000,457 = 19,8 N/mm2 am Prisma nach Gl. (11) bzw. einer zugehörigen Würfeldruckfestigkeit von fc,cube100(3d) = 100 N/mm2 betrug der Grundtraganteil im Pull-Out-Versuch (0 %) etwa 5 N/mm2 bei einem sehr geringen Schlupfwert (Bild 5 linkes Diagramm, siehe auch Bild 4 in [1]), so dass A = 0,252 bzw. 0,61 · 1000,457 = 5 N/mm2 zum gleichen Ergebnis führt. Das linke Diagramm (0 %) zeigt zudem, dass die Zunahme des Schlupfes bis etwa 0,4 mm einen Spannungsanstieg um 7 N/mm2 bewirkt. Dieser Anstieg wird

28

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

durch den schlupfabhängigen Term in Gl. (15) mit den Koeffizienten C = 0,58 und c = 0,5 beschrieben und wird entsprechend den Versuchsergebnissen auf einen maximalen Verbundspannungsanteil von 7 N/mm2 begrenzt. Hierbei bestimmt C die Steigung während des Spannungsanstieges, und c führt zu einem leicht bauchigen Verlauf wie in den Versuchen.

Nach Bild 5 (rechts) führt der Hoyer-Effekt bei einer Spannungsänderung in der Litze um Δσp = 1200 N/mm2 (100 %) etwa zu einer Verdoppelung der Verbundspannungen, so dass dann die Hälfte der Verbundspannungen dem spannungsabhängigen Anteil zuzuordnen ist. Dieser beträgt dann etwa 18 N/mm2 bzw. etwa 8 N/mm2 bei 50 % Spannungsänderung (Bild 5 Mitte). Bei den Versuchen in [7] an Litzen in normalfesten und hochfesten Betonen betrug dieser Anteil maximal nur etwa ein Drittel. Der spannungsabhängige Anteil von Litzen in UHPC ist somit stärker ausgeprägt. Dies kann durch den höheren E-Modul des UHPC und die dichtere Kornpackung begründet sein.

Aus diesen Überlegungen ergibt sich der Koeffizient B = 9,1 · 10–5, und der geringfügig nichtlineare Verlauf wird durch den Exponenten b = 1,3 angenähert.

Nach Bild 6 (Mitte und rechts) bewirkt eine Variation der Betondeckung bei einer Spannungsänderung von 50 % und 100 % nahezu eine Parallelverschiebung des plastischen Astes. Daraus kann gefolgert werden, dass auch der schlupfabhängige Anteil von der Betondeckung nicht wesentlich beeinflusst wird.

Kommt es in den Pull-Out-Versuchen zu einer Mikrooder Makrorissbildung, führt dies in erster Linie zu einer Verminderung der Querdruckspannungen und als Folge zu einer Verminderung des Traganteils infolge des HoyerEffektes. Um die Abhängigkeit des Hoyer-Effektes von der Betondeckung zu bestimmen, werden die spannungsabhängigen Traganteile bei unterschiedlichen Betondeckungen ausgewertet. Hierzu sind in Bild 7 die spannungsabhängigen Verbundspannungen in Abhängigkeit von der bezogenen Betondeckung τB(c/dp) bezogen auf die jeweiligen Referenzwerte mit großer Betondeckung τB(c/dp = 4,4) dargestellt. Die blauen Punkte zeigen das Verhältnis bei einer Spannungsänderung Δσp = 1200 N/mm2 (100 %), die roten bei 600 N/mm2 (50 %) und die grünen sind die Referenzwerte ohne Spannungsänderung. Beispiel (Δσp = 1200 N/mm2, c = 1,5dp): Der Grundwert beträgt et-

G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

τ τA τB(c/dp) τC

gesamte Verbundspannung Grundtraganteil spannungsabhängiger Anteil in Abhängigkeit von der bezogenen Betondeckung schlupfabhängiger Anteil

Bild 7. Spannungsabhängiger Traganteil in Abhängigkeit von der bezogenen Betondeckung bei unterschiedlicher Spannungsänderung der Litze Fig. 7. Lateral stress depending contribution as function of the specific concrete cover concerning different changes of the strand stress

wa 5 N/mm2, der schlupfabhängige Anteil etwa 7 N/mm2 und der spannungsabhängige entsprechend 20–7–5 = 8 N/mm2. Beim Referenzversuch mit c = 4,4dp ergibt sich 30–7–5 = 18 N/mm2, und das Verhältnis beträgt 8/18 = 0,44. Die Abminderung der lokalen Verbundfestigkeit wird durch Gl. (16) beschrieben und ist im Diagramm in Bild 7 mit durchgezogenen Linien bzw. in der Tabelle wiedergeben. Für die Berechnung der Verbundspannungen wurde hier eine mittlere Würfeldruckfestigkeit fck,cube100 = 115 N/mm2 entsprechend der Pull-Out-Versuche aus [1] eingesetzt.

2

 Δσ p   3, 5 − c d p  α(c/d p, Δσ p) = 1, 0 − 3 ⋅    · 3, 5   1200  mit c/dp = 3,5

2

(16)

für c/dp ≥ 3,5

Der Vergleich der rechnerischen Abminderungsbeiwerte mit den Versuchswerten (Punkte und Linien in Bild 7) zeigt, dass die vorgeschlagene rechnerische Abminderung bei großen Spannungsänderungen größer als bei den PullOut-Versuchen ist. Die Pull-Out-Körper sind mit 15 cm allerdings deutlich länger als die jeweilige getestete Verbundlänge von 2,5 bis 5 cm (Bild 3 in [1]). Im Fall einer Sprengrissbildung wird die verbleibende Umschnürungswirkung daher überschätzt. Die stärkere Abminderung hingegen führt zu größeren rechnerischen Übertragungslängen, die eine bessere Übereinstimmung mit den Ergebnissen der Spannkrafteinleitungsversuche liefern.

In den Pull-Out-Versuchen trat eine Verminderung der Verbundspannungen nur auf, wenn sowohl die Betondeckung reduziert war als auch eine Spannungsänderung der Litze vorlag. Der Trend der Versuchsergebnisse zeigt

aber auch, dass die Betondeckung keinen nennenswerten Einfluss auf die Verbundfestigkeit hat, wenn sie größer als etwa c/dp = 3,0 bis 3,5 ist. Daher wurde der zweite Klammerausdruck in Gl. (16) so gewählt, dass er bei c/dp = 3,5 gegen 1,0 konvergiert. Dieser Grenzwert greift erst, wenn eine Spannungsänderung Δσp und eine Betondeckung c/dp < 3,5 vorhanden sind. Der Exponent der ersten Klammer beeinflusst lediglich die Lage der roten Linie in Bild 7, da der erste Klammerausdruck für die blaue Linie bei voller Spannungsänderung unabhängig vom Wert des Exponenten (1200/1200)2 = 1,0 beträgt. Das Quadrat der zweiten Klammer führt zu dem quadratischen Verlauf in Abhängigkeit von der Betondeckung bei beiden Kurven. Der empirische Vorfaktor 3 bestimmt die Höhe der Abminderung. Wird Gl. (16) in Gl. (15) eingesetzt, ergibt sich das neue Verbundgesetz für Litzen in UHPC mit 0,9 Vol.-% Fasergehalt. Die Nachrechnung der VerbundspannungsSchlupf-Beziehungen in Abhängigkeit von der bezogenen Betondeckung für die gleichen Spannungsänderungen wie in den Pull-Out-Versuchen ist in Bild 8 dargestellt. Hier wurde eine Würfeldruckfestigkeit fck,cube100 = 99 N/mm2 verwendet, so dass diese Verbundspannungs-Schlupf-Beziehungen auf die Nachrechnung des Spannkrafteinleitungsversuches SE3 anwendbar sind.

Nach Einsetzen von Gl. (15) in die Differentialgleichung Gl. (13) können die Verbundspannungsanteile entlang der Litze und die Übertragungslänge in UHPC berechnet werden. Die Vergleichsrechnung zu Spannkrafteinleitungsversuch SE3 in Bild 9 ergibt eine Übertragungslänge von 20,6 cm (20,6 cm und 21,0 cm im Versuch, Tabelle 4 in [1]) und einen Endschlupf von 0,52 mm (0,39 mm bis 0,56 mm im Versuch). Wird die Betondeckung bei ansonsten gleichen Querschnittsabmessungen auf 2,0 und 1,5 verringert, vergrößern sich die rechneri-

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G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

Bild 8. Rechnerische Anteile der Verbundspannungen und Einfluss der unterschiedlichen Betondeckungen auf den spannungsabhängigen Anteil für die Nachrechnung von SE3 mit fck,cube100 = 99 N/mm2 Fig. 8. Calculated contributions of bond stresses and effect of the different concrete covers on the stress depending part for calculating test SE3 with fck,cube100 = 99 N/mm2

a) c/dp = 2,5

b) c/dp = 2,0

c) c/dp = 1,5

Bild 9. Rechnerische Verbundspannungen und Übertragungslängen bei unterschiedlichen Betondeckungen mit fck,cube100 = 99 N/mm2 (c/dp = 2,5 entspricht Versuch SE3) Fig. 9. Calculated bond stresses and transfer lengths with different concrete covers with fck,cube100 = 99 N/mm2 (c/dp = 2,5 corresponds to test SE3)

schen Übertragungslängen auf 21,8 cm bzw. 25,0 cm und der Endschlupf auf 0,58 mm bzw. 0,77 mm. In Versuch SE1 mit c/dp = 1,5 betrug der Litzenendschlupf zwischen 0,70 und 0,89 mm, bei Versuch SE2 mit c/dp = 2,0 zwischen 0,53 mm und 0,67 mm (Tabelle 4 in [1]), so dass auch die Spannkrafteinleitungsversuche mit Längsrissbildung zutreffend erfasst werden. Die lokalen Verbundfestigkeiten der Pull-Out-Versuche (grüne Punkte) liegen geringfügig über dem Verbundspannungs-Verlauf, da bei den Pull-Out-Versuchen etwa 15 % höhere Betondruckfestigkeiten vorlagen [1]. Bei geringer Betondeckung und 100 % Spannungsänderung der Litze werden die Verbundspannungen durch die Pull-Out-Versuche zudem überschätzt. Ein zusätzlicher Vergleich der Übertragungslängen der Versuche mit Rissbildung ist nicht möglich, da die experimentelle Bestimmung bzw. die Auswertemethode nur bei ungerissenen Versuchskörpern aussagekräftige Ergebnisse liefert. Bei c/dp = 1,5 (Bild 9, rechts) führt der Berechnungsansatz am Litzenende auf einer Länge von etwa 30 mm zu einem negativen Traganteil infolge Litzenquerdehnung und Rissbildung. Dies ist dennoch modellkonform, da negative Hoyer-Effekte z. B. nach einer Erhöhung der Litzenspannung in der Zugzone infolge äußerer Lasten auftreten können. Sie werden durch den Verlust

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

von Querpressung hervorgerufen. Hier entsteht dieser Effekt durch den teilweisen Verlust der Umschnürung infolge Sprengrissbildung. Der negative Traganteil kann auch als Verlust der schlupfabhängigen Anteile verstanden werden, da hier Beiträge infolge Reibung und „lack of fit“ (geringe Formabweichungen der Litze) vermindert werden.

Verursachungsgerecht werden sie allerdings ausschließlich in Abhängigkeit von der Querpressung (Spannungsänderung) formuliert.

3 Zusammenfassung und Schlussfolgerungen Der Verbund von Litzen in UHPC wurde systematisch untersucht. Auf Grundlage der Versuchergebnisse wurde ein bestehendes Verbundmodell, das für normalfeste und hochfeste Betone entwickelt wurde, für Litzen in UHPC erweitert. Die empirischen Koeffizienten zur Gewichtung des Grundtraganteils, des schlupfabhängigen und des spannungsabhängigen Anteils wurden anhand der Ergebnisse der Pull-Out-Versuche bestimmt. Anhand der Versuche wurde eine Korrelation zwischen Betondeckung und Hoyer-Effekt in Abhängigkeit von der Querdehnung festgestellt. Dieser Effekt kann im Verbundgesetz durch einen Abminderungsfaktor als Funktion der Spannungs-

G. Bertram/J. Hegger · Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC

änderung und der Betondeckung erfasst werden. Die Versuchsnachrechnungen zeigen eine gute Übereinstimmung sowohl der Übertragungslängen und Litzeneinzüge als auch der lokalen Verbundfestigkeiten.

Das Verbundmodell wurde an den Versuchen mit 0,9 Vol.-% abgeleitet und liegt für 2,5 Vol.-% auf der sicheren Seite, da der hier verwendete UHPC mit 2,5 Vol.-% eine höhere Nachrisszugfestigkeit mit der Folge kleinerer Rissbreiten aufweist.

Danksagung

Die Autoren danken der Deutschen Forschungsgemeinschaft für die Förderung des Projektes.

Literatur [1] Bertram, G. und Hegger, J.: Verbundverhalten von vorgespannten Litzen in UHPC – Teil 1: Versuche zur Verbundfestigkeit und zur Übertragungslänge. In: Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 6, S. 379–389.

[2] Hegger, J.; Bülte, S. and Kommer, B.: Structural Behavior of Prestressed Beams Made With Self-consolidating Concrete.

In: PCI Journal – Volume 52, Number 4 (July–August 2007), p. 34–42. ISSN 0887-9672.

[3] Hegger, J.; Will, N.; Roggendorf, T. und Häusler, V.: Spannkrafteinleitung und Endverankerung bei Vorspannung mit sofortigem Verbund. In: Bauingenieur 85 (2010), Heft 10, S. 445–454.

[4] Hegger, J. and Bertram, G.: Shear Carrying Capacity of Ultra-High Performance Concrete Beams. Proceedings, International fib Symposium, Amsterdam, The Netherlands in 2008, S. 96.

[5] Hegger, J.; Roggendorf, T. and Kerkeni, N.: Shear capacity of prestressed hollow core slabs in slim floor constructions. In: Engineering Structures, 2009, Volume 31, Heft 2, p. 551–559.

ISSN 0141-0296. DOI 10.1016/j.engstruct.2008.10.006.

[6] Hegger, J.; Kerkeni, N. und Roggendorf, T.: Zum Tragverhalten von Slim-Floor-Konstruktionen. In: Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), Heft 1, S. 2–11.

[7] Nitsch, A.: Spannbetonfertigteile mit teilweiser Vorspannung aus hochfestem Beton. Dissertation, Schriftenreihe des Lehrstuhls und Instituts für Massivbau (IMB) der RWTH Aachen, Heft 13, 2001. ISBN 3-9807302-0.

[8] Bülte, S.: Zum Verbundverhalten von Spannstahl mit sofortigem Verbund unter Betriebsbeanspruchung. Dissertation, Schriftenreihe des Lehrstuhls und Instituts für Massivbau (IMB) der RWTH Aachen, Heft 25, 2008. ISBN 3-939051-047.

[9] Rostásy, F. S.; Krauß, M. und Budelmann, H.: Planungswerkzeug zur Kontrolle der frühen Rissbildung in massigen Betonbauteilen. In: Bautechnik 79(2002). 6 Teile: H. 7, S. 431–435; H. 8, S. 523–527; H. 9, S. 641–647; H. 10, S. 697– 703; H. 11, S. 778–789; H. 12, S. 869–874.

[10] CEB-FIP Model Code 90, Bulletin d’Information No 195, Paris, September 1990.

[11] Hoyer, E.: Der Stahlsaitenbeton. Berlin Wien Leipzig. Otto Elsner Verlagsgesellschaft, 1939.

[12] Rehm, G.: Über die Grundlagen des Verbunds zwischen Stahl und Beton. In: Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb), Heft 138, Berlin 1961.

[13] Martin, H.: Zusammenhang zwischen Oberflächenbeschaffenheit, Verbund und Sprengwirkung von Bewehrungsstählen unter Kurzzeitbelastung. In: Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb), Heft 228, Berlin 1973.

[14] DIN 1045-1: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton, Bemessung und Konstruktion. Beuth Verlag, August 2008.

Dipl.-Ing. Guido Bertram gbertram@imb.rwth-aachen.de

Prof. Dr.-Ing. Josef Hegger heg@imb.rwth-aachen.de

RWTH Aachen Lehrstuhl für Massivbau Mies-van-der-Rohe-Straße 1 52074 Aachen

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Fachthemen Jörg Bödefeld Rainer Ehmann Dirk Schlicke Nguyen Viet Tue

DOI: 10.1002/best.201100064

Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses Teil 1: Risskraftbasierter Nachweis nach DIN EN 1992-1-1 Zwang während des Hydratationsprozesses kann zu Rissbildung führen. Zur Sicherstellung der Gebrauchstauglichkeit müssen die Rissbreiten entsprechend den Expositionsklassen begrenzt werden. Das derzeit in Massivbaunormen auf den Rissschnittgrößen basierende Konzept zur Ermittlung der Mindestbewehrung weist einige Schwächen auf, insbesondere für dicke Bauteile. Mit dem auf der Verformungskompatibilität basierenden, neu entwickelten Konzept können diese Schwächen aufgehoben werden. Maßgebend im neuen Konzept ist die aufzunehmende Verformungseinwirkung und nicht der Zeitpunkt der Rissbildung. Weiterhin können die wesentlichen Parameter der Betontechnologie wie Wärmeentwicklung und Nachbehandlung quantitativ erfasst werden.

Die Überlagerung zwischen frühem und spätem Zwang kann ebenfalls auf einer gemeinsamen, mechanischen Grundlage beantwortet werden. Die neu gewonnenen Erkenntnisse fließen bereits in das neue Merkblatt „Früher Zwang“ der Bundesanstalt für Wasserbau ein.

Minimum Reinforcement for Crack Control in Hardening Concrete Members Part 1: Cracking Force based Approach according to DIN EN 1992-1-1 Hydration induced restraint forces can lead to crack formation in hardening concrete members. Securing serviceability and durability of the construction crack widths have to be limited according to exposition class. For this actual standards use the concept of the cracking force. This approach is not free from failings, especially for thick concrete members. The new approach introduced in this article is based on the deformation compatibility and abolishes those failures. The authoritative of this concept is the absorption of the impacting deformation, not the time of crack formation as in the former approach. Thus essential parameters of concrete technology as heat development and curing can be considered quantitative. Furthermore the superposition of early restraint and restraint forces in the use period can be analysed on a common mechanic base. These new findings are the base of the new technical report “Early Restraint” of the Federal Waterways Engineering and Research Institute.

1 Einleitung Eine wesentliche Maßnahme für die Sicherstellung der Dauerhaftigkeit und Gebrauchstauglichkeit von Stahlbetonbauteilen ist die Anordnung einer Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite infolge von Zwangsbeanspruchungen. Grundlage der aktuellen Bemessungsregel für die Mindestbewehrung in den deutschen aber

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auch in internationalen Betonbaunormen ist die durch vielseitige Forschungsaktivität gewonnene Erkenntnis, dass die Zwangsschnittgrößen bei gewöhnlichen Verformungseinwirkungen (also einer Verformung bis zu ca.

0,8 ‰) dank der sukzessiven Rissbildung auf die Rissschnittgröße begrenzt bleibt. Eine konsequente Übertragung dieser Erkenntnis auf dicke Bauteile wie Bodenplatten von Hochhäusern oder Widerlagerwände von Brückenbauwerken würde jedoch große Bewehrungsmengen erforderlich machen und widerspricht den Beobachtungen der Praxis, dass die erforderliche Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite nicht proportional mit der Bauteildicke ansteigen muss.

In der Fachwelt wird die relative Abnahme der Zwangskraft im Allgemeinen auf den Einfluss der Eigenspannungen bei zunehmender Bauteildicke zurückgeführt. In zahlreichen Forschungsarbeiten, z. B. [1, 2] um nur einige zu nennen, konnte diese These jedoch nicht bestätigt werden, sodass insgesamt festgestellt werden muss, dass die Regel zur Bestimmung der Mindestbewehrung bei dicken Betonbauteilen mehr auf Pragmatismus und Erfahrung als auf mechanischer Grundlage basiert. Das ist nicht zufriedenstellend, vor allem für die Tragwerksplaner, denen Fragen bezüglich der Wirtschaftlichkeit (bei Schadensfreiheit) bzw. des Stands der Technik (bei Auftreten von Schäden) oft gestellt wurden.

Im Rahmen der Dissertation des erstgenannten Verfassers [3] wurde die Zwangsbeanspruchung konsequent als Kompatibilitätsproblem betrachtet. Die aufzunehmende Gesamtverformung wurde durch die Rissbildung und die vom Stahl aufzunehmende Kraft kompatibel gemacht.

Darüber hinaus wurde die Rissmechanik bei dicken Bauteilen mit konzentrierter Bewehrungsanordnung im randnahen Bereich eingehend untersucht. Basierend auf den Ergebnissen konnte ein konsistentes Ingenieurmodell zur Ermittlung der Mindestbewehrung erarbeitet werden. Neben dem fließenden Übergang zwischen dicken und dünnen Bauteilen weist das neue Konzept einen großen Vorteil auf: die Möglichkeit zur quantitativen Erfassung der Einflüsse der Betontechnologie und der Nachbehandlung.

In diesem Beitrag werden die Zusammenhänge des neuen Konzepts umfassend beschrieben. Zum Abschluss wird die Leistungsfähigkeit der neuen, mechanisch konsistenten Vorgehensweise gegenüber dem alten, auf Erfahrung basierenden Konzept mit vergleichenden Rechenbeispielen demonstriert.

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

J. Bödefeld/R. Ehmann/D. Schlicke/N. V. Tue · Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses

2 Kritische Betrachtung des derzeitigen Konzepts 2.1 Beschreibung des derzeitigen Konzepts Eine wesentliche Erkenntnis zum Verhalten von Stahlbetonbauteilen unter Zug- und Biegebeanspruchung ist, dass die Rissbildung durch Bewehrung gesteuert werden kann. Falls die eingelegte Bewehrung bei Erreichen der Rissschnittgröße nicht fließt, kann die Bildung von mehreren Rissen im betrachteten Bauteil erwartet werden. Die Anzahl der Risse hängt von der aufgebrachten Verformung, der Länge des Bauteils und nicht zuletzt auch vom Bewehrungsgrad ab. Falls die Bewehrung bei Bildung des ersten Risses bereits fließt, konzentriert sich die aufgebrachte Verformung an einem einzigen Riss. Betonbauteile mit ausreichender Mindestbewehrung weisen bei entsprechender Verformungseinwirkung sukzessive Rissbildung auf. Dagegen zeichnen sich Bauteile mit unzureichender Mindestbewehrung durch Bildung eines Einzelrisses mit großer Rissbreite aus. Bild 1 verdeutlicht den Prozess der Rissbildung für Bauteile mit unterschiedlichen Bewehrungsgraden.

Basierend auf der hier beschriebenen Erkenntnis kann mit den Annahmen – die Bauteile sind unendlich lang, womit die Steifigkeit des Gesamtsystems durch die Bildung von Einzelrissen nicht beeinflusst wird, und – die Rissbildung wird allein durch die eingelegte Bewehrung bestimmt die Rissschnittgröße des Querschnitts für die Ermittlung der Mindestbewehrung zugrunde gelegt werden. Diese Vorgehensweise ist einfach, da das System und die tatsächlichen Randbedingungen nicht berücksichtigt werden müssen. Allerdings führt die Verwendung der Rissschnittgröße als solcher zu Bewehrungsgehalten, die die Wirtschaftlichkeit der Betonbauweise gefährden. Um dem entgegenzuwirken, wurden alle Berechnungsmodelle mit empirischen Faktoren modifiziert. Zwar ermöglichte dies eine Begrenzung der erforderlichen Bewehrungsgehalte auf Erfahrungswerte, doch schlichen sich dadurch Unschärfen in die Rechenmodelle ein. Von einer Bemessung auf der sicheren Seite kann im Allgemeinen nicht ausgegangen werden.

Werden alle möglichen Beanspruchungszustände, von Biegezwang mit Druckkraft bis zum zentrischen Zwang zusammengefasst, so kann die Ermittlung der Min-

Bild 1. Prozess der Rissbildung bei Bauteilen mit unterschiedlicher Mindestbewehrung Fig. 1. Process of crack formation with different minimum reinforcement

destbewehrung mit Gl. (1) beschrieben werden. Einzelheiten können z. B. [4] oder [5] entnommen werden. Diese Gleichung wurde sowohl in die DIN 1045-1 [6] als auch in DIN EN 1992-1 [7] aufgenommen, wobei an dieser Stelle betont werden muss, dass Act – entgegen der Angabe in diesen Normen – immer die Betonzugfläche unter reiner Biegung im Zustand I ist.

A s = kc · k · fct,eff · A ct ·

1 σs

(1)

Der Faktor kc, dessen Verlauf mit dem Bild 2 beschrieben wird, ist mechanisch gut begründet. Durch FE-Berechnungen [4] konnte festgestellt werden, dass die Rissbreite bei Bauteilen mit Drucknormalkraft infolge des Scheibenspannungszustandes nicht mehr als 0,2 mm beträgt, wenn die Risse nicht tiefer als h/3 (bei Bauteilhöhen bis zu 1 m) oder 30 cm (bei größeren Bauteilhöhen) in das Bauteilinnere eindringen. Sinngemäß wurde das in Bild 3 dargestellte Rechenmodell zur Ermittlung des ersten Punktes in Bild 2 (kc = 0) verwendet.

Unter reiner Biegung wird der innere Hebelarm von Rechteckquerschnitten beim Wechsel vom Zustand I zum Zustand II größer (ca. 0,85 h/0,67 h). Aus diesem Grund wird die von der Bewehrung aufzunehmende Kraft um ca.

25 % kleiner als die Zugkeilkraft im Zustand I. Der Zusammenhang zwischen Spannungsverteilung in der Zugzone vor der Rissbildung und die Änderung des inneren Hebelarms bei reiner Biegung wird mit dem Faktor 0,4 berücksichtigt. Bei reiner Zugbeanspruchung ist kc = 1,0.

Mit dem Faktor k soll der Einfluss der nichtlinearen Spannungsverteilung (Eigenspannungen) auf die Riss-

Bild 2. Verlauf von kc als Funktion der bezogenen Spannung in der Schwerlinie des Querschnitts Fig. 2. Values of kc as a function of relative stress in the centre line of the cross section

Bild 3. Rechenmodell zur Bestimmung der bezogenen Normalspannung für den 1. Punkt (kc = 0) Fig. 3. Calculation model to determinate relative stress for kc = 0

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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J. Bödefeld/R. Ehmann/D. Schlicke/N. V. Tue · Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses

schnittgröße des Querschnitts berücksichtigt werden [8].

Bis zu einer Bauteildicke von 30 cm ist k konstant und gleich 0,8. Zwischen Bauteildicken von 30 und 80 cm nimmt k von 0,8 auf 0,5 linear ab. Danach bleibt k wieder konstant. Durch Versuche konnte in [9] die Größenordnung von k bestätigt werden. An dieser Stelle muss aber erwähnt werden, dass die dort geführten Versuche, in denen zwei Seitenflächen strömender kalter Luft ausgesetzt waren und zwei andere Seitenflächen mit Wärmematten erwärmt wurden, mit den Randbedingungen von erhärtenden Betonbauteilen nicht zu vergleichen sind. Die dort gewählte Versuchsdurchführung führt zu deutlich größeren Eigenspannungen.

Basierend auf dem Gedanken, dass bei konzentrierter Bewehrungsanordnung nur ein Teil der Zugzone bei der Rissbildung aktiviert wird, und auf den Ergebnissen der FE-Untersuchungen von Bergner [10] wurde in [5] eine pragmatische Vorgehensweise für die Bestimmung der Mindestbewehrung bei dicken Bauteilen vorgeschlagen.

Die angeordnete Bewehrung muss lediglich die Risskraft der sog. effektiven Zugzone aufnehmen, wobei die effektive Zugzone Bild 4 zu entnehmen ist. Die Annahme unendlich langer Bauteile verlangt außerdem, dass die Mindestbewehrung beim Erreichen der Rissschnittgröße des Querschnitts nicht fließen darf. Dies ist ab einer bestimmten Bauteildicke maßgebend für die Mindestbewehrung, wodurch wiederum ein linearer Anstieg der Bewehrung mit der Querschnittsdicke gegeben ist. Dieser Vorschlag

wurde in die neue Ausgabe von DIN 1045-1 [6] bzw.

DIN 1992-1-1 [7] und DIN-FB 102 [11] aufgenommen. Zur Verdeutlichung dieses Vorschlags sind in Bild 5 die Ergebnisse für zentrischen Zwang bei unterschiedlichen Bauteildicken dargestellt. Hierbei blieb das spätere Auftreten der Rissbildung bei zunehmenden Bauteildicken unberücksichtigt. Außerdem wurden der Abstand (h–d) = 0,06 m und der Stabdurchmesser ds = 16 mm unabhängig von der Bauteildicke konstant gehalten.

Die Zugfestigkeit fct,eff ist die mittlere Zugfestigkeit zum Zeitpunkt der Rissbildung, wobei der Zeitpunkt der Rissbildung vom Tragwerksplaner selbst gewählt werden muss. Für den frühen Zwang wird bisher in der Regel 50 % der 28-Tage-Zugfestigkeit angesetzt. Act ist die Betonfläche, die infolge der Rissschnittgröße unmittelbar vor der Rissbildung unter Zugspannung steht, und sich im Einflussbereich der betrachteten Bewehrungslage befindet.

Da die Herleitung von Gl. (1) auf Rechteckquerschnitten basiert und sich bei gegliederten Querschnitten der Spannungszustand der einzelnen Querschnittsteile (Gurt und Steg) deutlich voneinander unterscheidet, ist aus Gleichgewichtsgründen die Spannungsverteilung infolge der maßgebenden Zwangsschnittgrößen am Gesamtquerschnitt zugrunde zu legen. Die Mindestbewehrung muss jedoch für einzelne Teilquerschnitte (Steg, Ober- und Untergurt) getrennt ermittelt werden, da die Teilquerschnitte wiederum als Rechteckquerschnitte betrachtet werden können. Bild 6 verdeutlicht diese Zusammenhänge. Die zulässige Spannung σs kann in Abhängigkeit von der tolerierbaren Rissbreite und vom verwendeten Stabdurchmesser geschlossen ermittelt werden. In diesem Zusammenhang stellt aber die Annahme der mittleren Verbundspannung eine gewisse Unschärfe dar. Weitere Einzelheiten zwischen Stahlspannung und Rissbreite können [12] entnommen werden.

2.2 Schwächen des derzeitigen Konzepts

Bild 4. Am Rissprozess beteiligte Betonfläche gemäß [5] Fig. 4. Effective concrete area according to [5]

Bild 5. Mindestbewehrung entsprechend den Zusatzregelungen gemäß [6] für dicke Bauteile Fig. 5. Minimum reinforcement of thick concrete members according to [6]

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Es ist bekannt, dass Zwangsbeanspruchungen Kompatibilitätsprobleme sind. Die Modellbildung auf Grundlage der Rissschnittgröße, wie derzeit in DIN 1045-1 [6] und DIN EN 1992-1-1 [7] verwendet, entspricht somit nicht dem Wesen der Zwangsbeanspruchung. Bei Verträglichkeitsproblemen haben die Bauteilgröße und andere Randbedingungen einen entscheidenden Einfluss auf die Zwangskraft.

Zum Beispiel hat die Bildung eines 0,2 mm breiten Risses in einem 1 m langen Bauteil in Bezug auf das Erreichen

Bild 6. Spannungszustand am Gesamtquerschnitt und Teilquerschnitte als Rechteckquerschnitte für die Ermittlung der Parameter gemäß Gl. (1) Fig. 6. Stress distribution of cross section and parts for determination of the factors according to Equ. (1)

J. Bödefeld/R. Ehmann/D. Schlicke/N. V. Tue · Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses

der Verformungskompatibilität eine ganz andere Bedeutung als in einem 10 m langen Bauteil. Darüber hinaus führt die Reduzierung der Rissschnittgröße im Interesse der Wirtschaftlichkeit der Bauweise zu Widersprüchen und Inkonsistenzen, wie im Folgenden verdeutlicht wird.

Gemäß dem heutigen Konzept ist die Annahme des Risszeitpunkts für den Tragwerksplaner von großer Bedeutung, da dieser den erforderlichen Mindestbewehrungsgehalt und somit die Wirtschaftlichkeit stark beeinflusst. Der Zeitpunkt der Rissbildung von Betonbauteilen hängt von zahlreichen Faktoren ab und kann auch mit großem Rechenaufwand nicht ausreichend genau ermittelt werden. Nicht zuletzt sind aber grundlegende Eingangsparameter wie Betonrezeptur und Witterungsbedingungen selten schon in der Planungsphase bekannt. In der heutigen Bemessungspraxis wird in der Regel der frühe Zwang infolge des Hydratationsprozesses für die Dimensionierung der Mindestbewehrung zugrunde gelegt. Der Zeitpunkt der Rissbildung wird oft mit dem Erreichen von 50 % der 28-Tage-Zugfestigkeit gleichgesetzt. Bereits bei einem 20 cm dicken Bauteil kann der Temperaturausgleich zu einem späten Zeitpunkt stattfinden, und mit der Bauteildicke nimmt diese Tendenz deutlich zu. Nach der Rissbildung sind somit weitere Verformungen aufzunehmen.

Bei dünnen Bauteilen, in denen die effektive Zugfläche Ac,eff der Bewehrungslagen nicht größer als die Bauteildicke ist, überschreitet somit die tatsächliche Zwangsschnittgröße die für die Bemessung zugrunde gelegte Schnittgröße. Zu erwarten ist eine größere Rissbreite oder gar Stahlfließen. Bei dickeren Bauteilen hängt die Folge dieser vereinfachten Annahme davon ab, ob die eingelegte Bewehrung den Prozess der Rissbildung in der effektiven Zugzone bis zum Erreichen des Temperaturausgleichs unter Berücksichtigung der tolerierbaren Rissbreite steuern kann. Die Empfehlung in der zurzeit gültigen DIN 1045-1 [6] bzw. DIN EN 1992-1-1 [7], dass die Annahme der Betonzugfestigkeit für die Dimensionierung der Mindestbewehrung auf dem Bewehrungsplan anzugeben ist, kann nicht mehr als eine Verschiebung der Verantwortung auf die bauausführenden Firmen verstanden werden und stellt somit keine praktikable Lösung dar, insbesondere wenn man bedenkt, dass normativ die Betongüte allein durch die Druckfestigkeit charakterisiert wird.

Mit der Auslegung der Bewehrung zur Aufnahme der Rissschnittgröße zum Zeitpunkt der Rissbildung wird in der Bemessung ohne Weiteres davon ausgegangen, dass die Verformungskompatibilität bei Einhaltung der rechnerischen Rissbreite automatisch erreicht ist. Da jedoch zum einen der Zeitpunkt der Rissbildung, wie oben beschrieben, früher als jener des Temperaturausgleichs gewählt und zum anderen die Rissschnittgröße durch eingeführte Faktoren reduziert wird, ist hier Vorsicht geboten. Im Allgemeinen kann die Verformungskompatibilität ohne genauen Nachweis nur dann vorausgesetzt werden, wenn die eingelegte Bewehrung die Rissschnittgröße bei Ansatz der 28-Tage-Zugfestigkeit unter Berücksichtigung der tolerierbaren Rissbreite aufnehmen kann, da hiermit eine sukzessive Rissbildung bei zunehmender Verformung möglich ist. Darüber hinaus wird im Allgemeinen angenommen, dass mit der für den frühen Zwang eingelegten Mindestbewehrung die Zwangsbeanspruchungen im späten Betonalter (Schwinden oder saisonaler Temperaturunterschied)

ebenfalls aufgenommen werden können. Diese Annahme stützt sich zum einen auf den Abbau der Schnittgröße des frühen Zwangs infolge Kriechen des Betons und zum anderen auf die geringe Steifigkeit nach der Rissbildung, so dass die Schnittgröße infolge späten Zwangs bei vergleichbarer Verformungseinwirkung entsprechend klein ist. Eingehende Untersuchungen zur Überlagerung der Schnittgrößen infolge frühen und späten Zwangs fehlen jedoch bisher.

Infolge der Bewehrungskonzentrationen in den randnahen Bereichen sind bei dicken Bauteilen Primär- und Sekundärrisse zu beobachten. Die Anzahl der Sekundärrisse in der Umgebung eines Primärrisses hängt unter anderem von der aufzunehmenden Verformung ab. Zur Verdeutlichung zeigt Bild 7 ein Versuchsergebnis von Helmus [13]. In Abhängigkeit von der Anzahl der Sekundärrisse unterscheidet sich die Rissbreite des Primärrisses von denen der Sekundärrisse mehr oder weniger deutlich. Im heutigen Bemessungskonzept wird dieser Unterschied nicht berücksichtigt. Durch die Ermittlung des Rissabstands mittels der effektiven Zugzone Ac,eff, die den Wirkungsbereich der betrachteten Bewehrungslage widerspiegelt, werden praktisch nur die Sekundärrisse rechnerisch erfasst. Die hierdurch entstehende Unsicherheit nimmt mit der aufzunehmenden Verformung zu. Diese Vereinfachung kann die Gebrauchstauglichkeit dicker Bauteile mit hohen Dichtigkeitsanforderungen stark gefährden, da hierdurch die angestrebte Rissbreite des Primärrisses überschritten werden kann.

Verschiedene experimentelle Untersuchungen haben gezeigt, dass der Einfluss der Eigenspannungen auf die Rissschnittgröße bei Zwangsbeanspruchung infolge des Hydratationsprozesses relativ gering ist und durch einen Reduzierungsfaktor kleiner als 0,8 deutlich überschätzt wird [1, 10]. Neuere, umfangreiche FE-Untersuchungen [3] haben dies bestätigt und darüber hinaus gezeigt, dass der Einfluss der Eigenspannungen bei Bauteildicken größer als 80 cm weiter zunimmt. Allerdings ändert sich der Verlauf der Eigenspannungen über den Querschnitt während des Hydratationsprozesses sehr stark. Der Verlauf der Eigenspannungen zum Risszeitpunkt sowie dessen Wirkung hängen sehr stark vom Risszeitpunkt ab, der maßgeblich vom Behinderungsgrad bestimmt wird. Der mechanische Hintergrund für diesen Reduzierungsfaktor ist somit nicht ausreichend. Der Faktor k kann lediglich als ein empirischer Faktor gesehen werden, der die in der Praxis beob-

Bild 7. Primär- und Sekundärrisse in einem Versuch von Helmus [13] Fig. 7. Primary and secondary cracks at a test of Helmus [13]

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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J. Bödefeld/R. Ehmann/D. Schlicke/N. V. Tue · Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses

achtete Erscheinung berücksichtigt, dass die Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreite nicht proportional mit der Bauteildicke zunehmen muss.

Versuchsergebnisse von Helmus [13] und Erfahrungen bei Schleusenbauwerken zeigen, dass der Abbau der Zwangskraft durch die Rissbildung gerade bei dicken Bauteilen sehr deutlich sein kann. Die Erfassung dieses Abbaus bei der Ermittlung der Mindestbewehrung hat nicht nur wirtschaftliche sondern auch konstruktive Bedeutung (Vermeidung der Bewehrungskonzentration). In diesem Zusammenhang sollte nicht unerwähnt bleiben, dass in [14] bereits vorgeschlagen wurde, die Mindestbewehrung ab einer Bauteildicke von 1,0 m konstant zu halten. Wie noch gezeigt wird, kann durch eine Betrachtung der Verformungskompatibilität nachgewiesen werden, dass dieser Vorschlag ab einer Bauteildicke von 2,0 m gültig ist.

In verschiedenen Literaturquellen, z. B. [15], aber auch in DIN 1045-1 [6] und DIN EN 1992-1-1 [7], wird empfohlen, Reduzierungsfaktoren einzuführen, um die Mindestbewehrung infolge positiver Einflüsse von Nachbehandlung oder der Verwendung von Zement mit geringer Hydratationswärme zu reduzieren. Im beschriebenen Konzept bedeutet dies eine Reduktion der Rissschnittgröße analog einer Reduktion der Betonzugfestigkeit. Faktisch wird durch die Nachbehandlung die Abkühlphase verzögert und verlängert. Hierdurch wird das viskoelastische Verhalten des jungen Betons ausgeprägter. Die aufnehmbare Verformung des Betons wird vergrößert und somit die durch Rissbildung aufzunehmende Verformung reduziert. Gleichzeitig muss in diesem Zusammenhang aber auch berücksichtigt werden, dass die Bauteiltemperatur aufgrund des behinderten Wärmeabflusses ansteigt. Beide Effekte sind zwar gegensätzlich, die Vergrößerung der aufnehmbaren Verformung ist wegen der großen Kriechzahl des jungen Betons jedoch deutlich größer. Die Verwendung eines Zements mit geringer Wärmeerhöhung führt zu einer geringen Temperaturzunahme im Bauteil. Insgesamt wird somit durch die beiden Maßnahmen die aufzunehmende Verformung reduziert. Hierdurch wird die Risswahrscheinlichkeit reduziert, im Fall von Rissbildung wird die Rissschnittgröße aber eher größer.

Die Annahme, dass die Bauteile unendlich lang sind, sodass die Rissbildung an einer Stelle nicht zu einem nennenswerten Abbau der mittleren Steifigkeit des Bauteils und somit auch der Zwangskraft führt, liegt auf der sicheren Seite. Sie spiegelt aber die wirklichen Randbedingungen von Betonbauteilen nicht wider. In der Praxis lassen sich im Allgemeinen nur solche Bauteile finden, in denen der Rissabstand durch gegenseitige Behinderungen begrenzt wird, selbst wenn in diesen Bauteilen keine Bewehrung vorhanden wäre. Zum Beispiel ist es bekannt, dass der Rissabstand bei unbewehrten Betonwänden auf Fundamenten nicht größer als das 1- bis 1,5fache der Wandhöhe ist. Auch bei Bodenplatten wird die Rissbildung bei Verformungseinwirkung von außen gesteuert, nämlich durch die Aktivierung des Eigengewichts. Bei Decken im Hochbau führt die Wechselwirkung zwischen den Decken und vorhandenen Wänden zu einer Begrenzung des Rissabstands. Mit anderen Worten bedeutet dies, dass die Rissbildung in Stahlbetonbauteilen bei Verformungseinwirkungen in der Regel nicht allein durch die angeordnete Bewehrung gesteuert wird. Die geometrischen Randbedin-

36

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

gungen spielen in den typischen Fällen (Wand auf Fundament oder Bodenplatte) sogar eine größere Rolle als die Bewehrung, wie noch gezeigt wird.

Insgesamt ist zu bemerken, dass das heutige Konzept auf Grundlage der Rissschnittgröße nicht frei von Widersprüchen ist. Die eingeführten Faktoren zur Reduzierung der Risslast bzw. der Mindestbewehrung, insbesondere für dicke Bauteile, können aus mechanischer Sicht nicht erklärt werden. Dies schafft Unsicherheiten sowohl bei Tragwerksplanern als auch bei Baufirmen. Weiterhin fördert das heutige Konzept nicht die im Interesse der Bauwerksqualität notwendige Zusammenarbeit zwischen Betontechnologen und Tragwerksplanern, da die in Bezug auf die Zwangsbeanspruchung wichtigen Eigenschaften wie Wärme- und Festigkeitsentwicklung des Betons oder die Nachbehandlung nicht quantitativ in der Bemessung erfasst werden können. Eine entscheidende Verbesserung ist aus der Sicht der Verfasser nur möglich, wenn die Grundlage des Bemessungskonzepts das Wesen der Zwangsbeanspruchung, nämlich die Verformungskompatibilität, widerspiegelt.

Schlussfolgerung Teil 1 und Überleitung zu Teil 2 Das derzeit in internationalen und nationalen Massivbaunormen verwendete, auf der Rissschnittgröße basierende Konzept zur Ermittlung der Mindestbewehrung zur Beschränkung der Rissbreite infolge frühen Zwangs wird in diesem ersten Teil zusammenfassend erläutert. Die kritische Betrachtung dieses Konzepts verdeutlicht, dass die Modellbildung auf Grundlage der Rissschnittgröße mehr auf Pragmatismus und Erfahrung als auf mechanischer Grundlage basiert. Die hierdurch entstehende Unsicherheit, insbesondere bei dicken Bauteilen, ist nicht zufriedenstellend.

Im zweiten Teil wird ein neues Bemessungskonzept vorgestellt, dass die Zwangsbeanspruchung konsequent als Kompatibilitätsproblem betrachtet und somit dem Wesen der Zwangsbeanspruchung näher kommt. Dabei wird die aufzunehmende Gesamtverformung durch die Rissbildung und die vom Stahl aufzunehmende Kraft kompatibel gemacht. Neben seiner mechanischen Konsistenz hat dieser Ansatz den entscheidenden Vorteil, Einflüsse aus Betontechnologie und Nachbehandlung quantitativ erfassen zu können. Weiterhin kann die Überlagerung zwischen frühem und spätem Zwang auf mechanischer Basis berücksichtigt werden.

Literatur [1] Paas, U.: Mindestbewehrung für verformungsbehinderte Betonbauteile im jungen Alter. DAfStb, Heft 489, Beuth Verlag, Berlin 1998.

[2] Rostàsy, F. S. und Krauß, M.: Frühe Risse in massigen Betonbauteilen – Ingenieurmodelle für die Planung von Gegenmaßnahmen. DAfStb, Heft 520, Beuth Verlag, Berlin 2001.

[3] Bödefeld, J.: Rissmechanik in dicken Stahlbetonbauteilen bei abfließender Hydratationswärme. Mitteilungsblatt der Bundesanstalt für Wasserbau Nr. 92, Karlsruhe, April 2010.

[4] König, G. und Fehling, E.: Rissbreitenbeschränkung bei voll oder beschränkt vorgespannten Betonbrücken. Beton und Stahlbetonbau 93 (1998). Heft 7, S. 161–166 und Heft 8, S. 138–241.

J. Bödefeld/R. Ehmann/D. Schlicke/N. V. Tue · Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses

[5] König, G. und Tue, N.: Grundlagen und Bemessungshilfen für die Rissbreitenbeschränkung im Stahlbeton und Spannbeton sowie Kommentare, Hintergrundinformationen und Anwendungsbeispiele zu den Regelungen nach DIN 1045, EC 2 und Model Code 90. DAfStb, Heft 466, Beuth Verlag, Berlin 1996.

[6] DIN 1045-1: Tragwerke aus Stahlbeton und Spannbeton, Teil 1: Bemessung und Konstruktion, Berlin, August 2008.

[7] DIN EN 1992-1-1: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau, Berlin, Januar 2011.

[8] Schießl, P.: Grundlagen der Neuregelung zur Beschränkung der Rissbreite. DAfStb Heft 400, Beuth Verlag, Berlin, 1988.

[9] Puche, M.: Rissbreitenbeschränkung und Mindestbewehrung bei Eigenspannungen und Zwang. DAfStb Heft 396, Beuth Verlag, Berlin, 1988.

[10] Bergner, H.: Rissbreitenbeschränkung zwangbeanspruchter Bauteile aus hochfestem Normalbeton. DAfStb Heft 482, Beuth Verlag, Berlin, 1997.

[11] DIN-Fachbericht 102: Betonbrücken, 2. Auflage, Berlin 2009.

[12] Tue, N. und Pierson, R.: Ermittlung der Rissbreite und Nachweiskonzept nach DIN 1045-1. Beton- und Stahlbetonbau 96 (2001), Heft 5, S. 365–372.

[13] Helmus, M.: Mindestbewehrung zwangbeanspruchter dicker Stahlbetonbauteile, DAfStb, Heft 412, Beuth Verlag, Berlin 1990.

[14] Meyer, G.: Rissbreitenbeschränkung nach DIN 1045. Beton-Verlag, Düsseldorf, 1989.

[15] Maurer, R., Tue, N. V., Haveresch, K.-H. und Arnold, A.: Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten bei dicken Wänden. Bauingenieur 80 (2005), Heft 10, S. 438–489.

Dr.-Ing. Jörg Bödefeld joerg.boedefeld@baw.de

Dipl.-Ing. Rainer Ehmann rainer.ehmann@baw.de

Bundesanstalt für Wasserbau Referat Massivbau/Abteilung Bautechnik Kußmaulstraße 17 76187 Karlsruhe

Dipl.-Wirtsch.-Ing. Dirk Schlicke dirk.schlicke@tugraz.at

Prof. Dr.-Ing. Nguyen Viet Tue tue@tugraz.at

Technische Universität Graz Institut für Betonbau Lessingstraße 25 / I 8010 Graz, Östrreich

Aktuelles Betontechnische Daten 2011 Die neu gestaltete, aktuelle Ausgabe der Betontechnischen Daten liegt vor. Die 270 Seiten umfassende Broschüre enthält die wichtigsten Regelungen der im Betonbau gültigen Normen samt der betontechnologischen Grundlagen. Das Standardwerk im handlichen Format führt die Nutzer in 20 Kapiteln durch alle wichtigen Themen rund um Zement und Beton.

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Die Neuauflage der Betontechnischen Daten

Richtlinie Stahlfaserbeton, Frischbetonprüfnormen (hier wurden die Frischbetonprüfungen für Selbstverdichtenden Beton aufgenommen), ZTV-ING und ZTV-W.

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Fachthemen DOI: 10.1002/best.201100023

Peter Göttlich

Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2 Durchbiegungen in Stahlbetontragwerken müssen bereits im Rahmen des Entwurfes ausreichend begrenzt werden. Der Eurocode 2, der im Jahr 2012 bauaufsichtlich eingeführt wird, gibt hierzu neue Regeln vor, die im Ergebnis deutlich schärfer sind als diejenigen der DIN 1045 (Ausgabe 1988 und aktuelle Ausgabe 2008).

Die Regeln des EC2 sind ihrer Natur nach jedoch keine Entwurfsgleichungen, mit denen die Bauteildicken direkt bestimmt werden können, sondern eher zur abschließenden Kontrolle des Entwurfes geeignet. Auf der Grundlage der Nachweisgleichungen des EC2 wurden daher Diagramme als direkte Bemessungshilfe entwickelt, die ein iteratives Vorgehen weitestgehend vermeiden und Architekten und Ingenieuren die Entwurfsarbeit deutlich erleichtern sollen.

Limitation of span to depth ratio (slenderness) according to Eurocode 2 Deflections in reinforced concrete frames must already be sufficiently limited during design. The Eurocode 2, which will be implemented in 2012 in Germany, provides new rules, which are clearly more demanding than those of the DIN 1045 (issue 1988 and current issue 2008).The rules in EC2 are however, by their nature, not design equations from which the member dimensions can be directly determined. Therefore they are normally used for final verification of the design. To overcome this, design graphs, based on the design equations of EC2, have been prepared. These are meant to significantly help architects and engineers in the early stages of design by avoiding an iterative procedure as far as possible.

1 Einführung Zur Begrenzung der Durchbiegungen in Stahlbetontragwerken muss der Entwurf der Bauteildicke einer Decke oder eines Unterzuges sehr sorgfältig erfolgen, damit innerhalb der Gebrauchsphase (Lebensdauer) des Tragwerks keine ästhetisch oder funktional störenden Verformungen auftreten.

Die Durchbiegung wird deshalb im Allgemeinen gemäß den Vorschriften [3] und [4] auf die Werte f ≤ l/250 (allgemeine Anforderung) bzw. w ≤ l/500 (erhöhte Anforderung) begrenzt. mit: f vertikale Verformung, bezogen auf die gerade Verbindungslinie der Lagerpunkte

38

w absolute, vertikale Bauteilverformung (bezogen auf die Systemlinie, bei Schalungsüberhöhung bezogen auf die überhöhte Systemlinie) In Deutschland erfolgte die Begrenzung der Bauteilverformung bisher durch die Begrenzung der Biegeschlankheit nach [3] und ihren Vorläufern mit den bekannten Gleichungen: d ≥ li/35 d ≥ li2/150

(allgemeine Anforderungen) (erhöhte Anforderungen)

mit: d statische Höhe li ideelle Stützweite bzw. Abstand Momentennullpunkte Die alten Formulierungen li/35 bzw. li2/150 berücksichtigen weder die Betongüte, den Bewehrungsgrad noch die Stahlspannung im GZG und stammen überdies aus einer Zeit (1960er Jahre), in der die Baustoffe wesentlich weniger ausgenutzt wurden als dies heute der Fall ist. Die oben genannten bisherigen Regelungen sind einfach in der Handhabung, die Ergebnisse liegen jedoch häufig auf der unsicheren Seite. Das Ausmaß der Schäden an „zu schlanken“ Konstruktionen hält sich dennoch eher in Grenzen, da im Massivbau häufig unberücksichtigte Nebentragwirkungen (Einspannungen, Zweiachsigkeit etc.) auftreten.

Die in EC2 [4] angegebenen Nachweisgleichungen sind wesentlich differenzierter, setzen jedoch die Kenntnis von Bewehrungsgrad, Betongüte und Gebrauchsspannung des Betonstahles im Zustand II voraus. Damit unterstellen sie den bereits durchgeführten Tragfähigkeitsnachweis im GZT (Grenzzustand der Tragfähigkeit) sowie eine Spannungsberechnung im GZG (Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit) mit allen zugehörigen Festlegungen (Bauteilhöhe, statische Höhe, Betongüte, Bewehrungsmenge). Die oben genannten Gleichungen dienen daher nicht dem Entwurf, sondern der nachträglichen Kontrolle des bereits designten Tragwerks. In der Literatur (vgl. [8]) wird auf die Möglichkeit einer Vorbemessung basierend z. B. auf dem Verfahren zur Begrenzung der Biegeschlankheit von Krüger, Mertzsch hingewiesen, um mit diesen Ergebnissen wiederum die Gleichungen nach EC2 zu bedienen. Das Vorgehen erscheint damit für die praktische Handhabung eher umständlich.

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Bild 1. Links: Schäden infolge zu großer Durchbiegungen an nichttragenden Bauteilen [1]; rechts: verformungsempfindliche, randverstärkte Glaslamellen eines Einkaufszentrums [2] Fig. 1. Left: damage due to large deflections on non-structural members [1]; right: sensitive, framed glass panes in a shopping centre [2]

Bild 2. Werte von K aus [4], Tabelle 7.4N Fig. 2. Values of K from [4], Table 7.4N

Die folgende Abhandlung soll daher dem Anwender in Form von direkten Bemessungsdiagrammen die Entwurfsarbeit erleichtern. Diese basieren auf den Nachweisgleichungen des EC2/NA, [4] und [5].

2 Nachweisgleichungen nach Eurocode 2 Die im Abschn. 1 genannten Anforderungen an das Gebrauchsverhalten (hier: Durchbiegung) werden nach [4], Abschnitt 7.4.2, eingehalten, wenn die folgenden Gln. erfüllt sind: 3   ρo  2   l   ρo  l (1a)  d  = K ⋅ 11 + 1,5 ⋅ fck ⋅ ρ + 3,2 ⋅ fck ⋅  ρ − 1  ≤  d      max  

 ρo  l ρ′   l  1  d  = K ⋅ 11 + 1,5 ⋅ fck ⋅ ρ − ρ′ + 12 ⋅ fck ⋅ ρ  ≤  d  o  max   mit: l/d K ρo

Biegeschlankheit (zulässiger Wert) Beiwert für statisches System (Bild 2) fck0,5 ⋅ 10–3 = Referenzbewehrungsgrad

(1b)

ρ ρ′ fck (l/d)max (l/d)max

erforderlicher Biegebewehrungsgrad im GZT (Kragträger: Einspannstelle) erforderlicher Druckbewehrungsgrad charakteristische Druckfestigkeit Beton K ⋅ 35 für allgemeine Anforderungen (l/250) K2 ⋅ 150/l für erhöhte Anforderungen (l/500) zur Vermeidung von Schäden in angrenzenden Bauteilen.

Gleichung (1a) steht dabei eher für plattenartige Bauteile geringerer Beanspruchung mit einem Bewehrungsgrad ρ ≤ ρo (ρo = Referenzbewehrungsgrad), Gl. (1b) gilt eher für balkenartige Bauteile größerer Beanspruchung, entsprechend ρ > ρo.

Gemäß [5] sind die so errechneten Biegeschlankheiten noch auf die Maximalwerte (l/d)max zu beschränken, um zu schlanke Bauteile zu vermeiden.

Die Gln. (1) bzw. die damit errechneten Werte von l/d dürfen bzw. müssen in bestimmten Fällen mit den Faktoren k1, k2, k3 modifiziert werden: falls σs ≠ 310 N/mm2 oder k1 = 310/σs, k1 = 310/(αA ⋅ σs), falls σs ≠ 310 N/mm2 und mehr Bewehrung eingelegt wird als aus dem GZT erforderlich ist: αA = As erf/As vorh

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

39

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

mit: σs Stahlspannung unter der Bemessungslast im GZG im gerissenen Zustand. Der Wert 310 N/mm2 ist der Bezugswert für die Gln. (1) und ergibt sich bei voller Ausnutzung der Tragfähigkeit zu fyk/(γL ⋅ γs) = 500/ (1,4 ⋅ 1,15). γL gewichteter Teilsicherheitsbeiwert für äußere Lasten (z. B. 1,4). k2 = 0,8 für gegliederte Querschnitte wie Plattenbalken mit beff/bw > 3. k3 = 7,0/leff für Balken und Platten mit leff ≥ 7,0 m und jeweils erhöhten Anforderungen.

Die oberen Grenzwerte (l/d)max sind von den Faktoren k1,2,3 unberührt. Den Gln. (1) bzw. der Tabelle 7.4N in Bild 2 nach EC2 liegen umfangreiche Parameterstudien von direkten Durchbiegungsberechnungen mit den Grenzbedingungen leff/250 bzw. leff/500 zugrunde. Das zugehörige Rechenverfahren hierzu wurde ebenfalls dem EC2, Abschnitt 7.4.3, entnommen, vergleiche auch [10].

3 Weitergehende Betrachtung der Nachweisgleichungen (1a), (1b) 3.1 Bezug auf den Einfeldbalken (K = 1) und Referenzbewehrungsgrad ρo Als praxisgerechte Vereinfachung für den Tragwerksentwurf wird der Druckbewehrungsgrad vernachlässigt (ρ′ = 0). Weiterhin können die Gln. (1a), (1b) systemunabhängig auf den ideellen Einfeldbalken (K = 1) bezogen werden, sodass der Systemfaktor K erst am Ende der Berechnung berücksichtigt wird.

Der Faktor k1 kann zur Berücksichtigung der Stahlspannung im GZG direkt in die Gln. (1) aufgenommen werden. Die Faktoren k2 und k3 können als Korrekturfaktoren ebenfalls nach Abschluss der Berechnung berücksichtigt werden. Der Referenzbewehrungsgrad ρo = fck0,5 ⋅ 10–3 wird ebenfalls eingesetzt.

Damit ergibt sich:  fck  l   d  = 11 + 1,5 ⋅ 103 ⋅ ρ + 3,2 ⋅ fck  

3  2

 f 310 (2a) ⋅  3ck − 1  ⋅  10 ⋅ ρ   σ s  

fck  310  l   d  = 11 + 1,5 ⋅ 103 ⋅ ρ  ⋅ σ s  

(2b)

mit: l Spannweite gelenkiger Einfeldträger, beidseitig gelenkig gelagert fck charakteristische Druckfestigkeit Beton ρ erforderlicher Bewehrungsgrad im GZT d statische Höhe σs Stahlspannung im GZG, gerissener Zustand

3.2 Betrachtung des Bewehrungsgrades ρ Für Balken mit den Querschnittsabmessungen b/h/d kann allgemein für den Grenzzustand der Tragfähigkeit (GZT) genügend genau formuliert werden:

40

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

AsGZT = MEdGZT/(z ⋅ fyd) = MEd/(0,85 ⋅ d ⋅ fyk/1,15)

≅ MEd/(0,85 ⋅ d ⋅ fyd) = MEd/(0,74 ⋅ fyk ⋅ d)

Mit MEdGZT = MEd = γL ⋅ fk ⋅ l2/8 ergibt sich: AsGZT = γL ⋅ fk ⋅ l2/(8 ⋅ 0,74 ⋅ d ⋅ fyk) = 10 ⋅ γL ⋅ fk ⋅ l2/(5,92 ⋅ d ⋅ fyk) bzw.

AsGZT = 1,69 · γL · fk · l2/(d · fyk)

(3)

mit: AsGZT im GZT notwendige Biegezugbewehrung in [cm2] MEdGZT im GZT vorhandenes Bemessungsmoment in [kNm] z ≅ 0,85 d = angenäherter Hebelarm der inneren Kräfte im GZT fyd Bemessungswert Streckgrenze Betonstahl in [N/mm2] fyk charakteristischer Wert der Streckgrenze des Betonstahls in [N/mm2] γL gewichteter Teilsicherheitsbeiwert für äußere Lasten (z. B. 1,4) fk = gk + qk = charakteristische, äußere Volllast in [kN/m] gk charakteristische ständige Last in [kN/m] qk charakteristische veränderliche Last in [kN/m] l Spannweite ideeller Einfeldträger in [m] d statische Höhe [m] 10 Dimensionsfaktor Daraus ermittelt sich der Bewehrungsgrad ρ ρ

= As/(b ⋅ d) = [cm2] ⋅ 10–4/[m2] bzw. = 1,69 · 10–4 · γL · fk · l2/(b · d2 · fyk)

(4)

Um die Zusammenhänge für Balken- und Plattentragwerke gleichermaßen verwenden zu können, wird die Belastung fk [kN/m] zusätzlich auf die Stegbreite b bzw. bw bezogen: fkb

= fk/bw [kN/m2]

(5)

fkb ist damit die auf die Balkenbreite bw bezogene Linienlast eines Unterzuges. Für Platten ist üblicherweise die Bezugsbreite b = bw = 1 m, sodass fkb zahlenmäßig der Flächenlast der Decke entspricht. Mit Gl. (5) ergibt sich aus Gl. (4): ρ ρ

= 1,69 ⋅ 10–4 ⋅ γL ⋅ fkb ⋅ l2/(d2 ⋅ fyk) bzw. = 1,69 ⋅ 10–4 ⋅ γL ⋅ (fkb/fyk) ⋅ (l/d)2

Zur weiteren Vereinfachung wird für BSt 500 fyk = 500 N/mm2 gesetzt: ρ

= 1,69 ⋅ 10-4 ⋅ γL ⋅ (fkb/500) ⋅ (l/d)2 und damit:

ρ

= 3,38 · 10–7 · γL · fkb · (l/d)2

(6)

mit: γL gewichteter Teilsicherheitsbeiwert GZT fkb bezogene, charakteristische Flächenlast, Gl. (5) in [kN/m2] l/d Biegeschlankheit

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Bild 3. Kombinationsbeiwert für veränderliche Lasten aus [9], Auszug Fig. 3. Partial factors for live loading from [9], extract

3.3 Betrachtung der Stahlspannung Im Sinne des Entwurfscharakters der Biegeschlankheit ist hierfür der übliche Nährungsansatz für den Hebelarm der inneren Kräfte z ≅ 0,9 d ausreichend. Im Unterschied zur Bewehrungsermittlung nach Abschn. 3.2 wird hier die Durchbiegung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZG) maßgebend, bei der die veränderliche Last in der quasi-ständigen Lastfallkombination mit ψ2 behaftet ist.

MEd = MEdGZG = (gk + ψ2 qk) ⋅ l2/8 mit: MEd Bemessungsmoment im GZG ψ2 Kombinationsbeiwert für die veränderliche Last im GZG (Bild 3) Entscheidend für Tragverhalten und Durchbiegung ist auch das Verhältnis αL = gk/qk. Damit gilt für das oben angeschriebene Moment: MEd = qk (αL + ψ2) ⋅ l2/8 Unter der Voraussetzung, dass die aus dem GZT erforderliche Bewehrungsmenge eingebaut wird und mit z ≈ 0,9 d (siehe oben) gilt für die Stahlspannung: σsGZG = MEdGZG/(z ⋅ AsGZT) σsGZG ≅ MEd/(0,9 · d · As) = qk (α αL + ψ2) l2/(7,2 · d · As) (7) Einsetzen von Gl. (3) in Gl. (7) ergibt: σsGZG = qk (αL + ψ2) l2/[7,2 ⋅ d ⋅ 1,69 ⋅ γL ⋅ fk ⋅ l2/(d ⋅ fyk)] bzw. σsGZG = fyk · (α αL + ψ2)/[(α αL + 1) · γL · 12,17] (8)

(9)

Der gewichtete Teilsicherheitsbeiwert γL für die Lasten des GZT kann weiter beschrieben werden als: γL

= 1,35 gk/fk + 1,5 qk/fk = = 1,35 gk/(gk + qk) + 1,5 qk/(gk + qk)

Nach kurzer Umformung ergibt sich: γL

= (1,35 αL + 1,5)/(1 + αL)

(10)

Gl. (10) in Gl. (9) eingesetzt liefert: αL + ψ2)/[(1,35 αL + 1,5) · 12,17] σsGZG = αA · fyk · (α

(11)

In den Gln. (3), (7) bis (9) wurde die Bewehrung in der Dimension [cm2] gehandhabt. Daher ist die Stahlspannung in Gl. (12) noch mit dem Dimensionsfaktor 10 zu versehen, um vereinbarungsgemäß fyk = 500 N/mm2 verwenden zu können: σsGZG = 10 ⋅ αA ⋅ 500 ⋅ (αL + ψ2)/[(1,35 ⋅ αL + 1,5) ⋅ 12,17] αL + ψ2)/[1,35 αL + 1,5] σsGZG = 411 αA (α

(12)

mit: σsGZG Stahlspannung im GZG [N/mm2] αA = erf AsGZT/vorh As = Ausnutzungsgrad αL = gk/qk = Verhältnis ständiger zu veränderlicher Last

Der Bewehrungsgrad ρ und die Stahlspannung σs werden in Form der abgeleiteten Gln. (6) und (12) in die Gln. (2a) bzw. (2b) eingesetzt:

  1, 5 ⋅ (1 + α L ) ⋅ fck · 104  l  =  d  11 +  3,38 · 1,35 ⋅ α L + 1,5 ⋅ fKb ⋅ l/d  

)

σsGZG = αA · fyk · (α αL + ψ2)/[(α αL + 1) · γL · 12,17]

3.4 Überführung der Gleichungen (2a), (2b) in eine geschlossene Form

mit: σsGZG Stahlspannung im GZG αL gk/qk

(

In Gl. (8) kann zusätzlich der Ausnutzungsgrad der Bewehrung αA = erf AsGZT/vorh As ≤ 1,0 eingeflochten werden:

( )

2

   (1 + α L ) ⋅ fck ⋅ 104 + 3,2 ⋅ fck ⋅      3,38 · 1,35 ⋅ α L + 1,5 ⋅ fKb ⋅ l/d 

(

)

( )

3   2   0,754 ⋅ (1,35 · α L + 1,5) − 1  ⋅ 2   α A ⋅ (α L + Ψ 2)    

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

41

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Bild 4. Abgrenzung bzw. Übergang von Gl. (13a) zu (13b) in Abhängigkeit von bezogener Belastung fkb, Schlankheit l/d und Betongüte fck, αL = gk/qk = 2 Fig. 4. Boundary lines of Equations (13a) and (13b) with respect to effective load fkb, slenderness l/d and concrete strength fck, αL = gk/qk = 2

bzw.   1,5 ⋅ (1 + α L ) ⋅ fck ⋅ 104  l   0,754 ⋅ (1,35 ⋅ α L + 1,5) 11 = + ⋅  d   2 α A ⋅ (α L + Ψ 2)  3,38 ⋅ (1,35 ⋅ α L + 1,5) ⋅ fKb ⋅ l/d   

( )

und weiter umgeformt:   3347,3 ⋅ (1 + α L ) ⋅ fck  l   d  = 8,29 +  1,35 ⋅ α L + 1,5 ⋅ fKb ⋅ l/d  

)

(

( )

2

 3347,3 ⋅ (1 + α L ) ⋅ fck  l  =  d  8,29 +  1,35 ⋅ α L + 1,5 ⋅ fKb ⋅ l/d 

)

(

( )

  + 2,41 ⋅ fck   

 2958,6 ⋅ fck ⋅ (1 + α L ) ⋅   1,35 ⋅ α L + 1,5 ⋅ fKb ⋅ l/d

( )

( )

  1,35 ⋅ α L + 1,5  l  ≤  · 2  α ⋅ (α + Ψ )   d  max L 2  A 

Die Gln. (13a) bzw. (13b) sind nicht ohne Weiteres nach (l/d) auflösbar. Gl. (13a) stellt den Bereich von eher gering bis mäßig belasteten Bauteilen dar und ergibt für größere Beanspruchungen keine Lösungen mehr, da der Term mit der Potenz „3/2“ dann imaginär wird.

Die Gl. (13b) bildet eher den Bereich der höheren Beanspruchungen im Sinne von Balken ab. Wie Bild 4 und auch Gl. (13) zeigen, ist dieser Übergang fließend und sowohl von der gewählten Schlankheit l/d als auch von der Betongüte abhängig.

  2390,9 ⋅ fck  l  + 2,41 ⋅ fck  d  = 8,29 + 2  fKb ⋅ l/d  

)

(

3   2   1,35 ⋅ α L + 1,5  l  − 1  ⋅ ≤ 2   α A ⋅ (α L + Ψ 2)  d  max   

(13b)

4 Weitere Vereinfachungen für den üblichen Hochbau Im üblichen Hochbau dominiert im Regelfall die ständige Last gegenüber der Verkehrslast. Im Allgemeinen kann das Verhältnis der ständigen zur veränderlichen Last in guter Nährung mit αL = gk/qk ≅ 2:1 = 2 beschrieben werden. Legt man weiterhin den für die GZG-Nachweise notwendigen Kombinationsbeiwert ψ2 für die sehr oft verwendeten Kategorien A bzw. B (Wohn-, Aufenthalts- und Büroräume) mit ψ2 = 0,3 fest, dann ergeben sich aus den Gln. (13):

3   2  2113,3 ⋅ fck − 1  ⋅ 1,826 ≤  l   d  2    αA max  fKb ⋅ l/d   

( )

(13a)

(14a)

und   2390,9 ⋅ fck  1,826  l   l  = + 8,29 ⋅ ≤    d  2   d  max  fKb ⋅ l/d  α A  

( )

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

(14b)

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Bild 5. Schlankheit, Belastung und Betongüte für Platten und Balken für die Parameter: αL = gk/qk = 2, ψ2 = 0,3, αA = 1,0 (volle Ausnutzung der Bewehrung im GZT) Fig. 5. Slenderness, loading and concrete grade for slabs and beams for the parameters: αL = gk/qk = 2, ψ2 = 0.3, αA = 1,0 (full utilisation of reinforcement at ULS)

Bild 6. Schlankheit, Belastung und Betongüte für Platten und Balken für die Parameter: αL = gk/qk = 2, ψ2 = 0,3, αA = 0,75 (75 %ige Ausnutzung der Bewehrung im GZT) Fig. 6. Slenderness, loading and concrete grade for slabs and beams for the parameters: αL = gk/qk = 2, ψ2 = 0.3, αA = 0.75 (75 % utilisation of reinforcement at ULS)

Die Gln. (14) können grafisch aufgetragen werden. Dabei ist die Biegeschlankheit zweckmäßig als Ordinate aufgetragen, die Belastung fkb auf der Abszisse, während als Scherparameter die Betongüte dient. Ab der Belastung fkb > 20 kN/m2 ergibt sich nur scheinbar ein Knick in den Kurven, da der Maßstab der Belastung ab dem genannten Wert aus praktischen Gründen unregelmäßig gewählt wurde. In Bild 5 wurde der Ausnutzungsgrad der Bewehrung aus dem GZT zu 1,0 und in Bild 6 zu 0,75 gewählt.

Letzteres bedeutet 1,33fache Erhöhung gegenüber der im GZT erforderlichen Bewehrung.

Man erkennt erwartungsgemäß, dass die Biegeschlankheit l/d steigt mit – zunehmender Betongüte fck [MN/m2] – sinkender Belastung fkb [kN/m2] – sinkendem Ausnutzungsgrad αA der Biegebewehrung Im Hinblick auf den Ausnutzungsgrad lässt sich erkennen, dass eine 33 %ige Vergrößerung der Biegezugbewehrung etwa 5 bis 15 % größere Biegeschlankheiten erwirtschaftet. Dabei sind den so vergrößerten Biegeschlankheiten jedoch infolge der Höchstwerte gemäß [5] wegen (l/d)max = K ⋅ 35 bzw. (l/d)max = K2 ⋅ 150/l, vgl. Gl. (1), Grenzen gesetzt.

5 Anwendungshinweise, Beispiele und Normvergleich aus dem Hochbau Es erscheint für plattenartige Bauteile sinnvoll, zunächst die Schlankheit l/d festzulegen (z. B. durch die Maximalwerte (l/d)max nach [5]), damit die statische Höhe sowie das Eigengewicht gk abgeschätzt werden können, ggf. inklusive der ständigen Zusatzlasten Δgk aus Fußbodenaufbau, Putz etc. Aus der Objektplanung ist die Nutzlast (qk) zum Entwurfszeitpunkt in der Regel bekannt, woraus sich dann die charakteristische Gesamtlast (fkb) und das Verhältnis αL = gk/qk ermitteln lassen. Mit dem Eingangswert li/d (und dem zu αL zugehörigen Diagramm) ist dann die erforderliche Betongüte für die gewählte Schlankheit ablesbar.

5.1 Einfelddecke Gegeben: leff = 7,00 m, K = 1,0 (Einfeldträger) Verkehrslast aus Nutzung: 2,0 kN/m2, Trennwandzuschlag 1,2 kN/m2 qk = 2,0 kN/m2 +1,2 kN/m2 = 3,2 kN/m2, ψ2 = 0,3 für GZG (Kategorie A)

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Gesucht: Erforderliche Betongüte bei gewählter Schlankheit l/d a) Maximalwerte der Biegeschlankheiten: (leff/d)max = k ⋅ 35 = 1,0 ⋅ 35 = 35 (Grundanforderung) (leff/d)max = k2 ⋅ 150/l = 1,02 ⋅ 150/7,00 = 21,4 (erhöhte Anforderung) b) Wahl der Biegeschlankheit, Lastbestimmung: b1) Erfüllung der Grundanforderung: Gewählte Schlankheit unterhalb Grenzschlankheit: l/d = 30, d ≥ 700/30 = 23,3 cm, h ≅ 26 cm, gk ≅ 0,26 ⋅ 25 = 6,5 kN/m2 fk = gk + qk = 6,5 + 3,2 = 9,7 kN/m2 Überprüfung αL = gk/qk = 6,5/3,2 = 2,03 ≅ 2 Ablesung der Betongüte: erf fck = 25 MN/m2, gew.: C25/30 Alternative mit Ausnutzung der Grenzschlankheit: l/d = 35, d ≥ 700/30 = 20 cm, h ≅ 23 cm, gk ≅ 0,23 ⋅ 25 = 5,75 kN/m2 fk = gk + qk = 5,75 + 3,2 = 8,95 kN/m2 Überprüfung αL = gk/qk = 5,75/3,2 = 1,8 ≅ 2 Ablesung der Betongüte: erf fck ≅ 40 MN/m2, gew.: C40/50 b2) Erfüllung der erhöhten Anforderung: l/d = 21,4, d ≥ 700/21,4 = 32,7 cm, h ≅ 35 cm, gk ≅ 0,35 ⋅ 25 = 8,75 kN/m2 fk = gk + qk = 8,75 + 3,2 = 11,95 kN/m2 Überprüfung αL = gk/qk = 8,75/3,2 = 2,73 > 2 (sichere Seite) Ablesung der Betongüte: erf fck < 16 MN/m2, gew.: C20/25 (d. h. keine besondere Anforderung an die Betongüte) Man erkennt, dass bei Erfüllung der Grundanforderung mit zunehmender Schlankheit die Betongüte deutlich ansteigt.

Bei Bauteildicken, die die erhöhte Anforderung erfüllen, spielt die Betongüte dagegen eine untergeordnete Rolle.

5.2 Einfeldunterzug (gelenkig) Gegeben: leff = 8,00 m (leff,i), bw = 0,30 m, gk = 50 kN/m, qk = 25 kN/m

ψ2 = 0,3 für GZG (Kategorie A), erhöhte Anforderungen.

Hinweis: Die Belastungen gk = 50 kN/m und qk = 25 kN/m können z. B. überschläglich aus Lasteinzugsflächen des Unterzuges ermittelt werden.

Gesucht: Erforderliche Bauteilhöhe und Betongüte a) Bezug der Belastung auf die Stegbreite fkb = (gk + qk)/bw = (50 + 25)/0,30 = 250 kN/m2 b) Wahl der Betongüte: C30/37 Ablesung: l/d = 17 Modifikation: l/d = (l/d) ⋅ k3 = 17 ⋅ (7,0/leff) = 17 ⋅ (7/8) = 14,9 d ≥ 800/14,9 = 54,7 cm, gewählt: h ≥ 60 cm (l/d)max = k2 ⋅ 150/l = 1,02 ⋅ 150/8 = 18,75 > 14,9 bzw. (leff/d)max = k ⋅ 35 = 1,0 ⋅ 35 = 35 > 14,9 Bei Unterzügen kann vereinfachend entweder die Biegeschlankheit oder im vorhinein die Betongüte festgelegt werden, da im Gegensatz zu plattenartigen Bauteilen der Steg des Unterzuges nur einen untergeordneten Anteil der Eigenlast ausmacht. Das Ableseergebnis l/d und damit die Bauteildicke h beeinflussen die Belastung fkb näherungsweise nicht mehr.

Bei Unterzügen werden die erhöhten Anforderungen im Allgemeinen wesentlich leichter eingehalten.

5.3 Tabellarischer Vergleich EC2 und DIN 1045-1 Abschließend werden die Ergebnisse von Einfeldplatten des üblichen Hochbaus unterschiedlicher Spannweiten nach EC2/NA und DIN 1045-1 verglichen. Die Werte sind in der Tabelle in Bild 7 zusammengestellt und wurden anhand des Diagramms in Bild 5 ermittelt.

Dabei wurden folgende Randbedingungen zugrunde gelegt: Bauteildicke h = d [m] + 0,03 m, gerundet auf 2. Nachkommastelle Eigenlast + Zusatzlast gk = gk0 + Δgk = h [m] ⋅ 25 kN/m3 + 1,0 kN/m2 (Eigengewicht + Zusatzeigengewicht) Verkehrslast qk = qk0 + Δqk = 1,5 kN/m2 + 1,2 kN/m2 = 2,7 kN/m2 (Wohnnutzung + Trennwandzuschlag)

Bild 7. Tabellarische Zusammenstellung der Ergebnisse für Schlankheit, Bauteildicke, Belastung und Betongüte für Einfeldplatten des üblichen Hochbaus mit αL = gk/qk ≅ 2, ψ2 = 0,3, αA = 1,0 nach EC2 und DIN 1045-1 Fig. 7. Tabled summary of results for slenderness, dimensions, loading and concrete grade for a one-bay slab in standard building for the parameters: αL = gk/qk = 2, ψ2 = 0.3, αA = 1.0 according to EC2 und DIN 1045-1

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

P. Göttlich · Begrenzung der Biegeschlankheit nach Eurocode 2

Aus der Tabelle in Bild 7 wird deutlich, dass die Grenzschlankheiten der DIN 1045-1 auch mit dem EC2/NA erreicht bzw. umgesetzt werden können. Bei Erfüllung der Grundanforderung nach EC2/NA gewinnt jedoch die Wahl der Betongüte mit zunehmender Spannweite an Bedeutung. Im Gegensatz dazu ergeben sich bei Erfüllung der erhöhten Anforderungen nach EC2/NA aufgrund der zwangsläufig größeren Bauteildicken bei steigenden Spannweiten keine nennenswerten Anforderungen an die Betongüte.

6 Zusammenfassung Die Nachweisgleichungen nach EC2/NA wurden vorgestellt und diskutiert. Die Handhabbarkeit der einschlägigen Gleichungen ist für die Praxis eingeschränkt, da vorab der Grenzzustand der Tragfähigkeit sowie die Stahlspannung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit bekannt sein müssen. Aus diesem Grund wurden anhand der Nachweisgleichungen aus EC2/NA Diagramme entwickelt, die die Entwurfsarbeit erleichtern. Weiterhin zeigen die Diagramme die physikalischen Zusammenhänge zwischen äußerer Beanspruchung, gewählter Betongüte, Ausnutzungsgrad der Bewehrung, Verhältnis ständiger zu veränderlicher Last und Biegeschlankheit. Grundlage für die Darstellung und Aufbereitung der Diagramme ist ein EDV-Programm, das sich zurzeit in Entwicklung befindet und dessen allgemeine Anwendung daher noch nicht möglich ist.

Die Diagramme wurden vereinfachend für den Kombinationsbeiwert ψ2 = 0,3 (GZG), das Lastverhältnis αL = gk/qk = 2,0 sowie für einen Ausnutzungsgrad der Bewehrung von 1,0 bzw. 0,75 konzipiert. Zwischen den Diagrammen kann näherungsweise linear interpoliert werden. Grundsätzlich können noch weitere Diagramme z. B. für das Verhältnis ständiger zu veränderlicher Last αL = gk/qk = 1,0 oder 3,0 oder komplexere grafische Darstellungen erarbeitet werden.

Insbesondere für erhöhte Anforderungen ergeben sich nach EC2/NA [4, 5] relativ große Plattenstärken. Vermutlich wird sich daher in der Praxis die Tendenz, nur die

Grundanforderung über die Biegeschlankheit zu erfüllen, im Ausbau dafür gleitende Anschlüsse vorzusehen, eher verstärken. Dabei sind tendenziell höherwertige Betongüten erforderlich.

Literatur [1] Leonhardt, F.: Vorlesungen über Massivbau, Teile 1 und 4.

Springer Verlag.

[2] Statische Berechnung und Bilder, Archiv P. Göttlich.

[3] DIN 1045-1: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton, Teil 1: Bemessung und Konstruktion (Ausgabe August 2008).

[4] Eurocode 2: DIN EN 1992-1-1: 2005 (inklusive Berichtigung 1/2010), vereinfacht bezeichnet als: EC 2-1-1.

[5] Nationales Anwendungsdokument DIN EN 1992-1-1 /NA 2010, vereinfacht bezeichnet als EC 2-1-1/ NA. [6] Göttlich, P.: Stimmt li/35 immer noch? Kritische Anmerkungen und Handlungsalternativen zur Ermittlung der Deckenstärke von üblichen Stahlbetonkonstruktionen des üblichen Hochbaus. In: Der Bausachverständige, Ausgabe Februar 2009.

[7] Krüger, W. und Mertzsch, O.: Verformungsnachweise – Erweiterte Tafeln zur Begrenzung der Biegeschlankheit. In: Praxishandbuch 2003, Stahlbetonbau aktuell. Bauwerk Verlag GmbH. [8] Schneider Bautabellen, 19. Auflage, Werner Verlag.

[9] DIN 1055-100, Anhang A. [10] DAfStb, Heft 400.

[11] Fingerloos, F.: Der Eurocode für Deutschland – Erläuterungen und Hintergründe, Teil 3. In: Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 8, S. 486–495.

[12] Gemeinschaftstagung: BVPI, DAfStb, DBV, DIBt, DINAkademie, ISB, VBI: Tagungsband, 18. und 19. März 2010, Berlin: Eurocode 2 für Deutschland.

Prof. Dr.-Ing. Peter Göttlich Fachhochschule Potsdam FG Massivbau Pappelallee 8–9 14467 Potsdam pg@ggh-ingenieure.de

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Berichte DOI: 10.1002/best.201100081

Ulrich Kauer

International Headquarter Salewa Der Sportartikelhersteller Salewa errichtete südlich von Bozen, von der Brennerautobahn gut ersichtlich, seine neue Firmenzentrale. Mit über 350.000 m3 Gesamtbauvolumen gehört das Projekt zu den größten Bauvorhaben Südtirols und wird eine ganze Reihe von Geschäftsfeldern und Aktivitäten rund um die Themen Mensch, Berg, Design und Innovation beheimaten. Das internationale Marketing und die Verwaltung finden hier ebenso Platz wie ein eigenes Forschungszentrum zur Produktentwicklung, ein vollautomatisiertes Lagersystem, eine öffentliche Parkanlage, ein eigener Kindergarten sowie die größte Kletterhalle Italiens mit 2.000 m2 Kletterfläche und über 90 Kletterrouten.

1 Einleitung Das Projekt startete 2007 mit einem international ausgelobten Architekturwettbewerb, welcher in zwei Bewertungsstufen durchgeführt wurde.

Für die zweite Runde wurden drei Projekte nominiert, welche nach Einsicht aller Projektbeiträge der Fachjury einen weiterentwickelten Entwurf unterbreiten mussten.

Laut Geschäftsführung von Salewa sollte ein einzigartiges Gebäude errichtet werden, das die Marken sichtbar, hörbar, fühlbar, schlussendlich erlebbar macht, und der Firmengeschichte treu bleibt. Am besten interpretierten diese Wunschvorstellungen die Mailänder Architekten „Cino Zucchi Architetti und Park Associati“, welche als Sieger aus dem Wettbewerb hervorgingen.

Die neue Salewa-Zentrale (Bild 1) hat die Form eines Bergkristalls und ist durch seine hoch auf-

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Bild 1. Gesamtansicht Richtung Süden Salewa Headquarter

ragenden Türme ein landmark für die gesamte Umgebung. Dominiert wird der Komplex von einem 50 m hohen Büroturm (Bild 2 (A3)), an welchen sich zwei Baukörper geringerer Höhe anschließen (A2 und A3-1). Im Osten befindet sich die Kletterhalle (A4), welche sich durch ein 17 m hohes Folientor im Sommer öffnen lässt. Dazwischen liegt ein zweigeschossiger Showroom (A3-2). Richtung Norden bestimmt eine Glasfassade das Erscheinungsbild. Die Aluminiumhaut im Süden, welche durch die gewählte Farbe und die kantige Anordnung die Bruchflächen des Bergkristalls darstellen soll, schützt gleichzeitig vor der Sonneneinstrahlung. Unterhalb dieses öffentlich zugänglichen Bereiches befindet sich die Tiefgarage.

Südlich der Bürotürme setzen die verschiedenen Lager A5, A6, A7 und A8 den Gebäudekomplex fort. Teile der Lager wurden analog zur Nordfas-

Bild 2. Übersicht Baukörper

sade der Türme mit einem Lochblech verkleidet (Bild 3).

Die Planung wurde 2008 aufgenommen. Ein Jahr später, im Februar

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Bild 3. Lochblechfassade

2009, wurden die Arbeiten vergeben, und im August 2009 konnte dann schließlich auf dem 2,5 ha großen Baugelände mit den Bauarbeiten begonnen werden. Im Oktober 2011 wurde der Gebäudekomplex den Bauherren übergeben. Das Projekt wurde unter anderem 2010 bei der 12. Architekturbiennale in Venedig im Rennen um einen Preis in der Kategorie „Work-in-Progress“ nominiert.

2 Geologie Das Baugelände befindet sich südlich von Bozen in der Nähe des Einmündungsbereiches des Flusses Talfer in die Eisack. Beide Flüsse durchfließen die Stadt Bozen und nützten das Baufeld als Überschwemmungsgebiet bei Hochwasser. Als Baugrunduntersuchung wurden zwei Tiefbohrungen bis zu einer Tiefe von 20 m, mit Bodenprobeentnahmen und schweren Rammsondierungen (DPSH) durchgeführt.

Es konnte festgestellt werden, dass vorwiegend ein Kies-Sandgemisch mit sehr guten Bodenkennwerten vorhanden ist. Zulässige Bodenpressungen bis 350 kN/m2 konnten für die weiteren Berechnungen angenommen werden. Aufgrund eines Gesetzes der Autonomen Provinz Bozen [1] zum Schutz des Grundwassers sind in diesem Gebiet Gründungskörper nur bis zu einer Tiefe von 4,0 m unter der Geländeoberkante zulässig.

Bild 4. Grundriss

Dadurch mussten Tiefengründungen von Vornherein ausgeschlossen werden. In den südlicheren Bereichen der Lager (A5–A8) wurden einige Schlammlinsen festgestellt. Diese Bereiche wurden bei den Grabungsarbeiten und durch weitere Rammsondierungen und Lastplattenversuche eingegrenzt.

Um die Bodenaustauscharbeiten möglichst gering zu halten, wurden die Streifenfundamente der Lager in der tieferen, tragfähigen Schicht gegründet und nur im Bereich des Hallenbodens ein Bodenaustausch von 40 cm vorgenommen. In einigen wenigen Bereichen, in welchen die Fundamente nicht hinunter gesetzt werden konnten, musste jedoch ein Bodenaustausch von 100 cm Höhe auf einer Fläche von 1600 m2 durchgeführt werden. Ein schichtweiser Einbau mit darauffolgender Verdichtung ermöglichte eine zulässige Bodenbelastung von 250 kN/m2. Der Grund-

wasserspiegel befindet sich je nach saisonalen Schwankungen ca. 2,0 bis 4,0 m unterhalb der Geländeoberfläche. Die Tiefgarage ist einem maximalen Bemessungswasserstand von ca. 2,0 m ausgesetzt.

3 Planerische Grundlagen 3.1 Allgemeines Aufgrund der unterschiedlichen Nutzeranforderung für die einzelnen Gebäudeabschnitte (Bild 4), wie z. B. möglichst stützenfreie Bereiche für die Ausstellungsräume, kostengünstige Bauweise für die Lagerbereiche, schlanke Stützen und unterzugsfreie Decken in den Bürobereichen, mussten die einzelnen Bauteile aus statischer Sicht getrennt voneinander behandelt werden. Ziel war es, eine technisch einwandfreie und zugleich wirtschaftliche Lösung unter Einsatz des besten Baumaterials zu finden.

Die charakteristischen Werte der Ein-

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Tabelle 1. Charakteristische Einwirkungen qk [kN/m2]

Qk [kN]

Bürobereich Obergeschosse

3,0

3,0

Bereich mit möglicher Menschenansammlung

4,0

4,0

Lagerbereich (A7)

5,0

5,0

Garage

2,5

2 × 10,0

Nutzung

wirkungen wurden anhand der UNI EN 1991-1-1, der italienischen Vorschrift NTC 2008 [2] und den Vorgaben der Bauherrschaft bestimmt (Tabelle 1).

3.2 Gebäudefugen Wie aus den Grundrissen (Bild 4) zu erkennen ist, ist der Gebäudekomplex in zwei Bereiche zu unterteilen. Im nördlichen Teil befinden sich die Büro- und Verwaltungsbereiche, im südlicheren Teil befinden sich die Lagerbereiche. Die Gründung der Bürotürme und der Tiefgarage erfolgte durch eine Bodenplatte. Aufgrund der sehr unterschiedlichen Gebäudehöhen der Bürotürme und einer sehr unterschiedlichen Gliederung der Decken mit einer Ausdehnung von über 80 m war es erforderlich, das Gebäude durch Raumfugen voneinander zu trennen. Auch musste berücksichtigt werden, dass jedes Gebäudeteil noch über eine ausreichende Gebäudeaussteifung verfügt. Beansprucht wird das Gebäude, neben den üblichen Be-

Bild 5. Fugenkoppelung

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

lastungen aus Schiefstellung und Wind, auch aus einer geringen Erdbebenkraft.

Die Raumfugen wurden zwischen den Türmen A2 und A3, sowie zwischen A3 und A3-1 ausgeführt. Die Deckenfugen wurden in den aufgehenden Wänden konsequent bis zur Bodenplatte weitergeführt. Die Fugen in den Massivdecken wurden durch Schwerlastdorne mit einer Bewegungsfreiheit in Längs- und Querrichtung voneinander getrennt (Bild 5).

Die Berechnung der resultierenden Belastung auf die Dorne erfolgte im FEM-Plattenprogramm durch eine Fugenkoppelung. Dabei können Flächenelemente entlang einer vorzugebenden gemeinsamen Elementkante durch Koppelungen zwischen den ursprünglichen und einem neu entstandenen abhängigen Knoten anhand der angegebenen Freiheitsgrade des Dornes modelliert werden. Aufgrund der unterschiedlichen Schubkonzentrationen wurden die Dornabstände entsprechend den einwirkenden Belastungen gewählt.

Der Einbau der Schwerlastdorne erforderte laut Zulassung am Deckenrand eine Zusatzbewehrung in Form von drei Längseisen in der oberen und unteren Lage (Pos. 19), Bügel oder U-Schlaufen (Pos. 9) und jeweils zwei Steckbügel direkt um den Dorn verlegt (Pos. 10). Durch die notwendige Verdichtung der Bügel um den Dorn und die weiteren Steckbügel war ein ordnungsgemäßer Einbau des Betons nur dann zu erreichen, wenn die vorgeschriebenen Bügelabstände genau eingehalten wurden. Da jedes Stockwerk einen einzelnen Brandabschnitt darstellt, wurden die Schwerlastdorne in Verbindung mit Brandschutzmanschetten und einer nicht brennbaren Fugeneinlage ausgeführt.

3.3 Bürotürme A2, A3, A3-1 Den markantesten Bereich des Gebäudes bildet der 50 m hohe Büroturm A2 mit seinen zwölf Stockwerken (Bild 6). Im Erdgeschoss befindet sich eine Eingangshalle mit einer Raumhöhe von 5,50 m Höhe, die Geschossflächen der darüber liegenden Stockwerke werden kontinuierlich kleiner. Aufgrund des Kundenwunsches, die Deckenuntersichten sichtbar zu belassen und einen möglichst flexiblen Ausbau auch in einer zweiten Ausbaustufe zu gewährleisten, mussten alle Decken ausnahmslos als Flachdecken ausgeführt werden. Die Decken wurden als punktgestützte Massivdecken mit einer Stärke von 30 cm errichtet, dabei wurden die erhöhten Anforderungen an die Begrenzung der Durchbiegung nach UNI EN 1992-1 erfüllt. Die Stirnseiten der Decken wurden verjüngt, um eine möglichst schlanke Abbildung an der Glasfassade zu erreichen. Die Verformungen der Deckenstirnseiten flossen in die Planung der Glasfassade mit ein. Mögliche Verformungen können durch ein Spiel in der Stahlstruktur im Erdgeschoss aufgenommen werden.

Die Gebäudeaussteifung wurde durch den asymmetrisch angeordneten Stahlbetonkern, welcher durch das Treppenhaus und die zwei Auszugsschächte gebildet wird, erreicht (Bild 7). In den unteren Stockwerken wurde der Kern durch weitere tragende Wände erweitert, welche jedoch in den Obergeschossen nicht weitergeführt werden konnten. Die horizonta-

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± 1,0 Edx ± 0,3 Edy ± 0,3 Edz

Bild 6. Bürotürme

Bild 7. Grundriss Büroturm A3

le Belastung der Türme erfolgt durch Wind, Schiefstellung und durch eine geringe Erdbebenbelastung.

3.4 Erdbebennachweis Südtirol gehört der geringsten Erdbebenbelastung, der Kategorie 4 laut italienischer Norm NTC 2008 [2], an.

Die Erdbebenbeschleunigung beträgt ag = 0,05 · g. Das Gebäude wurde anhand eines dreidimensionalen FEModelles durch eine dynamische Berechnung mit linearem Materialgesetz berechnet. Dabei wurde das Anwortspektrumverfahren für die Berechnung der Formänderung und Schnittgrößen verwendet. Die An-

zahl der untersuchten Eigenformen der beteiligen effektiven modalen Massen muss mindestens 85 % der aufgebrachten Massen entsprechen, wie laut NTC 2008 [2] vorgeschrieben. Im Berechnungsmodell dürfen laut Normung die Massivdecken als unendlich steif angenommen werden, da die Eigenformen der Decken keine Auswirkung auf die Berechnung der Struktur haben. Der Rechenaufwand wird dadurch sehr eingeschränkt.

Die Erdbebenbemessung sieht die Kombination der Erdbebeneinwirkung in zueinander senkrechten Richtungen nach folgender Kombination vor:

unter Vertauschung der Beiwerte.

Die vertikale Komponente Edz der Erdbebeneinwirkung ist in der Erdbebenzone 3 und 4 in Italien nicht zu berücksichtigen. Die zufällige Torsionseinwirkung muss zusätzlich durch einen eigens definierten Lastfall ergänzt werden. Die daraus resultierenden Schnittgrößen werden dann mit den statischen Einwirkungen überlagert und stehen für die anschließende Bemessung zur Verfügung.

Die Berechnung erfolgte in zwei Stufen. Zuerst wurden anhand eines 3D-Modelles die Stützenbelastungen ermittelt. Für die Berücksichtigung der Randeinspannungen der Stützen wurde für die Stützen-Decken-Verbindung eine Einspannung angenommen. Es folgte die Berechnung der Verbundstützen anhand der ermittelten Belastungen einschließlich der ermittelten Einspannmomente. In einem zweiten Schritt wurden die Steifigkeiten der berechneten Verbundstützen im FE-Modell wieder übernommen und die Bemessung durchgeführt. Dabei wurden auf der sicheren Seite liegend an den Randund Innenstützen gelenkige Lager angesetzt. Für die Ermittlung des E-Moduls wurde ein gewichteter E-Modul aus den beiden Materialien Stahl und Beton entsprechend den Flächenanteilen ermittelt.

Der Schutz vor Schäden an nicht tragende Bauteilen (SLD = stato limite di danno) sieht eine Begrenzung der horizontalen Stockwerksverschiebungen ≤ 0,005 · h vor, wobei h die Stockwerkshöhe ist. Anhand der berechneten Verformungen der verschiedenen Türme wurden auch die erforderlichen Fugenbreiten der einzelnen Bauabschnitte mit einem Sicherheitszuschlag von 1,0 cm ermittelt. Die Fugenbreite muss gewährleisten, dass durch die Verformungen der einzelnen Türme durch Windund Erdbebenbelastung keine gegenseitige Beanspruchung erfolgt. Für die Erdbebenzone 4 sind geometrische Mindestabmessungen sowie Mindest- und Maximalbewehrungsgrade für die tragenden Bauteile einzuhalten. Stahlbetonstützen müssen z. B. eine Mindestabmessung von 25 cm aufweisen, und der Bewehrungsgrad muss zwischen 1 % und 4 % liegen.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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3.5 Verbundstützen Sämtliche Stützen der Bürotürme wurden als Verbundstützen mit eingestellten Doppel-T Stahlprofilen ausgeführt (Bild 8), dadurch konnte eine hohe Tragfähigkeit bei Verwendung kleiner Stützenquerschnitte erreicht werden. Die Abstufung des Querschnittes aufgrund der sich ändernden Lasten erfolgte dabei über die Abstufung der Längsbewehrung und des Einstellprofils. In der Planung wurde der Stoß des Einstellprofils für jedes zweite Stockwerk vorgesehen, auf Wunsch der ausführenden Firma wurde der Stoß geschossweise ausgeführt. Soweit möglich, wurde für jeweils zwei Stockwerke das gleiche Einstellprofil verwendet und nur der Bewehrungsgrad dementsprechend angepasst. Alle Stützen wurden mit einer Feuerwiderstandsklasse R90 ausgeführt. Die Berechnung der Verbundstützen erfolgte nach UNI EN 1994-1-1.

Der Stoß der Stahlprofile erfolgte 30 cm über der Rohdecke, durch einen Kopfplattenstoß mit jeweils vier Schrauben. Die Einstellprofile wurden bereits in der Fertigung mit vorgebohrten Löchern im Stegbereich geliefert, um die Bewehrungszulagen für die Notfallbewehrung als auch für die Durchstanzbewehrung durch das Profil führen zu können. Die untersten Stützen, welche auf der Bodenplatte aufgesetzt werden, wurden mit Hilfe vorab einbetonierter Gewindestangen und Verankerungsplatten befestigt. Ebenfalls wurde die An-

schlussbewehrung in die Bodenplatte mit einbetoniert.

Die Einleitung der Deckenlast erfolgte je Stegseite, über 2 × 6 ∅22 mm Kopfbolzendübel am Einstellprofil. Neben der Grenztragfähigkeit der Kopfbolzen können zusätzlich die Reibungswiderstände berücksichtigt werden, welche aus den Anpresskräften der Druckdiagonalen an den Innenseiten der Flansche entstehen. Die Stützen wurden mit selbstverdichtendem Beton der Güteklasse C30/37 ausgeführt, da ein Einführen des Rüttlers aufgrund der verengten Platzverhältnisse nicht mehr möglich war. Für die Rundstützen wurden Kartonschalungen verwendet. Nach Montage des Stahlprofils wurde der vorgebundene Bewehrungskorb über das Profil gestülpt, die Abstandhalter ausgerichtet und zuletzt die Kartonschalung angebracht.

Die Bemessungslasten für die 5,5 m hohen Verbundstützen in der Eingangshalle betragen 9,2 MN, welche in einem Betonierabschnitt mit Kartonschalung ausgeführt worden sind. Der Stützendurchmesser beträgt 70 cm, als Einstellprofil wurde ein HEM 400 S275 verwendet. Laut Angaben des Herstellers halten die Schalungen dem Frischbetondruck stand, was sich bei der Ausführung auch bestätigte. Bei zwei Stützen traten jedoch Probleme auf, und die Schalung zerriss ca. eine Stunde nach dem Betoniervorgang. Aufgrund des zeitverzögerten Versagensmechanismus dürfte während dem Überstülpen der Kartonschalung die wasser-

Bild 8. Verbundstütze

Bild 9. Betonkernaktivierung in den Massivdecken

50

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

abweisende Schutzschicht auf der Innenseite des Kartonrohres durch die Bewehrung beschädigt worden sein, dadurch saugte das Material Wasser an und verlor seine Tragfähigkeit.

Aufgrund der hohen Tragfähigkeit der Verbundstützen bei geringen Querschnittsabmessungen ist der Durchstanznachweis von besonderer Bedeutung. Als erste Maßnahme zur Erhöhung des Durchstanzwiderstandes wurde die Biegebewehrung erhöht, erst in einem zweiten Schritt wurde Durchstanzbewehrung in Form von Dübelleisten eingesetzt.

3.6 Betonkernaktivierung In den Massivdecken wurde zum Kühlen und Heizen eine thermische Betonkernaktivierung eingebaut. Dabei wird die Gebäudemasse zur Temperaturregulierung verwendet (Bild 9). Die thermoaktiven Decken werden als Grundlast-Heizung bzw.

Kühlung neben den reaktionsschnellen Warmwasserkonvektoren eingesetzt. Durch die vergleichsweise großen Übertragungsflächen können die Systemtemperaturdifferenzen niedrig gefahren werden, sodass das Medium nicht so stark erwärmt werden muss wie z. B. das Wasser einer herkömmlichen Zentralheizung. Das Salewa Headquarter wurde an das Fernheiznetzwerk der Stadt Bozen angeschlossen, zum Kühlen wurde eine Grundwasserkühlung eingesetzt.

Die Rohre für die Aktivierung der Bauteile wurden zwischen der unteren und oberen Bewehrung ver-

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legt. Dabei wurden auf der Baustelle bereits vorgefertigte Plattenelemente zu 3,0 m × 1,5 m angeliefert, auf die untere Bewehrung gelegt und zu einem Kreislauf zusammengeschlossen. Zum Schutz der Kunststoffrohrleitungen wurden die Paneele auf der oberen Seite mit einer Bewehrungsmatte versehen. Nachdem die obere Bewehrungslage verlegt war, wurden die Paneele durch Kunstoffbinder an ihr befestigt. Entlang der Glasfassaden wurde unterhalb der unteren Bewehrungslage auf einer Breite von 2,5 m eine zusätzliche partielle Betonkernaktivierung angebracht, welche die Trägheit des Systems vermindern soll.

Die Erfahrungen haben gezeigt, dass eine fachgerechte Planung der Zu- und Ableitungen und eine genaue Verlegung nach Plan unumgänglich ist. Vor allem in den Deckenbereichen, wo die Zu- und Ableitungen der einzelnen Kreisläufe zusammengeführt und zum Kollektor geführt werden, war darauf zu achten, dass die Decke nicht durch die große Anzahl der Rohre geschwächt wird. Ein geordneter Einbau mit Zwischenbereichen ohne Rohrleitungen musste gewährleistet werden. Eine Einweisung der ausführenden Haustechnikfirma vor Beginn der Arbeiten wurde durchgeführt, durch eine Bewehrungsabnahme der unteren Lage und der bereits eingebauten Zu- und Ableitungen konnte während der Bauphase ei-

ne fachgerechte Ausführung erreicht werden.

3.7 Schubbewehrung Bodenplatte Aufgrund der guten Bodeneigenschaften konnte als Gründung eine Bodenplatte ausgeführt werden. Die drei Türme stehen auf einer gemeinsamen Bodenplatte, welche eine Stärke von 70 bis 130 cm aufweist. In die Bodenplatte wurde ein 30 cm tiefer und 300 cm breiter Installationsschacht eingebaut, durch welchen die Haustechnik geführt wurde. Als Durchstanzbewehrung unterhalb der Stützen und in den anderen notwendigen Bereichen wurden vorgefertigte Bügelkörbe verwendet (Bild 10). Dabei wurden einzelne Schubbügel in der geforderten Anzahl durch Montageeisen zu Körben zusammengestellt, welche dann als Ganzes eingebaut werden konnten. Je nach Größe und Ausdehnung der Krafteinleitungszone waren ein oder mehrere Körbe anzuordnen.

Verlegereihenfolge: – Verlegen der ersten Lage der unteren Bewehrung – Einheben der Bewehrungskörbe, dabei ist der Bügelschenkel parallel zur verlegten ersten Lage – Die zweite Lage der unteren Längsbewehrung wird verlegt; im Bereich des Korbes muss der Stababstand der Bewehrung dem Bügelabstand

des Korbes entsprechen, damit in jeder Bügelabbiegung ein Längsstab zu liegen kommt – Montage der Abstandhalter und Verlegung der ersten oberen Lage; im Bereich des Bügelkorbes muss der Stababstand der Bewehrung dem Bügelabstand des Korbes entsprechen, damit jeweils ein Längseisen vom Haken des Bügels umschlossen wird – Die zweite obere Lage wird verlegt

3.8 Weiße Wanne Das einstöckige Untergeschoss, in welchem sich die Technikräume, der Serverraum und die Tiefgarage befinden, wurde als Weiße Wanne ausgeführt. Der Bemessungswasserstand beträgt je nach saisonalen Schwankungen maximal 2,0 m. Für die Bemessung der WU-Konstruktion wurden die Beanspruchungsklasse 1 und die Nutzungsklasse A festgelegt. Für die 70 cm starke Bodenplatte beträgt das Druckgefälle i = hw/hb = 2,85.

Laut Empfehlungen in [5] wurde eine rechnerische Rissbreite für eine Selbstheilung der Risse von wk = 0,15 gewählt. Für wasserundurchlässige Betonbauwerke der Nutzungsklasse A und Druckwasserbeanspruchung (Beanspruchungsklasse 1) ist laut WU-Richtlinie [4] eine Mindesthöhe der Druckzone zu gewährleisten: x ≥ 30 mm und ≥ 1,5 · Dmax

Bild 10. Schubbewehrungskörbe

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Alternativ kann der Nachweis der Druckzonenhöhe durch eine Begrenzung der Breite der Biegerisse laut Tabelle 2 der WU-Richtlinie geführt werden. Für ein Druckgefälle ≤ 10 ist eine zulässige Rissbreite w = 0,2 mm gefordert. Die gewählte Rissbreite erfüllt die Anforderungen der Vorschrift.

Die Planung erfolgte nach der Bauweise zur Vermeidung von Trennrissen, in diesem Fall sind die Zwangsbeanspruchungen möglichst gering zu halten. Damit die entstehenden Zugspannungen nicht die Zugfestigkeit des Betons überschreiten, muss gewährleistet sein, dass sich die Betonbauteile möglichst frei verformen können. Dies wurde bei den Fundamentplatten durch eine möglichst ebene Unterseite und durch eine Ausgleichsschicht zwischen Unter- und Fundamentbeton erreicht. Auf den möglichst glatt abgezogenen Unterbeton wurden zwei Lagen PE-Folie verlegt, bei Vertiefungen durch Schächte und Kanäle wurde eine Bewegungsfreiheit durch weiche Dämmplatten an den vertikalen Wandflächen erreicht. Die Bodenplatten wurden durch mehrere Betonierfugen in Abschnitte zu ca.

200 m2 unterteilt, die Betonierreihenfolge erfolgte nach einem Schachbrettmuster. Für angrenzende Abschnitte wurde eine zeitliche Verschiebung von drei Tagen eingeplant, um die Zwangsspannungen aus Hydratationswärme abklingen zu lassen.

In den Wänden wurden ca. alle 6,0 m Arbeitsfugen oder Sollrissquerschnitte vorgesehen.

Während der Ausführung des Rohbaus wurden monatlich die Setzungen des Turmes A3 gemessen. Die Messungen ergaben eine maximale Setzung von 2,6 cm, was mit den berechneten Ergebnissen gut übereinstimmt.

Auskragung von 2,5 m bei einer Deckenstärke von 35 cm vor. Das Verhältnis Spannweite zu Deckenstärke beträgt l/h = 40. Die Decke wurde als verbundlos vorgespannte Struktur mit einer Betongüte von C35/45 und einem Größtkorn von 16 mm ausgeführt. Die Auskragung konnte aus planerischen Gründen nicht reduziert werden, da die Verschiebung der Stützen eine Kollision mit den Fahrgassen in der Parkgarage verursacht hätte. Bei weit gespannten Stahlbetondecken bestimmt der Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (SLS) und nicht der Grenzzustand der Tragfähigkeit (ULS) die Deckenstärke. Bei den üblichen Nutzlasten des Hochbaues beeinflusst in hohem Maße die Eigenlast der Decke die Durchbiegung. Das Eigengewicht von Massivdecken kann durch eingebaute Hohlkörper vermindert werden. Eine Kombination von vorgespannten Decken im Stützstreifenbereich und Hohlkörpern in Feldmitte reduziert das Eigengewicht erheblich.

Im vorliegenden Fall wurde die Decke möglichst schlank gehalten und die zulässige Durchbiegung durch den zusätzlichen Einbau von Spanngliedern gewährleistet.

Die Spanngliedlage folgt einem parabolischen Verlauf, und die Unterstellungskörbe wurden alle 1,0 m angeordnet. Aufgrund der starken Verjüngung der Auskragung auf 20,0 cm und um eine erhöhte Verformung der Aus-

4 Showroom A3-2 Der zweigeschossige Showroom dient als Ausstellungsraum für die Produkte im Erdgeschoss und als Konferenzraum im 1. Obergeschoss. Aufgrund der Nutzerwünsche musste eine möglichst stützenfreie Ausführung der Decke mit einer ebenso möglichst dünnen Stirnansicht der Decke von nur 20 cm an der Glasfassade ausgeführt werden (Bild 11). Das statische System sieht eine Einfelddecke mit einer Spannweite von 14,2 m und einer

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Bild 11. Grundriss Spannbetondecke

kragung nach oben zu vermeiden, wurden alle Spannanker auf der gegenüberliegenden Seite angeordnet. Die Festverankerungen wurden im Verteilerträger über der Stützenachse im Bereich der Auskragung angebracht.

Zur Anwendung kamen Monolitzen mit einem Durchmesser von 15,2 mm aus St 1670/1860 und einer Nettoquerschnittsfläche von 165 mm2 (Bild 12). Die Litzen wurden werksseitig mit einer Korrosionsschutz-Füllmasse und einem HDPEMantel versehen. Verwendet wurden sowohl Einzel- als auch Gruppenverankerungen für sieben bzw. neun Litzen. Bei einer Nutzlast von 4 kN/m2 wurde eine Spannstahlmenge von 10,0 kg/m2 eingebaut. Die numerische Berechnung erfolgte mit einem räumlichen Schalenmodell, die Länge der Spannglieder betrug zwischen 11,2 m und 16,9 m. Für die Berechnung wurde ein Reibungsbeiwert von m = 0,06, ein ungewollter Umlenkwinkel von b = 0,34°/m und ein Keilschlupf von 6 mm angenommen. Die Vorspannung wurde sowohl für den Grenzzustand der Tragfähigkeit als auch für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit angesetzt.

Einbauablauf: – Deckenschalungen aufstellen und Verlegen der unteren Bewehrung auf Abstandhaltern – Montage der Spanngliedverankerungen an der Schalung und der

U. Kauer · International Headquarter Salewa

–

–

– – –

Trompeten; Einbau der Spannkabel auf die untere Bewehrungslage, Abschälen des PE-Mantels, Montage der Wendelbewehrung, Durchstecken der Spannglieder durch die Verankerungen Einbau der Abstandhalter, Befestigung der Spannglieder an den Abstandhaltern; Abnahme Spanngliedlage Überprüfung der Festanker auf ordnungsgemäßen Einbau der Keile und eine vollständige Verfüllung mit Korrosionsschutz-Füllmasse Abdichten der Spannglieder und Trompeten durch Klebeband oder Silikon (Bild 12) Verlegung der oberen Bewehrungslage Betoniervorgang

Bild 12. Gruppenverankerung der Monolitzen

Eine Teilvorspannung wurde einen Tag nach der Betonage vorgenommen, die komplette Vorspannkraft konnte nach vier Tagen aufgebracht werden. Der Spannvorgang wurde in zwei Durchläufen durchgeführt. Zuerst wurde jeder zweite Anker angespannt, nach Vollendung des ersten Durchganges wurden dann die restlichen Anker gespannt.

5 Kletterhalle A4 Die Kletterhalle ist ein 22,0 m hoher Kubus mit einer Grundfläche von 23,0 × 23,0 m, welcher Richtung Osten eine offene Wandseite besitzt (Bild 13). Im Erdgeschoss befindet sich ein Boulderbereich, darüber verlaufen die verschiedenen Kletterrouten. Bei schlechter Witterung lässt sich die Halle durch eine 3,0 m hohe Glaswand, welche aus dem Untergeschoss hochgefahren wird, und ein Folientor verschließen. Die Betonaußenwände der Halle ohne Zwischendecken wurden durch Kletterschalungssysteme erstellt. Das Dach wurde aus Brettschichtholzträgern und Holzhohlkastenelementen mit integrierter Wärmedämmung errichtet. Die Dachträger wurden kraftschlüssig für Druck- und Zugkräfte mit der Betonstruktur verbunden und steifen somit das Gebäude aus.

6 Lagerbereiche A5–A7 Im südlichen Bereich des Gebäudekomplexes befinden sich die Lager und Kommissionierbereiche. Die gro-

Bild 13. Kletterhalle mit Bürotürmen im Hintergrund

ßen Flächen der Hallen wurden genutzt, um auf den Dächern eine Fotovoltaikanlage zu installieren, welche doppelt so viel Strom produziert, wie das gesamte Gebäude selbst verbraucht. Die Kommissionierhalle, der zentrale Bereich, in dem die Waren einerseits aus dem vollautomatischen Hochregellager (A5, Bild 14) und anderseits aus dem handbestückten Großteilelager (A6) eintreffen, besteht aus drei Obergeschossen. Die Gründung der Halle von 45 × 55 m erfolgte durch Streifenfundamente.

Die Halle wurde ursprünglich mit Betonfertigteilen geplant. Durch einen Sondervorschlag der ausführenden Firma wurde die Decke als verbundlos vorgespannte Massivdecke ausgeführt. Als Dacheindeckung wurde ein Micro-Sheddach aus Betonfertigteilen ausgeführt, welches bereits die ideale Ausrichtung zum Anbringen der Fotovoltaikpaneele aufweist.

Das vollautomatische Hochregellager A5 hat eine Grundfläche von 27,0 m × 80,0 m und eine Höhe von 20,0 m. Laut Wunsch der Bauherrschaft sollte zuerst eine Gebäudehülle errichtet werden, in welcher dann das selbsttragende Hochregellager Platz findet. Die Halle besteht aus Fertigteilstützen, Sandwich Fassadenplatten, Spannbeton I-Bindern und vorgespannten TT-Elementen als Hallendach.

Die ursprüngliche Planung sah eine unabhängige Gebäudeaussteifung für jede einzelne Fertigteilhalle vor. So wurden z. B. die 18,5 m hohen Hallenstützen der Halle A5 zur Aufnahme der horizontalen Beanspruchung aus Wind und Schiefstellung als Kragstüzen mit Köcherfundamenten berechnet. Die Köcherfundamente hatten eine Abmessung von 3,5 × 2,6 × 1,0 m und wären jeweils durch vier Gewi-Pfähle mit einer Länge von

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Tabelle 2. Am Projekt beteiligte

Bild 14. Knotenausbildung Anschluss

14,0 m in den Boden verankert. Der Sondervorschlag durch eine Ortbetonausführung der Halle A7 ermöglichte es, den Treppenhauskern als Gebäudeaussteifung sowohl für die Halle A7 als auch für die Halle A5 zu verwenden. Die Hallenstützen konnten nun als am Fuß eingespannte und am Kopf durch die Deckenelemente horizontal gehaltene Stützen berechnet werden. Die rückverankerten Köcherfundamente wurden aus der ursprünglichen Planung übernommen.

Am Kopf der Hallenstützen wurden die vorgespannten horizontalen I-Träger mit einer Spannweite von 14,5 m befestigt, auf welchen die TTDeckenelemente auflagern. Zwischen den Fassadenplatten und TT-Deckenelementen war eine Entwässerungsrinne mit einer Breite von 30 cm vorgesehen. Durch die exzentrische Lasteinleitung der Deckenelemente musste eine biegesteife Verbindung zwischen Stütze und I-Trägern ausgeführt werden. Es wurden zwei Gewindestangen ∅22 mm verwendet (Bild 14).

Probleme traten während der Ausführung der Fertigteilkonstruktion auf, weil die TT-Elemente nicht ordnungsgemäß auf den I-Trägern befestigt worden waren. Durch das fehlende Auflager am Stützenkopf wurde das angenommene statische System einer Pendelstütze in ein Kragstützensystem umgewandelt. Dies äußer-

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Bauherr

Leasalp AG

Architektur – Planung

Cino Zucchi Architetti und Park Associati, Mailand (I)

Architektur – Bauleitung

PPS Group, Bozen (I)

Tragwerksplanung und statische Bauleitung

Kauer Ingenieure GmbH, Bozen (I)

Haustechnik

Energytech, Bozen (I)

Baufirma

ZH General Construction Company, Sand in Taufers (I)

te sich durch eine starke Stützenkopfverformung bis zu 10,0 cm. Nach Feststellung des Schadens wurde als Sofortmaßnahme, um weitere Verformungen zu vermeiden, eine feste Verbindung durch Stahlwinkel zwischen den Deckenelementen und den I-Trägern geschaffen, außerdem wurden die Decken auf der gegenüberliegenden Seite durch Stahlwinkel an die Halle A7 verankert. Eine Vermessung der Stützenauslenkung ergab eine parabelförmige Verformung der Stütze, durch die Rückverankerung des Köcherfundaments erfuhr das Fundament keine Drehung. Die statische Überprüfung der Betonfertigteilstütze mit der erhöhten Schiefstellung erbrachte noch eine ausreichende Tragfähigkeit. Zur endgültigen Sanierung des Schadensfalles wurde eine Verankerung der Hallenstützen mit der gegenüberliegenden Wand durch Stabanker ∅32 m ausgeführt.

Für die mit Magnetspulen gesteuerten Bediengeräte musste eine Bodenplatte mit erhöhten Anforderungen an die Ebenheit hergestellt werden [3]. Bei einer Abmessung der Bodenplatte von 80,0 m musste eine Ebenheit bezogen auf die horizontale Systemebene von ± 10 mm eingehalten werden. Der Einbau des Betons erfolgte mit versetzen Abziehlehren.

Nach dem Abziehen der Betonoberfläche und ausreichendem Ansteifen erfolgte ein maschinelles Abscheiben und Flügelglätten. Zur Anwendung kam ein Beton C30/37 der Konsistenzklasse F4 mit zusätzlichem Fließmittel. Die Abschalung der Arbeitsfugen erfolgte mit Fugenabschalelementen mit Verdübelungen.

7 Schlussbemerkung Aufgrund der Vielzahl der unterschiedlichen Tätigkeiten, welche in

diesem Gebäudekomplex Platz finden, musste für jeden Teilbereich mit seinen verschiedenen Anforderungen eine gesonderte statische Lösung gefunden werden. In diesem Bauvorhaben (Tabelle 2) wurden unterschiedliche Baumaterialien wie Beton, Stahl und Holz in unterschiedlichster Form und Kombination eingesetzt und in verschiedenen Bauweisen verwendet.

Zur Ausführung kamen z. B. schlaff bewehrte Betonbauteile, vorgespannte Baukörper in Ortbeton- und Fertigteilbauweise und auch WU-Beton.

Auch Stahlkonstruktionen und Stahlverbundbauteile kamen zum Einsatz.

Literatur [1] Beschluss des Landesausschusses Nr. 5922 vom 17.10.1983. Schutz des Grundwassers Bozen und Errichtung der Bannzone L.G. 6.9.73 Nr. 63.

[2] Norme tecniche per le costruzioni 2008.

[3] Regalbediengeräte FEM 9.831: Berechnungsgrundlage für die Regalbediengeräte, Toleranzen, Verformungen und Freimaße im Hochregallager.

[4] WU-Richtlinie: DafStb-Richtlinie Wasserundurchlässige Bauwerke aus Beton.

[5] Weiße Wanne einfach und sicher.

Lohmeyer/Ebeling, 8. Auflage 2007.

Dipl.-Ing. Ulrich Kauer Kauer Ingenieure GmbH Leonardo da Vinci-Straße 1e 39100 Bozen, Italien ulrich.kauer@kauer.it

Berichte

Nachwuchs-Förderpreis von Ernst & Sohn 2011 Der Verlag Ernst und Sohn vergibt seit neun Jahren in Zusammenarbeit mit Universitäten in Deutschland, Österreich und der Schweiz einen Förderpreis für den Bauingenieurnachwuchs. Mit dem Förderpreis werden die von den Hochschulen benannten jahrgangsbesten Absolventen ausgezeichnet. Auch einige Fachhochschulen beteiligen sich regelmäßig an der Aktion und nennen ihre besten Absolventen. Die prämierten Jungingenieurinnen und Junginge-

nieure (Tabelle 1) erhalten für ihre herausragenden Leistungen ein Jahresabonnement in Print und Online einer Zeitschrift des Verlags Ernst & Sohn nach Wahl, welches sie bei ihrem Einstieg in die Berufswelt und der Vertiefung des Fachwissens unterstützen soll. Die Auszeichnung mit dem Abonnement einer Fachzeitschrift soll die jungen Kolleginnen und Kollegen motivieren, am Wissenserwerb weiter interessiert zu sein und ihm treu zu bleiben.

Alle mit dem Preis ausgezeichneten Jahrgangsbesten ab dem Jahrgang 2008 sind auch auf der Ernst & Sohn Homepage unter http://www.ernstund-sohn.de/nachwuchs-förderpreis aufgelistet.

Der Verlag und die Redaktion beglückwünschen die ausgezeichneten Preisträgerinnen und Preisträger und wünschen viel Erfolg für die weitere berufliche Zukunft!

Tabelle 1. Die Preisträger des Nachwuchsförderpreises 2011 Preisträgerinnen, Preisträger

Titel der ausgezeichneten Diplomarbeit, Masterarbeit

Professor, Universität/Fachhochschule

Marie-Rose Backes

Optimisation de la forme structurale du Learning Center

Aurelio Muttoni, EPF Lausanne

Roger Fonwe

Betrachtung des Einflusses unterschiedlicher Materialgesetze bei der FE-Modellierung geklebter Stahl-Glas-Verbindungen

Ulrich Vismann, FH Aachen

Jens Gudjonnson

Modellierung eines mit Fasergewebe verstärkten Versuchsgebäudes aus Mauerwerk unter Erdbebenbeanspruchung

Lothar Stempniewski, Universität Karlsruhe

Matthias Hillebrand

Entwurf des Überbaus einer vierfeldrigen Straßenbrücke aus ultrahochfestem Beton

Ekkehardt Fehling, Universität Kassel

Patrick Huber

Verstärken von Brücken durch eine statisch mitwirkende Aufbetonschicht

Johann Kollegger, TU Wien

Rene Jank

Untersuchung von Steifigkeitsänderungen zufolge Rissbildung am Beispiel einer Lawinengalerie

Jürgen Feix, TU Innsbruck

Manfred Karl

Untersuchungen von Möglichkeiten zur realitätsnahen Berechnung von Nagelwänden mit dem Finite-Elemente Programm PLAXIS unter Verwendung von Ergebnissen aus Großversuchen

Jürgen Mainz, FH München

Christian Keil

Tragverhalten von Stahlbetondecken ohne Querkraftbewehrung mit integrierten Elektroleerrohren

Jürgen Schnell, TU Kaiserslautern

Christian Kopatz

Sensitivitätsanalyse anhand eines Verbundmodells für auf Stahlbetonbauteile geklebte CFK-Lamellen

Harald Budelmann, TU Braunschweig

Matthias Lagleder

Brandbemessung von hochfesten Schleuderbetonstützen

Andreas Maurial, FH Regensburg

Matthias Quast

Erarbeitung eines Brückenentwurfes für eine wartungsarme Fußgängerbrücke in Ruanda unter Berücksichtigung der hiesigen Gegebenheiten und Verwendung lokaler Baustoffe

Manfred Curbach, TU Dresden

David Sanio

Vergleichsberechnungen zu induzierten Erschütterungen an Stahlbetontragwerken

Peter Mark, Ruhr-Universität Bochum

Sandra Satur

Nachweis nach Theorie 2. Ordnung unter Berücksichtigung der nichtlinearen Materialeigenschaften des Stahlbetons bei kippgefährdeten Trägern

Reinhard Maurer, Universität Dortmund

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Nachwuchs-Förderpreis von Ernst & Sohn 2010

Tabelle 1. Fortsetzung Preisträgerinnen, Preisträger

Titel der ausgezeichneten Diplomarbeit, Masterarbeit

Professor, Universität/Fachhochschule

Mario Sawallisch

Vergleich einer ausgeführten integralen Spannbetonbrücke mit einer konventionellen vorgespannten Alternativvariante unter tragwerks- sowie objektplanerischen Gesichtspunkten am Beispiel des Flughafens Berlin-Brandenburg International

Peter Göttlich, FH Potsdam

Verena Schabus

Stochastische dynamische Materialeigenschaften von Beton

Konrad Bergmeister, Universität für Bodenkultur, Wien

Philippe Schiltz

Überprüfung der Ermüdungs- und Tragsicherheit einer 114 Jahre alten genieteten Bahnbrücke unter Verwendung der Ergebnisse eines Monitoring-Systems

Eugen Brühwiler, EPF Lausanne

Sebastian Schneider

Dynamische Untersuchungen von Eisenbahnbrücken im Hochgeschwindigkeitsverkehr

Steffen Marx, Universität Hannover

Kerstin Sieb

Grundlagenuntersuchung zur Bewertung bestehender Straßenbrücken aus Stahlbeton- und Spannbeton mit aktualisierten Verkehrslastmodellen

Martin Empelmann, TU Braunschweig

Ulrike Siemßen

Abgrenzungskriterien für die Bewertung des Resonanzrisikos der Hänger in Querrichtung bei Stabbogenbrücken

Mike Schlaich, TU Berlin

Alexander Stark

Experimentelle und theoretische Untersuchungen zum Ermüdungsverhalten von Verbundkonstruktionen aus UHPC und hochfestem Stahl

Josef Hegger, RWTH Aachen

Daniel Steiner

Einsatz der Fuzzy-Logik zur adaptiven Regelung von vorgespannten Konstruktionen

Martina Schnellenbach-Held, Universität Essen

Patrizia Sulzbach

Erfassung und Beurteilung dauerhaftigkeitsrelevanter Beanspruchungen bei Betonkonstruktionen kerntechnischer Anlagen – ein Beitrag zum Alterungsmanagement

Harald S. Müller, Universität Karlsruhe

Katrin Turner

Abschätzung der erhärtungsbedingten Risswahrscheinlichkeit einer Kühlturmschale aus säureresistentem Beton

Nguyen Viet Tue, TU Graz

Pascal Vollmer

Experimentelle Untersuchungen zum Verbund im Stahlbeton bei hohen Belastungsgeschwindigkeiten

Manfred Keuser, Universität der Bundeswehr München

Juliane Wintz

Einfluss von Kurzfasern auf das Rissverhalten von textilbewehrtem Beton

Wolfgang Brameshuber, RWTH Aachen

Jochen Zeier

Entwicklung eines baupraktischen Bemessungsansatzes für den Anschluss von Rohrstahlstützen an Betonkonstruktionen

Carl-Alexander Graubner, TU Darmstadt

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Beton- und Stahlbetonbau 104 (2009), Heft 1

Tagungen

Tagungen Praktiken und Potentiale von Bautechnikgeschichte Themen und Termine (Auswahl): – Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung und Bau der Fleischbrücke Nürnberg (1596–98), 9. Februar 2012 – Die ‚ups and downs‘ einer Innovation: Biographie der Windenergie in Deutschland seit Mitte der 1970er Jahre, 23. Februar 2012 – Pragmatische Kopfgeburten – Empirie und Erfindung im gotischen Baubetrieb, 8. März 2012 – The triumphant bore – der erste Londoner Themsetunnel, 19. April 2012 – Konstruktive Optimierung zwischen Wissen und Können – Die Großbaustelle Eremitage Sankt Petersburg um 1840, 24. Mai 2012 – 125 Jahre Strom aus Wind, 7. Juni 2012 Ort: Berlin Auskünfte: Arbeitskreis Technikgeschichte im VDIBezirksverein Berlin-Brandenburg e.V. Dr.-Ing. Karl-Eugen Kurrer Karl-Eugen.Kurrer@wiley.com Tel.: 030/47031 248

Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen (bast-Lehrgang) Ort und Datum: Lauterbach 30. Januar bis 3. Februar Auskünfte: Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 gartmann@bau-hut.de www.bau-hut.de

Planen, Bauen und Überwachen im Betonbau nach DIN 1045 / DIN EN 206, ZTV-ING, ZTV-W, RiLi Massige Bauteile – aktuelle Änderungen, Anforderungen, Prüfnormen Seminar für Ingenieure und Bauverwaltungen (Schulungsnachweis/Zertifikat gemäß DIN 1045, Teil 2-4) Ort und Datum: Lauterbach 8. und 9. Februar Auskünfte: Bauakademie Hessen-Thüringen e.V.

Tel.: 069/95809-181 gartmann@bau-hut.de www.bau-hut.de

Planung und Ausführung hochwertig genutzter „weißer Wannen“

Bauteilverstärkung im Hoch- und Ingenieurbau mit Kohlefaserlamellen (CFK) nach DIBt-RiLi

Anforderungen – Baukonstruktion – Bemessung – Abdichtung – Bauphysik – Instandsetzung – Schadensfälle – Haftungsfragen – Qualitätssicherung – Anwendungsbeispiele

Ort und Datum: Lauterbach 10. Februar

Ort und Datum: Bochum 8. und 9. Februar

Auskünfte: Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 gartmann@bau-hut.de www.bau-hut.de

Auskünfte: Technische Akademie Wuppertal TAW www.taw.de

20. Fachsymposium der LIB NRW: Betoninstandhaltung heute für die Zukunft

Braunschweiger GVT-Hochschulkurs „Schüttgüter“

Zusammenwirken der am Bau Beteiligten, Anwendung und Entwicklung der Regelwerk, praktische Hinweise, Projekte aus dem Bereich Instandhaltung, Instandsetzung und Ertüchtigung

Fließverhalten von Schüttgütern – Ermittlung der Fließeigenschaften – Probleme beim Lagern von Schüttgütern – Siloauslegung – Spannungen in Silos – Austraggeräte und Austraghilfen – Dosieren – Gestaltungsmöglichkeiten – Fallbeispiele – „Neue Silonorm“ DIN 1055 Teil 6 (2005)

Ort und Datum: Dortmund 8. Februar

Ort und Datum: Braunschweig 13. und 14. Februar

Auskünfte: Landesgütegemeinschaft Instandsetzung von Betonbauwerken NRW e. V. Tel.: 02151/5155-10 info@lib-nrw.de www.lib-nrw.de

Auskünfte: Forschungs-Gesellschaft Verfahrens-Technik e.V. (GVT) Tel.: 069/7564-118 gvt-hochschulkurse@gvt.org www.gvt.org

Beton-Seminare 2012

Finite Elemente in der Geotechnik

Weiterentwicklung des Regelwerks im Betonbau – Nachbehandlung des Betons – Dauerhafter Beton bei chemischem Angriff – Risse im Beton – Betonieren bei hohen und tiefen Temperaturen – Ausgewählte Schadensbilder im Betonbau und ihre Vermeidung

Ort und Datum: Ostfildern 13. bis 15. Februar

Ort und Datum: 08. Februar in Apolda 16. Februar in Berlin 29. Februar in Dresden 06. März in Leipzig 08. März in Neubrandenburg 15. März in Potsdam 22. März in Magdeburg 27. März in Zwickau 05. April in Berlin Auskünfte: BetonMarketing Ost GmbH Tel.: 030/308777 830 henze@bmo-berlin.de www.beton.org

Auskünfte: Technische Akademie Esslingen TAE www.tae.de

Korrosionsschutz in Österreich Grundsätze und Überblick über die wichtigsten Normen und Regelwerke Ort und Datum: Wien 14. Februar Auskünfte: Österreichische Forschungsgesellschaft Straße – Schiene – Verkehr office@fsv.at www.fsv.at Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Tagungen DBV Regionaltagung „Bauausführung“ Ort und Datum: 14. Februar in Hamburg 15. Februar in Berlin 28. Februar in München 06. März in Bochum 06. März in Frankfurt/Main 13. März in Nürnberg Auskünfte: Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. www.betonverein.de

Vermeidbare Baumängel I und II Ort und Datum: Wuppertal 14. und 15. Februar Auskünfte: Technische Akademie Wuppertal TAW www.taw.de

Seminarreihe Weiterbildung für Tragwerksplaner der TU Kaiserslautern Spezielle Bemessungsprobleme im Hoch- und Industriebau: 15. Februar Zur Einführung der Eurocodes: 29. Februar Neue Regeln zu Wärme- und Schallschutz: 28. März Bemessen von Stahltragwerken im Bestand: 12. September Bemessen von Sandwichplatten und Doppelwänden: 26. September Zerstörungsfreie Prüfung für die Tragwerksplanung: 17. Oktober Auskünfte: TU Kaiserslautern Fachgebiet Massivbau und Baukonstruktion Tel.: 0631/205-4098 info@wft-kl.de www.wft-kl.de

Seminarreihe Weiterbildung für Tragwerksplaner der TU Darmstadt Bauphysik: Wärme, Schall: 15. Februar Spezielle Bemessungsprobleme: 29. Februar 2012 Bemessung von Brücken nach Eurocode: 28. März Zerstörungsfreie Prüfung für die Tragwerksplanung: 12. September Stahlbau im Bestand: 26. September Sandwichplatten und Doppelwände: 10. Oktober

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Auskünfte: TU Darmstadt, Fachgebiet Massivbau Tel.: 06151/16 2144 mohr@massivbau.tu-darmstadt.de

3. „TPH öffnet Türen“ 2012 – aus der Praxis für die Praxis Injektionsmittel zur Lösung bauspezifischer Probleme im Hoch-, Tief- und Tunnelbau – Injektionsmaßnamen beim CTL – Qualitätssicherung Beispiel des Los C –Sanierung eines Tunnelobjektes – Prüfung und Normen von Injektionsstoffen – Fachgerechte Planung am Beispiel von Sanierungsobjekten – Sanierungslösung am DB Objekt Finnetunne – Injektionen im Tunnel- und Spezialtiefbau Abdichtung, Verfestigung und Sanierung – Planungs- und Ausführungsverantwortung – Praxisanwendung von Injektionsstoffen – Zulassungen für Injektionsstoffe außerhalb des Regelwerks – Wissenschaftliche Bewertung von Sanierungsmaßnahmen auf Injektionsbasis Ort und Datum: 16.–17. Februar in Essen 23.–24. Februar in München 01.–02. März in Leipzig 08.–09. März in Hamburg

Fachtagung Bauwerksdiagnose 2012 – Information über die Qualifizierung und Ausbildung in der ZfP im Bauwesen – Vorstellung von Neu- und Weiterentwicklungen der ZfPBau-Verfahren – Bestandsaufnahme mithilfe von ZfPBau-Verfahren zur statischen Nachrechnung – Präsentation und praktische Anwendungen von ZfPBau-Verfahren – Geräteausstellung mit Vorführungen – Workshop zur Anwendung von Verfahren zur Bewehrungsortung und Betondeckungsmessung in Theorie und Praxis (separate Anmeldung erforderlich) Ort und Datum: Berlin 23. und 24. Februar Auskünfte: Deutsche Gesellschaft für Zerstörungsfreie Prüfung (DGZfP e. V.) Tel.: +49 30 67807120 tagungen@dgzfp.de www.bauwerksdiagnose2012.de

DBV Arbeitstagung Stahlfaserbeton: DAfStb-Richtlinie „Stahlfaserbeton“ – Erläuterungen und Beispiele

Auskünfte: TPH Bausysteme GmbH InfoTPH@gmx.de www.tph-hamburg.com

Ort und Datum: 24. Februar in Hannover 09. März in Leipzig 20. April in München-Dornach 15. Juni in Düsseldorf

FeuerTRUTZ Fachmesse mit Brandschutzkongress 2012

Auskünfte: Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. www.betonverein.de

Ort und Datum: Nürnberg 22. und 23. Februar Auskünfte: Feuertrutz GmbH Tel. 0221/5497-350 www.brandschutzkongress.de

Symposium „Nachhaltig Bauen – Zukunft gestalten Das ganztägige Symposium findet im Rahmen der Fachmesse „Bautec 2012“ auf dem Gelände der Messe Berlin statt.

Ort und Datum: Berlin 23. Februar Auskünfte: roeber@inpolis.de

Türme und Gründungen bei Windenergieanlagen – Towers and Foundations for Wind Energy Converters (mit Informationen zur Aktualisierung der DIBt-Richtlinie für WEA) Ort und Datum: Essen 28. und 29. Februar Auskünfte: Haus der Technik Essen Tel.: 0201/1803-1 www.hdt-essen.de

Tagungen 8. Zertifizierlehrgang zum Sachkundigen Planer im Bereich Schutz und Instandsetzung von Betonbauwerken

Modul VI: 04.05.–05.05.2012 Einführung Sachverständigenwesen, Juristische Grundlagen für Sachverständige

Ort und Datum: München 28. Februar bis 3. März

Modul VII: 10.05.–12.05.2012 Objektbeispiele und Übungsgutachten, Gutachtenerstattung, mündliche Anhörung aus der Sicht des Richters

Auskünfte: Bau-Überwachungsverein BÜV e.V. Tel.: 030/31 98 914-20 info@buev-ev.de

5. Darmstädter Betonfertigteiltage

Zertifikatsprüfung: 21.05. + 01.06.2012

Ort und Datum: Darmstadt 7. und 8. März

Auskünfte: Bildungszentren des Baugewerbes e.V. BZB Akademie Tel.: 02151/5155-30 akademie@bzb.de www.bzb.de

Auskünfte: Technische Universität Darmstadt Fachgebiet Massivbau Tel.: 06151/1650 64 schmitt@massivbau.tu-darmstadt.de www.massivbau.to

Sachkundiger Planer für Schützen, Instandsetzen und Verstärken von Stahlbeton

Vergütete Betonböden für Industrieund Gewerbeflächen

Entwerfen mit Betonfertigteilen – Ökobetone – Fassadenentwurf – Vordimensionierung und Vorspannung (Verbundfugen, vorgespannte Dachbinder, Vorspannung mit sofortigem Verbund) – Berechnung und Fertigung (Aussteifung, Bemessung nach EC2, Brandschutz, Fertigung, Transport, Montage, Toleranzen etc.) – Verbindungen: Konstruktion und Bemessung

Weiterbildung im Sinne der DAfStbRichtlinie unter Beachtung weiterer Regelwerke

Ort und Datum: Darmstadt 1. und 2. März sowie 22. und 23. März

Ort und Datum: Ostfildern 05. bis 08. März

Auskünfte: BetonMarketing West GmbH Tel.: 0151/12671912 www.beton.org

Auskünfte: Technische Akademie Esslingen TAE www.tae.de

Zertifizierter Sachkundiger Planer für Betoninstandsetzung Termine und Themenabgrenzung: Modul I: 02.03.–03.03.2012 Technische Baubestimmungen, Beton- und Stahleigenschaften Modul II: 09.03.–10.03.2012 Standsicherheitsrelevanz, Oberflächeneigenschaften, Betonunterlage und Untergrundvorbereitung, Schutz- und Instandsetzungsstoffe Modul III: 16.03.–17.03.2012 Dauerhaftigkeit von Beton, Schadenserscheinungsformen, Bewehrungskorrosion, Verstärken von Betonbauteilen Modul IV: 22.03.–24.03.2012 Schutz- und Instandsetzungsmaßnahmen, Instandsetzungsplanung, Qualitätssicherung v. Planung und Ausführung Zertifikatsprüfung: 29.03. + 30.03.2012 Modul V: 27.04.–28.04.2012 Bauwerke mit besonderen Anforderungen an die Dichtheit, Industrieböden

messung von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken (EC2) sowie für den Holzbau (EC5) – geotechnische Fragestellungen (EC7) – Mauerwerk (EC6) – Erdbebenauslegung von Bauwerken (EC8) – Stahlbau (EC3) – Verbundbau (EC4)

Messen im Bauwesen Problemangepasste Messkonzepte – ingenieurmäßigen und rechtlichen Anforderungen und Defizite bei der Ausschreibung, vor allem aber mit ausgeführten Projekten sowohl aus der Sicht von Bauingenieuren als auch aus der Sicht von Vermessungsingenieuren Ort und Datum: Berlin 6. März Auskünfte: BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung werner.ruecker@bam.de www.bw-vdv.de/bildungswerk-vdv http://anmeldung.bw-vdv.de/bildungswerk-vdv/anmeldung.html

36. Darmstädter Massivbauseminar: Eurocodes 2012 kompakt – Chancen nutzen Bauaufsichtliche Rahmenbedingungen – Grundlagen des Teilsicherheitskonzeptes (EC0) und die zu berücksichtigenden Einwirkungen (EC1) –Hinweise zur Be-

Herstellung von Industrie- und Gewerbeflächen mit erhöhten Anforderungen Ort und Datum: Neuwied 8. März Auskünfte: Materialprüfungs- und Versuchsanstalt Neuwied (MPVA) Tel.: 02631/3993 – 0 info@mpva.de www.mpva.de

Deutscher Brückenbaupreis und 22. Dresdner Brückenbausymposium 2012 Das 22. Dresdner Brückenbausymposium findet wieder zusammen mit der Verleihung des Deutschen Brückenbaupreises statt. Die zweitägige Veranstaltung wird am 12. Dezember um 18.00 Uhr mit der Preisverleihung des Deutschen Brückenbaupreises eröffnet.

Bereits zum vierten Mal werden an der TU Dresden die besten Entwürfe aktueller Brücken ausgezeichnet. Das Programm des Brückenbausymposiums am 13. März ist die bewährte Mischung aus grundlegenden Vorträgen und Berichten aus der Praxis.

Ort und Datum: 12. und 13. März in Dresden Auskünfte: Technische Universität Dresden Institut für Massivbau Tel.: +49 351 463-33079 angela.heller@tu-dresden.de www.tu-dresden.de/biw/dbbs

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Tagungen Betonbauwerke in der Trinkwasserspeicherung

tische Grundlagen und Anwendungsbeispiele

Planung, Bau und Instandsetzung

Ort und Termin: Friedberg/Hessen 21. März

Ort und Datum: Ostfildern 13. und 14. März Auskünfte: Technische Akademie Esslingen TAE www.tae.de

Brandschutznormung und Ingenieurmethoden im Brandschutz Ort und Datum: Ostfildern 19. und 20. März Auskünfte: Technische Akademie Esslingen TAE www.tae.de

7. Fachtagung Zerstörungsfreie Prüfung im Eisenbahnwesen Objektkunde Radsätze und Fahrzeugkomponenten – Objektkunde Schienen und Weichen – Methoden der Zerstörungsfreien Prüfung an Radsatzwellen und Rädern – Methoden der Zerstörungsfreien Prüfung an Schienen und Weichenkomponenten – Erfahrungsberichte zur Umsetzung der Zerstörungsfreien Prüfung im IS Bahn der EVU‘s und der Instandhalter – Neue Verfahren, Prüftechnologien und Entwicklungsthemen – Ausbildung im IS Bahn – Normen und Regelwerk zur Zerstörungsfreien Prüfung im IS Bahn Ort und Datum: Wittenberge 20. und 22. März Auskünfte: Deutsche Gesellschaft für Zerstörungsfreie Prüfung (DGZfP e. V.) Tel.: 030/67807120 tagungen@dgzfp.de www.dgzfp.de/seminar/eisenbahn

Eurocodes im Straßenbrückenbau Theorie und Anwendung Grundlagen und Einführung der Eurocodes aus Sicht der Straßenbauverwaltungen – EC1 – Einwirkungen – Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele – EC2 – Massive Brücken – Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele - EC4 mit EC3 Stahlverbundbrücken - Theoretische Grundlagen und Anwendungsbeispiele – EC7 Brückengründungen – Theore60

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Auskünfte: Hessisches Landesamt für Straßenund Verkehrswesen Tel.: 0611/366-3370 petra.kell-recktenwald@hsvv.hessen.de www.vsvi-hessen.de/seminare.htm

Brückenbauwerke Bestandserfassung, Schadensbewertung und Sanierung Ort und Datum: Neuwied 21. März

Auskünfte: Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. www.betonverein.de

Österreichischer Betontag 2012 Forschung & Entwicklung – Projektvorschau Hochbau– Projektvorschau Infrastruktur – Planung & Ausführung im Hochbau – Planung & Ausführung in der Infrastruktur – Umwelttechnik – Hohlraumbau – Süd-Ost & Mittel-Ost Europäische Länder – Planen & Bauen im Ausland Ort und Datum: Wien 19. und 20. April Auskünfte: Österreichischen Vereinigung für Beton- und Bautechnik ÖVBB www.betontag.info

Auskünfte: Materialprüfungs- und Versuchsanstalt Neuwied (MPVA) Tel.: 02631/3993 – 0 info@mpva.de www.mpva.de

Vorankündigung und Call for papers: International IABSE Spring Conference 2013

Planung und Instandsetzung von Parkhäusern und Tiefgaragen

Assessment, Upgrading and Refurbishment of Infrastructures Submission of abstracts: April 15, 2012

Ort und Datum: München 29. März

Ort und Datum: Rotterdam 6. bis 8. Mai 2013

Auskünfte: Haus der Technik e.V. hdt@hdt-essen.de www.hdt-essen.de

DBV Arbeitstagung „Eurocode 2 für Praktiker“ Im Rahmen des DIBt-Forschungsprojektes „EC2-Pilotprojekte“ wurde DIN EN 1992-1-1 mit Nationalem Anhang von in der Praxis tätigen Ingenieuren erprobt. In der Arbeitstagung werden mit zwei Anwendern wichtige Hinweise und Beispiele zur Umsetzung der Normung aus erster Hand gegeben: Einführung, Baustoffe, Dauerhaftigkeit – Biegung mit Längskraft und Druckglieder inkl. Aussteifungssystem, Verbundfuge – Querkraft und Durchstanzen – Rissbreiten, Durchbiegung, Bewehrungsund Konstruktionsregeln Ort und Datum: 27. April in Hamburg 11. Mai in Düsseldorf 22. Juni in Karlsruhe

3. Münchener Tunnelbau-Symposium Innerstädtische Projekte – Bauverfahren – Vertragsmodelle im Tunnelbau – Betrieb von Tunneln Ort und Datum: München 11. Mai in München Auskünfte: Universität der Bundeswehr München Tel.: 089/6004-3470 eugen.hiller@unibw.de

Nachrichten

Nachrichten Verband Beratender Ingenieure VBI verpflichtet neuen Hauptgeschäftsführer Verbandsmanager und Rechtsanwalt Arno Metzler wechselt zum führenden Wirtschafts- und Berufsverband unabhängiger Ingenieurunternehmen in Deutschland – Amtsinhaber Rollenhagen in den Ruhestand verabschiedet „Mit der Bestellung von Arno Metzler zum neuen Hauptgeschäftsführer des Verbandes Beratender Ingenieure werden wir die Ziele der unabhängigen Planungsbüros und beratenden Ingenieure in den nächsten Jahren maßgeblich voranbringen. Wir freuen uns, einen im politischen Berlin so exzellent vernetzten Verbandsmanager für den VBI gewonnen zu haben.“ Dies sagte VBIPräsident Dr.-Ing. Volker Cornelius in Berlin.

Rechtsanwalt Arno Metzler (56) wechselt in der ersten Hälfte des Jahres 2012 zum führenden Wirtschafts- und Berufsverband unabhängiger Ingenieurunternehmen und freiberuflicher Planer in Deutschland. Zeitgleich zu der Verpflich-

tung Metzlers geht der langjährige VBIHauptgeschäftsführer Dipl.-Ing. Klaus Rollenhagen (68) in den verdienten Ruhestand. Mit der Neubesetzung der Hauptgeschäftsführung hat sich beim VBI ein schrittweiser Führungswechsel vollzogen.

Bis zur Amtsübernahme Arno Metzlers leitet die VBI-Justiziarin Sabine von Berchem (52) die VBI-Geschäftsstelle. „Mit der Neuverpflichtung Metzlers will der VBI seine seit Jahren erfolgreiche Positionierung vorantreiben und die politische Verbandsarbeit weiter effektivieren. Die Novellierung der HOAI, die Gesamtschuldnerische Haftung für Ingenieurbüros und die Reform des Planungsrechts sind wichtige Themen, bei denen wir mit Unterstützung Metzlers wesentlich vorankommen werden“, sagte der VBI-Präsident. Cornelius dankte Klaus Rollenhagen für seinen über zwei Jahrzehnte währenden Einsatz für den Berufsstand der unabhängigen Ingenieure in Deutschland und sein Engagement für den VBI. Über die Personalie hinaus betonte der VBI-Präsident, dass der VBI mit der Verpflichtung Metzlers auch einen Akzent für das Engagement des VBI in Richtung Freiberuflichkeit der beratenden Ingenieure gesetzt habe. „Metzler personifiziert die Grundsätze der Freiberuflichkeit geradezu auf na-

tionaler wie auf europäischer Ebene“, so Cornelius, der im November 2011 erneut zum Vizepräsidenten des BFB gewählt worden ist.

Dr.-Ing. Heinrich Schroeter mit großer Mehrheit als Präsident der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau wiedergewählt

Dr.-Ing. Heinrich Schroeter, Präsident der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau (Foto: Birgit Gleixner)

Mit der überwältigenden Mehrheit von 97% wurde Dr.-Ing. Heinrich Schroeter am Abend des 24. November als Präsident der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau wiedergewählt. Die Wahlen fanden im Rahmen der konstituierenden

Nachrichten Sitzung der VI. Vertreterversammlung in München statt. Zugleich war das „Parlament der Ingenieure“ aufgerufen, den 1. und 2. Vizepräsidenten sowie den Vorstand der Kammer für die nächsten fünf Jahre zu wählen. Mit Dipl.-Ing. Helmut Schütz und Prof. Dr.-Ing.habil.

Norbert Gebbeken wurden auch Schroeters Stellvertreter mit großer Mehrheit im Amt bestätigt.

Neues Vorstandsmitglied ist Dipl.Ing. (FH) Ralf Wulf, der Dipl.-Ing. Herbert Luy ablöst. Luy hatte nicht mehr kandidiert. Wie auch in der vergangenen Amtszeit gehören dem Vorstand außerdem Prof. Dr.-Ing. Oliver Fischer, Dr.-Ing. Heinrich Hochreither, Dipl.-Ing. (FH) Alexander Lyssoudis, Dr.-Ing. Ulrich Scholz und Dr.-Ing. Werner Weigl an.

Der neue Vorstand ist also mit dem alten nahezu identisch. Dieses Wahlergebnis zeigt klar, dass die Mitglieder der Bayerischen Ingenieurekammer-Bau mit ihrem Vorstand sehr zufrieden sind. „Das ist eine großartige Bestätigung unserer Arbeit. Wir werden uns weiterhin intensiv für die Belange der am Bau tätigen Ingenieure einsetzen“, sagte Dipl.-Ing. Helmut Schütz auch im Namen seiner Kollegen. Die Vorstandsmitglieder sind beruflich in unterschiedlichen Bereichen aktiv und bilden damit auch die Vielfalt der Mitglieder ab. So können alle Interessen ideal vertreten werden. Doch nicht nur die Fachkompetenz ist gegeben, auch die Chemie stimmt im Vorstand. „Wir sind Freunde geworden“, brachte es Dr.-Ing. Werner Weigl auf den Punkt. „Ich freue mich sehr, dass mir die Vertreterversammlung wieder ihr Vertrauen geschenkt hat und ich auch in den nächsten Jahren die Geschicke der Kammer lenken darf“, so Dr.- Ing. Heinrich Schroeter. Fünf Ziele liegen dem Präsidenten im Hinblick auf die nächsten fünf Jahre besonders am Herzen: eine leistungsgerechte Honorierung, eine bessere öffentliche Wahrnehmung der Leistungen von Ingenieuren, eine gerechte Vergabepraxis, praxisgerechte Normen sowie die Nachwuchswerbung und -förderung.

Deutscher Brückenbaupreis 2012: Sechs Brücken in der engeren Wahl Bauwerke bei Weimar, bei Wesel, in Havelberg, in Gelsenkirchen, Flöha und bei Euskirchen gehören zu den landesweit schönsten neuen Brücken.

Die Bundesingenieurkammer (BIngK) und der Verband Beratender Ingenieure (VBI) vergeben 2012 zum vierten Mal den renommierten Deutschen Brückenbaupreis. Die Preisvergabe findet im Rahmen des Dresdner Brücken62

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bausymposiums am Abend des 12. März an der TU Dresden statt. Eine Jury namhafter Brückenbauexperten hat aus insgesamt 37 eingereichten Wettbewerbsbeiträgen jeweils drei Bauwerke aus den Kategorien „Straßen- und Eisenbahnbrücken“ sowie „Fuß- und Radwegbrücken“ nominiert, wie die Auslober mitteilten.

In der Kategorie „Straßen- und Eisenbahnbrücken“ sind nominiert: Scherkondetalbrücke „Die Brücke über das Tal der Scherkonde im Weimarer Land ist eine herausragende Innovation im Eisenbahnbrückenbau. Das 576,5 m lange Bauwerk im Zuge der Neubaustrecke ErfurtLeipzig/Halle ist die erste semi-integrale Brücke für den Hochgeschwindigkeitsverkehr der Bahn. Die nahezu fugenund lagerlose Konstruktion ermöglichte ein wartungsarmes, ästhetisch überzeugendes Bauwerk“, urteilte die Jury.

Niederrheinbrücke Wesel „Die Brücke über den Rhein bei Wesel ist die richtige Lösung für diesen Ort“, befand die Jury. „Mit der konsequent nach dem Kraftfluss gestalteten einhüftigen Schrägkabelbrücke und ihrem weithin sichtbaren 130 m hohen Pylon wurde eine klassische Aufgabe planerisch optimal analysiert und konstruktiv perfekt umgesetzt.“ Sandauer Brücke in Havelberg Mit zurückhaltender Eleganz verbindet der flache Stabbogen der Sandauer Brücke die Inselstadt Havelberg und die umgebende Landschaft. Die sich harmonisch in das historische Stadtbild einfügende Brücke überzeugt“, so die Jury, „sowohl als Ganzes als auch durch eine Fülle gelungener Details.“ Die Nominierten in der Kategorie „Fuß- und Radwegbrücken“ sind: Fuß- und Radweg über den Rhein-Herne-Kanal „Die einseitig aufgehängte, integrale Hängebrücke überquert den Rhein-Herne-Kanal in einem weiten Bogen. Der kühne Schwung des schwerelos anmutenden Bauwerks leistet einen ästhetisch anspruchsvollen Beitrag zur Funktionalität des Wegenetzes im Emscher Landschaftspark.“ Blaue Welle, Flöha „Die S-förmig über die Bundesstraße 173 und die Gleise der Erzgebirgsbahn geschwungene Brücke löst die schwierige Anbindung eines an das Bahnhofsareal angrenzenden Sport- und Erholungsgebietes auf elegante Weise. Durch ihr fließendes Erscheinungsbild und die

entsprechende Farbgebung wird die Brücke zur „Blauen Welle“.

Victor-Neels-Brücke über den Urftsee im Nationalpark Eifel „Die einhüftige Hängebrücke zur stützenfreien Überbrückung des Urftsees stellt mit geringstem Materialaufwand eine bewundernswerte Leichtigkeit her.

Hier wurde mit Umsicht nachhaltig und innovativ gebaut, situationsgerecht und wirtschaftlich“, so die Jury.

Die Bekanntgabe der Gewinner bleibt bis zur Preisverleihung streng gehütetes Geheimnis der Juroren. Die spannende Festveranstaltung zur Vergabe des „Deutschen Brückenbaupreises 2012“ findet am 12. März 2012 anlässlich des Dresdner Brückenbausymposiums in Dresden statt. Dazu erwarten BIngK und VBI rund 1.300 Gäste. Das Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung fördert den Preis im Rahmen der Initiative Baukultur und hat erneut die Schirmherrschaft übernommen. Die DB AG ist wiederum Hauptsponsor. Auch in diesem Jahr zeigt der Deutsche Brückenbaupreis, dass Ingenieure einen wesentlichen Beitrag zur Baukultur in Deutschland leisten. Der Preis zur Würdigung herausragender Ingenieurleistungen wird seit 2006 alle zwei Jahre vergeben.

Pilotlehrgang: Prüfverfahren zur Bauwerksdiagnose Am 2. und 3. November 2011 fand in der Bundesanstalt für Straßenwesen (BASt) der Pilotlehrgang „Moderne Prüfverfahren in der Bauwerksdiagnose“ statt. Dieser Lehrgang will Ingenieurinnen und Ingenieuren der Bauwerksprüfung Möglichkeiten und Grenzen moderner zerstörungsfreier Prüfverfahren näherbringen. Damit sollen zukünftig die regulär stattfindenden Bauwerksprüfungen optimiert werden.

Die Resonanz der Teilnehmer auf den Pilotlehrgang war durchweg positiv. Entsprechende Lehrgänge werden künftig an den vier Standorten des Vereins zur Förderung der Qualitätssicherung und Zertifizierung der Aus- und Fortbildung von Ingenieurinnen und Ingenieuren der Bauwerksprüfung e.V. (VFIB) angeboten. Für das Frühjahr 2012 sind jeweils ein Lehrgang im Lehrbauhof Lauterbach (Hessen) und der Bayerischen Bauakademie in Feuchtwangen geplant.

Neben theoretischem Wissen zu den Wirkprinzipien der einzelnen Verfahren und Hilfestellungen zur Ausschreibung von Leistungen wurde viel Wert auf die praktische Handhabung der Prüfgeräte durch die Teilnehmer selbst gelegt.

Nachrichten

Zur Umsetzung des Pilotlehrgangs wurde eine Expertengruppe einberufen.

Mitglieder waren Vertreter des Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung, des Fachbeirats des VFIB, der Ausbildungsstandorte der Lehrgänge für Bauwerksprüfer des VFIB, der Bauindustrie, der Hochschule München, der Bundesanstalt für Materialprüfung und der BASt.

6. Holcim Beton-Forum „Maritimes Bauen“ Das diesjährige sechste Holcim BetonForum stand unter dem Motto „Maritimes Bauen“ und fand am Montag, 7.

November 2011 im Weserhaus Bremen statt. Über 180 interessierte Besucher folgten der Einladung in das architektonisch ansprechende Weserhaus, dem Gebäude des Senders Radio Bremen.

Nach einer frischen Einleitung des Fernsehmoderators Ludger Abeln folgten Grußworte und ein Überblick von Leo Mittelholzer, dem Vorstandsvorsitzenden der Holcim (Deutschland) AG. Er warf die Frage auf, warum maritimes Bauen mittlerweile ein maßgeblicher Einflussfaktor für die Entwicklung ganzer Areale und Stadtviertel geworden ist, wie beispielsweise der HafenCity in Hamburg oder der Überseestadt Bremen. Doch auch auf große Infrastrukturprojekte verwies Mittelholzer. Denn oftmals geht es bei solchen Projekten nicht nur um die ästhetischen Aspekte des Baustoffes, sondern vor allem um die technologische Leistungsfähigkeit in herausfordernden Umgebungen, die durch die Nähe zum Wasser bedingt sind. Gerade der Baustoff Beton ermöglicht dabei Lösungen, ohne die derartige Projekte erst gar nicht realisierbar wären. Um das breite Spektrum des maritimen Bauens zu präsentieren, konnten für die Veranstaltung Referenten aus Architektur, Stadtplanung und Infrastrukturbau gewonnen werden, die über Herausforderungen und Lösungen aus ihrem Arbeitsumfeld berichteten.

Einleitend wurde das große Stadtentwicklungs-Projekt „Überseestadt Bre-

men“ durch Iris Geber von der Wirtschaftsförderung Bremen vorgestellt. Es wurden stadtplanerische Aspekte des maritimen Bauens aufgezeigt. Frau Geber legte eindrucksvoll dar, wie die Aufteilung der Flächen dieses großen Areals stets vom Trend zum Bauen am Wasser bestimmt war und ist. Auch der Durchmischung von Wohnen, Arbeiten und Freizeit wird eine solche Aufteilung gerecht.

Danach gab Kai-Uwe Bergmann von der namhaften Architektengruppe B.I.G. Bjarke Ingels Group aus Kopenhagen Einblicke in ihre Interpretation des maritimen Bauens. Inhaltlich schloss dieses Thema an das vorherige an, indem Aspekte der Stadtentwicklung und der maritimen Architektur aufgegriffen wurden.

Auch zeigte Kai-Uwe Bergmann anhand von konkreten Projekten, wie die Philosophie des Architekturbüros in großen Städten wie Kopenhagen und New York neue Räume schafft, die von Licht und Luft aus maritimer Umgebung profitieren.

Das darauf folgende Referat leitete bereits in den Teil der Veranstaltung über, der sich der maritimen Infrastruktur widmet. Frau Ingelore Hering, Präsidentin der Wasser und Schifffahrtsdirektion Mitte, berichtete nicht nur über aktuelle und zukünftige Wasserbauprojekte in Norddeutschland. Sie legte auch dar, wie sich der Bedarf an Überwachung und Sanierung von bestehenden Beton-Bauwerken der Wasser-Infrastruktur inzwischen als größter Block im Arbeitsfeld ihrer Behörde herauskristallisiert hat.

Nun folgten Referate über besonders große Infrastrukturprojekte in Nordund Ostsee. Über den JadeWeserPort berichtete Axel Kluth, Geschäftsführer der Realisierungsgesellschaft. Das Publikum lernte dabei nicht nur den Stand der Dinge kennen, sondern erfuhr auch mehr über die konstruktiven Herausforderungen des maritimen Bauens bei diesem außerordentlich großflächigen Projekt. Eindrucksvoll waren auch die vielen Hindernisse für dieses Mega-Projekt, wie beispielsweise Reste von Kampfmitteln, die es aus dem Weg zu räumen gab.

Schließlich wurde dem Publikum mit Offshore-Windanlagen ein baulich herausforderndes Thema auch in einem energiepolitisch aktuellen Kontext erläutert. Hier spielen außerordentlich hohe Ansprüche an den Baustoff Beton eine Rolle, über die Dr. Christian Dehlinger von der Ed. Züblin AG referierte. In diesem Referat wurde besonders deutlich, welche Herausforderungen eine neue Technologie auch im baulichen Bereich mit sich bringt, und welche großen Massen bewegt werden müssen.

Abschließend lenkte der Moderator Ludger Abeln die Zuschauer aber noch auf einen ganz anderen Aspekt des maritimen Bauens: den schmalen Grat zwischen Beständigkeit und Vergänglichkeit eines nie vollendeten Reliktes, des zweitgrößten Betonbauwerkes Europas, den U-Boot-Bunker Valentin. Es berichteten Silke Schmidt und Johanna Ahlert, zwei Fotografinnen, die sich dem Thema des maritimen Bauens durch eine Fotoreportage aus einem künstlerischen Blickwinkel genähert haben und eine begleitende Fotoausstellung ausrichteten.

Das nächste Holcim Beton-Forum findet am Montag, dem 5. November 2012 unter dem Motto „Beton- und Baupraxis“ statt.

FDB – Online- Planungshilfen für den konstruktiven Betonfertigteilbau Das Bauen mit Betonfertigteilen unterliegt als eigenständige Bauweise eigenen Gesetzmäßigkeiten. Einen Einstieg in die Planung erleichtern unter anderem die FDB-Online-Planungshilfen, um die gestalterischen, konstruktiven und wirtschaftlichen Vorteile dieser Bauweise ausschöpfen zu können. Ob eine Halle vordimensioniert, die Wärmeberechnung nach ENEV für Stahlbeton-Sandwich-Fassaden durchgeführt oder Ausschreibungstexte und Zeichnungen erstellt werden sollen, die FDB-OnlinePlanungshilfen vereinfachen dem Planer seine Aufgabe.

Die Nutzung der FDB-Online-Planungshilfen auf www.fdb-fertigteilbau.de/fdb-fertigteilbau/planungshilfen ist kostenlos. pre[con]? pre[con]? ist eine CAD-systemunabhängige Anwendung zur parametergesteuerten Konfiguration von Hallenbauwerken aus Stahlbetonfertigteilen. pre[con]? ist vorrangig für den Einsatz in den Leistungsphasen 1 (Grundlagenermittlung) und 2 (Vorplanung) der HOAI vorgesehen. Die hier erstellten Daten bilden die Grundlage für die weitere Bearbeitung in den folgenden Leistungsphasen mit entsprechenden Programmen (CAD, AVA). Die Planungshilfe pre[con]? ersetzt weder eine statische Berechnung noch eine detaillierte Planung. Sie dient lediglich zur Vordimensionierung von einzelnen Teilen oder dem gesamten Projekt. Des Weiteren ist die Anwendung auch als Lehr- und Schulungswerkzeug in der fachspezifischen Ausbildung einsetzbar.

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Nachrichten/Persönliches Berechnungsprogramm und Vordimensionierungstabellen für U-Werte von Stahlbeton-Sandwichfassaden Eine typische Stahlbeton-Sandwichfassade weist eine Vielzahl geometrisch unterschiedlicher Platten auf, die ein individuelles thermisches Verhalten aufweisen. Die exakte Berechnung des Gesamt-U-Wertes muss die Wirkung aller Platten der Fassade sowie der Fugen und des Ankersystems beinhalten. Dies leistet das Berechnungsprogramm des U-Wertes von Stahlbeton-Sandwichplatten. Für die Eingabe benötigt man lediglich die Gesamtfläche der Fassade, die Gesamtlängen der horizontalen und vertikalen Fugen sowie die Gesamtzahl der Anker für die jeweiligen Ankersysteme.

Liegen diese Angaben noch nicht vor, so kann mit Hilfe der im Handbuch enthaltenen Vordimensionierungstabellen die notwendige Dicke der Wärmedämmung bei vorgegebenem U-Wert ermittelt werden.

Der Planungsatlas für den Hochbau Der Planungsatlas für den Hochbau ist ein Planungstool zur Berechnung von Wärmebrücken bei Neubau- und Sanierungsprojekten. Zu erwartende Wärmeverluste an geometrischen oder materialbedingten thermischen Schwachstellen – also Konstruktionsanschlüssen wie zum Beispiel Rollladenkästen, Balkonanschlüsse oder Wandanschlüsse an die Bodenplatte – lassen sich bereits in der Planungsphase erkennen, analysieren und gezielt minimieren. Die ca. 100 optimierten Konstruktionsdetails für Stahlbeton-Sandwichfassaden wurden in Kooperation der BetonMarketing Deutschland mit der FDB erarbeitet.

Insgesamt stehen dem Planer über 750 Konstruktionsanschlüsse zur Verfügung.

Zu diesen sind umfangreiche Informationen wie zum Beispiel Konstruktionszeichnungen, Datenblätter mit den energetisch relevanten Daten, Ausschreibungstexte sowie Temperaturbilder und die für Wärmeschutznachweise notwendigen wärmeschutztechnischen Kennwerte erhältlich.

FDB-Wissensdatenbank Die FDB-Wissensdatenbank ist eine interaktive Informationsplattform für den Fertigteilbau. Ausgehend von typischen Skelett- und Hallenbauwerken werden die Grundlagen für den Entwurf des Tragwerks veranschaulicht. Zusätzlich können die Bauteile durch wenige Eingabeparameter vordimensioniert werden. Durch ein kostenloses „Plug-in“ werden die Ausbildungen z. B. bei den Knotenpunkten visualisiert.

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FDB-Ausschreibungstexte Die FDB-Ausschreibungstexte wurden auf der Grundlage des FDB-Typenprogramms und der Mustertexte für die Ausschreibung durch die FDB im Gemeinschaftsarbeitskreis Elektronik im Bauwesen (GAEB) für das Standardleistungsbuch für Beton- und Stahlbetonarbeiten im Teilbereich konstruktiver Betonfertigteilbau (STLB-Bau LB 013 T) erarbeitet.

FDB-Typenprogramm Die Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau e.V. hat BetonfertigteilQuerschnitte, Knoten- und -Ausbildungen typisiert. Diese Typen können im Zusammenhang mit den Standardleistungstexten des GAEB als Grundlage zur Ausschreibung von Betonfertigteilen verwendet werden. Alle Typen werden durch Zeichnungen dargestellt. Diese können für die Ausschreibung zu einer Übersicht der ausgewählten Typen zusammengestellt werden, welches als Download verfügbar ist.

FDB-CAD-Daten In dieser Übersicht werden unverbindlich und ohne Anspruch auf Vollständigkeit sämtliche Querschnitte des Typenprogramms als CAD-Dateien zum Einsatz in diverser Planungssoftware zur Verfügung gestellt.

Persönliches Albert Krebs – 80 Jahre

Am 12. Januar 2012 vollendete Prof. Dr.Ing. Albertus Krebs sein 80stes Lebensjahr. In München geboren, studierte Krebs von 1950-1955 an der Technischen Hochschule Darmstadt Bauingenieurwesen. Er trat 1956 als einer der ersten Mitarbeiter in das private Ingenieurbüro seines Lehrers Prof. Dr.-Ing. Alfred Mehmel – dem „Brückenpapst“ der Nachkriegsjahre – ein. 1962 promovierte Krebs mit einer Dissertation über Kreisringplatten. In diese Jahre fallen so

herausragende Projekte wie die Nibelungenbrücke in Worms (Freivorbau), die erste Hangbrücke aus Spannbeton am Krahnenberg bei Andernach (kurvengängige Vorschubrüstung) sowie die rasante Entwicklung des Rhein-MainFlughafens in Frankfurt (u. a. Terminal 1).

1965 wurde Albert Krebs Partner im Büro Mehmel-Krebs. Schon ein Jahr später wurde er mit nur 34 Jahren der bis dato jüngste Prüfingenieur für Baustatik im Fachbereich Massivbau und Holzbau. Nach Mehmels Tod 1973 firmierte er das Büro mit dem dritten Partner, Dr.Ing. Gerhard Kiefer, in Krebs und Kiefer um, heute eine der bedeutenden und größten deutschen Ingenieurgesellschaften im Bauwesen.

Bereits im Büro Mehmel-Krebs wurden herausragende Projekte geplant oder bautechnisch geprüft. 1973 erhielt Albert Krebs zudem die Prüflizenz im Metallbau. 1995 wurde er beim Eisenbahn-Bundesamt Prüfingenieur für Konstruktiven Ingenieur- und Brückenbau aller Fachrichtungen. Er setzte sich nachdrücklich für die Umsetzung des Vier-Augen-Prinzips ein und engagierte sich im Verband der Prüfingenieure für Baustatik (VPI), dessen hessischem Landesverband er 1979-1992 vorstand. Mittelpunkt seiner Bemühungen war die Durchsetzung und Sicherung eines hohen Qualitätsniveaus. Stets war für ihn nicht nur die Einhaltung der technischen Regeln von Bedeutung. Vielmehr lag und liegt ihm auch die Berücksichtigung aller weitergehenden Aspekte am Herzen. Mit seinem scharfen, analytischen Denken, vor dem sich mancher Kollege und Mitarbeiter auch mal fürchten durfte, gepaart mit seinem stets höflichen, aber auch in der Sache bestimmenden Wesen, widmet er sich dem weitestgehenden Ausloten der technischen Problematik und deren pragmatischer Lösung.

Neben der erfolgreichen Entwicklung des Ingenieurbüros – mittlerweile mit weiteren Partnern und neuen, herausragenden Projekten wie: – Rombachtalbrücke der ICE-Neubaustrecke Fulda-Kassel, – Terminal 2 am Flughafen Frankfurt, – Gesamtplanung der ICE-Neubaustrecke Erfurt–Leipzig/Halle, – diverse Hochhäuser in Frankfurt (Deutsche Bank, Helaba, DG-Bank, Commerzbank) vergaß Albert Krebs nie seine wissenschaftlichen Wurzeln. Diverse Fachveröffentlichungen zu Themen des Massivund Brückenbaus sowie zu Hochhausschwingungen stammen aus seiner Feder. Er verantwortete ferner zusammen

Persönliches mit seinem Mitarbeiter Dr.-Ing. Bernhard Hartung die Erweiterte Technische Biegelehre. Mit diesem ganzheitlichen, sämtliche Schnittgrößen M, N und V verbindenden Bemessungsansatz sind heute Nachrechnungen und Entwürfe von komplexen Brückenquerschnitten möglich. 1986 wurde Krebs schließlich Honorarprofessor im Fachbereich Ingenieurbauwerke an der TU Darmstadt.

Einen weiteren Schwerpunkt seines technischen Engagements widmete er den Trag- und Vorschubgerüsten. Seit 1971 war er Mitglied im Sachverständigenausschuss Traggerüste des DIBt. Die von ihm mitverfasste Check-Liste für Traggerüste gehört mittlerweile zu den Standardwerken auf diesem Gebiet.

Als Unternehmer setzte er sich für eine leistungsgerechte Honorierung von Ingenieuren ein. Aus Überzeugung engagierte er sich im AHO (Ausschuss der Verbände und Kammern der Ingenieure und Architekten für die Honorarordnung e.V.), dessen Fachkommission „Ingenieurbauwerke und Tragwerksplanung“ er vorsaß, und war maßgeblich an der Gestaltung der HOAI beteiligt. Im HOAI-Gesamtkommentar von Jochem verfasste er den Beitrag zum Leistungsbild Tragwerksplanung. Seine zahlreichen Vorträge und Fortbildungen zum Thema Honorarrecht und HOAI führten ihn auch bis nach China. Durch seine aufrichtige und integere Haltung genießt er sowohl bei Planern als auch bei Auftraggebern höchste Anerkennung und Vertrauen.

Den Abschluss seines aktiven Berufslebens als Ingenieur krönte Krebs mit der Betreuung der Planung des Schiffshebewerks am 3-Schluchten-Staudamm in China, des sich derzeit im Bau befindenden, größten Schiffslifts der Welt.

Albert Krebs führte sein Ingenieurbüro stets mit Weitsicht und Strategie. Bei seinem Ausscheiden aus der aktiven Geschäftsleitung und Wechsel in die Position eines Beirats 2005 hatte das Unternehmen weit über 300 Mitarbeiterinnen und Mitarbeiter und war bzw. ist bis dato in allen Bereichen des Bauwesens aktiv. Das Ingenieurbüro wird heute von einer Sozietät aus Partnern der mittlerweile dritten Generation geführt, der er nach wie vor angehört und mit Rat und Tat zur Seite steht.

Die besten Wünsche zum 80. Geburtstag, weiterhin viel Schaffenskraft und viel Gesundheit und Freude im Kreis seiner Familie!

Dr. Jan Akkermann im Namen der Gesellschafter der Krebs und Kiefer & Partner GbR

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Harald S. Müller – 60 Jahre

Am 16. Dezember 2011 vollendete Professor Dr.-Ing. Harald S. Müller sein 60. Lebensjahr. Harald Müller ist ein badisches Sonntagskind, geboren am 16. Dezember 1951 in Osterburken, im Neckar-Odenwald-Kreis, ganz im Norden Baden-Württembergs, gleichsam umzingelt von Hessen, Franken und Schwaben.

Glaubt man dem Volksmund, so sind Hessen offen, hilfsbereit und tolerant, Franken kühn, mutig und kämpferisch und Schwaben fleißig, intelligent und sparsam. Hat Harald Müller von allen das Beste mitgenommen auf seinem in Osterburken begonnenen Weg, der ihn vor über 15 Jahren auf den Lehrstuhl seines Lehrers und Doktorvaters Hubert Hilsdorf zurück an die Universität Karlsruhe führte?

Doch der Reihe nach. Der Schulzeit von Harald Müller im Nordbadischen, beendet 1971 mit dem Abitur, folgte eine halbjährige Tätigkeit als Hilfsarbeiter auf der Baustelle und im Anschluss die Aufnahme des Physikstudiums an der Universität Karlsruhe. Nach zwei Semestern wechselte Harald Müller zum Bauingenieurwesen und beendete sein Studium 1979 ebenfalls an der Universität Karlsruhe. Welcher Plan mag ihn geleitet haben?

Wenn es einen gab, war er jedenfalls gut, wie sein weiterer Berufsweg zeigte. Denn die Einflüsse dieser drei Etappen finden sich bis heute als entscheidende Merkmale im fachlichen Spektrum der umfassenden Arbeit von Harald Müller: das profunde Wissen über die Technologie der Baustoffe mit besonderer Ausrichtung auf deren mechanisch basierte Modellierung sowie die Baustoffanwendung in der Praxis des Bauens.

Die Baustoffe fanden schon früh im Bauingenieurstudium das besondere Interesse von Harald Müller. Der studienbegleitenden Tätigkeit als studentische Hilfskraft am Karlsruher Institut für Massivbau und Baustofftechnologie bei Hubert Hilsdorf folgte nahtlos die dortige Tätigkeit als wissenschaftlicher Mitarbeiter und Doktorand. Seine Diplomarbeit und die ersten Forschungsarbeiten waren dem damaligen Karlsruher Forschungsschwerpunkt Bruchmechanik von Beton zugewandt. Wohl seiner ausgeprägten Fä-

higkeit zur exakten Anwendung mathematischer Methoden und mechanischer Grundsätze hatte Harald Müller es zu verdanken, dass Hubert Hilsdorf ihn schon frühzeitig in seine Forschungsarbeiten und in seinen in zahlreichen Fachveröffentlichungen ausgetragenen Diskurs mit Zdenek Bazant zum Kriechen von Beton einbezog. Diese Diskussion in den siebziger und achtziger Jahren befasste sich unter anderem mit der Frage, ob der damals in DIN 4227 verankerte sog.

Summationsansatz oder der von Bazant propagierte Produktansatz zu einer physikalisch richtigen und mathematisch widerspruchsfreien Prognose der Betonkriechverformungen besser geeignet wären. So avancierte Harald Müller rasch zum internationalen „Kriechexperten“.

Auch seine 1986 fertiggestellte, ausgezeichnete und mit dem Ehrensenator-Huber-Preis gewürdigte Dissertation „Zur Vorhersage des Kriechens von Konstruktionsbeton“ war dem Thema gewidmet.

Aus jenen frühen Jahren, Jahren des gleichzeitigen wissenschaftlichen Frondienstes an den viskoelastischen Betonverformungen, rührt die Freundschaft des Gratulanten mit Harald Müller. Ich erinnere mich an lange abendliche Telefonate zwischen Karlsruhe und Braunschweig, fachlichen Inhalts über Kriechmodelle und persönlichen Inhalts über die Eigenarten unserer Chefs und Doktorväter. Diese Freundschaft intensivierte sich in den folgenden Jahren als Oberingenieure an unseren Heimatinstituten in Karlsruhe und Braunschweig.

1989 verließ Harald Müller Karlsruhe und übernahm die Leitung der Fachgruppe Baustoffe in der Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung (BAM) in Berlin. Auch in Berlin ließ das Betonkriechen Harald Müller nicht los. Zahlreiche Veröffentlichungen hierzu, aber auch in zunehmender Zahl zur vollumfänglichen Beschreibung des Verhaltens von Beton in konstitutiven Stoffmodellen sowie zu weiteren baustoffwissenschaftlichen Themen wie dem Feuchte- und Stofftransport in porösen Baustoffen zeugen vom in den Berliner Jahren sich beeindruckend entwickelnden wissenschaftlichen Portfolio von Harald Müller.

Im Jahr 1995 folgte Harald Müller dem Ruf zurück an die Universität Karlsruhe auf den Lehrstuhl seines Lehrers und Doktorvaters Hubert Hilsdorf und wurde Leiter der Abteilung Baustofftechnologie am Institut für Massivbau und Baustofftechnologie sowie Direktor der Materialprüfungs- und Forschungsanstalt. Karlsruhe wurde erneut und blieb bis heute das Zentrum des Wirkens von Harald Müller.

Schon bald trat Harald Müller aus dem Schatten seines hoch angesehenen Vorgängers heraus und etablierte sich in Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

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Persönliches den Baustoffwissenschaften in Deutschland und international mit einem eigenständigen, weit gefächerten, dabei aber methodisch sehr kohärenten Profil. Seinem wissenschaftlichen Ursprungsthema, der Beschreibung der Eigenschaften des Betons in Stoffgesetzen, blieb Harald Müller bis heute treu. Als Mitglied der ACI Commission 209 „Creep and Shrinkage in Concrete“ und als chairman der fib Task Group 8.7. “Code Type Models for Concrete Behaviour” beeinflusst er heute maßgeblich die Entwicklung internationaler Standards. Als weitere Forschungsschwerpunkte kamen Prüfverfahren im Beton- und Mauerwerksbau, die Rheologie frischen Betons, die Mikrostruktur und Dauerhaftigkeit von mineralischen Baustoffen sowie Fragen des Lebensdauermanagements und der Ertüchtigung von Bauwerken hinzu. Bis heute sind etwa 250 Veröffentlichungen und je ca. 20 betreute Dissertationen als Hauptund Korreferent in den genannten Arbeitsgebieten entstanden. Die wissenschaftlichen Arbeiten aus dem „Hause Müller“ sind stets geprägt durch einen hohen Anspruch an eine durchgängige inhaltliche und methodische Systematik, klar definierte experimentelle Arbeiten, physikalisch nachvollziehbare und widerspruchsfreie Materialmodelle und zumeist hoch komplexe numerische Untersuchungen auf der Bauteilebene, stets orientiert an der Nutzbarkeit durch die Praxis und für diese aufbereitet. Fast selbstverständlich ist, dass Harald Müller in einer Vielzahl nationaler und internationaler Fachvereinigungen tätig ist; herausgehoben seien seine Mitgliedschaft im Vorstand des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton (DAfStb) und im Präsidium der fédération internationale du béton (fib).

Harald Müller ist auch ein engagierter Lehrer. Ich weiß, dass seine Vorlesungen einen hohen Anspruch haben, den er an sich als Vorlesenden ebenso stellt wie an seine Studierenden. In ihrem didaktischen Konzept sind seine Lehrveranstaltungen ähnlich stringent aufgebaut wie seine Forschungsarbeiten, von den mathematischen und physikalischen Grundlagen bis zur Praxisanwendung. Der Studiengang Bauingenieurwesen in Karlsruhe trägt ebenfalls seine Handschrift; geprägt durch die anhaltende Tätigkeit als Studiendekan seit über zehn Jahren.

Zurück zur Anfangsfrage. Ja, ich finde viele der eingangs beschriebenen Eigenschaften der Nachbarn des Nordbadeners bei Harald Müller, gepaart mit der Weltoffenheit und Geselligkeit, die man den Badenern zuspricht, dazu eine hohe Sensibilität für die Bedürfnisse anderer und eine ausgeprägte Empfindsamkeit.

Trotz seines enormen Arbeitspensums findet er Zeit für seine Familie mit vier 66

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Kindern, für Geselligkeit, manchmal sogar für Urlaub in seinem Cabriolet und derzeit sogar für das Amt des Präsidenten seines Lions-Clubs.

Die zur Bewältigung von alledem notwendige Gesundheit, Schaffenskraft und -freude wünsche ich Harald Müller auch weiterhin, verbunden mit den besten Glückwünschen zu seinem 60. Geburtstag.

Harald Budelmann, Braunschweig

Ehrendoktorwürde der Technischen Universität Kaiserslautern für Prof.

Manfred Curbach Am 15. November 2011 erhielt Prof. Dr.Ing. Manfred Curbach (TU Dresden) die Ehrendoktorwürde des Fachbereiches Bauingenieurwesen der Technischen Universität Kaiserslautern. In einem Festakt mit einer großen Anzahl an Gästen überreichte der Präsident der TU Kaiserslautern, Prof. Helmut J. Schmidt, die Urkunde, die Laudatio hielt der Leiter des Fachbereichs Massivbau und Baukonstruktion, Prof. Jürgen Schnell.

Entscheidend für die Vergabe der Ehrendoktorwürde an Prof. Manfred Curbach waren nach einer Mitteilung der TU Kaiserslautern seine herausragenden wissenschaftlichen Erfolge im konstruktiven Ingenieurbau, seine Verdienste bei der konsequenten Umsetzung von Forschungsergebnissen in die Baupraxis und seine vorbildliche Persönlichkeit. Als Sprecher des Sonderfor-

schungsbereiches „Textilbeton“ der Deutschen Forschungsgemeinschaft hat er wesentlich zur grundlegenden Erforschung einer neuen Bauart beigetragen. Aktuell ist er Koordinator des von ihm maßgeblich mitinitiierten DFGSchwerpunktprogramms 1542 „Leicht Bauen mit Beton – Grundlagen für das Bauen der Zukunft mit bionischen und mathematischen Entwurfsprinzipien“, in dem über 50 Wissenschaftler aus elf Technischen Universitäten zusammenarbeiten.

Zusätzlich bekleidet Professor Curbach eine Vielzahl von Ehrenämtern. Der frühere Vorsitzende der VDIGesellschaft Bautechnik ist seit 2004 Vorsitzender des Vorstandes des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton. Zusätzlich ist er auch Leiter der deutschen Delegation bei der Fédération internationale du Béton. Er war Mitglied im Senat der Deutschen Forschungsgemeinschaft und mehrere Jahre lang als Prorektor der TU Dresden für die strategische Ausrichtung seiner Universität zuständig. Seit 1999 gehörte er dem wissenschaftlichen Beirat von „Beton- und Stahlbetonbau“ an.

Mit der Technischen Universität Kaiserslautern unterhält Professor Curbach seit vielen Jahren einen intensiven fachlichen Austausch, der sich in einer wissenschaftlichen Zusammenarbeit insbesondere auf dem Gebiet der Hochleistungsbetone niedergeschlagen hat.

Die Redaktion „Beton- und Stahlbetonbau“ sowie der Verlag Ernst & Sohn gratulieren sehr herzlich zu dieser Ehrenpromotion.

Das Übergabefoto zeigt (v.l.n.r.: Prof. Dr. Dr.-Ing. h.c. Helmut J. Schmidt (Präsident der TU Kaiserslautern), Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Manfred Curbach, Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Kurz (Dekan des Fachbereiches Bauingenieurwesen)

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„Wie die Zeit vergeht.“

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Mit der Annahme eines Manuskripts erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Arbeiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In- noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder im Internet unter www.ernstund-sohn.de/zeitschriften abgerufen werden.

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Redaktion: Prof. Dipl.-Ing. DDr. Konrad Bergmeister Dipl.-Ing. Kerstin Glück Universität für Bodenkultur Wien, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82, A-1190 Wien Tel.: 00 43-1/476 54-52 53, Fax: 00 43-1/476 54-52 92 E-Mail: bust@iki.boku.ac.at Wissenschaftlicher Beirat: Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach TU Dresden, Institut für Massivbau 01062 Dresden Tel.: 0351/46 3376 60, Fax: 0351/46 3372 89 E-Mail: manfred.curbach@tu-dresden.de Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirtsch.-Ing. Oliver Fischer TU München, Lehrstuhl für Massivbau 80290 München Tel.: 0 89/28 92 30 38, Fax: 0 89/28 92 30 46 E-Mail: oliver.fischer@tum.de Dr.-Ing. Lars Meyer Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Postfach 110512 Kurfürstenstraße 129, D-10835 Berlin Tel.: 0 30/23 60 96-0, Fax: 0 30/23 60 96-23 E-Mail: meyer@betonverein.de Dr.-Ing. Karl Morgen WTM ENGINEERS GmbH Beratende Ingenieure im Bauwesen Ballindamm 17, D-20095 Hamburg Tel.: 0 40/350 09-0, Fax: 0 40/350 09-100 E-Mail: info@wtm-hh.de Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Verlag Ernst & Sohn Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/470 31-273, Fax: 0 30/470 31-2 29 E-Mail: btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn: Fred Doischer Tel.: 0 30/470 31-2 34 Anzeigen: Annekatrin Gottschalk Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/470 31-2 49, Fax: 0 30/470 31-2 30 E-Mail: annekatrin.gottschalk@wiley.com Kunden-/Leserservice: Abonnementbetreuung, Einzelheft-Verkauf, Probehefte, Adressänderungen WILEY-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstraße 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49 (0) 62 01/6 06-4 00, Fax: +49 (0) 62 01/6 06-184 E-Mail: service@wiley-vch.de Satz: TypoDesign Hecker GmbH, Leimen Druck: ColorDruck GmbH, Leimen Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin.

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geprüfte Auflage

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 1

Rubriken Vorschau

Themen TermineHeft 2/2012 H. S. Müller, E. Bohner Rissbildung infolge Bewehrungskorrosion – Mechanismen und Prognosemodelle Der vorliegende Beitrag setzt sich mit der Schädigungsphase, also mit den Prozessen nach Ende der Einleitungsphase und der Rissbildung infolge der Bewehrungskorrosion auseinander. Es werden die Ergebnisse einer umfangreichen wissenschaftlichen Untersuchung zusammengefasst. Sie ermöglichten die Entwicklung eines Modells, mit dessen Hilfe für unterschiedliche Einwirkungen und betontechnische Randbedingungen die Zeitspanne zwischen der Depassivierung und dem Schadenseintritt berechnet werden kann. Weiterhin gelang es, durch neuartige Versuche und eine spezielle Versuchskonzeption erstmals ein Materialgesetz für den sich unter Praxisbedingungen bildenden Rost abzuleiten.

J. Bödefeld, R. Ehmann, D. Schlicke, N. V. Tue Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses – Teil 2: Neues Konzept auf Grundlage der Verformungskompatibilität Das zurzeit in Massivbaunormen auf den Rissschnittgrößen basierende Konzept zur Ermittlung der Mindestbewehrung

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weist einige Schwächen auf, insbesondere für dicke Bauteile. Mit dem auf der Verformungskompatibilität basierenden, neu entwickelten Konzept können diese Schwächen aufgehoben werden. Maßgebend im neuen Konzept ist die aufzunehmende Verformungseinwirkung und nicht der Zeitpunkt der Rissbildung. Weiterhin können die wesentlichen Parameter der Betontechnologie wie Wärmeentwicklung und Nachbehandlung quantitativ erfasst werden. Die Überlagerung zwischen frühem und spätem Zwang kann ebenfalls auf einer gemeinsamen, mechanischen Grundlage beantwortet werden.

Die neu gewonnenen Erkenntnisse fließen bereits in das neue Merkblatt „Früher Zwang“ der Bundesanstalt für Wasserbau ein.

M. Vill, A. Schweighofer und J. Kollegger Großversuche an Spannbetonbrückenträgern zur Beurteilung des Schubtragverhaltens Der Brückenbestand im Straßen- und Eisenbahnnetz beinhaltet eine Vielzahl an Bauwerken aus Stahlbeton- und Spannbeton, die ab Beginn der 1950er Jahre bis Ende der 1970er Jahre errichtet wurden. Die Fragestellung nach einer ausreichenden Tragfähigkeit und Zuverlässigkeit für diese Brückenbauwerke kann in vielen Fällen gemäß dem heuti-

gen Normenstand nicht positiv bewertet werden. Ein besonderes Problem ergibt sich im Betonbau beim Nachweis der Schubtragfähigkeit. In dem Zusammenhang wurden drei Versuche zur Ermittlung der Schubtragfähigkeit an Spannbetonbrückenträgern im Maßstab 1:1 durchgeführt, wobei die Träger bis zum Versagen belastet wurden. Die Versuche ergaben hohe Tragreserven gegenüber den rechnerischen Tragfähigkeiten gemäß EC2. Der Beitrag beinhaltet eine Beschreibung der Versuche sowie einen Vergleich der Ergebnisse mit den Bemessungsansätzen gemäß EC. A. Schweighofer, M. Vill, J. Kollegger Ermittlung der vorhandenen Spannkraft in 50 Jahre alten Brückenträgern und Vergleich der Verluste nach EC2 Im Zuge des Bauvorhabens Hauptbahnhof Wien konnten Untersuchungen an 50 Jahre alten Spannbetonbrückenträgern durchgeführt werden. Der Beitrag befasst sich mit der Ermittlung der vorhandenen Vorspannkraft nach einer Nutzungsdauer von 50 Jahren. Des Weiteren werden ein Vergleich zu den rechnerisch ermittelten Spannkraftverlusten nach EC2 sowie der Einfluss der unterschiedlichen Randbedingungen auf die Ergebnisse gezeigt. (Änderungen vorbehalten)

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…und aktuell an anderer Stelle Heft 1/2012 Wirkstoffauswaschung aus hydrophoben Fassadenbeschichtungen: verkapselte vs. unverkapselte Biozidsysteme Energieeffizienz und Wirtschaftlichkeit oberflächennaher Geothermie für das Heizen und Kühlen von Nichtwohngebäuden

Mechanische und physikalische Eigenschaften von mit dem Vakuumpress-Trocknungsverfahren thermisch behandeltem Holz Der generalisierte COND-Algorithmus zur hydrothermischen Bewertung von Konstruktionen

Heft 2/2012 Kunstbauten-Ingenieurkunst

Berichte

Aktive Schwingungskontrolle einer Spannbandbrücke mit pneumatischen Aktuatoren

Keynotes on bridges in Spain since the mid-1980’s

Technische Möglichkeiten der Probebelastung von Massivbrücken

Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung und Bau der Fleischbrücke Nürnberg (1596-98) Essay: Konstruktionskritik im Brückenbau Historisches Wahrzeichen der Ingenieurbaukunst in Deutschland Neue Verankerung für Fahrbahnübergangskonstruktionen

Heft 1/2012 Modern pre-injection in underground construction with rapid setting microcements and colloidal silica – application in conventional and TBM-tunneling Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zur Gebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein

Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAGRadialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBB mit kontinuierlichem Vortrieb Das AT – Hüllrohrsystem Palomino HRT – investigation drillings in two different geological formations

Heft 1/2012 Auslaufverhalten von Putzen und Mörtel

Zukünftige Struktur der Normung im Mauerwerksbau

Von der Bauproduktenrichtlinie zur Bauproduktenverordnung: Auswirkungen der Umstellung auf den Mauerwerksbau

Lehm – Bisherige Ergebnisse der Bauteilversuche

Druckfestigkeit von Ziegelmauerwerk – aktuelle Auswertungen zur Festlegung von charakteristischen Werten der Mauerwerkdruckfestigkeit in DIN EN 1996

Heft 2/2012 Vergabe, Tragwerksplanung und Montage der Brücke über die IJssel Ersatzneubau der Autobahnbrücke über den Havelkanal bei Brieselang Pilotbrücke Simmerbach – VFT-Rail Bauweise mit externer Bewehrung Die mehrfeldrige Spannbandbrücke Slinky Springs to Fame in Oberhausen

Zur Entwicklung und zum Einsatz des Liquid-V-Dampers zur Tilgung von vertikalen Brückenschwingungen (Teil 2) – Praktische Anwendung und Versuche Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844–1889 Teil 2: Gitterträgerbrücken und Taktschiebeverfahren Zhengzhou Yellow River Road-cum-Railway Bridge, China

Entwurf zum Rückbau der Rheinbrücke Wesel (Änderungen vorbehalten)