Bautechnik Issue 1_2012 free sample copy by Ernst & Sohn

89. Jahrgang Januar 2012 ISSN 0932-8351 A 1556

Bautechnik Zeitschrift für den gesamten Ingenieurbau

- Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus im Wandel der Zeit - Traditionelle Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen - Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken - Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken - Verstärken mit CFK-Lamellen - Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration - Verbundfassade aus Upcycling-PUR-Pressplatten und Holz

Innovation ist bei uns Standard. Der neue HALFEN HIT ist jetzt noch besser!

er HIT ist schon lange ein Klassiker unter den HALFEN Produkten und am Markt erfolgreich etabliert. Proﬁs schätzen das ﬂexible System, denn es bietet für Bauherren und Planer zahlreiche Vorteile: eine hohe Wirtschaftlichkeit, die Vermeidung von Tauwasserund Schimmelpilzbildung, die Senkung von Heizkosten und von CO2 -Emissionen. Gerade weil der HIT so gut ist, haben wir ihn jetzt noch besser gemacht – mit dem HIT-HP High Performance.

Hohe Brandschutzklasse als Standard Noch höhere Sicherheit – deshalb verfügen alle neuen HALFEN HIT-HP ISO-Elemente standardmäßig über die europäische Feuerwiderstandsklasse für tragende Bauteile mit und ohne Raumabschluss REI 120 (F120).

Kraftvolle Elemente Die HIT-HP-Elemente sind jetzt noch stärker. Sie können ab einer Deckenstärke von 16 cm bis zu 160 kN/m Querkraft übertragen.

Mehr Flexibilität Das Standard-Element HIT-HP MV gibt es jetzt in neuen und noch mehr Größen: 25 cm, 50 cm und 100 cm. Zeitaufwändige Schneidearbeiten auf der Baustelle fallen weg.

Einfacher Einbau Bei der Montage von oben stören keine herausragenden Stäbe.

100 cm Modul

Sichere Planung Die Planungssicherheit ist gewährleistet, da keine Begrenzung der Querkrafttragfähigkeit durch Zusatznachweise der Planer notwendig ist.

25 cm Modul

Viele Argumente, ein Fazit: Die Produkte von HALFEN bedeuten Sicherheit, Qualität und Schutz – für Sie und Ihr Unternehmen.

Verbesserte Wärmedämmung Der neue HIT-HP kommt ohne Drucklager und Querkraftstäbe aus. Stattdessen verwenden wir modernste Druck-Schub-Lager aus einem ultrahochfesten, faserbewehrten Mörtel. RAL-GZ 658-2

HALFEN GmbH · Engineering · www.halfen.de HALFEN GmbH · EngineeringSupport Support· Tel.: · Tel.:0 021 2173 73/ /970-90 90 30 30 · www.halfen.de

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01.07.2011 14:34:31

(Foto Gerb)

Inhalt Bautechnik 1/12 Zum Titelbild Zum ersten Mal in der Entwicklung zum technischen Erdbebenschutz haben Ingenieure ein historisches Gebäude von über 4600 m2 Nutzfläche nachträglich durch ein Tilgersystem vor den Auswirkungen von Beben geschützt. Ein solches System schützt nun den Palatul Victoria, der Sitz der rumänischen Regierung in Bukarest. Ein Tilgersystem besteht aus fünf Betonblöcken auf Gleitlagern mit jeweils einen Gewicht von 95 t, kombiniert mit je 16 Federelementen und vier Dämpfern. Im Erdbebenfall wird die Schwingungsenergie durch die Relativbewegung zwischen Gebäude und Schwingungsmasse reduziert.

SCHWERPUNKT Bauen im Bestand

G. Eisele Editorial FACHTHEMEN

F. Stauder, M. Wolbring, J. Schnell Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus im Wandel der Zeit H. Koch, W. Seim Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen W. Rug, F. Thoms, U. Grimm, G. Eichbaum, S. Abel Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken BERICHTE

N. Müller Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

R. Welter Verstärken mit CFK-Lamellen

FREIE THEMEN FACHTHEMA

D. Proske Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration BERICHT

89. Jahrgang Januar 2012, Heft 1 ISSN 0932-8351 (print) ISSN 1437-0999 (online) Peer-reviewed journal Bautechnik ist ab Jahrgang 2007 bei Thomson Reuters Web of Knowledge akkreditiert. Impact Factor 2010: 0,141

Aus Wiley InterScience wird Wiley Online Library

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattform für das Bautechnik Online-Abonnement

V. Schmid, D. Zauft Verbundfassade aus Upcycling-PUR-Pressplatten und Holz für einen Lehr- und Forschungspavillon in Berlin

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BAUTECHNIK aktuell VERANSTALTUNGSKALENDER

Produkte & Projekte

PRODUKTE & PROJEKTE

„Customized Living“ ist zentrales Thema der DOMOTEX 2012

Ferner stellt der Wood Flooring Summit Hartbodenbeläge im Rahmen der DOMOTEX besonders in den Fokus und verbindet die Standpräsentationen der Aussteller mit zentralen Informations- und Eventflächen in der Halle 9.

Vom 14. bis 17. Januar präsentiert die weltgrößte Messe für Teppich- und Bodenbeläge die Bodentrends der Saison 2012/2013. Die DOMOTEX ist Business-Plattform und Fachmesse für Bodendesign zugleich und damit in diesem Jahr der wichtigste Termin der internationalen Teppich- und Bodenbelagsbranche.

Auch hat die Messe die Funktionen der Ausstellerdatenbank auf www.domotex.de deutlich erweitert. DOMOTEX-Aussteller können nun detailliertere Firmen- und Produktinformationen, Fotos, Logos, Anwendungsbeispiele und vieles mehr einstellen. Ziel ist eine umfassende Unternehmens- und Produktdarstellung. Der Besucher kann nicht nur seinen Messebesuch noch zielgerichteter planen, sondern sich ganzjährig über bestimmte Produkte oder Anbieter gezielt informieren.

Unter dem Motto „Customized Living“ zeigen 1.400 Aussteller aus über 60 Ländern ihre neuen Kollektionen und Designentwicklungen. Die internationalen Besucher erhalten einen umfassenden Überblick des Weltmarktangebots an Teppichen und Bodenbelägen, denn 83 % der Aussteller kommen aus dem Ausland.

Mit dem neuen „Match and Meet“-Service werden DOMOTEXAussteller und -Besucher über das Internet gezielt zusammengeführt und DOMOTEX2go liefert die wichtigsten Online-Funktionen des DOMOTEX-Webauftritts für Handys und Smartphones. Darüber hinaus zeigt der Messeguide einen interaktiven Geländeplan inklusive Wegbeschreibungen. Die Anwendung ist unter www.domotex2go.de abrufbar und steht im App-Store von Apple kostenfrei zum Download bereit.

Der Trend zur Individualisierung ist einer der Megatrends unserer Zeit und hat großen Einfluss auch auf die Innenraumgestaltung. Teppiche und Bodenbeläge bieten nahezu unbegrenzten Gestaltungsspielraum und entsprechend bieten immer mehr Unternehmen maßgeschneiderte Produkte an.

Weitere Informationen: Deutsche Messe Messegelände, 30521 Hannover Tel. (05 11) 89-0, Fax (05 11) 89-3 26 26 info@messe.de, www.domotex.de

Hochwertiger Boden für hochwertige Produkte Industrieböden aus Beton unterliegen den unterschiedlichsten Anforderungen hinsichtlich Lastaufnahme und Oberflächengestaltung. Entscheidender Aspekt ist die technische Gebrauchstauglichkeit, d.h. die Anforderung an den Baustoff Beton oder Stahlbeton. Besondere Anforderungen an die optische Gestaltung können gewünscht oder erforderlich sein. Schon in der Planungsphase und auch in der baubegleitenden technischen Abstimmung sind die Vorgaben festzulegen, die anschließend auf der Baustelle in der Ausführung umzusetzen sind – so geschehen beim Neubau der Gewürzproduktion der allseits bekannten Fa. Fuchs Gewürze. Da der Standort der Fa. Fuchs Gewürze gemäß der Entscheidung der Firmenleitung auf lange Sicht in Dissen (Niedersachsen) verbleiben soll, waren Räume vor Ort zu schaffen, die eine Produktion und Auslieferung der Produkte für die Zukunft sicher stellen. Folglich wurde frühzeitig mit den Planungen für einen Neubau mit einer Nutzfläche von ca. 31.000 m2 begonnen. Da es sich um die Entwicklung hochwertiger Produkte aus dem Lebensmittelbereich (Gewürze) handelt, ergaben sich sehr hohe Anforderungen an die Oberfläche des Industriebodens, insbesondere

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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Da es sich um die Entwicklung hochwertiger Produkte aus dem Lebensmittelbereich (Gewürze) handelt, …

hinsichtlich Ebenheit und Reinigungsmöglichkeiten. Wegen der Orientierung auf künftige Entwicklungen und heute noch nicht bekannte oder festgelegte Maschinenstandorte waren flexible Belastungsmöglichkeiten und in allen Teilen hohe Tragfähigkeit des Bodens Wunsch des Kunden. In vielen Planungsgesprächen, wurden die Anforderungen offen diskutiert und letztlich eine Ausführungsart festgelegt. Die Betonsohle sollte folgenden Aufbau erhalten:

Fotos: Gorlo

BODENBELÄGE

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… ergaben sich sehr hohe Anforderungen an die Oberfläche des Industriebodens, insbesondere hinsichtlich Ebenheit und Reinigungsmöglichkeiten

– Hartstoff-Industrieestrich gemäß DIN 18560, Teil 7, Stärke 10 mm, als Verbundestrich „frisch-auf-frisch“, Oberfläche geglättet, gebrauchsfertig für die Nutzung. – Ebenheit für erhöhte Anforderungen nach DIN 18202, Tabelle 3, Zeile 4. – Zwei Nassschleifgänge im Kreuzgang (Schonendes Abtragen der aufliegenden Zementschlämme).

– Einpflege, im laufenden Betrieb Unterhaltsreinigung. – Betonsohle in einer Stärke d = 25 cm (24+1), Beton C 30/37, Oberfläche vorbereitet für die Aufnahme des Verbundestrich im „frisch-auf-frisch-Verfahren“. – Bewehrung nach statischen Erfordernissen, für eine flexible Belastung, ohne sicht- und wahrnehmbare Fugen und für eine Begrenzung der Rissbreite. Listenmatten, 2 Lagen, Bewehrungsstäbe D = 10 mm, e = 75-100 mm. – Trennlage zwischen Betonsohle und Tragschicht, 1 Lage PE-Folie.

Weitere Informationen: GORLO Industrieboden GmbH & Co. KG Buddestraße 12, 33602 Bielefeld Tel. (0521) 966 27-0, Fax: (0521) 966 27-99 info@gorlo-industrieboden.de, www.gorlo-industrieboden.de

Schöne Böden! Triﬂex Creative Design

„Kaum vorstellbar, dass das ein Balkonboden ist!“

Kreative Balkon- oder Terrassenoberﬂächen sind keine Kunst!

Gießharz zur schnellen Bodenreparatur Mit SRS 52 bietet Silikal ein vielseitig verwendbares Zwei-Komponenten-Methacrylatharz zum Vergießen, Verkleben und Reparieren von mineralischen Untergründen im Innen- und Außenbereich an. bereitete Schadstellen werden ausgegossen und sind bereits nach etwa einer Stunde ausgehärtet und voll belastbar. SRS 52 kann dabei sowohl im Innen- wie im Außenbereich verarbeitet werden.

Foto: Silikal

Das Zwei-Komponenten-System eignet sich ausgezeichnet für ein

Risse im Estrich oder in Betonböden lassen sich schnell und dauerhaft ausbessern mit dem ZweiKomponenten-System „SRS 52“ von Silikal

SRS 52 wurde von Silikal eigens für die schnelle Reparatur von Rissen, Fugen und Hohlstellen im Bodenbereich entwickelt. Das gießfähige Reaktionsharz repariert Schadstellen in Estrichen oder Betonböden dauerhaft, zuverlässig und ohne großen Aufwand. Das dünnflüssige Zwei-Komponenten-Methacrylatharz gibt es im handlichen Set. Entsprechend vor-

– kraftschlüssiges Verharzen von Rissen und Fugen in Estrichen und Beton – Vergießen und Injizieren von Hohlstellen bei Verbundestrichen – Verfüllen breiter Risse mit Zusatz von Quarzsand – Vergießen von Hohlstellen – Versiegeln von Estrich- und Betonoberflächen SRS 52 ist wasser-, chemikalien- und frostbeständig. Das kalthärtende Methacrylatharz (MMA) lässt sich bereits ab 0° Celsius verarbeiten. Und schon kurze Zeit nach der Sanierung kann der Boden mit Fliesen, Parkett, Laminat oder Teppichboden belegt werden. Weitere Informationen: Silikal GmbH Ostring 23, 63533 Mainhausen Tel. (06182) 9235-0, Fax (06182) 9235-40 mail@silikal.de, www.silikal.com

Triﬂex Creative Design verbindet die sichere, dauerhafte Abdichtung von Balkonen, Terrassen und Eingangsbereichen mit einer unendlichen Vielzahl von individuellen Gestaltungsmöglichkeiten. Ob klassische Fliesenoptik, kreative Muster, Firmen- und Vereinslogos oder Namenszüge – fast alles ist machbar! Ihr Nutzen: · schnell verarbeitbar: dauerhafte Abdichtung und kreative Oberﬂäche an einem Tag · nach 30 Minuten regenfest · jede Balkon-Geometrie lässt sich gestalten · sanierungsfreundliche Lösung · kein Staub, kein Dreck · Sie können minimale Aufbauhöhen und geringe Flächengewichte realisieren

Flüssigkunststoff-Abdichtungen und -Beschichtungen für Balkone, Terrassen und Eingangsbereiche info@triﬂex.de | www.triﬂex.de

BODENBELÄGE

Emissionsminimierte, AgBB-zertifizierte Bodenbeschichtungen

Bild 1 In Räumen, in denen sich Menschen aufhalten, dürfen nur emissionsminimierte zugelassene Bodenbeschichtungen zum Einsatz kommen. Mit dem „Prima Klima“Sortiment sind Verarbeiter auf der sicheren Seite

In Räumen, in denen sich Menschen aufhalten, dürfen nur emissionsminimierte, zugelassene Bodenbeschichtungen verarbeitet werden. Das gilt auch für Hobbyräume im Keller. Die emissionsminimierten, AgBB-zertifizierten Bodenbeschichtungen aus dem „PrimaKlima“ Sortiment von Caparol erfüllen diese Anforderungen. Sie sind vom TÜV gemäß AgBB-Kriterien geprüft und werden jährlich auf die Einhaltung der Grenzwerte hin überwacht. Somit sind sie für klassische Wohn- und Aufenthaltsräume freigegeben, in denen sich Personen besonders lange aufhalten. Mit diesem Sortiment sind Verarbeiter auf der sicheren Seite.

Wenn der Kellerraum zum Aufenthaltsraum wird

Welche Produkte sind zugelassen? Die Zulassungspflicht für Bauprodukte in Innenräumen ist in der Bauregelliste B, Teil 1 gemäß EN 13813 vom März 2009 geregelt. Demnach sind Bodenbeschichtungen für Aufenthaltsräume zulässig, die nach dem AgBB-Schema geprüft und vom DIBt (Deutsches Institut für Bautechnik) zugelassen sind. Der AgBB (Ausschuss zur gesundheitlichen Bewertung von Bauprodukten) hat einheitliche Prüfkriterien erarbeitet sowie ein Bewertungsschema für VOC-Emissionen aus innenraumrelevanten Bauprodukten entwickelt. Diese dienen als Vorlage für eine europäische Regelung und bilden die Grundlage für eine einheitliche Bewertung von Bauprodukten in Deutschland.

DIBt-Zulassung nur für Systeme Nach den Vorgaben des DIBt können nur Systeme, also Grundierung + Beschichtung + ggfls. Versiegelung eine allgemeine bauaufsichtliche Zulassung erhalten. Die Zulassung erfolgt, wenn die Messung der Raumluft nach aufgebrachter Beschichtung nach drei und 28 Tagen die Grenzwerte einhält. Gemessen wird die Menge der emittierten gesundheitsgefährdenden Stoffe. Nur wenn eine Beschichtung diese Prüfung besteht, darf sie als emissionsminimiert angeboten werden. Ob auf Beton oder Zementestrich, als rutschfeste Hartkornschicht oder als wasserdampfdiffusionsfähige Beschichtung – bei

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Fotos: Caparol Farben Lacke Bautenschutz

Häufig ist nicht bekannt, dass in Aufenthaltsräumen generell nur noch zugelassene, emissionsminimierte Bodenbeschichtungen eingesetzt werden dürfen. Und ein Kellerraum ist dann ein Aufenthaltsraum, wenn er als Werk- oder Arbeits- oder Hobbyraum genutzt wird und sich Personen dort längere Zeit aufhalten. Wer sicher sein möchte, verwendet daher auch im Keller emissionsminimierte, zugelassene Bodenbeschichtungen.

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Wie aus einem Guss: Boden und Wand dieser Radiologischen Praxis sind mit Disbopox 447 E.MI Wasserepoxid in Gelb beschichtet. Im Empfangsbereich wachsen mit weißem Textil bespannte Leuchten wie Blütenkelche aus dem Boden

den emissionsarmen Beschichtungen aus dem „Prima-Klima“Sortiment findet sich für jeden Anwendungsbereich und Untergrund die passende Bodenbeschichtung – von Garage und Keller bis ins Kinderzimmer. Mit Disbopox 447 E.MI Wasserepoxid lassen sich sogar Wände gestalten. Mehr Informationen über das innovative Produktsortiment finden Sie in der Broschüre „6 für alle Böden“, die unter Angabe der Artikelnummer 866058 beim Caparol Werbemittelservice (werbemittelservice@caparol.de) kostenlos bestellt werden kann. Weitere Informationen: Deutsche Amphibolin-Werke von Robert Murjahn Stiftung & Co KG Geschäftsbereich CAPAROL Farben Lacke Bautenschutz Roßdörfer Straße 50, Industriegebiet 1, 64372 Ober-Ramstadt Tel. (06154) 71-0, Fax (06154) 71-1391 info@caparol.de, www.caparol.de

BODENBELÄGE

Unbedenkliche Bodenbeschichtungen in Kindergärten und Schulen Baumaterialien, die in Kindergärten, Kindertagesstätten oder schulischen Einrichtungen eingesetzt werden, können Schadstoffe enthalten. Beispielsweise gefährliche Phenolverbindungen, die sich negativ auf die Gesundheit auswirken – besonders aber auf die von Kindern und Jugendlichen. Phenole sind zwar nicht grundsätzlich gesundheitsgefährdend, aber äußerst bedenklich, wenn sie in Leimen und Klebstoffen enthalten sind. Dort werden sie aufgrund ihrer Bakterien und Pilz abtötenden Wirkung als Konservierungsstoffe verwendet. Werden diese Stoffe zur Herstellung oder zur Applikation von Baumaterialien benutzt, kann es über längere Zeiträume hinweg zu giftigen Ausgasungen kommen. In den 1950er bis 1970er Jahren kamen vor allem in der ehemaligen DDR Bodenbelagskleber auf Basis phenolhaltiger Klebstoffe zum Einsatz. Auf Phenolharzbasis hergestellte Klebstoffe sind bis heute Auslöser gravierender Gesundheitsgefährdung. Viele öffentliche Einrichtungen wie Kindertagesstätten, Schulen und Sporthallen sind noch immer mit Phenolen belastet. Neben starker Geruchsbelästigung sind vor allem Übelkeit, Kopfschmerzen und Hautreizungen die Folge. Auch das Entfernen der alten Bodenbeläge löst unangenehme Gerüche sowie schädliche Emissionen aus.

Äußerst emissionsarme Beschichtungslösungen Die äußerst emissionsarmen Boden- und Wandbeschichtungen von Sika Deutschland sind eine hochwertige und gesundheitlich unbedenkliche Alternative für die

Sanierung und den Neubau von öffentlichen Gebäuden. Die Sika-ComfortFloor Böden auf 2-komponentiger Polyurethanbasis sind in allen Varianten frei von Phenolen und Lösemitteln, sind VOCemissionsarm und nach den gültigen AgBB-Prüfkriterien überwacht. Aufgrund der fugenlos herstellbaren Bodenfläche und ihrer Reinigungsfreundlichkeit sind sie zudem äußerst hygienisch. Doch nicht nur der gesundheitliche Aspekt spricht für den Einsatz dieser Böden in Kindergärten und Schulen. Sie sind zudem sehr wirtschaftlich, beständig und dekorativ. Vor allem aber bieten sie mit ihrem breiten Farbspektrum eine Vielfalt an Gestaltungsmöglichkeiten. Die innovativen Beschichtungen ermöglichen – besonders in öffentlichen Einrichtungen für Kinder und Jugendliche – eine kreative und individuelle Raumgestaltung.

Vier Varianten für Gesundheitsschutz und eine schöne Optik Die Sika-ComfortFloor Bodenbeläge sind in vier verschiedenen Systemausführungen erhältlich: Sika-ComfortFloor, SikaComfortFloor Pro, Sika-ComfortFloor Decorative und Sika-ComfortFloor Decorative Pro. Bei allen Varianten erfolgt auf dem Betonuntergrund zunächst eine Grundie-

30 Jahre Erfahrung

Baugrundverbesserung und Fundamentsanierung durch Expansionsharze wirkt sofort zerstörungsfrei langzeitbeständig spart Zeit und Kosten wird weltweit eingesetzt

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Schädliche Substanzen wie Phenole in Baumaterialien bergen gesundheitliche Risiken durch toxische Ausgasungen. Kinder und Jugendliche sind besonders gefährdet, wenn diese Baustoffe in Kindergärten, Kindertagesstätten oder schulischen Einrichtungen verbaut sind.

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Neben starker Geruchsbelästigung sind vor allem Übelkeit, Kopfschmerzen und Hautreizungen die Folge von phenolhaltigen Baustoffen. Immer noch sind viele öffentliche Einrichtungen mit Phenolen belastet. Auch das Entfernen der alten Bodenbeläge löst schädliche Emissionen aus.

SCHAFFT TRAGFÄHIGE UNTERGRÜNDE www.uretek.de

URETEK Deutschland GmbH Tel. 0800- 37 73 250

BODENBELÄGE

GORLO

floor-300 N-Beschichtung aus. Optional können Colorchips eingestreut werden. Versiegelt wird anschließend mit Sikafloor304 W.

INDUSTRIEBÖDEN FÜR ALLE WIRTSCHAFTSZWEIGE

Die vielfältigen Einsatz- und Verarbeitungsmöglichkeiten machen den Werkstoff Beton so interessant für den Einsatz im Industriebodenbau.

Oberﬂächenfertiger Beton

Fugenlose Betonböden

Besondere Ebenheitsanforderungen

Geschliffene Hartstoffestriche

Beheizte Betonsohlen

Industrieboden GmbH & Co. KG

Buddestraße 12 | 33602 Bielefeld

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Wir fertigen hochwertige Industrieböden, abgestimmt auf Ihre Anforderungen, als Komlettleistung aus einer Hand.

Fon (0521) 966 27 – 0 | Fax (0521) 966 27 – 99

www.gorlo-industrieboden.de | info@gorlo-industrieboden.de

Broschüre „Moderne Raumgestaltung mit Funktionalität und Ästhetik“ Sika hat die zum Thema passende Broschüre „Moderne Raumgestaltung mit Funktionalität und Ästhetik“ im Angebot. Sie bietet einen Überblick über das vollständige Portfolio der Sika Deutschland GmbH im Bereich dekorative Boden- und Wandbeschichtungen. Nicht nur repräsentative Fußbodensysteme werden vorgestellt, sondern auch dekorative Wandbeschichtungen für den Einsatz im modernen Hochbau. Die Broschüre kann direkt bei Sika unter der EMail-Adresse forum@de.sika.com angefordert oder von der Internetseite als PDF-Datei kostenlos heruntergeladen werden.

Weitere Informationen: Sika Deutschland GmbH Kornwestheimer Straße 103-107, 70439 Stuttgart Tel. (0711) 8009 0, Fax (0711) 8009 321 info@de.sika.com, www.deu.sika.com

Fotos: Sika Deutschland GmbH

rung mit dem Epoxidharzbindemittel Sikafloor-161. Die einfachste und wirtschaftlichste Beschichtung ist Sika-ComfortFloor. Nach der Grundierung folgt hier die Beschichtung mit dem dekorativen, hochelastischen Sikafloor-330 sowie eine matte, pigmentierte Versiegelung mit Sikafloor-305 W. Die erweiterte Variante Sika-ComfortFloor Decorative zeichnet sich zusätzlich durch eine hohe UV-Beständigkeit durch die Sika-

Die beiden anderen Varianten, Sika-ComfortFloor Pro und SikaComfortFloor Decorative Pro, unterscheiden sich durch die jeweils zwischen Grundierung und Beschichtung integrierte Dämm-Matte Sikafloor-Comfort Regupol 4580. Diese führt zu einer verbesserten Wärmedämmung, erhöht den Gehkomfort und bringt zusätzlich die erwünschte Lärmreduktion in stark frequentierten Bereichen. Die zusätzliche Wärmedämmung fördert die Energieersparnis, da weniger geheizt werden muss. Alle Systeme sind durch ihre hohe Qualität und damit verbundener Langlebigkeit – auch in stark frequentierten Bereichen – auf Nachhaltigkeit ausgelegt.

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Die Bodenbeschichtungssysteme ComfortFloor aus Polyurethan von Sika Deutschland sind gesundheitlich vollkommen unbedenklich. Sie sind frei von Phenolen und Lösemitteln, VOC-emissionsarm und nach den gültigen AgBB-Prüfkriterien überwacht. Aufgrund der fugenlos herstellbaren Bodenfläche und ihrer Reinigungsfreundlichkeit sind sie zudem äußerst hygienisch.

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Nicht nur die vollständige Schadstofffreiheit ist ein Kriterium für den Einsatz von ComfortFloor-Systemen – sie sind darüber hinaus sehr wirtschaftlich, beständig und dekorativ. Vor allem aber bieten sie mit ihrem breiten Farbspektrum eine Vielfalt an Gestaltungsmöglichkeiten. Sie ermöglichen besonders in öffentlichen Einrichtungen für Kinder und Jugendliche eine kreative und individuelle Raumgestaltung.

BODENBELÄGE

Gehärteter Betonboden senkt Lebenszykluskosten Das größte Objekt, das in den USA je das begehrte Nachhaltigkeits-Zertifikat „LEED Gold“ erhalten hat, gehört der TBC Tire Corp. in South Carolina. Im Logistikzentrum des Reifendienstleisters werden täglich bis zu 40.000 Reifen bewegt. Die dafür genutzte Betonfläche (100.000 m2) wurde mit ASHFORD FORMULA® vergütet. Das mit dem Schadstofffrei-Prüfsiegel des TÜV München zertifizierte Liquid bewirkt im Innern der Betonoberfläche einen katalytischen Kristallisationsprozess, wie er in der Natur bei Diamanten vorkommt. Aufwändige Nachbehandlungen oder Rekonstruktionen des Bodens entfallen. Die einmalige Anwendung genügt für die gesamte Lebensdauer des Betons. Sie kann sowohl auf frischen als auch auf gebrauchten Betonflächen erfolgen. Die Böden bleiben dauerhaft abriebund staubfest sowie pflegeleicht. Ihr matter Glanz wirkt ästhetisch ansprechend; da sie Licht reflektieren, sinkt der Beleuchtungsaufwand. Auch zahlreiche deutsche Bauherren bzw. Objektbetreiber, z. B. REWE, Edeka, DHL oder das Ozeaneum in Stralsund, haben sich für diese unkomplizierte und kostengünstige Art der Betonboden-Härtung entschieden. ASHFORD FORMULA® – vertreten in mehr als 60 Ländern – gilt laut eigener Aussage weltweit als Marktführer in der chemischen Betonverdichtung. Langzeitreferenzen reichen bis zu 50 Jahre zurück. In Deutschland agiert die Norsa GmbH,

Im Logistikzentrum des Reifendienstleisters TBC Tire Corp. in South Carolina wurden 100.000 m2 Betonfläche mit ASHFORD FORMULA® vergütet. Aufwändige Nachbehandlungen oder Rekonstruktionen des Bodens entfallen (Foto: Leslie Burden. Abdruck mit Erlaubnis von “Charleston Regional Business Journal”)

Bad Düben, seit 12 Jahren als autorisierter Anwender des Herstellers Curecrete Chemical Company, Springville (Utah/USA). Weitere Informationen: Norsa GmbH Schmiedeberger Str. 55, 04849 Bad Düben Tel. (034243) 33 33 0, Fax (034243) 33 33 44 info@norsa.de, www.ashfordformula.de

Gleichbleibend gute Transportbetonqualität für 18.400 m2 Logistikfläche In Kandel bei Karlsruhe entsteht auf einem 12 ha großen Grundstück die zweite Lagerhalle der Firma Gazeley Germany GmbH mit insgesamt 18.400 m2 Logistikfläche. Für die Herstellung der Böden zeichnet die Firma Gorlo Industrieboden GmbH & Co.KG aus Bielefeld verantwortlich. Gemeinsam mit den Experten der Dyckerhoff Niederlassung Saar-Mosel wurde im Vorfeld ein Rezeptur- und Logistik- Konzept für die Lieferung hochwertigen Transportbetons erstellt. Durch diese enge Zusammenarbeit konnten die hohen Anforderungen an eine gleichbleibend gute Qualität der Böden und Oberflächen erfüllt werden. Die fertigen Böden sollten die folgenden, unterschiedlichen Ansprüche erfüllen:

– Im Speziellen besteht für die Ebenheit des Bodens eine Anforderung auf Basis

– Sie müssen der ständigen Belastung durch schwere Maschinen, wie Gabelstapler oder Hubwagen standhalten. – Sie sollen widerstandsfähig gegenüber herabfallenden Gegenständen sein. – Durch eine geringe Zahl an Fugen sollten Fahrgeräusche weitestgehend eliminiert und die mechanische Belastung für Maschinen minimiert werden. – Um Reinigungskosten niedrig zu halten, muss der Boden leicht zu säubern sein.

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Fugenabsteller

Fotos: Dyckerhoff

BODENBELÄGE

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Glätten mit dem Laser Screed

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der DIN-Norm 15185. Maßgebend sind hier die Grenzwerte der Zeile 3. All diese Vorgaben stellten hohe Anforderung an die logistische Planung und die eingesetzten Baustoffe, sowie an den Einbau der Flächen. Gemeinsam mit unserem Bauberater und der Prüfstelle von Dyckerhoff Beton erstellten die Bauleiter der Firma Gorlo Industrieboden GmbH einen Qualitätsplan. Durch diesen konnten Schwierigkeiten ausgemacht und mögliche Probleme schon im Vorfeld gelöst werden. Zunächst entschieden sich die Bauleiter in enger Abstimmung mit Dyckerhoffs Beratern für den Einsatz eines Stahlfaserbetons C 30/37 unter Nutzung von Edelsplitt. Im Gegensatz zu dem ursprünglich geplanten Rundkorn (Mainmaterial) konnten mittels dieser Gesteinskörnung größere Schwankungen der Kernfeuchte und des Saugverhaltens vermieden und die Rezeptur besser ausgesteuert werden. Damit wurde eine sehr hohe Gleichmäßigkeit der ausgelieferten Betonrezeptur gewährleistet, die eine Voraussetzung für die Erreichung der geforderten Ebenheit des Bodens war. Die eingesetzte Rezeptur bot aber auch noch weitere Vorteile für den Kunden und sicherte die Erfüllung der Anforderungen: – Durch die Verwendung eines Stahlfaserbetons konnte auf eine konventionelle Bewehrung des Industriefußbodens verzichtet werden. – Die Stahlfasern erhöhen außerdem die Schlagzähigkeit des Bodens und machen ihn so unempfindlicher gegenüber punktuellen Belastungen durch herabfallende Gegenstände. – Die geringe Fugendichte und hohe Ebenheit des Bodens senkt die Kosten für die Wartung und für Verschleißteile an Fahrzeugen, wie beispielsweise Gabelstaplern und minimiert deutlich störende Vibrationen und Fahrgeräusche. – Die Rezeptur wurde auch hinsichtlich der Helligkeit des fertigen Bodens optimiert. Ein heller Industrieboden ermöglicht deutliche Energieeinsparungen bei der Hallenbeleuchtung. – Nach dem Einbringen des Betons ist keine aufwendige Nachbehandlung erforderlich. Nach dem Glätten durch einen

www.ashfordformula.de

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Der fertige Industriefußboden

„Laser Screed“ genügt eine Folienabdeckung, die der Austrocknung des Betons entgegenwirkt. So können die folgenden Arbeitsschritte früher begonnen werden, was sich wiederum positiv auf die Gesamtbauzeit auswirkte. Ein entscheidender Punkt für die Gewährleistung einer gleichbleibend guten Transportbetonqualität war die Lösung logistischer Probleme. Um eine gleichbleibende Verdichtungsfähigkeit und Verarbeitbarkeit des Betons zu ermöglichen und um der Bildung von Inhomogenitäten, Farbverschiebungen und Unebenheiten entgegen zu wirken, mussten Variablen wie – – – –

Fahrzeiten der Fahrmischer maximales Alter des Betons Füllgrad der Fahrmischer und Arbeitsleistung der Einbaukolonne

in die Planungen einbezogen werden. Es galt vor allem, eine „just in time“-Lieferung zu realisieren und lange Wartezeiten zu vermeiden. Bei der Größe der einzelnen Betonierabschnitte konnte nur so für die erforderliche Homogenität und für eine ausreichende Nachbehandlung des Betons gesorgt werden. Beide Parameter sind Voraussetzung für die Dauerhaftigkeit des Betons und die Langlebigkeit und Ebenheit des Industriebodens. Zur Qualitätssicherung während der Bauarbeiten wurden im liefernden Werk und direkt an der Baustelle regelmäßig Konsistenzproben entnommen und geprüft. Diese Maßnahmen ermöglichten den Arbeitern auch einen reibungslosen Einbau ohne sich jeweils auf neue Gegebenheiten einstellen zu müssen. So wurden gleichzeitig die Einbauzeit und der Personalbedarf reduziert.

Weitere Informationen: Dyckerhoff AG Biebricher Straße 69, 65203 Wiesbaden Tel. (0611) 676-0, Fax (0611) 676-10 40 info@dyckerhoff.com, www.dyckerhoff.de

Der Standard für nachhaltige Betonböden.

BODENBELÄGE PRODUKTE &

PROJEKTE PRODUCTS & PROJECTS

Fußgängerbrücke über Nacht saniert Das Rotmain-Center bietet seinen Kunden vom gleichnamigen Parkhaus einen Zugang über eine freitragende Brücke. Freitag abends – kurz nach Ladenschluss – begann die Sanierung der Gehwegflächen mit dauerflexiblen PMMA-Harzen aus dem Hause WestWood. Die fünf Arbeitsschritte dauerten weniger als sieben Stunden, sodass die Besucher ohne Beeinträchtigung am nächsten Morgen ihren gewohnten Weg ins Einkaufszentrum wieder nutzen konnten. Als Lauffläche der überdachten ca. 3 m breiten und 30 m langen Stahlkonstruktion dient eine Betonplatte, die im Sinne einer „verlorenen Schalung“ aus Trapezblechen vor Ort erstellt wurde. Der darauf befindliche Estrich wurde in den vergangenen Jahren mit mineralischen –, PU- und Epoxi-Systemen beschichtet. Jedoch hielt keine der Lösungen den auftretenden Schwingungen durch Fußgängerverkehr dauerhaft stand.

BIMFORMATION MANAGEMENT

Drei Dinge sprachen für das empfohlene Weproof System 5: 1. die dauerhafte Flexibilität auch im Tieftemperaturbereich (–20 °C) 2. die mechanische hohe Beständigkeit und 3. die kurzen Reaktionszeiten, für eine Sanierung über Nacht.

Sanierung in sieben Stunden Die Fachverleger des spezialisierten Unternehmens KRATEC Bausanierungs GmbH aus Weismain entfernten wenige Tage vor der Nachtaktion die Altbeschichtungen. Somit musste am Freitag Abend der Estrich nur kurz übergeschliffen, gefegt und abgesaugt werden, um die oberflächige Verschmutzung zu entfernen. Um ca. 21:20 Uhr begann man mit der Grundierung der Fläche mit dem Wecryl Primer 276, der filmbildend aufgebracht wurde und für den Porenverschluss sorgt. Im Folgenden schloss sich die Applikation der zweilagigen, vliesfreien Abdichtung für rissgefährdete Flächen an, die auf Dauer eine für die Anforderungen ausreichende Rissüberbrückung von bis zu 2,0 mm gewährleistet.

Bernd, Stahlfertiger

Kevin, Fertigteilbauer

Birgit, Ingenieurin

Karl-Heinz, Bauunternehmer

Um ca. 22:30 Uhr wurde zuerst die rote Flexschicht (Weproof Flex RR 354) per Zahnrakel aufgezogen und mit einer Stachel-

Fotos: WestWood

Bild 1 Verlegen der zweilagigen, vliesfreien Abdichtung (hier rote Flexschicht) auf der freitragenden Fußgängerbrücke des RotmainCenters.

Experten aus verschiedenen Disziplinen sind mit der Herausforderung konfrontiert, in der Planung miteinander detailliert zu kommunizieren und übereinzustimmen. Sie brauchen ein Tool, das eine effektive Datenzentralisierung und -überprüfung in allen Phasen des Bauprojektes ermöglicht. 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.

Bild 2 Bereits eine Stunde nach Aufziehen des mechanisch hoch beständigen Strukturbelags kann die Brücke für den Verkehr frei gegeben werden.

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BODENBELÄGE walze entlüftet und verschlichtet. Um ca. 0 Uhr folgte die Verlegung der grünen Fixierschicht (Weproof Fix RR 359) nach der gleichen Vorgehensweise. Diese kurz aufeinander folgenden Arbeitsschritte sind nur möglich, da sämtliche PMMA-Harze nach ca. 20 bis 30 Minuten ausreagiert und überarbeitbar sind. Um ca. 01:15 Uhr zogen die Fachverleger die abschließende Verschleißschicht in Form des mechanisch hoch abriebfesten Wecryl Strukturbelags auf. Hierbei wurde für eine optisch einheitliche und pflegeleichte Oberfläche mit einem Flächenspachtel gearbeitet.

Rutschsicherheit und Signalwirkung Die Watco GmbH führt neue Produkte im Anti-Rutsch Sortiment ein. Neben selbstklebenden Bändern mit festem Gripp, reduzieren spezielle Kantenprofile das Risiko auszurutschen. Selbstklebende, nachleuchtende Anti-Rutschbänder bieten sich als schnelle Lösung an, wenn es gilt, Gefahrenbereiche in dunkler Umgebung – wie beispielsweise Treppenabgänge oder Unebenheiten in Parkhäusern – zu kennzeichnen. Doch auch im Hellen sind Markierungen häufig notwendig. Das Safety Tape Nachleuchtend Schraffiert kann beides: Die gelben Rauten warnen bei dämmrigen Lichtverhältnissen, die schwarzen bei Tages- oder Kunstlicht. Das Produkt soll haltbarer sein als Laminat, da Anti-Rutschschicht und Leuchtfolie nicht übereinander kleben, sondern fest ineinander integriert seien. Speziell für öffentliche, stark frequentierte Gebäude wie Einkaufszentren oder Bahnhöfe wurde das „Safety Tape Starker Fußgängerverkehr“ entwickelt. Die gröbere Körnung erhöht die

Um ca. 02:45 Uhr – am frühen Samstag Morgen – wurde die Brücke für den Verkehr wieder frei gegeben – ca. sieben Stunden bevor die ersten Kunden des Rotmain-Centers eintrafen ...

Weitere Informationen: WestWood Kunststofftechnik GmbH An der Wandlung 20, 32469 Petershagen (OT Lahde) Postfach 1102, 32458 Petershagen Tel. (0 57 02) 83 92-0, Fax (0 57 02) 83 92-22 info@westwood.de, www.westwood.de

Widerstandskraft gegen Abnutzung, die eingestreuten Farbpartikel sorgen für gute und dauerhafte Erkennbarkeit. Rutschsicherheit und Signalwirkung in einem versprechen die vorgeformten Klebebänder Grip-Tritt 2 in 1. Sie eignen sich für das Markieren von Holz-, Beton- und Metallstufen. Mehr Sicherheit versprechen die Grip-Tritt Kantenprofile, bei denen die Anti-Rutschbänder auf einer gekanteten Aluminiumplatte aufgeklebt sind, die wiederum fest mit den Treppenstufen verschraubt wird. Bei der Variante Grip-Tritt Kantenprofile mit Warnhinweisen zeigen zusätzlich verschiedene Aufschriften wie „Vorsicht“, „Achtung Stufe“ oder „Achtung Rampe“ wo es besonders gefährlich werden könnte. Weitere Informationen zu nachleuchtende Anti-Rutsch Bändern können per E-Mail an Watco angefordert werden. Weitere Informationen: Watco GmbH Talstrasse 27, 41751 Viersen Tel. (021 62) 530 17 17, Fax (021 62) 530 17 77 info@watco.de, www.watcodirekt.com

Estrichbeschleuniger für hohe Wirtschaftlichkeit ohne Qualitätsverlust

Ein traditionell zeitintensiver Arbeitsschritt ist die Estrichverlegung. Um in diesem Bereich die oftmals lange Trocknungszeit zu verkürzen, verfügen die flüssigen Estrichbeschleuniger der „Powerscreed-Serie“ von MC-Bauchemie über einen abgestimmten Wirkmechanismus zur Verkürzung der Austrocknungszeit. Herkömmlicher Zementestrich mit einer Dicke von 5 cm benötigt etwa sechs Wochen, bis er seine Belegreife erreicht. MCPowerscreed sorgt dafür, dass diese Trocknungszeit auf bis zu vier Tage verkürzt werden kann – sofern die klimatischen Rahmenbedingungen hergestellt werden, die eine schnelle Trocknung des Estrichs zulassen. Zudem wird bei Powerscreed-Produkten durch Hydrophobierung ein starker Rückfeuchteschutz des Estrichs erzielt. Dabei werden die inneren Poren- und Kapillaroberflächen belegt und diese dadurch wasserabweisend. Aufgrund der Tatsache, dass die Poren und Kapillaren dabei aber nicht verschlossen werden, bleibt die Atmungsaktivität des Estrichs so gut wie unverändert.

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Foto: MC-Bauchemie

Schnelle Belegreife und hohe Verlegeleistung: Das sind auf jeder Baustelle die ausschlaggebenden Faktoren bei der Estrichverlegung. Beides gewährleisten Estrichbeschleuniger der „Powerscreed-Serie“ von MC-Bauchemie.

Powerscreed-Estrichbeschleuniger sorgen dafür, dass der Estrich leicht zu verarbeiten und zu glätten ist

Ein weiterer Vorteil: Durch den Einsatz von Powerscreed-Produkten wird die Konsistenz des Estrichs nicht wesentlich beeinflusst. „Daher kann trotz der Verwendung eines Zusatzmittels eine bis zu 50 % höhere Verlegeleistung erzielt werden als beim Gebrauch von herkömmlichen Estrichbeschleunigern. Das wasserähnliche Fließverhalten des Zusatzmittels ermöglicht zudem eine einfache und punktgenaue Dosierung der Estrichmischung. Weitere Informationen: MC-Bauchemie Müller GmbH & Co. KG Am Kruppwald 1–8, 46238 Bottrop Tel (02041) 101-50, Fax (02041) 101-588 estrich@mc-bauchemie.de, www.mc-bauchemie.de

BODENBELÄGE

Optimal anpassbar

Das Bodensystem MASTERTOP 1324 des Bereichs Performance Flooring der BASF kann optimal auf die Anforderungen verschiedenster Industrieböden angepasst werden. MASTERTOP 1324 ist hoch abriebfest, beständig gegen eine Vielzahl von Chemikalien und bei Bedarf sogar elektrostatisch ableitfähig. Das emissionsarme Allroundtalent auf PU-Basis ist statisch rissüberbrückend, schlagzäh und erlaubt, dank seiner hohen mechanischen Widerstandsfähigkeit, eine langjährige Nutzung bei hoher Frequentierung. Durch die flüssige Applikation können selbst komplizierte Grundrisse fugenlos beschichtet werden. Unterschiedliche Rutschhemmstufen schaffen ein sicheres Arbeitsumfeld und minimieren das Unfallrisiko. So findet MASTERTOP 1324 vielerlei Einsatz – beispielsweise in Transportfluren, Produktionsflächen, Umschlags- und Verladeplätze, oder auch in Verkaufsräumen. Ganz gleich welchen Bedürfnissen es gerecht zu werden gilt – MASTERTOP 1324 schafft die richtige Basis für einen sicheren und reibungslosen Betriebsablauf.

Durch die flüssige Applikation von MASTERTOP 1324 können auch komplizierte Grundrisse fugenlos beschichtet werden. (Foto: BASF)

Weitere Informationen: BASF Bautechnik GmbH, Performance Flooring Dr.-Albert-Frank-Straße 32, 83308 Trostberg Tel. (0 86 21) 86 37 00, Fax (0 86 21) 86 37 03 InfoPerformanceFlooring@BASF.com www.PerformanceFlooring.BASF.de

Werkzeugindustrie: Broschüre dokumentiert Kennzahlen von 1972 bis 2010 Übersichtlich aufbereitete Kennzahlen aus fast 40 Jahren bietet das vom Fachverband Werkzeugindustrie e. V. (FWI) in 3. Auflage neu herausgegebene Werk „Die deutsche Werkzeugindustrie in Zahlen von 1972 bis 2010“. In dieser Zeit hat die deutsche Werkzeugindustrie, die noch von einer Vielzahl von kleinen und mittelständischen Unternehmen geprägt ist, die Wellenbewegungen der Konjunktur oft wesentlich stärker erlebt als die Gesamtwirtschaft. Diese Entwicklung zeichnet die Broschüre nach. Aufbereitete Zusammenstellungen von öffentlich verfügbaren Zahlen wie z. B. zum Außenhandel mit Werkzeug zeigen den Einfluss der Globalisierung auf die deutsche Werkzeugindustrie: Durch steigende Importe seit 1972 verlorene Marktanteile im

Inland konnten durch verstärkte Exporte kompensiert werden. Auch die enthaltenen betrieblichen Kennzahlen aus FWI-internen Umfragen wie z. B. zur Entwicklung der BeschäftigtenStruktur spiegeln den Anpassungsprozess der Unternehmen an die veränderten Rahmenbedingungen wider. Das Buch (126 Seiten A4, Ringbindung) ist zum Preis von 80 € zzgl. MWSt. und Versand erhältlich beim FWI.

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Über Nacht sanieren Bei der Sanierung von Verkehrswegen geht es um Haltbarkeit und Schnelligkeit. Somit rechnen sich unsere Flüssigkunststoffsysteme auf Basis von dauerhaft ﬂexiblen PMMAHarzen für Sie doppelt.

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12.12.2011 17:23:10 Uhr

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BAUEN IM BESTAND ken Ausspülungen unter den Fundamenten des Gebäudes sowie zu einer beträchtlichen Durchfeuchtung der Baukonstruktion. Zum Zeitpunkt der Voruntersuchungen zeigten sich zudem starke Risse im Kellerfußboden, der dem Anschein nach nur aus ca. 2 cm Estrich mit Ziegelbelag besteht. Das unterkellerte Wohnhaus wurde vermutlich auf Streifenfundamenten gegründet.

Klebearmierung Nachträgliches Verstärken von Stahlbeton Bauteilverstärkung mit Stahl- oder Kohlefaserlamellen, Kohlefasersheets oder Spritzbeton Ausführung vorgespannter CFK-Lamellen mit dem geprüften S & P-Vorspannsystem Bauaufsichtliche Zulassung für Belastungen nach DIN 1055, DIN 1072, DIN 4132, DIN 15018

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Hohlraumauffüllung nach Wasserrohrbruch Ein Wasserrohrbruch in Herzogenrath hat zu einem Blitzeinsatz von URETEK geführt. Zwar wurde die entsprechende Druckwasserleitung, die unterhalb der Straße liegt, innerhalb kürzester Zeit abgedichtet. Doch Untersuchungen ergaben, dass es bei einem anliegenden Wohn- und Geschäftshaus durch Ausspülungen zu Hohlräumen unterhalb des Kellerfußbodens und der Fundamente gekommen war.

Als Sanierungslösung schlug man eine Auffüllung der vorhandenen Hohlräume mit Hilfe der URETEK-DeepInjection®-Methode vor. Damit sollten die Hohlräume aufgefüllt sowie ein durchgehender Kraftschluss zwischen Fundamentsohle und Baugrund hergestellt werden. Dazu setzten die URETEK-Techniker von außen und vom Keller aus im Abstand von etwa 80 cm Bohrlöcher mit einem Durchmesser von 16 mm. In diese Bohrlöcher wurden Injektionslanzen bis ca. 2 m unter die Fundamentsohle geführt. Durch die Lanzen presste man das ZweikomponentenExpansionsharz in den Baugrund. Die Volumenvergrößerung der Harze bewirkte schließlich eine zunehmende Verdichtung des anstehenden Bodens und eine Auffüllung der durch die Ausspülungen entstandenen Hohlräume. Da die URETEK-Tiefeninjektionen sehr schnell durchgeführt werden konnten und auch ebenso rasch das gewünschte Ergebnis erzielten, soll im Anschluss an diese Maßnahme auch mit der Sanierung des Nachbargebäudes begonnen werden. Dieses hatte ebenfalls durch den Wasserrohrbruch erheblichen Schaden genommen. Weitere Informationen: URETEK Deutschland GmbH Weseler Str. 110, 45478 Mülheim an der Ruhr Tel. (0208) 3773250, Fax (0208) 37732510 info@uretek.de, www.uretek.de

Fotos: Uretek

Das betroffene Wohngebäude im Stadtteil Kohlscheid von Herzogenrath bei Aachen stammt etwa aus dem Jahr 1920. Infolge eines Wasserrohrbruchs auf der Anliegerstraße kam es zu star-

Ein zügig durchgeführtes Bodengutachten des Diplom-Geologen J. W. Josef Breuer brachte folgende Erkenntnisse: Unter den Fundamenten, im oberen Bodenbereich bis etwa 1,10 m Tiefe, steht durchweg stark fein- bis feinstkörniges, sehr weiches Material an. Mit zunehmender Tiefe, ab etwa 3,80 m unter Oberkante Bürgersteig, nimmt die Konsistenz auf steif zu. Das durch die Leckage austretende Leitungswasser drang im Bereich neben dem Abwasserrohr unterhalb des Kellerfußbodens in die locker gelagerten Verfüllbereiche ein und spülte das fein- und feinstkörnige Bodenmaterial aus. Ein maroder Sickerschacht begünstigte das Eindringen des Wassers. Der Kellerfußboden klang bei Klopfversuchen in großflächigen Bereichen hohl. So war Eile geboten, um den Schaden nicht noch zu vergrößern.

Bild 1

Infolge des Wasserrohrbruchs stand das Wasser circa 60 Zentimeter hoch. Hier sieht man bereits die Lanzen für die URETEK-Tiefeninjektionen.

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Bild 2

Das Ereignis hat auch auf der Straße seine Spuren hinterlassen. Das Nachbargebäude (rechts im Bild) ist ebenfalls betroffen.

BAUEN IM BESTAND

Umfassendes Dämmkonzept für Steinkohlekraftwerk Zolling Man wird in Deutschland in den kommenden Jahren nicht auf Brennstoffe wie beispielsweise Gas und Kohle verzichten können. Daher ist es neben dem Neubau nachhaltigerer konventioneller Kraftwerke wichtig, bereits bestehende Kraftwerke für die Zukunft „fit“ zu machen. Denn Netzschwankungen aufgrund unbeständiger Einspeisung durch Solar- und Windkraftwerke müssen künftig azyklisch von Gas- und Kohlekraftwerken abgefangen werden. Um Wirkungsgrad und Effizienz in der Stromerzeugung zu steigern, investierte der Energieversorger GDF SUEZ etwa 80 Mio. Euro in die bisher größte Revision seines Steinkohlekraftwerks im oberbayerischen Zolling. Dieses produziert jährlich bis zu 1,7 Mrd. kWh Strom und versorgt rund 425.000 VierPersonen-Haushalte. Ziel der Instandhaltungsmaßnahmen war die Optimierung der Prozessabläufe in den Anlagen. Bild 1

Das Steinkohlekraftwerk Zolling wurde einer Revision unterzogen

Revision der Wärmedämmsysteme Die Revisionsarbeiten an den Wärmedämmsystemen diverser Kraftwerkskomponenten fielen in den Verantwortungsbereich der Gruppe G+H ISOLIERUNG. Sie zählten zu den wichtigsten Maßnahmen, denn eine einwandfrei funktionierende Isolierung mindert die Energieverluste und den CO2-Ausstoß, was zu einer Verbesserung des Gesamtwirkungsgrades des Kraftwerkes führt. Im ersten Schritt demontierte G+H die alte Isolierung an sämtlichen Rohrleitungen und Behältern sowie am und im Dampferzeugerkessel, in der Dampfturbine und an den Sammlervorbauten. Auf die intensive Prüfung des Zustandes der verbauten Materialien folgte schließlich die Montage nach neuen Dämmkonzepten, die der TÜV Süd entsprechend den Revisionsrichtlinien vorab genehmigt hatte.

Bild 2 3D-Übersichtszeichnung der Sammlervorbauten

Dämmsysteme trotzen hoher Beanspruchung „Das neue Dämmsystem unterliegt aufgrund der thermischen und dynamischen Beanspruchung höchsten technischen Anfor-

derungen. Um die Funktionalität über Jahre zu gewährleisten, musste ein Dämmkonzept erarbeitet werden, das speziell auf die jeweiligen Betriebszustände der Anlage zugeschnitten ist. So

Injektion hinter Spundwänden

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BAUEN IM BESTAND

Bild 3

Im Bereich der Federhänger kam mikroporöser Dämmstoff zum Einsatz

Bild 3

Spritzputzisolierte Dampfturbine

Für die Isolierung der Sammler und Rohrleitungen innerhalb des Totraums setzte G+H eine aus keramischer und mineralischer Wolle bestehende Mischdämmung ein. Außerdem wurden zwischen den einzelnen Sammlern zusätzlich horizontale und vertikale Schottungen. Sowohl die konturfolgende Schottung als auch die räumliche Trennung der Sammler wandte G+H auf Basis verschiedener Messreihen und Studien an, die das Unternehmen aufgrund lokaler Temperaturmaxima, ausgelöst durch Strömungsablösungen innerhalb des Sammlervorbaus, durchgeführt hatte. Strömungsgeschwindigkeiten werden durch diese Maßnahmen erheblich reduziert, was nicht nur Verwirbelungen, sondern auch Wärmeverluste mindert. Aus dem Sammlervorbau austretende Rohrleitungen versah G+H mit Kompensatoren, um Vibrationen und Längenänderungen ohne Dämmverluste abzufangen. Mikroporöser Dämmstoff im Bereich der Federhänger ermöglicht zudem, dass Temperaturgefälle im System klein gehalten und Materialspannungen minimiert werden.

Fotos: G+H

müssen beispielsweise die Temperaturen in den Rohren und Anlagen mit Hilfe der Isolierung stets auf gleichem Niveau gehalten werden, um Wärmeverluste und Oberflächentemperaturen zu reduzieren und Mitarbeiter vor möglichen Verbrennungen zu schützen“, so Bauleiter Alexander Scheel von G+H. Gerade im Bereich der Dampfturbine muss die Isolierung eine größtmögliche Elastizität bieten, um Dehnungen und Spannungen, die auf das Dämmsystem einwirken, ausgleichen zu können.

dringendem Öl und Wasser sowie mechanischer Beschädigung schützt, können die extrem hohen Temperaturen von bis zu 552 °C im Innern der Turbine konstant gehalten werden. Auch die äußere Oberflächentemperatur übersteigt die 60 °C durch diese Maßnahme nicht. Aufgrund ihrer verfilzten Mineralfasern ist die Spritzdämmung zudem hoch elastisch, so dass Dehnungen und mechanische Vibrationen ausgeglichen und Schwundrisse vermieden werden. Darüber hinaus wurden die Turbineneinlassventile mit dreilagigen Isolierkissen aus Mineralwolle versehen sowie eine Hochtemperaturisolierung samt Alublechverkleidung im Bereich der Überströmbögen installiert.

Spritzputzisolierung sorgt für konstante 552 °C Eine effektive Wärmedämmung des Turbinengehäuses schaffte G+H durch das Verfahren der Spritzputzisolierung. Mit einer zwischen 200 und 350 mm dicken Ummantelung, die vor ein-

7.000 m2 Isolierung für erhöhte Effizienz und Flexibilität Im Zuge der Revision wurde eine Fläche von insgesamt etwa 7.000 m2 isoliert und ummantelt. Das trug entscheidend dazu bei, dass die Anlage mit erhöhter Effizienz und Flexibilität in der Stromerzeugung wieder ans Netz ging. Die elektrische Nettoleistung erhöhte sich um 12 MW auf nun 461 MW, so dass mit ca. 18.000 Haushalten eine große Kleinstadt zusätzlich mit Strom versorgt werden kann. Der Gesamtwirkungsgrad liegt nach der Modernisierung bei 42,3 % (hhhh = 0,423) – eine Steigerung von einem Prozentpunkt. Weitere Informationen: G+H Isolierung GmbH Bürgermeister-Grünzweig-Str. 1, 67059 Ludwigshafen, Tel. (06 21) 5 02-0, Fax (06 21) 5 02-59 9, info@guh-gruppe.de, www.g+h.de

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BAUEN IM BESTAND

Wohnqualität auf acht Etagen Seit 40 Jahren steht das achtstöckige Wohnhaus mit den vier markanten Balkonsträngen in der Schützenallee an Hannovers Stadtrand. Um den Nutzern der 32 Wohnungen weiterhin Wohnkomfort zu bieten und den Immobilienwert zu erhalten, waren umfassende Sanierungsmaßnahmen an den Balkonen nötig. Weil Triflex maßgeschneiderte Systemlösungen auch für komplexe Sanierungsaufgaben bietet, lag der Einsatz des Balkon Abdichtungssystems Triflex BTS-P und des Balkon Beschichtungssystems BFS nah. Der ausführende Sanierungsspezialist Friedrich Bedachungen GmbH setzt seit vielen Jahren auf die Markenprodukte des Systemherstellers. Unzureichende Abdichtungsarbeiten sorgten dafür, dass Undichtigkeiten in den Balkonplatten die Bausubstanz anfällig machten für eindringendes Wasser. Eine dauerhaft sichere Balkonabdichtung erforderte die Anwendung hochwertiger Materialien. Dafür wurde die Friedrich Bedachungen GmbH mit der Durchführung der Sanierungsarbeiten beauftragt. Geschäftsführer Andreas Friedrich hat langjährige Erfahrung mit den Produkten von Triflex. Neben den sehr guten Verarbeitungseigenschaften des Flüssigkunststoffs betont er die gute Detailabstimmung zwischen Planungsbüro, Triflex und seinem Unternehmen: „Der Planer und Triflex hatten bereits sämtliche Details ausgearbeitet und ein umfassendes Leistungsverzeichnis der einzelnen Sanierungsmaßnahmen erstellt.“

Bild 1

Vier Balkonstränge kennzeichnen das Hochhaus am Stadtrand von Hannover, die der Sanierungsspezialist Friedrich Bedachungen GmbH mit Triflex Flüssigkunststoff langzeitsicher abgedichtet hat.

Bild 2

Die Bewohner nutzen die Balkone zum Teil als Wohnraum. Für die unterschiedlichen Nutzungsbedingungen bietet Triflex bedarfsgerechte Abdichtungs- bzw. Beschichtungslösungen.

Anpassung an unterschiedliche Nutzungsbedingungen Da einige Balkone von den Hausbewohnern als Wohnraum genutzt werden, war ein Abdichtungs- und Beschichtungssystem gefragt, das sich den unterschiedlichen Nutzungsbedingungen problemlos anpasst. Für eine bestmögliche Wohnqualität galt es, den Boden über den verglasten Außenbereichen besonders witterungsbeständig abzudichten, um den Innenbereich dauerhaft vor eindringender Feuchtigkeit zu schützen. Für die offenen Balkone war eine Flächenbeschichtung ausreichend. Gleichzeitig sollte die Bodenoberfläche starker mechanischer Punktbelastung durch Garten-

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BAUEN IM BESTAND

Fotos: Triflex

Zeitschriften und Bücher aus dem Hause Ernst & Sohn

Bild 3

Zu verkaufen: Zeitschriften und Bücher Anfragen an Email-Adresse: hk.stoeber@t-online.de Der Preis ist Verhandlungssache. „Bautechnik“: 1976–1994 (gebunden) „Beton- und Stahlbetonbau“: 1968–1973, 1975–2007 (gebunden); 2008: Hefte 1–12 „Stahlbau“: 1976–2007 (gebunden) „Betonkalender“: 1963, 1967, 1970–2002, 2005 „Stahlbau Kalender“: 1999, 2000 Aus der Reihe Bauingenieur-Praxis: Meskouris: Structural Dynamics, 2000 Krüger: Stahlbau, Teil 1: Grundlagen, 1998 Teil 2: Stabilitätslehre, 1998 Heft 102, Lesniak: Methoden der Optimierung von Konstruktionen, 1970 DAfStb Hefte: Rüsch: DAfStb Heft 166: 1967 Berechnungstafeln für schiefwinklige Fahrbahnplatten Rao: DAfStb Heft 177: 1966 Die Grundlagen zur Berechnung der bei statisch unbestimmten Stahlbetonkonstruktionen im plastischen Bereich auftretenden Umlagerungen der Schnittkräfte Grasser,...: DAfStb Heft 220: 1979 Bemessung von Beton- und Stahlbetonbauteilen... 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

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Die vliesarmierte Detaillösung Triflex ProDetail sorgt für nahtlose Übergänge an den Anschlussstellen.

möbel standhalten. Da die Sanierungsmaßnahmen in den Wintermonaten stattfanden, mussten die Abdichtungsprofis bei der Verarbeitung außerdem entsprechende Witterungseinflüsse in Kauf nehmen.

Langzeitsicher geschützt Während das Beschichtungssystem Triflex BFS grundsätzlich auf allen Balkonflächen angewandt wurde, brachten die Fachverarbeiter über den bewohnten Bereichen zusätzlich die vliesarmierte Abdichtungsschicht Triflex ProTerra auf. Das 2-komponentige Abdichtungsharz auf Polymethylmethacrylatbasis (PMMA) ist vollflächig vliesarmiert und erhält dadurch eine Flexibilität, die es Bewegungen aus der Bauwerkskonstruktion schadlos aufnehmen lässt. Zusammen mit der vliesarmierten Detaillösung Triflex ProDetail sorgt es für naht- und fugenlose Übergänge selbst an den Anschlussstellen. Applizierbarkeit bis zu 0° C Untergrundtemperatur und kurze Aushärtungszeiten von etwa einer Stunde sowie hohe Witterungsbeständigkeit und starke mechanische Belastbarkeit sind weitere Kriterien, die dafür sorgen, dass die Balkone langzeitsicher vor Regen, Schnee und eindringender Feuchtigkeit geschützt sind.

Vorteil durch Systemkompatibilität Der Wechsel zwischen dem Balkon Abdichtungssystem Triflex BTS-P und dem Balkon Beschichtungssystem Triflex BFS ist aufgrund der Austauschbarkeit der Systemkomponenten problemlos möglich: Bei der Aufbringung der Beschichtung wird einfach die vliesarmierte Abdichtungsschicht Triflex ProTerra weggelassen. Andreas Friedrich sieht darin den unschlagbaren Vorteil der Triflex Produkte. Bei der gesamten Sanierungsmaßnahme konnte mit abgestimmten Systemkomponenten von Triflex gearbeitet wer-

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Durch Einblasung von Triflex Micro Chips kann die Farbgestaltung variiert werden.

den, wobei das Zurückgreifen auf einen einzigen Hersteller die Planung des Bauprojekts erheblich vereinfachte. Die Sanierungsfachleute der Friedrich Bedachungen GmbH haben bereits langjährige Erfahrung mit den Produkten von Triflex. „Regelmäßig finden Schulungen und Beratungen meiner Mitarbeiter durch Triflex statt“, lobt Geschäftsführer Friedrich die Zusammenarbeit mit dem Systemhersteller. „Zusätzlich gibt es spezielle Einweisungen bei neuen Produkten.“ Nach dem Abbruch der Altbeschichtung und dem Abschleifen des Estrichs trugen die Fachverarbeiter zunächst die Grundierung Triflex Cryl Primer 276 auf. Anschließend dichteten sie die Anschlussstellen mit der Detaillösung Triflex ProDetail ab. Nach der Applikation des Abdichtungssystems Triflex ProTerra über dem bewohnten Balkonraum erfolgte die Aufbringung der Flächenbeschichtung Triflex Cryl RS 233. Danach wurden die Balkonböden mit Triflex Cryl Finish 205 verschleißfest und rutschhemmend versiegelt. Zur Farbgestaltung erfolgte abschließend das Einstreuen von Triflex Micro Chips. Die hohe Qualität der Triflex Systemlösungen, die sämtliche Anforderungen des Bauvorhabens erfüllen, sowie die langjährige Erfahrung des Fachverarbeiters Friedrich Bedachungen mit den Produkten von Triflex garantierten einen effizienten und reibungslosen Ablauf der Sanierungsmaßnahmen. Die Bewohner des Hochhauses an der Schützenallee können sich fortan über einen zusätzlichen und dauerhaften Wohnkomfort im Außenbereich freuen. Weitere Informationen: Triflex GmbH & Co. KG Karlstraße 59, 32423 Minden Tel. (05 71) 3 87 80-0, Fax (05 71) 3 87 80-7 38, info@triflex.de, www.triflex.com

BAUEN IM BESTAND

Schwingungen sind beherrschbar – wo immer sie auftreten.

Rumänisches Regierungsgebäude jetzt erdbebensicher

Zum ersten Mal in der Entwicklung von technischem Erdbebenschutz haben Ingenieure ein historisches Gebäude von über 4.600 m2 Nutzfläche nachträglich durch ein Tilgersystem vor den Auswirkungen von Beben geschützt. Im Sommer 2011 installierte die in Berlin beheimatete Firma Gerb auf dem bereits 1937 erbauten Palatul Victoria, Sitz der rumänischen Regierung in Bukarest, ein solches System.

www.gerb.de

Verstärkung des Baukörpers plus Schwingungstilgung Nach eingehender Beratung mit Bau- und Erdbeben-Experten entschied sich die Regierung zunächst, den Baukörper an entscheidenden Stellen zu verstärken und zu versteifen. Doch die Berechnungen von Gerb zeigten, dass dies nicht ausreichen würde, um für alle sich abzeichnenden geophysischen Ereignisse der Zukunft gewappnet zu sein.

design: www.sijades.de

Bukarest liegt in einer der meist gefährdeten Erdbebenregionen Europas. Der 1937 erbaute, gut 100 m lange und 24 m hohe Regierungspalast im Zentrum der rumänischen Hauptstadt war aufgrund seiner Bauweise und des verhältnismäßig weichen Untergrunds bei Erdbeben seit Jahrzehnten sehr gefährdet. Spalten zwischen den Baukörpern, den Säulen und Stützen aus armiertem Beton hätten bei jeder Vibration des Bodens zu wachsenden Schäden führen können. Das vom US Geological Survey (USGS) mit einer Wahrscheinlichkeit von 62% bis zum Jahr 2032 prognostizierte Erdbeben der Stärke 6,7 auf der Richter-Skala hätte ihn mit Sicherheit stark beschädigt wenn nicht völlig zerstört.

Die Kombination mit Elementen der Schwingungstilgung würde den Bau deutlich besser schützen. Doch nie zuvor war ein historisches Gebäude mit über 4.600 m2 Nutzfläche nachträglich mit dieser Technologie ausgestattet worden. Deshalb erhoben die Gerb-Ingenieure zunächst einmal an mehreren neuralgischen Punkten die bei jedem Bauwerk vorhandenen minimalen Eigenbewegungen. Anhand dieser Daten errechneten sie mit Hilfe eines speziellen Programms und dem so genannten FFT-Algorithmus genau jene Schwingungsfrequenzen, auf die das Gebäude besonders ansprechen und in Bewegung geraten würde. Darauf basierend konstruierten sie schließlich ein SchwingungsTower Doha, Katar Tower Doha, Katar – – * Aspire * Aspire Schwingungstilger zum Schutz Gebäudes winderregten Schwingungen Schwingungstilger zum Schutz desdes Gebäudes vorvor winderregten Schwingungen

GERB Schwingungsschutz - für Gebäude zum Schutz vor Bergsenkungen, Schwingungen und Erdbeben Bild 1

Der Palatul Victoria, Sitz der rumänischen Regierung – Über 80 Jahre lang war die rumänische Regierung nicht durch politische, sondern vielmehr durch in Bukarest durchaus alltägliche irdische Beben erschüttert. Seit diesem Sommer ist der altehrwürdige Regierungspalast Palatul Victoria durch deutsche Ingenieurskunst vor den Erschütterungen von Erdbeben geschützt.

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BAUEN IM BESTAND benfall wird die Schwingungsenergie durch die Relativbewegungen zwischen Gebäude und Schwingmasse reduziert werden. Die Dämpfer sorgen zusätzlich dafür, dass die Installation auf einem breitbandigen Frequenzbereich wirkt. Mit diesem Projekt zum Erdbebenschutz nimmt die 2-Millionen-Einwohner-Stadt eine Vorreiterrolle in Europa ein. Das erstmalig auf einem historischen Bau dieser Größenordnung nachträglich installierte Schwingungstilgungssystem von Gerb könnte weltweit sowohl alte wie auch besonders kritische Gebäude vor Erdbeben sichern.

Fotos: Gerb

Erdbeben-Situation in Bukarest

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Eines der Tilgersysteme von GERB auf dem Palatul Victoria - Fünf Betonblöcke mit einem Gewicht von jeweils 95 t Tonnen auf Gleitlagern, kombiniert mit je 16 Federelementen und vier Dämpfern, erhöhen seit diesem Sommer die Eigendämpfung des Gebäudes. Im Erdbebenfall wird die Schwingungsenergie durch die Relativbewegungen zwischen Gebäude und Schwingmasse reduziert.

tilgungssystem, das im Sommer 2011 auf dem Dach des Palatul Victoria installiert wurde.

Schwingungsenergie durch Relativbewegungen reduziert Fünf Betonblöcke mit einem Gewicht von jeweils 95 t auf Gleitlagern, kombiniert mit je 16 Federelementen und vier Dämpfern, erhöhen jetzt die Eigendämpfung des Gebäudes. Im Erdbe-

Bukarest steht auf wenig festem Boden mit Neigung zu Erdrutschen und noch nicht konsolidiertem Gestein. In einem Projekt der Universität Bukarest zusammen mit dem europäischen geowissenschaftlichen Institut wurde festgestellt, dass Bukarest in Europa bezüglich des Erdbebenrisikos an 10. Stelle steht. Laut der „US Geological Survey (USGS)“ soll es eine Wahrscheinlichkeit von 62% für eine Erdbeben der Stärke 6,7 auf der Richter-Skala in der Vrancea Region bis 2032 geben. Dort, im südöstlichen Karpatenknie, 150 bis 200 km von Bukarest entfernt, sorgen mehrere fragmentierte Erdplatten für ständige Erdbeben, die aus 60 bis 220 km Tiefe kommen. Dort entstand auch jenes Beben, dessen Schockwellen in Bukarest 1977 verheerende Schäden und über 1.500 Tote zur Folge hatten. Weitere Informationen: GERB Schwingungsisolierungen GmbH & Co. KG Roedernallee 174–176, 13407 Berlin Tel. (030) 4191-0, Fax (030) 4191-199 info-de@gerb.com, www.gerb.com

Feuchtediagnose in Schichten Seit über einem Jahrzehnt steht die mikrowellenbasierte Rasterfeuchtemessung in Form entsprechender Feuchtemessgeräte der MOIST-Serie zur Verfügung und gehört heute zu den aussagefähigsten Messverfahren zur Ermittlung des Feuchtestatus von Bauobjekten. Die Messung läuft denkbar einfach ab: Der Anwender denkt sich ein Gitternetz auf die zu messende Fläche oder zeichnet dies geeignet an und führt die Messungen in den Schnittpunkten dieses Gitternetzes durch. Die Aufnahme dieser Messfelder erfolgt spaltenweise abwärts, der Startpunkt ist immer links

Bild 1 Aufsteigende Feuchte – Multischicht-Messfeld in MOISTANALYZE

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Handgeräten als hinderlich. Es führte dazu, dass noch vor Ort eine Zwischenspeicherung auf einem Notebook erfolgen musste und eine Auswertung auf der Baustelle schwierig wurde.

Bild 2 Eine neue Generation von schnellen Feuchtesensoren ermöglicht eine höhere Wiederholgenauigkeit und Präzision und weist auch eine Temperaturkompensation auf

oben. Das Messgerät zählt die Anzahl der aufgenommenen Messwerte automatisch mit. Am Ende der Spalte wird zur nächsten Spalte umgeschaltet und die Messung auf gleiche Weise fortgesetzt, bis das Messfeld komplett aufgenommen ist. Die Anzahl der zu messenden Spalten und Zeilen ergibt sich aus der Größe des Messfeldes und dem Rastermaß (typischerweise ca. 25 cm). Nach Aufnahme aller gewünschten Messfelder werden die Messdaten über die Daten-Schnittstelle am Gerät auf ein Notebook oder einen PC übertragen, auf denen die eigentliche Auswertung erfolgt. Mit wenigen Mausklicken und Formatierungen entstehen in der Software MOIST-Analyse aussagefähige Rasterfeuchtebilder. Für viele Anwender erwies sich die begrenzte Anzahl von im Handgerät speicherbaren Messfeldern der bisherigen MOIST-

Andererseits liegt der enorme Vorteil der bildhaften Darstellung der aufgenommenen Feuchteverteilungen für das Verständnis von Feuchteproblemen in Bauobjekten klar auf der Hand. Daher entschloss sich hf sensor zur Entwicklung einer neuen Generation bildgebender Feuchtemessgeräte, deren Kern die Produkte MOIST 300 B und MOIST SCAN bilden. MOIST SCAN ist vorrangig für die sehr schnelle Aufnahme von Feuchteverteilungen großer Flächen mit hoher Ortsauflösung geeignet. Das neue MOIST 300 B wurde vorrangig im Sinne der Erleichterung für den Baupraktiker konzipiert, der die aufgenommenen Rohdaten schon einmal vor Ort bewerten und dafür nicht unbedingt ein Notebook benutzen möchte. Aus diesem Grund enthält das MOIST 300 bereits ein eingebautes 3′′-Farbdisplay, mit dem aufgenommene Feuchteverteilungsbilder bereits grafisch visualisiert werden können. Zum Gerät wurde eine neue Generation von schnellen Feuchtesensoren entwickelt, die eine höhere Wiederholgenauigkeit und Präzision ermöglichen und auch eine Temperaturkompensation aufweisen. Weitere Informationen: hf-sensor GmbH Weißenfelser Straße 67, 04229 Leipzig Tel. (03 41) 49 72 60, Fax (03 41) 4 97 26 22 sales@hf-sensor.de, www.hf-sensor.de

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BAUEN IM BESTAND

Von der Zelle zum Büro

In die Zukunft bauen Internationale Fachmesse für Bauen und Gebäudetechnik 21. – 25. Februar 2012

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Gleich zwei Herausforderungen galt es bei diesem Hochbauprojekt zu meistern: die Verwandlung einer Justizvollzugsanstalt in ein großzügig strukturiertes Büro- und Geschäftsgebäude und den Umgang mit einer Altbausubstanz aus der Gründerzeit, die einige Überraschungen parat hielt. Bei der Tragwerksplanung für das Projekt Isenburg Karree Mainz mitten in der Mainzer Innenstadt setzte das Darmstädter Ingenieurbüro ProfessorPfeiferundPartner auf Allplan Ingenieurbau und arbeitete vorbildlich in 3D. Aktuelle Umfragen ergaben, dass mehr als die Hälfte des künftigen Bauvolumens im Bereich Umbau und Sanierung liegt. Schon jetzt werden immer weniger neue Gebäude geplant. Die Anzahl sanierungsbedürftiger Bestandsgebäude wächst dagegen ständig und die Nachfrage nach Umbaumaßnahmen wird weiter steigen. Eine Entwicklung, die Ingenieure und Architekten gleichermaßen betrifft. Dipl.-Ing. Ute Pfeifer, die das Ingenieurbüro ProfessorPfeiferundPartner gemeinsam mit Professor Matthias Pfeifer leitet: „Hinter der Verlagerung von Neu- zu Umbau bzw. Erweiterungsneubau steht für viele Büros ein Wechsel des Tätigkeitsschwerpunkts mit entsprechend zu optimierenden Arbeitsabläufen. Nach unserer Erfahrung hilft das Arbeiten in 3D, anfallende Aufgaben schnell, fehlerfrei und kostenbewusst zu lösen.“ Die Sanierung und der Umbau eines unter Denkmalschutz stehenden ehemaligen Gefängnisses von 1908 in ein Verwaltungsgebäude – noch dazu mitten im Stadtzentrum – , das ist keine alltägliche Aufgabe. Dazu kamen beim Isenburg Karree Mainz der Abbruch und Neubau der Innenhofbebauung. Das Ingenieurbüro ProfessorPfeiferundPartner mit seinen 70 Mitarbeitern in mehreren in- und ausländischen Niederlassungen hat sich unter anderem auf die Erhaltung, Modernisierung, Sanierung, Ertüchtigung und Erweiterung historischer und denkmalgeschützter Bausubstanz spezialisiert. Damit war das 1989 gegründete Darmstädter Büro für den Bauherrn, die LBB Landesbetrieb Liegenschafts- und Baubetreuung, Niederlassung Koblenz, ein kompetenter Partner.

Komplette Ausführungsplanung in 3D Für die Ausführungsplanung setzte das Büro auf die CADSoftware Allplan von Nemetschek Allplan: „Das Programm bietet die Möglichkeit, eine komplexe dreidimensionale Schalung auch für nicht rechtwinkelige Bauteile nach Bestandsaufmaß für die Bewehrung zu übernehmen. So können auch für stark variierende Raumabmessungen weiträumig einbaubare Bewehrungszuschnitte ermittelt werden. Der Konstrukteur behält die Übersicht, ob für alle Bauteile eine Bewehrung vorgesehen wurde und ob auch bei mehreren Bewehrungslagen kollisionsfrei gebaut werden kann. Einbauteile wie Isokörbe, Tronsolen oder Schraubanschlüsse können integriert und geometrisch überprüft werden“, so Projektleiterin Dipl.-Ing. Meike Töllner. Ein weiterer Vorteil von Allplan: Die Durchbruchsplanungen von Fachplanern auf Grundlage sämtlicher gängiger CAD-Systeme konnten reibungslos in die eigene Planung übernommen werden.

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Die Hauptaufgabe bestand darin, die kleinteilige Raumstruktur der Gefängniszellen an die Anforderungen eines Verwaltungsgebäudes anzupassen. Dazu wurden die nicht mehr ausreichend tragfähigen Bestandsdecken durch neue Stahlbetondecken ersetzt sowie Abfangkonstruktionen für die großzügigere Raumstruktur und Erschließungskerne eingefügt. So erhielt man eine

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Bild 1

Innenhofansicht vor dem Umbau

barrierefreie Erschließung mit ebenerdiger, eineinhalbgeschossiger Eingangshalle und Aufzugskernen. Im Innenhof entstanden eine Tiefgarage und ein angegliederter Erweiterungsneubau.

Kenntnisse über historische Bauweisen ein Muss Für den statischen Nachweis der Altbausubstanz wurde eine Bestandsuntersuchung durchgeführt, bei der die Ingenieure ihre Kenntnisse über historische Bauweisen einbringen konnten. Wichtig war die Prüfung der verwendeten Baustoffe. Die Konstruktion wurde bis zur Gründung für eine vierzigprozentige Lasterhöhung ertüchtigt. Bestandsdecken wurden abschnittsweise abgebrochen, einzelne Gebäudebereiche komplett entkernt und alle neuen Bauteile unter Berücksichtigung der sich daraus ergebenden Bauabschnitte eingefügt. Die Nachgründung unter dem Bestandsgebäude erfolgte durch Kleinbohrpfähle. Die Bauteile im UG, z.B. neue Bodenplatten und die Unterkellerung der Innenhofbebauung, befanden sich im Grundwasserbereich und mussten durch Sonderkonstruktionen wasserdicht an den Bestand angeschlossen werden. Für die Sicherung der Bauzwischenzustände wurden umfangreiche Stahlkonstruktionen bemessen. Nach Abstimmung mit dem Denkmalamt wurden dabei die historisch wertvollen Bauteile gesichert. Die bestehenden Sandsteintreppenhäuser hat man außerdem Belastungsversuchen unterzogen, um sicherzustellen, dass sie den erforderlichen Nutz- und Ausbaulasten entsprechen. Einige typische Hindernisse, die beim Planen und Bauen im Bestand immer wieder auftauchen, spielten natürlich auch beim Isenburg Karree Mainz eine Rolle. Der Bewehrungsstahl musste wegen der beengten Platzverhältnisse nach individuellem Baufortschritt geliefert werden. Bei Professor Pfeifer und Partner löste man das Problem, indem man in Allplan Ingenieurbau schnell und unkompliziert Auszugsstahllisten entsprechend den mit der Baufirma abgestimmten Bauabschnitten anfertigte.

Änderungen automatisch in Teilpläne übertragen Ein weiterer Fakt ist, dass beim Bauen im Bestand immer wieder mit Unwägbarkeiten gerechnet werden muss, die erst nach Baubeginn festgestellt werden. So tauchten beim Isenburg Karree Mainz zum Beispiel beschädigte Bauteile auf, die zuvor nicht einsehbar waren. Die Ingenieure entdeckten von den Bestandsplänen abweichende Ausführungen aufgrund von Umbauten oder Kriegsschäden. Zudem waren einige Einzelbauteile wie Gesimse oder Lisenen nur mangelhaft gesichert. In all diesen Fällen mussten die Darmstädter ergänzende statische Nachweise erbringen, kurzfristig konzeptionelle Änderungen parallel

Bild 2

Bauarbeiten an der historischen Fassade

zur Bauausführung berücksichtigen und mit dem Prüfingenieur abstimmen. Dass dies schnell und reibungslos vonstattenging, ist vor allem der Arbeitsweise im 3D-Modell mit Allplan Ingenieurbau zu verdanken. „In Allplan wird jede Änderung im Plan automatisch in alle abgeleiteten Teilpläne übernommen. So wurde die Fehlerquote deutlich verringert und wir haben eine Menge Zeit gespart“, erklärt Meike Töllner.

Überraschung unter dem Baufeld Unter dem Baufeld entdeckten die Ingenieure einen Stollen, der zu einer kurzfristigen Änderung des Gründungskonzepts führte. Der Stollen wurde vermessen, bereichsweise verfüllt und in die Umplanung integriert. Auch hier profitierten die Ingenieure von der Software, da die geodätischen Daten ohne großen Aufwand mit Allplan eingelesen werden konnten. Für einzelne Bereiche der Altbausubstanz der ehemaligen JVA ergab sich noch eine Hürde: Nach den aktuell gültigen Normen fand sich kein geeignetes Nachweisverfahren. Um diese historischen Konstruktionen weiterhin erhalten und nutzen zu können, mussten gutachterliche Stellungnahmen eingeholt werden. Dort, wo bis 2002 Häftlinge einsaßen, sollen bis Herbst 2012 160 Mitarbeiter des Justizministeriums Rheinland-Pfalz ihre Arbeit aufnehmen. Statt enger Zellen erwarten sie komfortable Büro- und Konferenzräume, eine repräsentative Ministerebene und eine große Eingangshalle in einem barrierefrei erschlossenen Gebäude. Das einzige, was noch an die JVA erinnert, ist die attraktive Gründerzeitfassade. Sven Elbl, Direktor Produktmanagement Nemetschek Allplan Bautafel Projekt Isenburg Karree Mainz Bauherr: LBB Landesbetrieb Liegenschafts- und Baubetreuung Planung: seit 2008 Bauzeit: seit 2010 Fertigstellung Rohbau: vorauss. Ende 2011 BRI: ca. 50.100 m3 Nutzfläche: ca. 11.750 m2 Gesamtbaukosten (netto): ca. 18 Mio. Euro

Weitere Informationen: NEMETSCHEK Deutschland GmbH Konrad-Zuse-Platz 1, 81829 München Tel. (089) 92793-0, Fax (089) 92793-5200 info@nemetschek.de, www.nemetschek.de

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Längste Jugendherberge der Welt saniert

Neben dem Einbau von 840 dreifach verglasten Fenstern und einer Heizungsanlage auf Rapsölbasis wurden über 6.000 m2 Fassade mit dem Wärmedämm-Verbundsystem weber.therm B 100 von Saint-Gobain Weber ausgerüstet. Das bewährte und wirtschaftliche System verfügt über einen Wärmeleitwert von 0,035 W/mK. Es wurde auf knapp 152 m Länge in einer Dicke von 20 cm aufgebracht. Das System erfüllt die Anforderungen der Baustoffklasse B1.

Fotos: Saint-Gobain Weber

Seit Mitte 2010 wurde Block V des gigantischen, denkmalgeschützten Gebäudekomplexes auf Rügen saniert. Pünktlich zur Sommersaison 2011 eröffnete darin die längste Jugendherberge der Welt. Experten des Fraunhofer-Instituts Stuttgart hatten das Sanierungskonzept für den „Koloss von Prora“ entwickelt, ein Schwerpunkt lag dabei auf Maßnahmen zur Energieeinsparung. Bild 1

Starker Kontrast: Block V erstrahlt in neuem Glanz. Die restlichen Gebäude des riesigen Komplexes stehen leer, sollen in den nächsten Jahren aber ebenfalls saniert werden

Bild 2 6.000 m2 Fassade wurden mit dem Wärmedämm-Verbundsystem weber.therm B 100 von Saint-Gobain Weber ausgerüstet

Fassade mit top-dry-Effekt Für die Oberflächengestaltung wurde der eingefärbte mineralische Scheibenputz weber.star 220 in einer Körnung von 3 mm gewählt. Abschließend erhielt die Jugendherberge einen hellen Anstrich mit der hoch wasserdampfdurchlässigen Silikonharzfarbe weber.ton 411 top. Aufgrund des so genannten top-dryEffektes verdunsten Wassertropfen auf dieser Oberfläche besonders schnell. Dadurch wird Algen- und Pilzbefall, ohne den Einsatz einer bioziden Filmkonservierung, vermieden.

Schnelle Abdichtung

Durchtrocknung auszeichnet. „Der Koloss von Prora ist ein beeindruckendes Gebäude. Wir freuen uns, dass wir einen Beitrag zur Sanierung dieses einzigartigen Objekts leisten“, so Christian Poprawa, Direktor Marketing bei Saint-Gobain Weber. Der erfolgreiche Abschluss des ersten Bauabschnitts und die Einweihung der Jugendherberge wurden mit einem Straßenkünstler-Festival auf Rügen gefeiert, bei dem sich Saint-Gobain Weber als Sponsor engagierte.

Auch bei den Sanierungsarbeiten am Sockel setzten die Bauherren auf ein Produkt von Saint-Gobain Weber. Der Sockel wurde mit der hochflexiblen, hydraulisch abbindenden Dichtungsschlämme weber.tec Superflex D2 abgedichtet, die sich durch eine besonders zügige und witterungsunabhängige

Weitere Informationen: Saint-Gobain Weber GmbH Schanzenstraße 84, 40549 Düsseldorf Tel. (0211) 91369-0, Fax (0211) 91369 309 info@sg-weber.de

Schimmel am Bau Rund die Hälfte aller Neubauten ist heute von Schimmel betroffen. Dies geht aus einer internen Umfrage des Verbands Privater Bauherren (VPB) hervor. Als eine der Hauptursachen dafür sieht der VPB die zunehmenden Winterbaustellen, die häufig auch noch schlecht betreut sind. Die Gründe dafür sind

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Bautechnik 89 (2012), Heft 1

vielfältig: Immer mehr Menschen kaufen schlüsselfertig und planen nicht individuell mit eigenem Architekten. Erfahrungsgemäß sind Schlüsselfertigobjekte während der Bauzeit aber nicht annähernd so gut betreut wie individuelle Bauvorhaben. Außerdem wird knapp kalkuliert. Besondere Schutzmaßnahmen für die Winterbaustelle sind im Budget nicht vorgesehen. Ein Klassiker ist der fehlende Abschluss zum Dachraum hin. Während im Erdgeschoss und im ersten Stock verputzt und geheizt wird, steht die Luke zum ungedämmten Dachgeschoss weit offen. Das ist bauphysikalisch fatal, denn die Feuchtigkeit aus dem unteren Bau zieht wie in einem Kamin nach oben und schlägt sich dort an den kühlen Dachsparren nieder. Die Folge ist Schimmel. Das lässt sich vermeiden. Der VPB rät: Treppenloch zum Dach vor dem Ausbau schließen, Baustelle gut heizen und regelmäßig gründlich lüften! Weitere Informationen: Verband Privater Bauherren e.V. Chausseestraße 8, 10115 Berlin Tel.: (030) 27 89 01-0, Fax (030) 27 89 01 11 info@vpb.de, www.vpb.de.

BAUEN IM BESTAND

Die Bevölkerung wächst, die Bauflächen nicht Wohnungsmangel fast überall – auch an Studien dazu fehlt es nicht. Besonders eng dürfte es in den kommenden Jahren für die Münchner werden, denen laut Eduard Pestel Institut bis 2025 fast 300.000 Wohnungen fehlen werden. Da eine Wohnflächenausweitung nur sehr begrenzt möglich ist, sind Alternativlösungen gefragt. Aufstockungen in Holzbauweise werden da immer populärer, bringen sie doch eine Reihe von Vorteilen mit sich, sind in kürzester Zeit errichtet und steigern sogar die Wohnqualität.

In Holzbauweise wurde auf das vierte Stockwerk jeweils ein fünftes aufgesetzt und allein dadurch 25 neue Zwei- und Dreizimmer-Wohnungen geschaffen.

Rohbaumontagen in jeweils nur fünf Tagen

Energieeffizienz und hoher Schallschutz dank präziser Bauweise

Zur Errichtung der Terrassenetage wurde das Satteldach rückgebaut, anschließend erhielt das letzte Bestandsgeschoss eine neue Massivdecke. Parallel dazu wurden die Wände für die neuen Wohnungen bei der Säbu Holzbau in Biessenhofen vorgefertigt. Das Industrieunternehmen war für diese Arbeit in einem europaweiten Vergabeverfahren ausgewählt worden. Innerhalb von nur zwei Wochen fertigten die Mitarbeiter Wand- und Dachelemente für die jeweils 70 m langen Baukörper. Der Einbau der Fenster und Türen erfolgte ebenfalls schon im Werk. Anschließend konnten die bereits vollständig geschlossenen Wandelemente ihre Reise nach München antreten und wurden dort per Kran auf das vierte Geschoss gesetzt. Gerade einmal fünf Tage dauerte die jeweilige Rohbaumontage. Bereits eine Woche nach Montagebeginn waren die Elemente mit der witterungsbeständigen Außenhaut regendicht.

Für den Bauleiter kam es vor allem darauf an, dass die Teile sehr präzise angefertigt wurden und somit gleich bleibend hohen Qualitätsstandards entsprechen: „Fertigbauten sind in der Regel weitaus verlässlicher, da bereits eine Kontrolle stattgefunden hat, bevor die Elemente letztendlich vor Ort montiert werden“, berichtet Kagerer. So führt das Holzbauunternehmen Säbu eine stetige Eigenüberwachung durch und lässt von dem Institut für Holzforschung der TU München nach Maßgaben des RAL-Gütezeichens regelmäßige Fremdkontrollen vornehmen, sowohl bei der Herstellung als auch der Montage. Präzision bei der Fertigung wie auch bei der Montage der Bauteile ist hier insbesondere im Hinblick auf eine energieeffiziente Bauweise unverzichtbar. Da Holz als nachwachsender Rohstoff zudem als CO2-Speicher wirkt, leiste das neue Geschoss dabei einen entscheidenden Beitrag für nachhaltiges Bauen.

Mit Holz geringe Last für Bestandsbau Warum sich die GWG trotz der aus Ziegel gebauten Häuser für eine zusätzliche Etage aus Holz entschied, erläutert Bauleiter Kagerer: „Da Holz eine hohe Festigkeit bei geringem Eigengewicht hat, muss der Bestandsbau nur eine sehr geringe Last tragen.“ Im Gegensatz zu Aufbauten in Massivbauweise war es daher trotz der sich vom Bestandsbau unterscheidenden Grundrisse weder notwendig, mittels eines Einbaus von Unterzügen das Haus statisch zu ertüchtigen noch das Gebäude während der Bauphase umfangreich abzudichten – obwohl die Arbeiten zur Herbst- und Winterzeit ausgeführt wurden. Durch die schnelle Montage wurde das mit einem offenen Dach meist verbundene Schadensrisiko auf ein Minimum reduziert. Auch für die Bewohner sei die Aufstockung aus Holzelementen die optimale Lösung. „Die Mieter können selbst während der Bauphase in ihren Wohnungen bleiben und werden nur für kurze Zeit während der Montage durch die Arbeiten belästigt“, so Machacek. Zudem können laut Kagerer die neuen Bewohner viel schneller einziehen als das bei einem Massivbau der Fall gewesen wäre, da nach einer weitaus kürzeren Rohbauphase

Foto: Säbu

Trotz Mangel an Wohnfläche konnte die Städtische Wohnungsgesellschaft München mbH (GWG) kürzlich am Innsbrucker Ring, also mitten in der Stadt, 39 neue Unterkünfte mit einer Gesamtgröße von fast 2.800 m2 schaffen. Hier wurden die vorhandenen drei Bestandsbauten nach oben erweitert: In Holzbauweise wurde auf das vierte Stockwerk jeweils ein fünftes aufgesetzt und allein dadurch 25 neue Zwei- bis DreizimmerWohnungen geschaffen. „So werden sowohl die Erschließungen als auch die Tragwerke mehrfach genutzt“, sagt Christine Machacek, Geschäftsführerin der Säbu Holzbau GmbH, welche die Aufbauten angefertigt hat.

schneller mit dem Ausbau des Terrassengeschosses begonnen werden kann.

Darüber hinaus gab es aufgrund der Lage und des hohen Verkehrsaufkommens von täglich 70.000 Fahrzeugen am Innsbrucker Ring hohe Anforderungen an einen ausreichenden Schallschutz. Die Ingenieure von Säbu Holzbau planten daher einen komplett zweischaligen Aufbau der Wandelemente. „Dazu konstruierten wir zusätzlich zu den Außenwänden bereits im Werk eine frei stehende Installationsebene und erreichten dadurch einen hohen Schallschutz nach außen hin“, erklärt Friedrich Nagel, Werksleiter bei Säbu Holzbau. Auch Fertigbauweise und Gestaltungsfreiheit sind kein Widerspruch, so sich alle Beteiligten in die umfangreichen Planungen einbringen – und das hat hier einwandfrei funktioniert.

Weitere Informationen: SÄBU Holzsystembau Kirnachstr. 9, 87640 Ebenhofen (Allgäu) Tel. (08342) 9614 0, Fax (08342) 9614 24 info@saebu-holzbau.de, www.saebu-holzbau.de

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AKTUELL

SaaleBAU in 20. Auflage – mit ENERGIE und GartenIDEEN

Architekturwerkstatt unter dem Motto „Besser mit Architekten“ im Mittelpunkt. Ergänzt wird die Ausstellung mit der 12. Grundstücks- und Immobilienbörse.

Die führende Baumesse in Sachsen-Anhalt 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.

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.

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

BAU Expo 2012 – Hessens größte Baumesse Die Bausaison in Mittelhessen startet mit Hessens größter Baumesse: BAUExpo 2012 vom 9. bis 12. 2. Die Gießener BAUExpo hat sich zur größten Messe ihrer Art auch über die Region hinaus entwickelt. In neun Hallen wird vier Tage lang zu allen Themen vom Keller bis zum Dach informiert und es werden zeitgemäße Sanierungsmöglichkeiten sowie Gestaltungstipps für Heim und Garten zu präsentiert. Auf der Messe ist der Weg zu den Experten nahezu sämtlicher Fachrichtungen kurz. Ob Inspirationssuche oder Vertragsabschluss, selten kann die Bauplanung so zeitsparend gestaltet werden.

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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. 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

Sei es die Wahl zwischen Altbausanierung oder Neubau eines Passivhauses, der Entscheidung zwischen Geo- oder Solarthermie, das direkte Gespräch macht Angebote möglich, deren Sparfaktor über reine „Messerabatte“ hinaus geht. Die Fachausstellung „Energie – regenerativ, effizient, zukunftsorientiert“ stellt mit eigenem Energie-Vortragspodium einen Schwerpunkt der Messe dar. Obgleich nachhaltiges und umweltschonendes Bauen und Wohnen längst in aller Munde ist, ist hier noch immer großer Beratungsbedarf und Nachfrage an attraktiven, verbraucherfreundlichen Angeboten.

Weitere Informationen: Messe Giessen GmbH An der Hessenhalle 11, 35398 Gießen Tel. (06 41) 96 21 60, Fax (06 41) 9 62 16 10 info@messe-giessen.de, www.messe-giessen.de

Bereits vor 19 Jahren hat die Softwareschmiede MWM aus Bonn eine Aufmaßlösung für die Baustelle präsentiert – damals wurde MWM-Aufmaß für sogenannte Pen-Computer entwickelt.

setzt wird: MWM kann die passende Anwendung liefern. Zurzeit arbeiten die Entwickler in Bonn an der Bluetooth-Kopplung der Laser-Entfernungsmesser D8 und D3aBT von Leica an die mobilen Geräte mit Android-Betriebssystem, die die Bonner auf der letzten DEUBAU zu Jahresanfang vorstellten.

In 20 Jahren hat sich viel verändert. Heute hat der verantwortliche Mitarbeiter auf der Baustelle sein Telefon, Smartphone, Tablet oder Tablet PC dabei. Für diese Geräte entwickelt MWM ebenfalls Anwendungen, die dem Mitarbeiter vor Ort Spaß machen und auch noch Mühe, Zeit und Geld sparen.

Damit die mobilen Geräte, die in der Regel eine isolierte Anwendung auf der Baustelle darstellen, sinnvoll mit den Systemen im Büro gekoppelt werden können, unterstützt MWM die bekannten Normen GAEB und REB: So können die Daten ohne zusätzlichen Aufwand und Medienbruch übertragen werden.

Daten, wie z. B. Informationen über auszuführende Leistungen, sind auf dem tragbaren Gerät dabei und können schnell über eine Suchfunktion abgerufen werden. Der schwere Aktenordner, in dem nur sehr mühsam gesucht werden kann, hat auf der Baustelle ausgedient.

Bei MWM sind kostenlose Demoversionen und Literatur zu den Themen GAEB und REB, sowie eine hilfreiche Formelsammlung der neuen Ausgabe 2009 der REB 23.003 erhältlich.

MWM bietet Anwendungen für verschiedene Endgeräte. Für jeden sollte etwas dabei sein. Egal ob ein Windows Tablet PC, ein iPhone/iPad oder ein Pad/Smartphone mit Android einge-

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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

EDV/Software

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

■ Baustatik

PBS Programmvertrieb GmbH 400 Statikprogramme, CAD, Finite Elemente Platten und Scheiben Lange Wender 1 D-34246 Vellmar Tel. (05 61) 9 82 05-0 Fax (05 61) 9 82 05-80 E-Mail: info@pbs.de Internet: www.pbs.de

■ Grundbau

DC-Software Doster & Christmann GmbH Hannah-Arendt-Weg 3 D-80997 München E-Mail: service@dc-software.de Internet: www.dc-software.de

■ Software für Ingenieurbauwesen

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 den Verbundbau

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

Estrichdämmung

BSW GmbH Am Hilgenacker 24 D-57319 Bad Berleburg Tel. (0 27 51) 803-124 Fax (0 27 51) 803-159 E-Mail: info@berleburger.de Internet: www.bsw-schwingungstechnik.de

■ Baugrundverbesserung/ Bodenstabilisierung

Laumer GmbH & Co. CSV Bodenstabilisierung KG D-84323 Massing Tel. (0 87 24) 88-9 00 Fax (0 87 24) 88-8 60 info@laumer.de www.laumer.de

Trittschalldämmung für hoch belastbare Estriche mit bauaufsichtlicher Zulassung.

Fachliteratur

Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG Rotherstraße 21 D-10245 Berlin Tel. +49 (0)30 47031 200 Fax +49 (0)30 47031 270 E-Mail: info@ernst-und-sohn.de Internet: www.ernst-und-sohn.de

Geotechnik/ Spezialtiefbau ■ Baugrund- und Altlasterkundung FRANK + BUMILLER + KRAFT Grundbauingenieure VBI GmbH Hofangerstraße 82 D-81735 München Tel. (0 89) 52 03 46-0 Fax (0 89) 52 03 46-29 info@ib-fbk.de

Sanierung von Betonböden und Fundamenten mit patentierter Injektionshebetechnik URETEK Deutschland GmbH Weseler Straße 10 45478 Mülheim an der Ruhr Tel. (02 08) 3 77 32 50 Fax (02 08) 37 73 25 10 E-Mail: info@uretek.de Internet: www.uretek.de

■ Injektionstechnik

DESOI GmbH Gewerbestraße 16 36148 Kalbach/Rhön Telefon: +49 6655 9636-0 Telefax: +49 6655 9636-6666 E-Mail: info@desoi.de Internet: www.desoi.de • Blähpacker • Rammverpresslanzen • Mechanische Packer • Bohrlochverschlüsse

■ Pfahlgründungen

Centrum Pfähle GmbH Friedrich-Ebert-Damm 111 D-22047 Hamburg Tel. (0 40) 6 96 72-0 Fax (0 40) 6 96 72-2 22 info@centrum.de www.centrum.de

Mit Ihrer Eintragung im Anbieterverzeichnis erreichen Sie planende und ausführende Bauingenieure. Kontakt: Tel. (030) 47031-254, Fax (030) 47031-230

A28

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Ingenieurholzbau

W. u. J. Derix GmbH & Co. Dam 63 · 41372 Niederkrüchten Tel. +49 (21 63) 89 88-0 Fax +49 (21 63) 89 88-87 info@derix.de · www.derix.de

Schalungstechnik

Max Frank GmbH & Co. KG Technologien für die Bauindustrie Mitterweg 1 D-94339 Leiblfing Tel. +49 (0) 94 27/1 89-0 Fax +49 (0) 94 27/15 88 info@maxfrank.de www.maxfrank.de

Trittschalldämmung

Max Frank GmbH & Co. KG Technologien für die Bauindustrie Mitterweg 1 D-94339 Leiblfing Tel. +49 (0) 94 27/1 89-0 Fax +49 (0) 94 27/15 88 info@maxfrank.de www.maxfrank.de

Umweltschutz/ Umwelttechnik ■ Baugrund- und Altlasterkundung FRANK + BUMILLER + KRAFT Grundbauingenieure VBI GmbH Hofangerstraße 82 D-81735 München Tel. (0 89) 52 03 46-0 Fax (0 89) 52 03 46-29 info@ib-fbk.de

■ Deckenschalungen Poppensieker & Derix GmbH & Co. KG Industriestr. 24 · 49492 Westerkappeln Tel. +49 (54 56) 93 03-0 Fax +49 (54 56) 93 03-30 info@poppensieker-derix.de www.poppensieker-derix.de

Sanierung ■ Nachgründungen

Kassetten-, Rippen- und Plattenbalkendecken-Schalungen Mietservice + Sonderschalungen Seeger Schaltechnik GmbH Postfach 12 51 D-76289 Stutensee Tel. (0 72 44) 94 69 30 Fax (0 72 44) 94 69 39 e-Mail: info@seeger-schaltechnik.de Internet: www.Seeger-Schaltechnik.de

Software für Statik und Dynamik Sanierung von Betonböden und Fundamenten mit patentierter Injektionshebetechnik URETEK Deutschland GmbH Weseler Straße 10 45478 Mülheim an der Ruhr Tel. (02 08) 3 77 32 50 Fax (02 08) 37 73 25 10 E-Mail: info@uretek.de Internet: www.uretek.de

Gummiwerk Kraiburg Relastec GmbH Fuchsberger Str. 4 D-29410 Salzwedel Tel.: (08683) 701142 Fax: (08683) 7014142 E-mail: damtec@kraiburg-relastec.com Internet: www.kraiburg-relastec.com Schalldämmung aus Recycling-Gummigranulat

Ing.-Software DLUBAL GmbH Am Zellweg 2 93464 Tiefenbach Tel. (09673) 9203-0 Fax (09673) 9203-51 E-Mail: info@dlubal.com Internet: www.dlubal.de

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Bautechnik 89 (2012), Heft 1

A29

H R S G . : W. J Ä G E R ( A B 2 0 0 7 )

J.-D. WÖRNER,

H . - J . I R M S C H L E R , P. S C H U B E R T,

F. F I N G E R L O O S ( S E I T 2 0 0 9 )

W. J Ä G E R ( B I S 2 0 0 6 )

Beton-Kalender 2012 Schwerpunkte: Infrastrukturbau, Befestigungstechnik, Eurocode 2

Mauerwerk-Kalender 2012 Schwerpunkt: Eurocode 6 2012. ca. 700 S. ca. 500 Abb. Gb. ca. € 13 ,– Fortsetzungspreis: ca. € 11 ,–

Teile 1 und 2 2011. 1136 S., 688 Abb., 173 Tab., Gb. € 165,– Fortsetzungspreis: € 145,–

ISBN: 978-3-433-02987-9 Erscheint Februar 2012

ISBN: 978-3-433-02989-3

Der Beton-Kalender bietet seit 100 Jahren umfangreiches Fachwissen, präsentiert in übersichtlicher und praxistauglicher Form. Beiträge aus Praxis und Wissenschaft, Details, Normen – kompaktes Wissen zu jedem Thema! J ährliche Schwerpunkte: 2003 – Hochhäuser, Geschossbauten 2004 – Brücken, Parkhäuser 2005 – Fertigteile, Tunnel 2006 – Turmbauwerke, Industriebauten 2007 – Verkehrsbauten, Flächentragwerke 2008 – Konstruktiver Wasserbau, Erdbebensicheres Bauen 2009 – Aktuelle Massivbaunormen, Konstruktiver Hochbau 2010 – Brücken, Betonbau im Wasser 2011 – Kraftwerke, Faserbeton

Für die Bemessung und Ausführungsplanung schadenfreier Konstruktionen geben namhafte Bauingenieure praxisgerechte Hinweise rund ums Mauerwerk. B eitragsreihen: Schadenfreies Konstruieren / Instandsetzung / Genauere Bemessung nach dem Teilsicherheitskonzept / Beispiele / Mauerwerkkonstruktionen J ährliche Schwerpunkte: 2007 – Eurocode 6, Ertüchtigung 2008 – Abdichtung und Instandsetzung, Lehmmauerwerk 2009 – Ausführung von Mauerwerk 2010 – Normen für Bemessung und Ausführung 2011 – Nachhaltige Bauprodukte und Konstruktionen

HRSG.: U. KUHLMANN

HRSG.: N. A. FOUAD (AB 2006)

Stahlbau-Kalender 2012 Schwerpunkte: Eurocode 3 – Grundnorm, Brückenbau

E. CZIESIELSKI (BIS 2005)

Bauphysik-Kalender 2012 Schwerpunkt: Gebäudediagnostik

2012. ca. 800 S. ca. 600 Abb. Gb. ca. € 13 ,– Fortsetzungspreis: ca. € 11 ,–

2012. ca. 700 S. ca. 500 Abb. ca. 200 Tab. Gb. ca. € 13 ,– Fortsetzungspreis: ca. € 11 ,–

ISBN: 978-3-433-02988-6 Erscheint April 2012

ISBN: 978-3-433-02986-2

Online-Bestellung: www.er nst-und-sohn.de

Erscheint März 2012

Der Stahlbau-Kalender dokumentiert und kommentiert den aktuellen Stand des deutschen Stahlbau-Regelwerkes. Herausragende Autoren vermitteln Grundlagen und geben praktische Hinweise für Konstruktion und Berechnung.

Ein Kompendium praxisgerechter Lösungen für Konstruktion, Berechnung und Nachweisführung des Wärme- und Feuchteschutzes sowie des Brand- und Schallschutzes. Normen, Kommentare, Beispiele und Details runden die Titel ab.

J ährliche Schwerpunkte: 2004 – Schlanke Tragwerke 2005 – Verbindungen 2006 – Dauerhaftigkeit 2007 – Werkstoffe 2008 – Dynamik, Brücken 2009 – Stabilität 2010 – Verbundbau 2011 – Eurocode 3 – Grundnorm, Verbindungen

J ährliche Schwerpunkte: 2003 – Schimmelpilze in Gebäuden 2004 – Zerstörungsfreie Prüfungen in Gebäuden 2005 – Nachhaltiges Bauen und Bauwerksabdichtungen 2006 – Brandschutz 2007 – Gesamtenergieeffizienz von Gebäuden 2008 – Bauwerksabdichtung 2009 – Schallschutz und Akustik 2010 – Energetische Sanierung von Gebäuden 2011 – Brandschutz

Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

W i l e y

C o m p a n y

Kundenservice: Wiley-VCH Boschstraße 12 D-69469 Weinheim

Tel. +49 (0)6201 606-400 Fax +49 (0)6201 606-184 service@wiley-vch.de

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HRSG.: K. BERGMEISTER,

Gerhard Eisele

EDITORIAL

Liebe Leser die „BAUTECHNIK“, eine Institution unter den Fachzeitschriften für den gesamten Ingenieurbau, erscheint im 89. Jahrgang im neuen, modernen Kleid – und ausgerechnet die erste Ausgabe im neuen Konzept beschäftigt sich mit der Vergangenheit und behandelt das Schwerpunktthema „Bauen im Bestand“! Was auf den ersten Blick als Widerspruch erscheint, erweist sich bei genauerer Betrachtung als durchaus passend: Bauen im Bestand stellt an die Bauherren, Planer und Ausführenden ganz ähnliche Aufgaben, wie sie von der Redaktion und ihren Gremien bei der neuen Gestaltung einer so traditionsreichen Fachzeitschrift gefordert wurden. Es gilt die wesentlichen Elemente eines wertvollen Bestandes, die sich über die Jahre mehr oder weniger gut bewährt und erhalten haben, zu analysieren, zu bewerten und mit Hilfe einer neuen, zeitgemäßen Form neu erlebbar zu machen, ohne dass der ursprüngliche Charakter verloren geht.

Prof. Dipl.-Ing. Gerhard Eisele

Die Mühe lohnt sich, wenn das neue Format im Ergebnis von den Lesern angenommen wird – das gilt im übertragenen Sinne auch für jedes Bauwerk: Erst wenn die Nutzer dieses Bauwerk akzeptiert und zufrieden in Besitz genommen haben, wenn es den geforderten Ansprüchen genügt, ist das Werk gelungen. Der Weg dahin ist, insbesondere bei Bestandsbauwerken, oft dornenreich: Die gerne und auch zu Recht geforderte „Nachhaltigkeit“ einer Baumaßnahme, damit verbunden hohe Anforderungen an die Schonung von Ressourcen und die bauphysikalischen Eigenschaften eines Gebäudes, die Einhaltung von Normen und Richtlinien, welche selbst von ausgewiesenen Fachleuten schon bei Neubauten nicht mehr zu überblicken, geschweige denn sinnvoll anzuwenden sind, führen beim Bauen im Bestand zu großen Herausforderungen. Diese zu meistern, erfordert neben Erfahrung im Umgang mit historischer Bausubstanz spezielle Kenntnisse und Fähigkeiten, die in der üblichen Berufsausbildung der Architekten und Ingenieure erst seit wenigen Jahren durch die Einrichtung spezieller Studiengänge und Fortbildungsmöglichkeiten angemessen berücksichtigt werden. Viele aktuelle Untersuchungen zeigen: Die Zukunft des Bauwesens liegt zu einem ganz erheblichen Anteil im angemessenen Umgang mit der vorhandenen Bausubstanz. Weit mehr als die Hälfte des gesamten Bauvolumens in Deutschland wird im Bestand abgewickelt, mit steigender Tendenz. Forschung und Ausbildung in diesem Bereich lohnen sich, denn gut ausgebildetes Personal ist rar und am Arbeitsmarkt begehrt. Ständiger Austausch neuer Erkenntnisse im theoretischen und baupraktischen Bereich, auch außerhalb der aktuellen Normung ist wichtig. Die BAUTECHNIK als fachübergreifendes Forum aller Disziplinen des Ingenieurbaus ist gerade in der heutigen „computergestützten“ Welt ein nahezu ideales Medium, welches die Informationen bündelt und aufbereitet.

EDITORIAL

Die große Bandbreite des Themenkreises „Bauen im Bestand“ spiegeln die nachfolgenden Fachaufsätze wider, die vielfältige Ausschnitte aus unterschiedlichen Blickwinkeln bieten. Beispielhaft sei an dieser Stelle auf die beiden Aufsätze zur Einschätzung der Tragfähigkeit von historischen Holzkonstruktionen verwiesen, die ganz wesentlich durch die speziellen Eigenschaften der traditionellen Verbindungstechniken beeinflusst werden. Jeder Tragwerksplaner kennt die Schwierigkeiten, trotz modernster computergestützter Berechnungen die Nachgiebigkeit solcher Verbindungen in einer statischen Berechnung zutreffend zu berücksichtigen. Die Aufsätze zu den „abgestirnten Zapfenverbindungen“ und den „verzahnten Biegebalken“ bieten den Vergleich historischer und neuer Rechenansätze, die teils mit Hilfe experimenteller Untersuchungen entwickelt und überprüft wurden. Ich bin mir sicher, dass die in diesem Heft angebotenen Beiträge Ihr Interesse am Bauen im Bestand wecken und wünsche Ihnen Viel Spaß beim Lesen

Prof. Dipl.-Ing. Gerhard Eisele Professor für Bauwerkserhaltung, FH Potsdam Ingenieurgruppe Bauen

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA

Florian Stauder, Michael Wolbring, Jürgen Schnell

Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus im Wandel der Zeit Bauen im Bestand stellt für alle Beteiligten eine große Herausforderung dar, da wesentliche Merkmale eines Bestandstragwerkes in der Regel unbekannt sind. Neben fehlenden Angaben bezüglich der Eigenschaften der verwendeten Materialien liegen oftmals nur wenige Informationen zur Art der konstruktiven Durchbildung der Bauteile vor. In diesem Beitrag werden Hinweise zur historischen Entwicklung wesentlicher Bewehrungs- und Konstruktionsregeln in Deutschland gegeben. Der Überblick soll helfen, bereits durch die Zuordnung von Bestandstragwerken zu einer bestimmten Normengeneration potenzielle Defizite hinsichtlich der Bewehrungsführung identifizieren zu können.

Due to the reason that the main characteristics of an existing building are normally not known, the design and construction of these structures is a challenge for all participants. Besides the fact that the properties of the used materials are not known, there is only little information about the detailing of the structural members available. In this paper, reference is given to the historical development of the essential reinforcement and construction rules in Germany. This overview is aimed to help identifying potential shortcomings of the configuration of the reinforcement by relating an existing structure to a particular standard generation.

Keywords Bauen im Bestand; Eisenbetonbau; Bemessungsregeln, historische; Konstruktionsregeln, historische

Keywords existing structures; historical reinforced concrete; historical reinforcement rules; historical construction rules

Allgemeines

Werden baustatische Nachweise an bestehenden Tragwerken infolge von Umnutzungs- oder Ertüchtigungsmaßnahmen erforderlich, so sind diese nach den Hinweisen der ARGEBAU [1, 2] grundsätzlich nach aktuellem Normenwerk zu erstellen. Normativ geregelte Nachweisformate gelten zunächst immer nur in Verbindung mit den zugehörigen Bewehrungs- und Konstruktionregeln (Eurocode 2 [3], Abschn. 9.1 (2)). In Bestandstragwerken darf allerdings keine Bewehrungsführung erwartet werden, die in allen Details den Anforderungen aktueller Normen entspricht. Deshalb sind alle Abweichungen im Einzelfall mit ingenieurmäßigem Verstand hinsichtlich ihres Einflusses auf die Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit zu bewerten. Wichtige Hinweise können durch eine Auswertung der zum Errichtungszeitpunkt gültigen Regelwerke gewonnen werden. In diesem Zusammenhang gibt vorliegender Fachaufsatz Hinweise zu den einzelnen Entwicklungsstufen wesentlicher Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus von seinen Anfängen bis heute. Anhand von ausgewählten Beispielen wird im Folgenden gezeigt, wie unter Berücksichtigung historischer Bewehrungs- und Konstruktionsregeln Bestandsbauteile aus Stahlbeton bewertet werden können und wo Defizite im Vergleich zum aktuellen Regelwerk EC 2 [3] bestehen. Zur vollständigen Aufarbeitung der historischen Regelungen besteht jedoch noch erheblicher Forschungsbedarf, dem u. a. an der TU Kaiserslautern nachgegangen wird.

Historische Entwicklung der Bemessungsnorm DIN 1045

In der Anfangszeit des Stahlbetonbaus in den beiden letzten Jahrzehnten des 19. Jh. erfolgte in Deutschland die Entwicklung der Bauweise zunächst durch einzelne herausragende Ingenieure und Unternehmer, die technische Vorgehensweisen und Konstruktionsarten oftmals in Patenten festschrieben ließen. Mit Veröffentlichung der „Vorläufigen Leitsätze für die Vorbereitung, Ausführung und Prüfung von Eisenbetonbauten“ [4], aufgestellt vom Verband Deutscher Architekten- und Ingenieurvereine und dem Deutschen Beton-Verein, wurde 1904 ein Dokument zur Stahlbetonbauweise eingeführt, das deutschlandweit fachliche Anerkennung fand. In den darauffolgenden Normengenerationen erfolgten Änderungen des technischen Regelwerkes, welche auf zunehmender Erfahrung mit der Bauweise und verstärkten Forschungsbemühungen basierten. Die vom Deutschen Ausschuss für Eisenbeton (DAfEb) 1916 veröffentlichten Bestimmungen „Ausführung von Bauwerken aus Beton“ [5] und „Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton“ [6] bildeten erstmalig ein einheitliches Regelwerk für den Betonbau in Deutschland, das von allen Reichsstaaten in der Hauptsache amtlich eingeführt wurde [7]. Die wesentlichen historischen Regelwerke des Stahlbetonbaus wurden von F INGERLOOS [7] zusammengestellt. Einen Überblick über die wichtigsten Entwicklungsstufen der Stahlbetonnormung in Deutschland und die zugehö-

FACHTHEMA ARTICLE

DOI: 10.1002 / bate.201001534

F. Stauder, M. Wolbring, J. Schnell: Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus im Wandel der Zeit Tab. 1

Regelwerke des Stahlbetonbaus einschließlich zugehöriger Kommentare Reinforced concrete construction guidelines and corresponding comments

Regelwerk

Veröffentlichung

zugehöriger Kommentar

Vorläufige Leitsätze für die Vorbereitung, Ausführung und Prüfung von Eisenbetonbauten [4]

1904

(Beispiele enthalten)

Bestimmungen des Kgl. Preußischen Ministeriums der öffentl. Arbeiten für die Ausführung von Konstruktionen aus Eisenbeton bei Hochbauten [9]

1907

(Beispiele enthalten)

Bestimmungen für – Ausführung von Bauwerken aus Beton [5] – Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton [6]

1916

GEHLER, W.: Erläuterungen zu den EisenbetonBestimmungen 1916 mit Beispielen [10]

DIN 1045 – Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton [11]

1925

GEHLER, W.: Erläuterungen zu den EisenbetonBestimmungen 1925 mit Beispielen [12]

DIN 1045 – A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton [13]

1932

GEHLER, W.: Erläuterungen zu den EisenbetonBestimmungen 1932 mit Beispielen [15]

DIN 1045 – A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton [14]

1937

GEHLER, W.: Erläuterungen zu den EisenbetonBestimmungen 1932 mit Beispielen [15]

DIN 1045 - A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Stahlbeton [16]

1943

GEHLER, W., PALEN, C.: Erläuterungen zu den Stahlbetonbestimmungen 1943 mit Beispielen [18]

DIN 1045 – A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Stahlbeton [17]

1959

GEHLER, W., PALEN, C.: Erläuterungen zu den Stahlbetonbestimmungen 1943 mit Beispielen [18]

DIN 1045 – Beton- und Stahlbetonbau – Bemessung und Ausführung [19]

1972

BONZEL, J.: Erläuterungen zu den Stahlbeton bestimmungen [20]

DIN 1045 - Beton- und Stahlbeton – Bemessung und Ausführung [21]

1978

BERTRAM, D. et al.: Hinweise zu DIN 1045, Ausgabe 12/78. DAfStb-Heft 300 [22]

DIN 1045 - Beton- und Stahlbeton – Bemessung und Ausführung [23]

1988

BERTRAM, D. et al.: Erläuterungen zu DIN 1045, Beton und Stahlbeton, Ausgabe 07/88. DAfStb-Heft 400 [24]

DIN 1045-1 – Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 1: Bemessung und Konstruktion [25]

2001

Erläuterungen zu DIN 1045-1. DAfStb-Heft 525 [26]

DIN 1045-1 – Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 1: Bemessung und Konstruktion [27]

2008

Erläuterungen zu DIN 1045-1. DAfStb-Heft 525 2. überarbeitete Auflage [28]

Eurocode 2 – Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1 [3]

2011

HEGGER et al.: Erläuterungen zu EC 2-1-1. DAfStb-Heft 600 (in Erstellung) [29]

rigen Kommentare enthält Tabelle 1. Mit der Fortschreibung der Norm hat sich auch deren Umfang vervielfacht, und zusätzliche Anwendungsgebiete für den Betonbau führten zu einem weiteren Regelungsbedarf. Von ursprünglich knapp 50 Seiten hat sich mit Einführung des EC 2 [3] das den Stahlbetonbau betreffende Regelwerk auf über 550 Seiten mehr als verzehnfacht [8]. Während in der Anfangszeit der Stahlbetonbauweise die Standsicherheit eines Tragwerkes durch konstruktive Anforderungen an die Bewehrungsführung sichergestellt wurde, führten zunehmende Erfahrungen mit der Bauweise zu in Abhängigkeit vom Beanspruchungsniveau abgestuften Anforderungen und konstruktiven Lösungen. Auf Grundlage umfangreicher Forschungsarbeiten konnten im Laufe der Zeit die vormals rein experimentell gewonnenen Konstruktionsregeln durch Ingenieurmodelle nachvollzogen und belegt werden. Bei der Fortschreibung der Bewehrungs- und Konstruktionsregeln wurden zum Teil auch unsichere Regelungen in das Normenwerk aufgenommen, die bei einer nachfolgen4

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

den Überarbeitung korrigiert werden mussten. Bedeutende Änderungen ergaben sich mit Ausgabe DIN 1045:1972 [19] durch die normative Einführung des Betonrippenstahls und der damit verbundenen möglichen Verankerung der Längsstäbe ohne Endhaken, der Einführung des Traglastverfahrens zur Bemessung der Querschnitte anstelle des n-Verfahrens und dem Ansatz der verminderten Schubdeckung. Im Jahr 1978 wurde die Norm (DIN 1045:1978 [21]) novelliert, um auf das 1969 verbindlich eingeführte SI-Einheitensystem und die in DIN 1080-1 [30] neu eingeführten Formelzeichen umstellen zu können. Mit der Ausgabe von DIN 1045:1988 [23] gingen eine Verbesserung der Nachweise zur Rissbreitenbeschränkung sowie eine deutliche Erhöhung der Mindestbetondeckung zur Steigerung der Dauerhaftigkeit einher. Eine weitere grundsätzliche Änderung des Regelwerkes erfolgte mit Ausgabe von DIN 1045-1:2001 [25], die im Vorgriff auf die Einführung der Eurocodes das semiprobabilistische Sicherheitskonzept beinhaltete. Allgemein ist zu beachten, dass bei der Einführung neuer Normen Übergangsfristen galten und in der Praxis in vie-

len Fällen auch noch eine geraume Zeit mit der zuvor gültigen Norm weitergearbeitet wurde. Die oben angegebenen Jahreszahlen können somit keine exakten Anwendungsgrenzen beschreiben. Ohnehin ist im Einzelfall auf geeignete Weise zu prüfen, ob die Bewehrung bei der Errichtung eines Tragwerkes oder im Rahmen von späteren Umbaumaßnahmen überhaupt normgerecht ausgebildet wurde.

3 3.1

Allgemeine Bewehrungsregeln zu EC 2, Abschn. 8.1, Allgemeines

Verwendete Betonstähle Alle Regelungen des EC 2 [3] sind nur für gerippten Betonstahl, Betonstahlmatten und Spannstähle unter vorwiegend ruhender Belastung im normalen Hoch- und Brückenbau gültig. Da beim Bauen im Bestand jedoch häufig auch Glatt- und Betonformstähle angetroffen werden, muss deren Tragwirkung auch vor dem Hintergrund historischer Regelungen bewertet werden. Insbesondere das Verbundverhalten der glatten Betonstähle ist dem von geripptem Betonstahl nicht gleichwertig, vgl. Bild 1. Während Betonrippenstahl über die gesamte Stablänge Kräfte in den Beton übertragen kann, erfolgt die Kraftübertragung von Glattstählen überwiegend durch den zur Verankerung erforderlichen Endhaken, dessen Tragwirkung vereinfachend mit der Seilreibung in einer Umlenkrolle erklärt werden kann. Im Lauf der Jahre wurden unterschiedliche Betonstähle verwendet, die sich in ihren Werkstoffeigenschaften stark unterscheiden. In Bild 2 sind Werkstoffkennlinien unterschiedlicher Betonstähle dargestellt.

Glattstahl:

Endverankerung durch Haken, Schlaufen

Verankerung von Betonstahl im Beton [31] Anchorage of reinforcement in concrete structures [31]

σS Nockenstahl

[N/mm2] 600 500 400

BSt 500

BSt 420/Tempcore

BSt 420/Torstahl St 52 500

400

200

240

(St 48)

Isteg/Drillwulststahl

420

300

St 37

Bemessungslinien mit fyk

100

[%] ε S 2,5

Bild 2

Bis 1952 wurden in Deutschland fast ausschließlich glatte Betonstähle und Betonformstähle verwendet. Erst mit Einführung der Betonrippenstähle im März 1952, die anfangs auch als Betonformstähle bezeichnet wurden, durften Bewehrungsstäbe mit geradem Stabende verankert werden. Dabei wurden zunächst nur quergerippte Stäbe bis zu einem Durchmesser von 20 mm zugelassen, wobei sich das verfügbare Spektrum schnell auf die heute üblichen Stabdurchmesser ausweitete. Dabei muss erwähnt werden, dass die bezogene Rippenfläche dieser vorhergehenden Stäbe nicht mit der von aktuellen Betonrippenstählen verglichen werden kann, was sich auf die erforderliche Verankerungslänge und insbesondere den Rissbreitennachweis auswirkt. Die heutige bezogene Rippenfläche wurde erstmals in DIN 488-2:1986 [34] geregelt und liegt ca. 14 % unter der vorhergehenden bezogenen Rippenfläche. Somit können die Oberflächeneigenschaften der früheren Betonrippenstähle auch nach aktuellen Bewertungskriterien als ausreichend erachtet werden. Bis einschließlich der Ausgabe DIN 1045:1959 [17] war nur Betonglattstahl in der Bemessungsnorm für Stahlbeton beinhaltet. Die Aufnahme der Betonrippenstähle erfolgte mit der Ausgabe von DIN 1045:1972 [19]. Letztmalig wurde Betonglattstahl in der Normausgabe DIN 1045:1988 [23] unter Bezug auf DIN 1013 [35] (warmgewalzter Rundstahl), Teil 1 mit einer Stahlgüte St 37-2 nach DIN 17100 [36] erwähnt. Die dazugehörigen Bewehrungsrichtlinien und Bemessungshilfen können den DAfStb-Heften 220 [37] und 400 [24] entnommen werden.

Mindestbetondeckung

Rippenstahl: Kontinuierliche Verankerung durch Rippen auf der Stahloberfläche Bild 1

Ein nützlicher Überblick über anzusetzende charakteristische Werte der Streckgrenzen sowie Angaben zur Einordnung in Duktilitätsklassen ist in Abschnitt 11.3 der Nachrechnungsrichtlinie für Brücken [33] enthalten. Dort finden sich auch Angaben zur Verbundfestigkeit glatter Betonstähle.

Spannungs-Dehnungs-Linien von Betonstählen [32] Comparison of stress-strain-diagrams of reinforcing steels [32]

Nach EC 2 [3] muss die Betondeckung zur Sicherstellung des Verbundes zunächst mindestens dem Stabdurchmesser entsprechen. Diese Forderung wird zumeist auch von Bestandstragwerken erfüllt. In den Leitsätzen von 1904 [4] wurde eine Betondeckung von nicht weniger als 1 cm gefordert, wobei bei Stäben mit einem Durchmesser unter 1 cm und zusätzlichem Putzauftrag die Betondeckung bis auf 0,5 cm reduziert werden konnte. Die Bestimmungen des DAfEb von 1916 [6] sahen an der Unterseite von Platten eine Betondeckung von mindestens 1 cm und für die Überdeckung von Bügeln an Rippen und Säulen mindestens 1,5 cm vor. Bei Außenbauteilen wurde eine Mindestbetondeckung von 2 cm gefordert. In den Normausgaben bis 1959 [17] wurden diese Regelungen im Wesentlichen beibehalten. In DIN 1045:1972 [19] wurde die Betondeckung erstmalig in Abhängigkeit des Stabdurchmessers und der Umweltbedingungen gestaffelt. Die Anforderungen an die Betondeckung wurden aus Dauerhaftigkeitskriterien mit der Ausgabe von DIN 1045:1988 [23] stark erhöht und mit Einführung der Expositionsklassen in DIN 1045-1:2001 [25] weiter gesteigert. Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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Dementsprechend müssen zumindest Außenbauteile, die vor 1988 errichtet wurden, hinsichtlich des Korrosionsschutzes kritisch beurteilt werden. Ausgehend von der Normausgabe 1925 [11] wurden zum Schutz gegen chemischen Angriff schon besondere Schutzmaßnahmen gefordert. Dazu gehörten neben der Verwendung eines besonders dichten und wasserundurchlässigen Betons auch besondere Verkleidungen, Zementputze, Schutzanstriche sowie eine Erhöhung der Betondeckung bis auf 4 cm ohne Putz oder Verkleidungen. Somit besteht in Abhängigkeit der damaligen Festlegung von Einwirkungen auf den Beton die Möglichkeit, dass historische Bauteile in Anlehnung an die aktuellen Dauerhaftigkeitskriterien erhöhte Betondeckungen aufweisen können. Dies ist im Einzelfall zu überprüfen. Bild 3

Freiliegende Biegezugbewehrung ohne ausreichenden Stababstand in einer Stahlbetonrippendecke aus den 50er Jahren (Untersicht) Exposed longitudinal reinforcement without enough spacing of the bars in a reinforced concrete ribbed slab of the fifties (view from below)

Bild 4

Bogenbildung im Bruchzustand bei glatter Bewehrung [39] Arcing in concrete structures with plain reinforcement in the state of failure [39]

3.3

zu EC 2, Abschn. 8.3, Biegen von Betonstählen

Aspekte des Brandschutzes bleiben in diesem Beitrag unberücksichtigt.

3.2

zu EC 2, Abschn. 8.2, Stababstände von Betonstählen

Gemäß EC 2 [3] muss der lichte Stababstand zwischen parallelen Einzelstäben mindestens 20 mm betragen. Dabei darf der Mindestabstand nicht unter dem Stabdurchmesser liegen und muss für Bewehrungsstäbe ∅ ≤ 16 mm größer als das Größtkorn und für Stäbe ∅ > 16 mm größer als das Größtkorn + 5 mm sein. Mindeststababstände zur Sicherstellung eines lunkerfreien Betons wurden schon 1916 in den Bestimmungen des DAfEb [6] verankert. Gefordert wurden dort Mindestabstände in Größe von mindestens 20 mm und zusätzlich mindestens eines Eisendurchmessers. Im Bestand zeigt sich jedoch vor allem an vor 1972 errichteten Tragwerken, dass diesen normativen Vorgaben in vielen Fällen offensichtlich nicht die notwendige Beachtung geschenkt wurde. Die Folge sind Fehlstellen im Betongefüge, die bei Außenbauteilen entsprechende Korrosionserscheinungen nach sich ziehen können. Die bis in die 50er Jahre weit verbreiteten Rippendecken sind ein typisches Beispiel für eine Konstruktionsform, bei der die geforderten Stababstände untereinander sowie die Betondeckung vielfach nicht eingehalten wurden und angesichts der verwendeten Schalform auch nicht eingehalten werden konnten (Bild 3). Jedoch weisen in Innenräumen, in denen während der Standzeit keine überdurchschnittliche Luftfeuchte vorgelegen hat, freiliegende Bewehrungseisen von Stahlbetonrippendecken oftmals auch nach über 50-jähriger Standzeit nur oberflächige Korrosionsspuren auf. Hinsichtlich der Tragfähigkeit von Stahlbetonrippendecken lehren neben theoretischen Überlegungen auch die bei Belastungsversuchen [38] gemachten Erfahrungen, dass die in der Regel zum Auflager hin aufgebogene Biegezugbewehrung grundsätzlich auch ohne kontinuierliche Verbundwirkung über Bogen-Zugbandwirkung eine beachtliche Tragfähigkeit entfaltet, weshalb sich eine nähere Untersuchung solcher Konstruktionen oftmals lohnt (Bild 4). 6

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Der Biegerollendurchmesser wurde erstmals 1916 in den Bestimmungen des DAfEb [6] geregelt. Im Lauf der Zeit erfolgte in den jeweiligen Normausgaben eine Anpassung der Biegerollendurchmesser an die Steigerung der Streckgrenze von 220 N/mm2 (BSt 220/340 (I)) auf 500 N/mm2 (BSt 500/550 (IV)). Höhere Stahlspannungen erfordern größere Biegerollendurchmesser, weil mit steigender umzulenkender Stahlkraft auch die Betonpressungen in der Umlenkstelle des Betonstahls zunehmen und damit auch die Gefahr einer seitlichen Betonabplatzung größer wird. Dabei wurde bereits 1916 unterschieden, ob es sich um Aufbiegungen von Längsbewehrung oder um Zugeiseneinlagen mit rundem oder spitzwinkligem Haken als Verankerungselement handelt. Bei Verankerungselementen ist die Begrenzung der beim Biegen auftretenden Dehnung an der Krümmungsaußenseite des Stabes maßgebend. Die Mindestwerte für Biegerollendurchmesser sollen dabei Anrisse an der Krümmungsaußenseite der Stäbe während des Biegens vermeiden. Die beim Biegeprozess eingeprägten Stahlspannungen überlagern sich mit Spannungen infolge Last, wodurch schon bei verhältnismäßig niedrigen Einwirkungen örtlich hohe Spannungen auftreten können. Unter nicht ruhender Belastung können diese zu Anrissen

Tab. 2

Biegerollendurchmesser in Abhängigkeit der Normausgabe Mandrel diameter in connection to the historical guideline

und weiterhin zu Sprödbrüchen führen, während unter vorwiegend ruhender Belastung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (GZG) Anrisse nicht zu befürchten sind. Ursächlich hierfür ist, dass sich die Bewehrung im GZG im elastischen Bereich befindet und noch genügend Spannungs- und Umlagerungsreserven aufweist. Zur Beschränkung von Umlenkspannungen im Beton wird für Aufbiegungen immer ein größerer Biegerollenradius gefordert, als es für Bügel oder die Verankerungselemente wie Haken und Schlaufen der Fall ist. Bereits mit der Normausgabe von 1943 [16] wurde für Schrägstäbe und andere abgebogene Stäbe ein Biegerollendurchmesser in Abhängigkeit der Betondeckung rechtwinklig zur Biegeebene gefordert. Grund hierfür waren Schäden in Form von Betonabplatzungen bei zu geringer Betondeckung im Bereich der Aufbiegung der Biegezugbewehrung [40].

von Rückbiegeversuchen an Betonrippenstählen nach DIN 488-1:1972, Blatt 3 [41]. Seit Einführung der DIN 1045:1978 [21] wurden bis heute keine wesentlichen Änderungen hinsichtlich der Mindestbiegerollendurchmesser mehr vorgenommen. Zusammenfassend sind die Anforderungen an die Biegerollendurchmesser der einzelnen Normausgaben in Tabelle 2 aufgelistet. Wie dort abgelesen werden kann, bestehen nur bei älteren Bauwerken Defizite im Vergleich zu einer Auslegung nach Eurocode 2 [3]. Bei einer Literaturrecherche in historischen Normen muss der teilweisen Verwendung von unterschiedlichen Bezeichnungen wie „Krümmungsdurchmesser“ und „Krümmungshalbmesser“ in Bezug auf die Biegerollendurchmesser Beachtung geschenkt werden.

Hin- und Zurückbiegen von Betonstählen Mit Einführung von DIN 1045:1972 [19] erfolgte eine Staffelung der Biegerollendurchmesser in Abhängigkeit vom Bewehrungsdurchmesser. Der Biegerollendurchmesser von Schrägstäben und anderen gebogenen Stäben der Stahlsorten BSt 420/500 (III) und BSt 500/550 (IV) wurde im Vergleich zur Vorgängernorm bzw. den Zulassungen für Betonrippenstähle vergrößert, ebenso für Bügel, Haken und Schlaufen mit einem Stabdurchmesser über 20 mm. Zusätzlich wurden die Regelungen hinsichtlich der seitlichen Betonüberdeckung umformuliert. Die Festlegung der Mindestwerte der Biegerollendurchmesser für Haken, Winkelhaken und Schlaufen erfolgte anhand

Oftmals wird vorhandene Bewehrung, welche zum Anschließen von neuen Bauteilen mittels Übergreifungsstößen erforderlich ist, im Bauzustand aufgebogen (Bild 5), um zu einem späteren Zeitpunkt wieder zurückgebogen zu werden. Dabei werden nach den Regelungen des EC 2 [3] umfangreiche Anforderungen an diese Vorgehensweise gestellt. So dürfen zum Beispiel nur Betonstabstähle bis zu einem Durchmesser von 14 mm kalt gebogen werden, wobei ein wiederholtes Hin- und Zurückbiegen an derselben Stelle unzulässig ist. Außerdem werden die Anforderungen hinsichtlich der Biegerollendurchmesser im Vergleich zum einmaligen Biegen erhöht und die zulässiBautechnik 89 (2012), Heft 1

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bzw. bauaufsichtlichen Zulassungen als für das Rückbiegen ungeeignet eingestuft. Sollen beim Bauen im Bestand Betonstähle hin und wieder zurückgebogen werden, müssen die verwendeten Betonstabstähle auf ihre diesbezügliche Eignung überprüft werden. Dies kann in einem ersten Schritt anhand der aufgewalzten Rippung zur Identifizierung der Stähle und den entspechenden Angaben in o.g. DBV-Merkblatt [42] erfolgen. Insbesondere bei der Verwendung von quergeripptem Betonrippenstahl sollte von Biegemaßnahmen auf der Baustelle Abstand genommen werden. Müssen trotzdem Abbiegungen auf der Baustelle durchgeführt werden, sind metallurgische Untersuchungen zur Klärung der Biegeeignung des Betonstahls erforderlich. Auf jeden Fall ist auf einen ausreichend großen Biegerollendurchmesser zu achten und das auf der Baustelle oftmals übliche Abbiegen über Kante ist zu vermeiden.

3.4

zu EC 2, Abschn. 8.4, Verankerung der Längsbewehrung

Glattstähle

Bild 5

Aufgebogene Anschlussbewehrung im Bauzustand Reinforcement bended up in the state of construction

Torstahl mit Querrippen (kaltverformt) Queri-Stahl (Nori-Stahl) III a, IV a, vom 24.11.1952 (Fa. Nockenstahlgesellschaft) Quergerippter Sonderbetonstahl (DRIPP-Stahl) III b, vom 11.2.1953 bis 23.9.53

(Fa. Hüttenwerk Phönix)

Torstahl mit Querrippen, vom 10.2.53 bis 22.9.53

(Fa. Tor-Isteg)

Bild 6

Beispiel für nicht rückbiegegeeignete Betonstähle [31] Example for reinforcement unsuitable for bending up [31]

gen Stahlspannungen infolge einer Belastung beschränkt. Hintergrund für diese Regelungen ist die durch den Biegevorgang entstehende Zunahme der Stahlfestigkeit unter Reduktion der Dehnfähigkeit, wodurch Risse an den Rippenfüßen und Sprödbrüche begünstigt werden können. Da in der Vergangenheit zeitweise auch Betonstähle eingesetzt wurden, die für das Hin- und Rückbiegen völlig ungeeignet sind, kann im ungünstigsten Fall bereits beim erstmaligen Biegen ein Bruch des Stabes auftreten. So mussten in diesem Zusammenhang in den 50er Jahren die Zulassungen für die in Bild 6 genannten Stähle zurückgezogen werden. In der Erstausgabe des DBV-Merkblattes „Rückbiegen von Betonstahl“ [42] werden die Betonstähle I G (BSt 220/340 GU), III U (BSt 420/500 RU) und IV U (BSt 500/550 RU) nach DIN 488-1:1972 [41] 8

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bei Berücksichtigung des aktuell geforderten Zuverlässigkeitsniveaus besteht bezüglich der Verankerung und Übergreifung von glattem Betonstahl aufgrund der fehlenden statistisch auswertbaren Datengrundlage noch Forschungsbedarf. BACH und GRAF [43] führten in den Jahren 1910 und 1911 Versuche zur „Bestimmung des Einflusses der Hakenform der Eiseneinlagen“ an balkenartigen Versuchskörpern mit Stahleinlagen ∅ 25 mm mit Walzhaut durch. Diese Versuche hatten zum Ergebnis, dass Eiseneinlagen mit einem Haken und Walzhaut bis an die Streckgrenze des Grundmaterials belastet werden konnten, was als Normengrundlage für die Regelung der Verankerung von Glattstählen bis ∅ 25 mm (einschließlich DIN 1045:1937 [14]) bzw. 26 mm (ab 1045:1943 [16]) verwendet wurde. Danach durften Betonglattstähle aller Sorten bis zu dem genannten Durchmesser ohne einen weiteren Nachweis der Verbundspannung mit einem Endhaken verankert werden. Lediglich für Stäbe mit einem Durchmesser > 25 mm (26 mm) wurde ein Nachweis der Haftspannungen gefordert. In diesen Fällen musste nachgewiesen werden, dass die vorhandene Haftspannung τ1 gemäß Gln. (1) und (2) unter der maximal zulässigen Haftspannung τzul liegt.

τ1 = Q/(u · z) ≤ τzul

für Bügel

Gl. (1)

τ1 = Q/(2 · u · z) ≤ τzul

für Längsstäbe

Gl. (2)

mit Q abzutragende Querkraft des Querschnittes u Umfang der geraden, in der Zugzone verbleibenden Bewehrungsstäbe z Hebelarm der inneren Kräfte

Halbkreisförmige Haken und Krümmungsradien der Abbiegungen

Spitzwinklige Haken.

Bild 7

Hakengeometrien zur Endverankerung [39] Geometries of hooks for the anchorage at end supports [39] Bild 9

Bild 8

Übergreifungsstoß (fehlerhaft ausgeführt) mit unzureichender Betondeckung Lap zone of reinforcement (construction incorrect) with insufficient concrete cover

Die Form der Endhaken konnte einschließlich der Normausgabe von 1937 [14] sowohl halbkreisförmig als auch spitzwinklig ausgeführt werden, während ab der Normausgabe von 1943 [16] nur noch halbkreisförmige Endhaken zulässig waren. Die unterschiedlichen Hakengeometrien sind in Bild 7 dargestellt. Bild 8 zeigt einen fehlerhaft ausgeführten Übergreifungsstoß mit halbkreisförmigem Haken und zu geringer Betondeckung. Die Hakenebenen hätten eine Orientierung senkrecht zur Bauteiloberfläche aufweisen und in das Bauteil hinein zeigen müssen (Bild 8: Hakenebenen parallel zur Bauteiloberfläche). Weiterhin müssten die Bewehrungsstahleinlagen eine höhere Betondeckung aufweisen.

Erforderliche Verankerungslängen für verschiedene Verankerungselemente nach DIN 1045:1972 [19] (rot) und DIN 1045:1978 [21] (schwarz) Required anchorage lengths for different anchorage elements according to DIN 1045:1972 [19] (red) and DIN 1045:1978 [21] (black)

rungsstäben seit 1972 sukzessive an die zum jeweiligen Zeitpunkt zur Verfügung stehenden Betonrippenstähle angepasst wurden. Bei Einführung des Betonrippenstahls in Deutschland ab dem Jahr 1952, was zunächst auf Grundlage von Zulassungen erfolgte, wurde dessen Tragwirkung im Verankerungsbereich zunächst überschätzt. Dies ließ eine spätere Korrektur der erforderlichen Verankerungslänge notwendig werden, welche mit Einführung von DIN 1045:1978 [21] erfolgte. Im Vergleich zu DIN 1045:1972 [19] ergibt sich ein erheblicher Unterschied bei der Anrechenbarkeit der Verankerungselemente und somit der erforderlichen Verankerungslänge. In Bild 9 sind die erforderlichen Verankerungslängen nach DIN 1045:1972 (rot) und 1978 (schwarz) einander gegenübergestellt. Entsprechend der Darstellung in Bild 9 ist die Anrechenbarkeit der Verankerungselemente mit der Normausgabe von 1978 [21] gesunken und damit die erforderliche Verankerungslänge gestiegen. Beim Nachweis der Verankerung nach EC 2 [3] können demnach bei vor 1978 erstellten Bauteilen Defizite hinsichtlich der vorhandenen Verankerungslänge bestehen. Hier empfiehlt sich eine genaue Betrachtung der vorhandenen Stahlquerschnitte, um über den Quotienten erf As/vorh As die erforderliche Verankerungslänge aufgrund von Querschnittsreserven möglicherweise trotzdem nachweisen zu können.

Verbundspannungen Betonrippenstähle Der heute verwendete Betonrippenstahl weist grundsätzlich ein anderes Tragverhalten als Glattstahl auf, weshalb die Normnachweise für die Verankerung von Beweh-

Erstmalig wurden zulässige Haftspannungen in Abhängigkeit der Güteklasse des Betons in DIN 1045:1943 [16] tabelliert. Zuvor wurden hierfür, unabhängig von der Betongüte, feste Werte angenommen. Der Nachweis der Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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Bild 10 Vergleich der bezogenen Verankerungslänge nach DIN 1045:1988 und DIN 1045-1:2001 [45] Comparison of the corresponding anchorage length according to DIN 1045:1988 and DIN 1045-1:2001 [45]

Verbundspannungen wurde jedoch nur für Stäbe mit einem Durchmesser größer 26 mm gefordert (s. oben). Die Unterscheidung in zwei Verbundbereiche wurde 1954 in den Zulassungen für Betonrippenstähle erstmalig eingeführt [44]. Mit Ausgabe von DIN 1045:1972 [19] erfolgte die Einführung zulässiger Verbundspannungen in Abhängigkeit der Festigkeitsklasse des Betons, der Betonstahloberflächenstruktur (glatt, profiliert, gerippt) und der Lage des Bewehrungsstabes im Bauteilquerschnitt. Die darin enthaltenen Werte sind nicht mit den Angaben in den Vorgängernormen vergleichbar. In der Normausgabe 1978 [21] und 1988 [23] erfolgten hinsichtlich der Verbundspannungen keine wesentlichen Änderungen im Vergleich zur Normausgabe von 1972 [19], lediglich die Bezeichnung der Lage der Verankerung (A und B, 1972 [19]) wird auf die Verbundbereiche I und II (1978 [21]) verändert. Mit Einführung von DIN 1045-1: 2001 [25] wurden die zulässigen Verbundspannungen modifiziert, vgl. Bild 10, und weiterhin die Bezeichnung auf „guter Verbund“ und „mäßiger Verbund“ umgestellt. In Bild 10 wird die bezogene Verankerungslänge der Normausgabe 1988 [23] der Ausgabe von 2001 [25] gegenübergestellt. Wie Bild 10 entnommen werden kann, ist mit Fortschreibung des Regelwerkes eine Reduktion der zulässigen Verbundspannungen für guten Verbund und eine Erhöhung der zulässigen Verbundspannung bei mäßigem Verbund einhergegangen. Bei Zweifeln an der Güte des Verbundes empfiehlt sich die punktuelle Entnahme von Bohrkernen, um die Gefügedichtheit des den Stahl umgebenden Betons beurteilen zu können.

Bild 11 Aufbiegen der Biegezugbewehrung nach der Momentenlinie [16] Bending up of the longitudinal reinforcement according to the moment diagram [16]

ausgegangen werden, solange die Endhaken unversehrt und in ihrer Wirkung nicht beeinträchtigt sind. Die Tragwirkung von Übergreifungsstößen, bei denen Glattstahl mit Endhaken und Rippenstahl kombiniert werden, wird zurzeit in Versuchsreihen an der TU Kaiserslautern untersucht.

4 4.1

Konstruktionsregeln zu EC 2, Abschn. 9.2, Balken

Zugkraftdeckung In den Normausgaben vor DIN 1045:1972 [19] wurde die Biegezugbewehrung nach der Momentendeckung gestaffelt (Bild 11). Nachdem in den 60er Jahren von verschiedenen Forschern darauf hingewiesen worden war, dass infolge Fachwerkmodell Druck- und Zugkraft gegeneinander versetzt sind, muss seit 1972 die aus dem Versatzmaß resultierende Zugkraft durch Bewehrung abgedeckt werden. Seitdem mit DIN 1045-1:2001 [25] die variable Druckstrebenneigung eingeführt wurde, ermittelt sich das Versatzmaß nach der Beziehung al = z · (cot θ − cot α)/2

und ist demnach von der Neigung der Druckstreben und Bügel abhängig. Die daraus zusätzlich aufzunehmende Zugkraft beträgt Fsd = Ved · (al/z) + Ned

Die Verankerung von Glattstählen ist mit dem aktuellen Regelwerk nicht zu bewerten. Jedoch kann in der Regel von einer ausreichenden Tragfähigkeit im Grenzzustand 10

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Gl. (3)

Gl. (4).

Bei Bauteilen, die auf Basis der Normengenerationen vor 1972 [19] bemessen wurden, muss grundsätzlich damit ge-

rechnet werden, dass die Zugkraftdeckung nicht vollständig sichergestellt ist. Aus um 45° aufgebogenen Längseisen ergibt sich allerdings bei voller Schubdeckung (45°Fachwerk) das Versatzmaß Null, sodass nur aus dem auf die Bügel entfallenden Querkraftanteil Defizite möglich sind. In der Praxis resultieren hieraus keine Probleme, wenn ohnehin ein Teil der Längsbewehrung bis auf das Auflager geführt wurde. Mit Einführung des EC 2 [3] darf der Betonstahl auch innerhalb seiner Verankerungslänge anteilig ausgenutzt werden, was etwaige Unterdeckungsraten zusätzlich reduziert.

Verankerung am Endauflager In den ersten Normausgaben waren keine Angaben zur Mindestbewehrungsmenge, die auf das Auflager zu führen war, enthalten, währenddessen in der Fachliteratur diesbezüglich Hinweise angegeben wurden. Nach KERSTEN [46] durften bei Balken höchstens so viele Stäbe abgebogen werden, dass noch zwei je Bauteil zum Auflager durchgeführt werden konnten. Gemäß den Zulassungen musste bei Betonrippenstahl ab 1954, falls kein Nachweis der Haftspannungen geführt wurde, bei geradem Stabende ein Drittel der Feldbewehrung hinter der rechnerischen Auflagerlinie verankert werden. Dabei war eine Verankerungslänge von 6 ds bei gutem Verbund und 12 ds bei mäßigem Verbund einzuhalten. Seit Einführung der Normausgabe 1972 [19] muss die zusätzliche Zugkraft aus dem Versatzmaß am Auflager verankert werden, und es sind mindestens 33 % der Biegezugbewehrung auf das Auflager zu führen. Mit Einführung von DIN 1045-1:2001 [25] wurde die auf das Auflager zu führende Bewehrungsmenge auf 25 % reduziert. Bei einer direkten Lagerung besteht seit der Normausgabe von 1972 [23] zudem die Möglichkeit, die Verankerungslänge auf 2/3 abzumindern. Im nationalen Anhang zu EC 2 [3] (Abschn. 9.2.1.4(2)) wird der Nachweis der Stahlzugkraft gemäß Gl. (4) am Endauflager gefordert, wobei immer eine Mindeststahlzugkraft von Fsd = Ved/2

Gl. (5)

nachzuweisen ist. Ursächlich hierfür ist, dass sich im Diskontinuitätsbereich am Auflager eines parallelgurtigen Trägers steilere Druckstreben einstellen als im Gültigkeitsbereich der Biegelehre angetroffen werden. Mit Gl. (5) wird

Bild 12 Stabwerkmodell für das Endauflager [47] Strut and tie model for the end support [47]

der Druckstrebeneigungswinkel für die Nachweisführung jedoch auf Werte unter θA = 63,4° begrenzt, vgl. Bild 12. Dies hat bei vor 1978 erstellten Bestandsbauteilen zur Folge, dass die Nachweise zur Endverankerung der Längsbewehrung nach EC 2 [3] oftmals nicht erfolgreich geführt werden können. Bei der Verankerung von glatten Stählen mit Endhaken der Sorte BSt 220/340 (I) darf aufgrund umfangreicher Verankerungsversuche jedoch eine ausreichende Verankerung am Endauflager erwartet werden [43], sofern die Biegebemessung gelingt. Hinsichtlich der Verankerung kann somit von einer ausreichenden Tragfähigkeit der Betonglattstähle ausgegangen werden. Bei einer Ausführung mit Betonrippenstählen können beim Nachweis der Verankerung am Endauflager Nachweisprobleme auftreten, da der Nachweis der Endverankerung mit Einführung der Normausgabe 1972 [19] und insbesondere 1978 [21], im Vergleich zu den Regelungen in den Zulassungen für Betonrippenstahl, verschärft wurde.

Querkraft In den vorläufigen Leitsätzen von 1904 [4] wurde der Wert für die zulässige Schubspannung des Betonquerschnittes pauschal auf 4,5 kg/cm2 (≈ 0,45 N/mm2) festgelegt. Nur die darüber hinausgehende rechnerische Spannung im Querschnitt war durch Aufbiegungen abzudecken und in der Druckzone zu verankern. Dabei wurde die Betondruckstrebe immer unter 45° angenommen. Dieses Bemessungsmodell hat zur Folge, dass Balkenbereiche ganz ohne Querkraftbewehrung ausgeführt werden konnten und dass sich in anderen Balkenbereichen ein nur sehr geringer Querkraft-Bewehrungsgrad ergab. Mit den Bestimmungen des DAfEb von 1916 [6] wurde dieses Defizit reduziert. Dort wurde gefordert, dass in den Bereichen mit einer Überschreitung der zulässigen Betonschubspannung von 4 kg/cm2 (≈ 0,4 N/mm2) die vollständigen Schubspannungen des Querschnitts mit Stahleinlagen abzudecken sind. Die Obergrenze für die Schubspannung des Gesamtquerschnittes wurde bei 14 kg/cm2 (≈ 1,4 N/mm2) festgelegt, und als Schubbewehrung durften Bügel, Aufbiegungen der Längsbewehrung oder eine Kombination von beidem eingesetzt werden. In der Praxis wurde ein Großteil der Querkraftbewehrung durch das Aufbiegen der Zugbewehrung um 45° hin zum Auflager ausgeführt und lediglich ein kleiner Teil durch zusätzliche Bügel abgedeckt. Im Vergleich zu den Leitsätzen von 1904 [4] wurde mit Einführung der Bestimmungen des DAfEb 1916 [6] somit eine Obergrenze der Spannungen infolge Querkraft im Querschnitt festgelegt, bei deren Überschreitung die Querschnittsabmessungen zu erhöhen waren. Ein weiterer Unterschied zwischen beiden Regelwerken besteht darin, dass 1904 [4] nur die über den für Beton bestehenden Grenzwert hinausgehenden Spannungen mit Bewehrung abzudecken waren, während ab 1916 [6] bei einer Überschreitung des für Beton festgelegten Grenzwertes Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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Auch die bis in die 50er Jahre weit verbreiteten Rippendecken erfüllen die aktuellen Anforderungen nach Mindestquerkraftbewehrung nicht. In In-situ-Versuchen zeigt sie gleichwohl bei Belastung bis zum rechnerischen Grenzzustand der Tragfähigkeit regelmäßig eine hohe Tragkapazität. An der TU Hannover werden aktuell Kriterien zur Versagensankündigung von Bauteilen, bei denen sich Querkraftversagen nicht deutlich ankündigt und wofür nach derzeitigen Kenntnissen Belastungsversuche nicht aussagekräftig sind, untersucht [48].

Bild 13 Normentwicklung der vom Stahl aufzunehmenden Querkraftanteile in Balken Development of the rules concerning the amount of shear forces to be carried by the reinforcement in beams

Gelingt der Nachweis ausreichender (Mindest-)Querkraftbewehrung nach EC 2 [3] nicht, muss dies also nicht automatisch sehr aufwändige Verstärkungsmaßnahmen nach sich ziehen. Es bedarf der Einzelfallbeurteilung durch im Bestand erfahrene Tragwerksplaner. Aus bauaufsichtlicher Sicht können dabei Zustimmungen im Einzelfall erforderlich werden.

5 die vollen Spannungen im Querschnitt durch Bewehrung abgedeckt werden mussten. Erst seit Einführung von DIN 1045:1925 [11] mussten bei Balken durchgehend Bügel angeordnet werden, die auch zur Reduktion der erforderlichen Abbiegungen bei der Querkraftbemessung in Ansatz gebracht werden konnten. Zusätzlich wurde gefordert, die im Querschnitt vorhandene Schubkraft komplett durch Stahleinlagen abzudecken. Diese volle Schubsicherung war von MÖRSCH angeregt worden, der in zahlreichen Versuchen die hohe Tragfähigkeit des Konzeptes nachwies [40]. Mit der Maßnahme sollte ein Schubbruch ohne Vorankündigung verhindert werden. Die verminderte Schubdeckung, bei der die Betondruckstrebe in Abhängigkeit von der Größe der Schubspannungen indirekt flacher als 45° eingestellt wird, wurde erst mit DIN 1045:1972 [19] eingeführt. Entsprechend der Darstellung in Bild 13 wurde in Balken also erst mit der Normausgabe von 1925 [11] die vollständige Abdeckung der Querkraft durch Stahleinlagen gefordert. Diese Stahleinlagen wurden einschließlich der Regelungen von 1916 [6] zu einem Großteil aus aufgebogener Biegezugbewehrung gewonnen und erst ab 1925 [11] durch Bügel in Kombination mit aufgebogener Biegezugbewehrung ersetzt. Zum Querkraftabtrag genügte es, für den einfachen Balken unter Gleichstreckenlast insgesamt Bewehrung mit dem − Querschnitt 1/√ 2 · AS,Feld unter 45° aufzubiegen [40]. Demnach konnte mit ca. 70 % der Biegezugbewehrung in aufgebogenem Zustand die vollständige Querkrafttragfähigkeit sichergestellt werden. Da ein Teil der Querkraftbewehrung mit Bügeln abgedeckt wurde, kann man davon ausgehen, dass ca. 30 % der Biegezugbewehrung zum Auflager geführt und dort verankert wurde. Dies entspricht in etwa der Forderung zur Verankerung von 25 % der Feldbewehrung am Auflager nach aktuellem Regelwerk. 12

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Zusammenfassung

Seit den Anfängen der Stahlbetonbauweise wurden die Bewehrungs- und Konstruktionsregeln vielfach überarbeitet und an den jeweiligen Stand von Technik und Wissenschaft angepasst. Werden Bestandstragwerke nach aktuellem Regelwerk nachgewiesen, ergeben sich nach dem Wortlaut der Normen regelmäßig Defizite hinsichtlich ihrer konstruktiven Durchbildung. Grundsätzlich gelten in allen Bemessungsnormen die Nachweisformate nur in Verbindung mit den zugehörigen Regeln zur baulichen Durchbildung. Dennoch ist es in vielen Fällen nicht angezeigt, alle Bewehrungs- und Konstruktionsregeln im Detail erfüllen zu wollen. Vielmehr kann es in Einzelfällen sinnvoll sein, nach Inaugenscheinnahme des Tragwerkes und nach Abwägung weiterer Gesichtspunkte Abweichungen von solchen Regeln bewusst zuzulassen. Ein weiterer Grund für das bewusste Abweichen von aktuellen Regelungen ist, dass viele historische Konstruktionsregeln und -arten nicht mehr praxisüblich sind und deshalb nicht mehr im aktuellen Regelwerk berücksichtigt werden. So ist z. B. die Verwendung von Stahl I–III nicht mehr im EC 2 [3] geregelt, da dieser als Betonstahl nicht mehr produziert und vertrieben wird. In dem vorliegenden Aufsatz wird auch gezeigt, dass zeitweise einzelne Bewehrungsregeln normativ galten, die aus heutiger Sicht Zweifel im Hinblick auf das bauaufsichtlich geforderte Zuverlässigkeitsniveau der danach errichteten Bauwerke rechtfertigen. Die Kenntnis dieser Schwachstellen kann eine rasche Detektion von Verstärkungsbedarf erleichtern. Der Beitrag wurde dankenswerterweise im Rahmen eines mit Mitteln des Bundesamtes für Bauwesen und Raumordnung (BBR) geförderten Projektes, das auch von den Firmen Hochtief Construction AG und Bilfinger Berger SE finanziell unterstützt wurde, erarbeitet [49].

Literatur [1] Bauministerkonferenz (ARGEBAU): Hinweise für die Überprüfung der Standsicherheit von baulichen Anlagen durch den Eigentümer/Verfügungsberechtigten. Fassung 09/2006, 2006. [2] Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz (ARGEBAU): Hinweise und Beispiele zum Vorgehen beim Nachweis der Standsicherheit beim Bauen im Bestand. 07.04.2008, 2008. [3] DIN EN 1992-1-1:2011-01: Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau; Deutsche Fassung EN 1992-1-1:2004 + AC:2010. [4] Verband Deutscher Architekten- und Ingenieurvereine und Deutscher Beton-Verein: Vorläufige Leitsätze für die Vorbereitung, Ausführung und Prüfung von Eisenbetonbauten. 1904. [5] Deutscher Ausschuss für Eisenbeton (DAfEb): Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Beton. Berlin: Ernst & Sohn 1916. [6] Deutscher Ausschuss für Eisenbeton (DAfEb): Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton. Berlin: Ernst & Sohn 1916. [7] F INGERLOOS, F.: Historische technische Regelwerke für den Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau. Berlin: Ernst & Sohn 2009. [8] F INGERLOOS, F.: Der Eurocode 2 für Deutschland – Erläuterung und Hintergründe, Teil 1: Einführung in den Nationalen Anhang. Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), H. 6, S. 342–348. [9] Kgl. Preußisches Ministerium der öffentlichen Arbeiten: Bestimmungen für die Ausführung von Konstruktionen aus Eisenbeton bei Hochbauten. 24. Mai 1907, Berlin: Ernst & Sohn 1912. [10] GEHLER, W.: Erläuterungen zu den Eisenbetonbestimmungen 1916 mit Beispielen. Berlin: Ernst & Sohn 1917. [11] DIN 1045:1925-09: Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton. [12] GEHLER, W.: Erläuterungen zu den Eisenbeton-Bestimmungen 1925 mit Beispielen. 3., vollst. neubearb. Aufl. Berlin: Ernst & Sohn 1926. [13] DIN 1045:1932-04: A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton. [14] DIN 1045:1937-05: A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Eisenbeton. [15] GEHLER, W.: Erläuterungen zu den Eisenbeton-Bestimmungen 1932 mit Beispielen. 5., neubearb. und erg. Aufl. Berlin: Ernst & Sohn 1933. [16] DIN 1045:1943-03 A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Stahlbeton. [17] DIN 1045:1959-11: A. Bestimmungen für Ausführung von Bauwerken aus Stahlbeton. [18] GEHLER, W.; PALEN, C.: Erläuterungen zu den Stahlbetonbestimmungen 1943 mit Beispielen. 6., neubearb. und erg. Aufl. Berlin: Ernst & Sohn 1952. [19] DIN 1045:1972-01: Beton- und Stahlbetonbau – Bemessung und Ausführung. [20] BONZEL, J.: Erläuterungen zu den Stahlbetonbestimmungen. 7. Aufl. Berlin, München, Düsseldorf: Ernst & Sohn 1972. [21] DIN 1045:1978-12: Beton- und Stahlbeton – Bemessung und Ausführung. [22] BERTRAM, D.; DEUTSCHMANN, H.: Hinweise zu DIN 1045, Ausgabe 12/78. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 300. Berlin: Beuth Verlag 1979.

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Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

F. Stauder, M. Wolbring, J. Schnell: Bewehrungs- und Konstruktionsregeln des Stahlbetonbaus im Wandel der Zeit

[47] SCHLAICH, J.; SCHÄFER, K.: Konstruieren im Stahlbetonbau. Betonkalender 2001. Band 2. Berlin: Ernst & Sohn 2001. [48] MARX, S. et al.: Versuchsgrenzlastindikatoren bei Belastungsversuchen. Forschungsinitiative ZukunftBau, vorläufiger Abschlussbericht. Dresden, Juli 2011. (noch unveröff.) [49] Bundesamt für Bauwesen und Raumordnung: Bauen im Bestand – Bewertung der Anwendbarkeit aktueller Bewehrungs- und Konstruktionsregeln im Stahlbetonbau. Schlussbericht, Dezember 2011. (noch unveröff.)

Autoren: Dipl.-Ing. Florian Stauder Bundesanstalt für Wasserbau, Kußmaulstraße 17, 76187 Karlsruhe florian.stauder@baw.de

Michael Wolbring, M.Eng. Technische Universität Kaiserslautern, Paul-Ehrlich-Straße, Gebäude 14, 67663 Kaiserslautern michael.wolbring@bauing.uni-kl.de Prof. Dr.-Ing. Jürgen Schnell Technische Universität Kaiserslautern, Paul-Ehrlich-Straße, Gebäude 14 67663 Kaiserslautern juergen.schnell@bauing.uni-kl.de

FIRMEN UND VERBÄNDE

Planungen für „Intelligent Quarters“, Hamburg Ein besonderer Ort in der zentralen HafenCity nimmt Gestalt an: Direkt an der Elbe und entlang des südöstlichen Magdeburger Hafens entstehen die „Intelligent Quarters“ – ein Gebäudeensemble in unmittelbarer Nachbarschaft zur HCU, der Deutschlandzentrale von Greenpeace e.V., dem designport hamburg und weiteren kreativen Nutzungen. Die Hamburger ECE plant auf einem ca. 9 100 m2 großen Grundstück im südlichen Elbtorquartier mit einem rund 70 m hohen Bürohaus am Wasser eine weithin sichtbare Landmarke, die von zwei weiteren Gebäuden – u. a. mit rund 60 Wohnungen und öffentlichkeitswirksamen Nutzungen im Erdgeschoss – ergänzt wird. Ein sich zum Wasser hin öffnender gemeinsamer Platz mit der HCU bietet eine hohe Verweilqualität und unterstreicht den architektonischen Anspruch dieses besonderen Ortes. Die Kühne Logistics University (KLU), die ursprünglich an dem Projekt beteiligt war, bleibt langfristig in der HafenCity und wird sich dort Räumlichkeiten sichern, präferiert aber aus Zeitgründen einen Bestandsbau. Die „Intelligent Quarters“ sind hervorragend über zwei neue U-Bahnstationen erreichbar und befinden sich in unmittelbarer Umgebung zum Lohsepark, zum zentralen Überseequartier und zum Magdeburger Hafen. Eine besondere Herausforderung für die Bebauung des Areals ist die unterirdische U-Bahntrasse.

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Insgesamt umfassen die „Intelligent Quarters“ rund 30 000 m2 Bruttogeschossfläche. Zusammen mit dem gegenüberliegenden Überseequartier und der Bebauung an der Kaispitze des südlichen Baakenhafens werden die „Intelligent Quarters“ und die HCU das „Maritime Dreieck“ bilden. Die Gebäude werden nach dem Nachhaltigkeitsstandard der HafenCity in Gold geplant und erfüllen zusätzlich die Anforderungen an ein Zertifikat der Deutschen Gesellschaft für Nachhaltiges Bauen (DGNB). Baubeginn für die „Intelligent Quarters“ ist nach derzeitigem Planungs-

stand im vierten Quartal 2012, die Fertigstellung der einzelnen Bauteile ist schrittweise ab Ende 2014 vorgesehen. Insgesamt sieben Büros aus dem In- und Ausland hatten sich an dem Architektenwettbewerb beteiligt. Zur Jury unter Vorsitz von Prof. Carlo Baumschlager, Professor für Architektur und Städtebau an der Akademie der Bildenden Künste in München, gehörten u. a. Hamburgs Oberbaudirektor Prof. JÖRN WALTER, der Vorsitzende der Geschäftsführung der HafenCity Hamburg GmbH JÜRGEN BRUNS-BERENTELG und ECE-Chef ALEXANDER OTTO.

FACHTHEMA

Heiko Koch, Werner Seim

Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen Traditionelle Holzverbindungen mit abgestirnten Zapfen finden sich häufig bei historischen Holztragwerken zur Verbindung zweier schräg aufeinandertreffender Stäbe, wenn Druckkräfte zu übertragen sind. Bei einer Umnutzung oder bei Schäden wird ein Tragsicherheitsnachweis für diese Verbindungen erforderlich. Um das Tragverhalten dieser Verbindungen besser abschätzen zu können, wurden experimentelle Untersuchungen an Verbindungen mit abgestirnten Zapfen durchgeführt. Ausgehend von diesen Untersuchungen wurde ein Modell entwickelt, mit dem die Tragfähigkeit dieser Verbindungen berechnet werden kann. Dabei werden verschiedene Bruchmechanismen – Abscheren der Lamellen (Rollschubversagen), Versagen der Stirn- und Grundfläche – betrachtet, wobei der Einfluss der Reibung in den Kontaktflächen berücksichtigt wurde. Aufgrund der guten Übereinstimmung der Versuchsergebnisse mit den mithilfe des Modells ermittelten Tragfähigkeiten kann das Modell für die Bemessung von Verbindungen mit abgestirnten Zapfen vorgeschlagen werden. Die relevanten Bemessungsschritte werden dargestellt und an einem Beispiel erläutert.

Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon. Traditional carpentry joints with tapered tenons had been used widely in traditional timber structures in middle Europe to connect two structural parts under compression loads, that concur in a somehow diagonal angle. When a change of use is required or when damages are obviously, then an analytical model is needed to prove the structural safety. Experimental investigations were accomplished and an analytical model was developed for this type of joinery. Three types of failure were considered – rolling shear failure, failure of the front side and failure of the bottom face. The influence of friction was observed and determined. Because of the good accordance of the experimental and the analytical results it can be recommended to use the model for structural calculations on tapered tenon joints. The design-steps are documented and explained. A practical example for the calculation is given.

Keywords Holztragwerke, historische; Holzverbindungen, traditionelle; Rollschub; Reibung; Zapfen, abgestirnter

Keywords traditional timber structures; traditional carpentry joints; rolling shear; friction; tapered tenon

rung der Bauteile betrifft. Die Methoden unterscheiden sich nur wenig von denen bei Neubauten. Das Last-Verformungsverhalten der zum Fügen der Bauteile verwendeten historischen Holzverbindungen ist weniger gut untersucht. Einzelne Verbindungstechniken wie Versätze, Holznägel und Schwalbenschwanzverbindungen waren bereits Gegenstand der Forschung und es liegen Regelungen zur Modellierung und zum rechnerischen Nachweis vor ([6 bis 15]). Andere Verbindungsformen, zum Beispiel der abgestirnte Zapfen als Verbindung druckbeanspruchter Bauteile (s. Bild 1), sind bisher nur in begrenztem Umfang untersucht worden. Dies erstaunt einigermaßen, wenn man weiß, dass Verbindungen mit abgestirnten Zapfen häufig zum Fügen druckbeanspruchter Bauteile wie Sparren, Streben, Kopfbändern u. a. verwendet wurden.

Einleitung

Historische Holzkonstruktionen finden sich noch heute in großer Zahl und Formenvielfalt. Im Zuge nachhaltigen Denkmalschutzes müssen Schäden an diesen Bauwerken repariert werden, durch Änderungen der Nutzungen werden neue Anforderungen an die Bauwerke gestellt. In diesen Fällen wird ein rechnerischer Nachweis der Standsicherheit erforderlich. Zur Erstellung dieser Nachweise sind Kenntnisse über die Konstruktionsweisen und zum Trag- und Verfomungsverhalten historischer Holzkonstruktionen erforderlich. Dies betrifft sowohl die Bauteile als auch die Verbindungen der Bauteile untereinander. Die Konstruktionsweisen sind in zahlreichen Untersuchungen behandelt und gut dokumentiert (z. B. [1 bis 5]). Die Praxis zeigt, dass jedes Bauwerk mehr oder minder große Abweichungen von einem Konstruktionstyp aufweist und stets als Einzelfall betrachtet werden muss. Die Abbildung bestehender Tragwerke durch mit baustatischen Methoden auswertbare Strukturmodelle kann als Stand der Technik bezeichnet werden, was die Modellie-

Um die Kenntnisse über das Last-Verformungsverhalten abgestirnter Zapfen zu verbessern, wurden experimentelle Untersuchungen an solchen Verbindungen durchgeführt. Dabei wurde besonderes Augenmerk auf den Einfluss der Reibung in den Kontaktflächen und die Auswirkungen verschiedener Anschlusswinkel gelegt. Als Material wurde Fichtenholz gewählt, das oft bei histori-

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DOI: 10.1002 / bate.201001526

H. Koch, W. Seim: Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen

Bild 2

Bild 1

Abgestirnter Zapfen – Bezeichnungen und Prüfkörpergeometrie Tapered tenon joint – Denomination and geometry of the specimen

schen Konstruktionen verwendet wurde, leicht zu beschaffen ist und dessen Verwendung eine Vergleichbarkeit zu anderen Untersuchungen ermöglicht. Ausgehend von den Ergebnissen der experimentellen Untersuchungen wurde ein Modell zur Beschreibung des Tragverhaltens entwickelt.

Geschädigte Stirnfläche (Anschlusswinkel γ = 30°) Failure of the front side (connecting angle γ = 30°)

legt, um den Einfluss der Reibung in diesen Flächen ausschließen zu können. Bei den Untersuchungen traten drei Arten von Bruchmechanismen auf: Bei den Prüfkörpern mit Anschlusswinkeln γ = 30° versagte die Verbindung im Bereich der Stirnfläche der Strebe (Bild 2), bei Prüfkörpern mit Anschlusswinkeln γ = 45° scherten die äußeren Teile der Strebe infolge eines Überschreitens der Rollschubfestigkeit vom mittleren Teil ab (Bild 3), hier kam es teilweise zu einer Überlagerung mit Schädigungen an der Stirnund Grundfläche. Bei Verbindungen mit Anschlusswinkeln γ = 60° versagte die Verbindung an der Grundfläche des Gurtes (Bild 4).

Experimentelle Untersuchungen 3

Es wurden sechs Serien mit insgesamt 19 Versuchen durchgeführt. Bild 1 zeigt die Geometrie der Prüfkörper und Tabelle 1 enthält eine Übersicht über die durchgeführten Versuche sowie die gemessenen Strebenkräfte und die beobachteten Bruchmechanismen. Bei einigen Untersuchungen (Serien 2 bis 4) wurden Teflonplatten in die Kontaktflächen (Stirn- und/oder Grundfläche) eingeTab. 1

Entwicklung des Ingenieurmodells

Ausgehend von den Ergebnissen der experimentellen Untersuchungen wurde ein Modell entwickelt, mit dessen Hilfe die Tragfähigkeit einer Verbindung mit abgestirnten Zapfen ermittelt werden kann. Im Folgenden wird dieses Modell als Ingenieurmodell bezeichnet. Ziel war es, ein möglichst einfaches Modell zu entwickeln, das z. B. mit

Übersicht über die Ergebnisse der experimentellen Untersuchungen Experimental investigations – parameters and results

Serie

Anzahl

Stirnfläche

Grundfläche

Bruchmechanismus1)

Fexp2) [kN]

45°

Reibung

RS3)

90, 133, 124, 138

45°

Teflon

RS3)

59, 58, 53

45°

Teflon

Reibung

RS3)

66, 68, 102

Teflon

RS3)

63, 52, 63

45°

Reibung

30°

Reibung

88, 73, 95

60°

Reibung

85, 105, 74

1) 2) 3)

RS: Rollschubversagen, SF: Versagen der Stirnfläche, GF: Versagen der Grundfläche Einzelwerte Teilweise auch Schäden an der Stirn- und Grundfläche

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild 3

Abgescherte Lamellen (Anschlusswinkel γ = 45°) Rolling shear failure (connecting angle γ = 45°) Bild 5

Bezeichnungen an der Strebe; die angetragenen Kräfte H, V und Q sind als Abhängige der Strebenkraft F und der übrigen Randbedingungen (Geometrie, Reibung) zu verstehen Denomination at the strut; the forces H, V and Q depend on the strut force F and the other boundary conditions (geometry, friction)

V =F·

sinγ − μ H · cosγ cosγ + μ H · sinγ −F ·m· 1 − μ H · μV 1 − μ H · μV

H = F · cosγ + F · m · sinγ − μV · V

Bild 4

einem Tabellenkalkulationsprogramm ausgewertet werden kann.

3.1

(3)

⎞ ⎛ sinγ − μ H · cosγ ⎞ ⎛ hS ⎟ · ⎜ 2 · sinγ − μV · tx ⎟ ⎜ 1− μ ·μ ⎠ ⎝ ⎠ ⎝ H V ⎛ hS ⎞ + cosγ · lS · sinγ + tx − sinγ · ⎜ lS · cosγ + 2 · sinγ ⎟⎠ ⎝ m= ⎞ ⎛ cosγ + μ H · sinγ ⎞ ⎛ hS ⎟ · ⎜ 2 · sinγ − μV · tx ⎟ ⎜ 1− μ ·μ ⎠ ⎠ ⎝ ⎝ H V ⎛ hS ⎞ −sinγ · lS · sinγ + tx − cosγ · ⎜ lS · cosγ + 2 · sinγ ⎟⎠ ⎝ (4)

Eingedrückte Grundfläche (Anschlusswinkel γ = 60°) Failure of the bottom face (connecting angle γ = 60°)

Zunächst wird das Kräftespiel an der Strebe betrachtet, um danach das Versagen der Verbindung in Abhängigkeit von den drei Versagensmechanismen – Abscheren der Lamellen, Versagen der Stirn- und der Grundfläche – getrennt voneinander zu betrachten. Eine ausführliche Beschreibung der Zusammenhänge und Hintergründe findet sich in [1].

(2)

(

)

(

)

mit

μH Reibungsbeiwert in der Stirnfläche μV Reibungsbeiwert in der Grundfläche Für Reibungswerte μH = μV = 0 und für sehr kleine und damit vernachlässigbar kleine Werte von m vereinfacht sich die Berechnung von Q, V, und H ganz erheblich.

Kräftespiel an der Strebe 3.2

Das Kräftespiel an der Strebe wird in Bild 5 dargestellt. Durch Gleichgewichtsbetrachtungen ergeben sich die Kräfte in Abhängigkeit von der Strebenkraft F und den übrigen Randbedingungen (Geometrie, Reibung) nach den Gln. (1) bis (4): Q= F·m

(1)

Versagen durch Abscheren der Lamellen

Zuerst wird nun der Bruchmechanismus betrachtet, bei dem die äußeren Teile der Strebe (Strebenlamellen) infolge eines Überschreitens der Rollschubfestigkeit vom mittleren Teil der Strebe (Zapfenlamelle) abscheren. Zur Beschreibung dieses Versagens wird davon ausgegangen, dass im Bereich einer theoretisch einzugrenzenden Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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H. Koch, W. Seim: Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon

H. Koch, W. Seim: Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen

Bild 6

Kräftespiel an den Lamellen für bZapfen = b/3 Forces at the lamellas (bZapfen = b/3)

Scherfläche ein Ausgleich der Differenzkraftgrößen ΔNcal, ΔVcal und ΔMcal, die sich aus dem Kräftespiel am Anschluss ergeben, erfolgt. Bild 6 zeigt eine Übersicht über das Kräftespiel an den Lamellen. Die Differenzkraftgrößen an der Stelle x = 0,5 · lS,eff ergeben sich nach den Gln. (5) bis (7) in Verbindung mit den Gln. (8) bis (13). ⎛ ⎞ 1 ΔN cal = 0 , 5 · ⎜ N Za − · N(x)⎟ 3 ⎝ ⎠

(5)

⎛ ⎞ 1 ΔVcal = 0 , 5 · ⎜ VZa − · V(x)⎟ 3 ⎝ ⎠

(6)

⎛ lS eff ⎞ 1 ΔMcal = 0 , 5 · ⎜ MZa − · M x + VZa · . ⎟ ⎜⎝ 3 2 ⎟⎠ lS.eff − ΔVcal · 6

(7)

()

mit N Za = −Hcal · cosγ − μ H · Hcal · sinγ

(8)

VZa = μ H · Hcal · cosγ − Hcal · sinγ

(9)

MZa = μ H · Hcal ·

hS − Hcal · tx 2 · sinγ

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

(10)

()

N x = −Hcal · cosγ − μ H · Hcal · sinγ

()

(11)

− μV · Vcal · cosγ − Vcal · sinγ

V x = μ H · Hcal · cosγ − Hcal · sinγ

()

(12)

+ Vcal · cosγ − μV · Vcal · sinγ hS − Hcal · tx 2 · sinγ · Hcal · cosγ − Hcal · sinγ

M x = μ H · Hcal ·

(

+ μH

) ·x

(13)

+ Vcal · x · cosγ − μV · Vcal · x · sinγ

In Bild 7 ist die theoretische Verteilung der Schub- und Rollschubspannungen in der mitwirkenden Scherfläche dargestellt. Die maximalen, rechnerischen Schubspannungen im Punkt (1) bzw. Rollschubspannungen im Punkt (2) ergeben sich nach den Gln. (14) bis (17) ) τ (zxΔN ,max =

ΔN cal lS ,eff · hS

(14)

) τ (zxΔM ,max =

ΔMcal Wt

(15)

) = τ (zyΔV,max

2 · ΔVcal lS ,eff · hS

(16)

) τ (zyΔM ,max =

ΔMcal · c3 Wt

(17)

Bild 7

Theoretische Verteilung der Schub- und Rollschubspannungen in der mitwirkenden Scherfläche Distribution of the shear and rolling shear stresses in the effective contact area

mit Wt Torsionswiderstandsmoment schnittes c3 Hilfswert (z. B. nach [16])

des

Rechteckquer-

Rechnerisch tritt ein Versagen der Verbindung auf, wenn die maximale Schubspannung im Punkt (1) bzw. die maximale Rollschubspannung am Punkt (2) nach den Gln. (18) bzw. (19) gerade die Schub- bzw. Rollschubfestigkeiten erreichen:

( ΔN ) + τ ( ΔM ) ≤ f τ (zx1),max = τ zx ,max zx ,max v τ ( 2)

zy ,max

τ ( ΔV )

zy ,max

ΔM + τ( )

zy ,max

≤ fRS

Bild 8

Kräftespiel an der Strebe Forces at the strut

(18) 1

kα =

(19)

(22) 2

⎛ ⎛ f ⎞ f ⎞ A2 + ⎜ B · c ,0 ⎟ + ⎜ C · c ,0 ⎟ fc ,90 ⎠ fv ⎠ ⎝ ⎝

mit

Dabei werden in der Regel die Rollschubspannungen maßgeblich. Auf eine genaue bruchmechanische Betrachtung der Überlagerung der Schub- und Rollschubspannungen wurde zur Vereinfachung verzichtet.

3.3

(20) Aeff Avorh

(23)

( )

(24)

B=−

1 1 + · cos 2α + μ H · sin 2α 2 2

( )

1 · sin 2α − μ H · cos 2α 2

(25)

kc ,α = 1 + (kc ,90 − 1) · sinα

Es wird unterstellt, dass die Verbindung im Bereich der Stirnfläche der Strebe versagt, wenn die Spannung in der Stirnfläche σα die Festigkeit fc,α erreicht (vgl. auch Bild 8). Die von der Stirnfläche rechnerisch aufnehmbare Kraft Hcal ergibt sich nach Gl. (20) in Verbindung mit den Gln. (21) bis (28):

fc ,α = kα · kc ,α · fc ,0 ·

( )

1 1 − · cos 2α − μ H · sin 2α 2 2

Versagen der Stirnfläche

Hcal = fc ,α · Avorh

( )

A= −

fv Schubfestigkeit des Holzes fRS Rollschubfestigkeit des Holzes

(21)

(

(26)

Aeff = bZapfen · tv + 30 mm · sinγ

)

Avorh = bZapfen · tv

(27) (28)

mit α fc,0 fc,90 fv kc,90

Kraft/Faserwinkel = Anschlusswinkel γ Festigkeit des Holzes parallel zur Faser Festigkeit des Holzes senkrecht zur Faser Schubfestigkeit des Holzes 1,5 (Querdruckbeiwert analog DIN 1052) Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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H. Koch, W. Seim: Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon

H. Koch, W. Seim: Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen

Bild 9

Bezeichnungen an der Grundfläche Geometry at the bottom face

Mit dem Beiwert kα wird von den auf die Faserrichtung bezogenen Festigkeiten fc,0, fc,90 und fv auf eine Festigkeit im Winkel α zur Faser umgerechnet. Hierbei wird der (günstige) Einfluss einer Reibungskraft in der Stirnfläche berücksichtigt. Als Versagenskriterium für den Spannungszustand im Winkel zur Faser kann die von NORRIS und MCKINNON [17] entwickelte Beziehung nach Gl. (29) verwendet werden. 2

3.4

Versagen der Grundfläche

Das Versagen der Verbindung im Bereich der Grundfläche erfolgt am Gurt, wenn die Spannung σc,90 in der Grundfläche die Festigkeit überschreitet (vgl. auch Bild 9). Die über die Grundfläche übertragbare Kraft Vcal kann nach Gl. (31) in Verbindung mit den Gln. (32) und (33) berechnet werden. Vcal = fc ,90 · Aeff · kc ,90

2 ⎛σ ⎞ ⎛σ ⎞ ⎛ τv ⎞ 0 90 ⎟ +⎜ ⎟ ≤1 ⎟ +⎜ ⎜ ⎝ fv ⎠ ⎝ fc ,90 ⎠ ⎝ fc ,0 ⎠

(29)

(

(SF)

Auf die Normalkraft Fcal in der Strebe kann nach Gl. (30) umgerechnet werden, die man durch Umstellen der Gln. (2) und (3) erhält. Hcal cosγ + m · sinγ − μV · ⎡⎛ sinγ − μ · cosγ ⎞ H ⎢⎜ ⎟ ⎢ ⎝ 1 − μ H · μV ⎠ ⎢ ⎛ + ⎢ − m · ⎜ cosγ μ H · cosγ ⎢ ⎝ 1 − μ H · μV ⎣

)

(32)

hS + 2 · 30 mm sinγ

(33)

Aeff = b − bZal · leff

Der Beiwert kc,α und die Ermittlung von Aeff berücksichtigen analog DIN 1052 den günstigen Einfluss der Lasteinleitungsbedingungen und eines Überstandes in Faserrichtung.

SF = Fcal

(30) ⎤ ⎥ ⎥ ⎞⎥ ⎟ ⎥⎥ ⎠⎦

leff =

Die Parameter Aeff und kc,90 berücksichtigen analog DIN 1052:2008-12 den günstigen Einfluss der Lagerungs- und Lasteinleitungsbedingungen. (GF)

Auf die Normalkraft Fcal in der Strebe kann nach Gl. (34) umgerechnet werden, die man durch Umstellen der Gl. (2) erhält. GF = Fcal

mit

m nach Gleichung (4)

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Vcal

⎛ sinγ − μ H · cosγ ⎞ ⎛ cosγ + μ H · cosγ ⎞ ⎟ − m · ⎜ 1− μ · μ ⎟ ⎜ 1− μ · μ ⎠ ⎠ ⎝ ⎝ H V H V

mit

(31)

(34)

Vergleich von Modell und experimentellen Untersuchungen

Bild 10 zeigt einen Vergleich zwischen experimentellen und rechnerisch ermittelten Strebenkräften in Abhängigkeit vom Anschlusswinkel γ. Die rechnerischen Strebenkräfte wurden für jede der drei Versagensarten getrennt ermittelt. Als Materialparameter wurden die Mittelwerte der für die Prüfkörper experimentell ermittelten Materialfestigkeiten verwendet (fc,0 = 40,9 N/mm2, fc,90,Strebe = 3,36 N/mm2, fv = 5,77 N/mm2, fRS = 2,69 N/mm2, fc,90,Gurt = 3,26 N/mm2). Die Länge der mitwirkenden Scherfläche lS,eff = 1,3 · hS sowie die Reibungsbeiwerte μH = 0,45 und μV = 0,40 konnten aus den entsprechenden Versuchen hergeleitet werden. Bei den Prüfkörpern mit einem Anschlusswinkel γ = 30° (Serie 5) trat ein Versagen an der Stirnfläche auf, experimentelle und rechnerisch prognostizierte Strebenkraft sowie Versagensmechanismus stimmen sehr gut überein. Die Prüfkörper mit Anschlusswinkeln γ = 45° (Serien 1 bis 4) versagten durch Abscheren der Lamellen, überlagert von einem Versagen an der Stirnfläche der Strebe, dabei unterschätzt das Ingenieurmodell die Tragfähigkeit der Stirnfläche etwas. Der zur Auswertung des Modells verwendete Mittelwert der Rollschubfestigkeit liegt etwa 20 % über dem Mittelwert der Rollschubfestigkeit der Prüfkörper der Serie 1, sodass es hier zu etwa gleichgroßen Abweichungen bei der ermittelten Strebenkraft kommt.

Bei den Prüfkörpern mit Anschlusswinkeln γ = 60° (Serie 6) stimmen Versagensmechanismus und Höhe der Strebenkräfte zwischen Ingenieurmodell und Versuch sehr gut überein. Es wird eindeutig ein Versagen der Grundfläche abgebildet. Die mit dem Ingenieurmodell ermittelten Tragfähigkeiten zeigen gute Übereinstimmung mit den Versuchsergebnissen. Es kann daher empfohlen werden, das Ingenieurmodell zur Bemessung von Verbindungen mit abgestirnten Zapfen zu verwenden.

5 5.1

Hinweise zur Anwendung des Rechenmodells Allgemeines

Bei der Ermittlung der Tragfähigkeit mithilfe des Ingenieurmodells werden die drei Versagensmechanismen – Abscheren der Lamellen, Versagen der Stirn- und der Grundfläche – getrennt voneinander betrachtet. Bautechnische Nachweise aus dem Bereich des Holzbaus sind in Deutschland derzeit nach den Vorgaben der DIN 1052:2008-12 zu führen. Der Versagensmechanismus Abscheren der Lamellen wird dort bisher nicht berücksichtigt. Werden bei der Ermittlung der Tragfähigkeit mithilfe des Ingenieurmodells die für die Schub- und Rollschubfestigkeit festgesetzten Werkstoffkennwerte verwendet, erhält man einen Tragfähigkeitsnachweis, der den Vorgaben der Norm entspricht. Die Bemessungsaufgaben bei Verbindungen mit abgestirnten Zapfen werden sich im Wesentlichen auf zwei Arten beschränken: Einerseits sind vorhandene Verbindungen hinsichtlich ihrer Tragfähigkeit zu beurteilen. In diesem Fall ist die Geometrie der vorhandenen Verbindungen aufzunehmen, die Hölzer im Verbindungsbereich sind einer Sortierklasse nach DIN 4074-1:2008-12 zuzuordnen, gegebenenfalls sind tragfähigkeitsmindernde Einflüsse wie Risse, Äste oder Klaffungen zu berücksichtigen. Andererseits werden neu herzustellende Verbindungen zu betrachten sein, beispielsweise bei Reparaturmaßnahmen als Ersatz für geschädigte Bauteile. Hier wird eine sorgfältige Auswahl der Hölzer empfohlen, die Geometrie sollte den Größenverhältnissen der experimentell untersuchten Prüfkörper angepasst werden. Die Berechnung des Gesamttragwerkes sollte unter Berücksichtigung der durch die Verbindungen auftretenden Exzentrizitäten sowie der Schwächung der Hölzer im Bereich des Zapfenloches erfolgen.

5.2 Berechnungsparameter 5.2.1 Werkstoffkennwerte Bild 10 Vergleich der experimentellen (Serien 1 (45°), 5 (30°) und 6 (60°)) und der rechnerischen Strebenkräfte in Abhängigkeit vom Anschlusswinkel γ Experimental (series 1 (45°), 5 (30°) and 6 (60°)) and calculated ultimate forces for different connecting angles γ

Bei der Ermittlung der Tragfähigkeit einer Verbindung mithilfe des Ingenieurmodells nach den Vorgaben der DIN 1052:2008-12 sind die charakteristischen Werkstoffkennwerte zu verwenden. Tabelle 2 enthält auszugsweise Zahlenwerte. Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

H. Koch, W. Seim: Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon

H. Koch, W. Seim: Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen Tab. 2

Charakteristische Werkstoffkennwerte nach DIN 1052:2008-12 Strength values according to DIN 1052:2008-12

Festigkeitsklasse

fc,0,k fc,90,k [N/mm2]

fv,k

fRS,k

C24

21,0

2,5

2,01)

1,0

C30

23,0

2,7

2,01)

1,0

1) ggf.

Erhöhung nach [18] möglich

a) Stäbe mit Momentennullpunkt beams with reverse bending moment

5.2.2 Reibung Die Höhe der Bruchlasten der experimentell untersuchten Prüfkörper lässt sich nur unter Ansatz der Reibungskräfte in den Kontaktflächen erklären. Im Bruchzustand sind alle Kontaktflächen kraftschlüssig und es können zuverlässig Reibungskräfte übertragen werden. Im Rahmen der Untersuchungen konnten Reibungsbeiwerte identifiziert werden. Es wurde jedoch nicht untersucht, ob im Gebrauchszustand die Übertragung von Reibungskräften zuverlässig gewährleistet ist. Ebenso ist unklar, welches Sicherheitsniveau für Reibungskräfte anzusetzen ist. Hinsichtlich des Umgangs mit Reibung besteht noch Forschungsbedarf. Es wird daher empfohlen, die Reibungskräfte bei einem Nachweis nach DIN 1052:2008-12 nicht anzusetzen (μH = μV = 0).

5.3 Rechnerische Nachweise 5.3.1 Anwendungsgrenzen

b) Stäbe ohne Momentennullpunkt beams with constant bending moment

Bild 11 Strebenlänge lS Strut length lS

in der Mitte der mitwirkenden Scherfläche (bei x = leff/2) ermittelt werden, beeinflusst der Momentenverlauf die Größe des Differenzmomentes ΔM. Für Stäbe mit einem Momentenverlauf nach Bild 11a) entspricht lS dem Abstand des Momentennullpunktes vom Stabanfang. Bei Stäben mit einem Momentenverlauf nach Bild 11b) können die Verhältnisse durch den Ansatz einer hinreichend langen (fiktiven) Strebenlänge angenähert werden. Diese Strebenlänge ist erreicht, wenn sich die Schnittgrößen durch eine weitere Vergrößerung nicht mehr signifikant verändern.

5.3.3 Grenzzustand der Tragfähigkeit

Das Ingenieurmodell kann auf Verbindungen mit abgestirnten Zapfen angewendet werden, die zum Fügen zweier schräg in einem Winkel zwischen 0° und 90° aufeinandertreffender Stäbe (Strebe und Gurt, Bild 1) verwendet werden. Es kann eine axiale Druckkraft F der Strebe übertragen werden.

Bautechnische Nachweise nach DIN 1052 sind auf dem Niveau von Bemessungswerten (Index d) zu führen. Charakteristische Größen (Index k) der Einwirkungen (Index E) beziehungsweise der Widerstände (Index R) sind entsprechend den Angaben der DIN 1055-100: 2001-03 beziehungsweise DIN 1052:2008-12 zu modifizieren.

5.3.2 Einwirkungen – Schnittgrößen

Die Ermittlung der Tragfähigkeit erfolgt nach Abschnitt 3. Die Nachweise für die drei Versagensarten Abscheren der Lamellen, Versagen der Stirn- und der Grundfläche werden getrennt voneinander geführt.

Zur Ermittlung der Schnittgrößen am Gesamttragwerk werden Angaben über die Exzentrizitäten der Verbindung benötigt. Die Exzentrizität eS der Strebe berechnet sich nach Gl. (35) mit den Gln. (11) und (13). M(x = 0) eS = N(x = 0)

(35)

Die Exzentrizität des Gurtes eG entspricht dem Abstand der Kraft H von der Achse des Gurtes. Sie wird nach Gl. (36) berechnet. eG =

hG tV − 2 2

(36)

Abscheren der Lamellen Zunächst sind nach Abschnitt 3.1 die Einwirkungen HE,d und VE,d aus der Strebenkraft FE,d zu bestimmen. Nach Gl. (18) ist der Bemessungswert der Schubspannung τ (1)zx,max,d infolge der Einwirkungen HE,d und VE,d mit lS,eff = 1,3 · hS zu bestimmen. Er ist dem Bemessungswert der Schubfestigkeit fv,d gegenüberzustellen. Der Bemessungswert der Rollschubspannung τ (2)zy,max,d ist analog nach Gl. (19) zu berechnen und dem Bemessungswert der Rollschubfestigkeit fRS,d gegenüberzustellen.

Versagen der Stirnfläche Die Strebenlänge lS gibt den Abstand des Momentennullpunktes vom Stabanfang an. Da die Differenzkraftgrößen 22

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Nach Gl. (20) kann der Bemessungswert des Widerstandes der Stirnfläche HR,d ermittelt werden. Mithilfe der Gl.

(30) kann auf den Bemessungswert der Strebenkraft infolge des Versagens der Stirnfläche FSFR,d zurückgerechnet werden.

1. Versagen durch Abscheren der Lamellen: lS.eff 2

Versagen der Grundfläche Analog kann nach Gl. (31) der Bemessungswert des Widerstandes der Grundfläche VR,d ermittelt werden, mit Gl. (34) kann der Bemessungswert des Widerstandes der Strebenkraft infolge des Versagens der Grundfläche FGFR,d ermittelt werden. Die Tragfähigkeit der Verbindung ist gewährleistet, solange die Bemessungswerte der Spannungen bzw. der Einwirkungen kleiner als die Bemessungswerte der Festigkeiten bzw. der Widerstände sind. Gegebenenfalls sind noch weitere Versagensmechanismen der Verbindung, beispielsweise das Abscheren des Vorholzes, zu untersuchen.

= 1, 3 ·

120 = 78 mm 2

(

)

(

)

(

)

N d x = 78 mm = −7, 27 · cos45° − 0 −0 − 7, 72 · sin45° = −10 , 6 kN

Vd x = 78 mm = 0 − 7, 27 · sin45° + 7, 72 · cos45° − 0 = 0 , 32 kN

(

)

Md x = 78 mm = 0 − 7, 27 · 35 + 0 − 7, 27 · sin45° · 78 + 7,72 · 78 · cos45° − 0 = −230 kNmm

N Za ,d = −7, 27 · cos45° − 0 = −5,14 kN VZa ,d = 0 − 7, 27 · sin45° = −5,14 kN MZa ,d = 0 − 7, 27 · 35 = −254 kNmm

Berechnungsbeispiel

Das Verfahren wird an einem Bespiel erläutert. Betrachtet wird eine Verbindung nach Bild 1 mit folgenden Parametern: Nadelholz C30, tV = 70 mm, Abmessungen von Strebe und Gurt bS = hS = bG = 120 mm, hG = 140 mm, lS = 800 mm, γ = 45°, Zapfenbreite bZa = 40 mm, Breite des Zapfenloches bZal = 42 mm, kc,90 = 1,5 (Strebe und Gurt), Fd = 10,6 kN (KLED kurz), kein Ansatz der Reibung (μH = μV = 0).

⎛ ⎞ 1 ΔN d = 0 , 5 · ⎜ −5,14 − · −10 , 6 ⎟ = −0 , 80 kN 3 ⎝ ⎠

(

)

(

)

⎛ ⎞ 1 ΔVd = 0 , 5 · ⎜ ( −5,14 ) − · 0 , 32⎟ = −2 , 62 kN 3 ⎝ ⎠ ⎛ 1, 3 · 120 ⎞ 1 ΔMd = 0 , 5 · ⎜ −254 − · −230 + ( −5,14 ) · ⎟⎠ 3 2 ⎝ 1, 3 · 120 − −2 , 62 · = −221 kNmm 6

(

)

(

)

Zunächst werden die Kräfte an der Strebe bestimmt: tx =

) τ (zxΔN ,max ,d =

tV 70 = = 35 mm 2 2

( ΔM )

τ zx ,max ,d =

⎞ ⎛ sin45° − 0 ⎞ ⎛ 120 ⎜⎝ 1 − 0 ⎟⎠ · ⎜⎝ 2 · sin45° − 0⎟⎠ + cos45° · 800 · sin45° + 35

(

)

…

⎛ cos45° + 0 ⎞ ⎛ 120 ⎞ ⎜⎝ 1 − 0 ⎟⎠ · ⎜⎝ 2 · sin45° − 0⎟⎠ − sin45° · 800 · sin45° + 35

(

) τ (zyΔV,max =

⎛ 120 ⎞ − sin45° · ⎜ 800 · cos45° + 2 · sin45° ⎟⎠ ⎝ = −0 , 0300 ⎛ 120 ⎞ − cos45° · ⎜ 800 · cos45° + 2 · sin45° ⎟⎠ ⎝

(

Hd = 10 , 6 · cos45° + 10 , 6 · −0 , 0300 · sin45° − 0 = 7, 27 kN

)

Der Nachweis erfolgt dann für die drei Versagensarten getrennt.

50 0000

( − 221) · 103 · 0 , 915 = −0 , 404 N/mm 2 50 0000

(

) (

)

1) 2 τ (zx ,max ,d = −0 , 043 + −0 , 442 = 0 , 485 N/mm

< fv ,d = 0 , 9 ·

(

2, 0 = 1, 38 N/mm 2 1, 3

) (

)

τ (zy2),max ,d = −0 , 280 + −0 , 404 = 0 , 68 N/mm 2 ≅ fRS ,d

)

sin45° − 0 cos45° + 0 − 10 , 6 · −0 , 0300 · 1−0 1−0 = 7, 72 kN

Vd = 10 , 6 ·

( −221) · 103 = −0, 442 N//mm2

2 · ( − 2 , 62) · 103 = −0 , 280 N/mm 2 1, 3 · 120 · 120

) τ (zyΔM ,max ,d =

)

( − 0 , 80) · 103 = −0 , 043 N/mm 2 1, 3 · 120 · 120

1, 0 = 0, 9 · = 0 , 69 N/mm 2 1, 3

2. Versagen der Stirnfläche

(

)

(

)

A= −

1 1 − · cos 2 · 45° − 0 = −0 , 5 2 2

B=−

1 1 + · cos 2 · 45° + 0 = −0 , 5 2 2 Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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H. Koch, W. Seim: Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon

H. Koch, W. Seim: Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen – Der abgestirnte Zapfen

(

)

1 · sin 2 · 45° − 0 = 0 , 5 2 1

kα =

( −0, 5)2 + ⎛⎜⎝ ( −0, 5) ·

⎛ 23, 0 ⎞ 23, 0 ⎞ + ⎜ 0, 5 · ⎟ 2 , 0 ⎟⎠ 2,7 ⎠ ⎝

Der maßgebliche Versagensmechanismus ist das Abscheren der Lamellen, hier ergibt sich die geringste Tragfähigkeit der Verbindung zu FR,d = 10,6 kN, danach überschreitet die Rollschubspannung die Rollschubfestigkeit. Die Nachweise an der Stirn- und Grundfläche ergeben größere Widerstände (15,8 kN bzw. 69,1 kN) und sind somit nicht maßgebend.

= 0 ,139 Avorh = 40 · 70 = 2800 mm 2

(

)

Aeff = 40 · 70 + 30 mm · sin45° = 3649 mm 2

(

)

kc,α = 1 + 1, 5 − 1 · sin 45° = 1, 35 fc ,α ,k = 0 ,139 · 1, 35 · 23, 0 ·

3649 = 5, 62 N/mm 2 2800

HR ,k = 5, 62 · 2800 · 10−3 = 15, 7 kN 15, 7 = 22 , 9 kN cos45° + −0 , 0300 · sin45° − 0

FRSF,k = FRSF,d

(

)

22 , 9 = 0, 9 · = 15, 8 kN > 10 , 6 kN 1, 3

3. Versagen der Grundfläche leff =

120 + 2 · 30 mm = 230 mm sin45°

(

)

Aeff = 120 − 42 · 230 = 17 940 mm 2 VR ,k = 2 , 7 · 17 940 · 1, 5 · 10−3 = 72 , 7 kN FRGF ,k =

72 , 7 ⎛ sin45° − 0 ⎞ ⎛ cos45° + 0 ⎞ ⎜⎝ 1 − 0 ⎟⎠ − ( − 0 , 0300) · ⎜⎝ 1 − 0 ⎟⎠ = 99 , 8 kN

FRGF ,d = 0 , 9 ·

99 , 8 = 69 ,1 kN > 10 , 6 kN 1, 3

Zusammenfassung

Es wurden experimentelle Untersuchungen an traditionellen Holzverbindungen mit abgestirnten Zapfen durchgeführt. Diese zeigen drei mögliche Versagensarten – Abscheren der Lamellen, Versagen der Stirnfläche und Versagen der Grundfläche. Für Verbindungen mit Anschlusswinkeln γ im Bereich um 45° wird das Versagen durch Abscheren der Lamellen zu einem maßgeblichen Bruchmechanismus. Dieser Bruchmechanismus wird bisher bei Tragfähigkeitsnachweisen nach DIN 1052:2008-12 nicht explizit gefordert. Ausgehend von den Ergebnissen der experimentellen Untersuchungen wurde das Ingenieurmodell zur Abbildung des Tragverhaltens dieser Verbindungen entwickelt. Dabei wurden die drei maßgeblichen Bruchmechanismen getrennt voneinander betrachtet, der Einfluss der Reibung auf das Kräftespiel an der Strebe sowie auf die Festigkeit in der Stirnfläche wird berücksichtigt. Es zeigt sich, dass die Ergebnisse der experimentellen Untersuchungen gut mit den errechneten Werten übereinstimmen. Aufgrund dieser guten Übereinstimmung kann empfohlen werden, das Ingenieurmodell, bei dem auch das Versagen durch Abscheren der Lamellen berücksichtigt wird, für den Tragfähigkeitsnachweis nach DIN 1052:2008-12 von Verbindungen mit abgestirnten Zapfen zu verwenden. Dabei sollte der Einfluss der Reibung zunächst unberücksichtigt bleiben, da hinsichtlich des Umganges mit Reibung, insbesondere beim anzusetzenden Sicherheitsniveau, noch Forschungsbedarf besteht. Abschließend wurde die Anwendung des Ingenieurmodells an einem Beispiel erläutert.

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Autoren: Dr.-Ing. Heiko Koch HAZ Beratende Ingenieure für das Bauwesen GmbH, Kölnische Straße 59, 34117 Kassel Prof. Dr.-Ing. Werner Seim Fachgebiet Bauwerkserhaltung und Holzbau, Universität Kassel, Kurt-Wolters-Straße 3, 34125 Kassel

V E R A N S TA LT U N G E N

22. Dresdner Brückenbausymposium im März 2012

Das 22. Dresdner Brückenbausymposium findet wieder zusammen mit der Verleihung des Deutschen Brückenbaupreises statt: Am 12. und 13. März 2012 ist die Technische Universität Dresden somit erneut hochkarätiger Treffpunkt der deutschsprachigen und internationalen Brückenbauer aus Wissenschaft, Wirtschaft und den Behörden. Die zweitägige Veranstaltung wird mit der Preisverleihung des Deutschen Brückenbaupreises eröffnet. Bereits zum vierten Mal werden in Dresden die besten Entwürfe aktueller Brücken ausgezeichnet. 37 Brücken wurden für den diesjährigen Wettbewerb eingereicht. In der Kategorie Straßen- und Eisenbahnbrücken waren es 17 und in der Kategorie Fuß- und Radwegbrücken

20 Bauwerke. Aus den Einreichungen hat die Jury am 20. und 21. Oktober jeweils drei Brücken pro Kategorie nominiert. Am 12. März 2012 werden die Gewinner in jeder Kategorie gekürt. Die Preisverleihung wird von Prof. Dr.-Ing. HANS MÜLLER-STEINHAGEN als Rektor der TU Dresden eröffnet, danach sprechen der Parlamentarische Staatssekretär beim Bundesminister für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung, JAN MÜCKE, sowie der Vorstandsvorsitzende der Deutschen Bahn AG, Dr. RÜDIGER GRUBE. Anschließend werden die Preisträger bekannt gegeben. Beginn der Veranstaltung im Hörsaalzentrum der TU Dresden ist 18 Uhr (Einlass ab 17:30 Uhr). Das Programm des Brückenbausymposiums am 13. März ist die bewährte Mischung aus grundlegenden Vorträgen und Berichten aus der Praxis. Prof. Dr.Ing. Dr.-Ing. E.h. MANFRED CURBACH wird als neuer Leiter des Brückenbausymposiums begrüßen und über „Die Verantwortung des Brückenbauingenieurs“ ein Plädoyer für kleine Brücken halten. Technische Regierungsdirektorin Dipl.-Ing. BRIT COLDITZ, Leiterin des Referates „Brücken, Tunnel und sonstige Ingenieurbauwerke“ im Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung, beleuchtet die „Europäische Nor-

mung im Brückenbau“ als Herausforderung und Chance. Die Fachvorträge beginnen mit zwei internationalen Beiträgen: Prof. Ing. Giuseppe Mancini (SINTECNA, Torino) berichtet über die „Messina Strait Crossing: Concrete Foundation Blocks Design“, und O.Univ. Prof. Dipl.-Ing. MSc. Dr. phil. Dr. techn. KONRAD BERGMEISTER von der Universität für Bodenkultur Wien spricht über „Bogenbrücken – die wirksamste Lastabtragung?“ Acht weitere Fachbeiträge und ausreichend Zeit für Diskussionen im Foyer des Hörsaalzentrums geben der Veranstaltung den spannenden Rahmen. Die Tagungsgebühr beträgt 120 €, für Mitglieder des Vereins der Freunde des Bauingenieurwesens der TU Dresden e.V. 80 €. Angehörige der TU Dresden und Studierende sind von der Tagungsgebühr befreit. Anmeldung und weitere Informationen: Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau 01062 Dresden Tel.: +49 351 463-33079 Fax: +49 351 463-37279 angela.heller@tu-dresden.de www.tu-dresden.de/biw/dbbs/

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

H. Koch, W. Seim: Investigation on traditional carpentry joints – The tapered tenon

DOI: 10.1002 / bate.201001525

FACHTHEMA

Wolfgang Rug, Frank Thoms, Uwe Grimm, Guido Eichbaum, Stephan Abel

Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken Die Verzahnung ist eine historische Verbindungstechnik, um einzelne Balken schubfest über ihre Längsseite zu einem Träger zu verbinden. Diese Zahnbalken treten heute nur noch im Zuge von Erhaltungsarbeiten an alten Gebäuden in Erscheinung. Aus denkmalpflegerischen Gründen sollen derartige Konstruktionen immer öfter substanzschonend erhalten, repariert oder instandgesetzt werden. In der modernen Holzbauliteratur fehlen allerdings Angaben zu Entwurf, Herstellung und Berechnung der verzahnten Balken. Regeln zur statischen Berechnung und Konstruktion derartiger Träger finden sich in der Holzbauliteratur im Zeitraum zwischen 1830 und 1970.

Flexural load-bearing capacity of composite beams with teeth joints. The dovetail connection is a historical joining technology to avoid thrust by joining scantlings to beams. Nowadays those beams are only appearing during renovations of historical buildings. By preservations of monuments and historical buildings these old joinings should be repaired or restored. There are no codes of practice to these special composite beams in modern literature of timber work. Rules for static calculations are recorded in timber work literature in the period between 1830 to 1970.

Keywords Verbundbalken mit Zähnen; Dächer, historische; Entwurfsregeln; Verschiebungsmodul; Biegeversuche; Berechnungen zur Biegefestigkeit

Keywords composite beams with teeth joints; historical roofs; design rules; slip modules; flexural tests; calculation flexural strength

Rechteckdübel aus Hartholz, Bauklammern, Stabdübel, Dübel besonderer Bauart oder Nagelplatten ersetzt. Erst Anfang des 20. Jahrhunderts gelang mit der Herstellung des Brettschichtholzes die Fertigung beliebig großer Holzquerschnitte (s. auch [5]), und die Herstellung von verzahnten Trägern war ab dieser Zeit entbehrlich.

Der Zahnbalken

Bei verzahnten Balken handelt es sich um einen aus mehreren Balken zusammengesetzten Verbundquerschnitt, bei dem die horizontalen Berührungsflächen zwischen den Balken sägezahnartig eingeschnitten werden [1]. Die Technik der verzahnten Balken ist bereits an Darstellungen antiker römischer Holzbrücken zu finden. LEONARDO DA VINCI (1452–1519) verwendete sie bei Verteidigungsanlagen und bei Brückenprojekten. Die verzahnten Balken fanden bis zum Ende des 19. Jahrhunderts Anwendung bei repräsentativen Gebäuden wie Rathäusern, Kirchen und Schlössern, wenn große Deckenspannweiten mit hohen Belastungen realisiert werden sollten. Seit dem Mittelalter wurden verzahnte Träger auch bei Brücken und Dachkonstruktionen (Bild 1) mit Spannweiten bis 70 m eingesetzt. Der verzahnte Balken, bestehend aus drei Elementen, ein durchgehender Teilbalken unten und zwei Teilbalken oben, ist die Standardform, wie sie ab dem 18. Jahrhundert in Lehrbüchern zum Holzbau zu finden ist (Bild 2). Die historischen Lehrbücher empfehlen die Anwendung des verzahnten Balkens bei Spannweiten ab 6 m.

Regeln für die Konstruktion und Dimensionierung von Zahnbalken Die konstruktiven Feinheiten wie die Höhe der Sprengung, Länge und Tiefe der Zähne, Balkendimensionen und ihre Ermittlung sowie der Bolzendurchmesser (s. Bild 4) unterscheiden sich nach der in Tabelle 1 zusammengestellten Literatur nur in geringem Maße. Die Konstruktionsempfehlungen in der Literatur legen meist eine Zahntiefe hz von 1/10 der Trägerhöhe h und eine Zahnlänge gleich der Gesamthöhe des zusammengesetzten Trägers fest (s. Tabelle 1). Die Richtung der Zähne ist derart, dass die an den betreffenden Stellen der Berührungsflächen auftretenden Schubkräfte aufgenommen werden können. Ein Wechsel der Zahnrichtung erfolgt in Bal-

Noch bis zum Ende des 19. Jahrhunderts wurden verzahnte Balken auch bei einfachen Eisenbahnbrücken eingesetzt (s. Bild 3). Im Verlauf der konstruktiven Entwicklung wurden ab Mitte des 19. Jahrhunderts die aufwändig herstellbaren Verzahnungen durch andere Verbindungen wie z. B. 26

Bild 1

Dachkonstruktion eines Theaters in Berlin [2] Roof construction of a theater in Berlin [2]

Bild 2

Bild 3

Verzahnte Balken für Spannweiten von 8,5 bis 22 m nach Angaben aus dem Jahre 1764 in [3] Composite beams for a span length from 8.5 to 22 m according to specifications of the year 1764 [3]

Brücke der Kronprinz-Rudolfbahn über den Liesingbach nach [4] Bridge of the „Kronprinz Rudolfbahn“ across the Liesingbach [4]

kenmitte (Querkraftnullpunkt bei konstanter Linienlast). Die Zähne sind von beiden Balkenenden nach der Mitte zu entgegengesetzt gerichtet und haben daher in den beiden Trägerhälften eine symmetrische Ausbildung [6]. Die Einzelbalken erhalten während der Herstellung eine Vorkrümmung, welche oft 1/60 der Balkenspannweite beträgt. Zur Herstellung eines Zahnbalkens werden die zu verbindenden Balken übereinander gelegt und um ein bestimmtes Maß (bis 1900 S = ᐉ/60, bis 1950 S = ᐉ/200 – s. Tabelle 1) nach oben überhöht (Bild 5).

Bild 4

Konstruktionsdetails und Bezeichnungen für Zahnbalken zur Erläuterung der Angaben in Tabelle 1 Details of construction and description of composite beams for explaining the information of Table 1

Bild 5

Sprengen von zusammengesetzten Balken nach Angaben in [1] Camber of composite beams [1]

zes zu verhindern oder um Ungenauigkeiten bei der Ausarbeitung der Zähne zu beheben (s. Tabelle 1). Bei der heutigen maschinentechnischen Ausstattung der Zimmerer können die Zähne sehr genau hergestellt werden, sodass das Einlegen von Metallplatten entfallen kann. Können die Zähne nicht mit sehr hoher Genauigkeit hergestellt werden, sichert das Einlegen von Metallplatten eine gleichmäßige Kraftübertragung in der Zahnstirn.

Regeln für die Berechnung der Tragfähigkeit

An den derart vorgekrümmten Einzelbalken wird der Anriss der Zähne vorgenommen. Die Ausarbeitung erfolgt dann an den wieder ausgespannten Balken. Durch abermaliges Biegen der Balken nach der Ausarbeitung werden die Zähne ineinander gebracht. Der Zahnbalken verbleibt hierdurch in seinem überhöhten Zustand [1]. Dadurch, dass sich im gesprengten Zustand die unteren Fasern des oberen Balkens auszudehnen suchen, die oberen Fasern des unteren Balken sich verkürzen wollen, pressen sich die Zähne fest ineinander [7]. Dem Prinzip des vorgekrümmten Stabes wurde auch durch Anweisungen, dass vom Wuchs her vorgebogene Stämme zu verwenden sind, Rechnung getragen. Erst wenn dies nicht möglich war, sollte „gesprengt“ werden [8].

Werden zwei gleichdimensionierte Stäbe lose übereinander angeordnet und anschließend belastet, so lässt sich eine Verschiebung der Stäbe zueinander beobachten. Dies ist dadurch begründet, dass jeder der Stäbe unter Lasteinwirkung seine eigene Biegelinie ausbildet. Anders verhält es sich, wenn die beiden Balken schubfest miteinander verbunden werden. In diesem Fall entsteht ein mehrteiliger Verbundquerschnitt, dessen Trägheitsmoment in Abhängigkeit von der Schubsteifigkeit der Verzahnung dem eines vollen Balkens mit der Gesamthöhe aus den beiden Einzelbalken entspricht. Nach MELAN ist allerdings eine starre Verbindung zwischen den Balken nicht ausführbar: „…Die bereits erwähnten Versuche haben jedoch gezeigt, dass das Tragvermögen der zusammengesetzten Balken geringer als das eines homogenen Balkens von gleichem Querschnitt ist…“ [9].

Manche Autoren empfehlen die Anwendung von dünnen Stahl- oder Bleiplatten zwischen den Stoßpunkten der Zahnstirnenden, um ein Ineinanderpressen des Hirnhol-

Auch Verzahnungen sind nachgiebige Verbindungen, mit ihnen kann keine Unverschieblichkeit zwischen den Querschnitten hergestellt werden. Eine UnverschieblichBautechnik 89 (2012), Heft 1

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W. Rug, F. Thoms, U. Grimm, G. Eichbaum, S. Abel: Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken Tab. 1

Konstruktionsregeln für verzahnte Balken nach verschiedenen Literaturquellen im Zeitraum 1831 bis 2006 Generally recognised codes of practice of composite beams according to several references over the period from 1831 to 2006

Quelle/ Jahr

Anweisungen nur für zweiteilige Balken und nicht für Brücken

Verzahnung

Vorspannung

Dimensionierung

1)gilt

[16]/1831

Die Höhe des Balkens entspricht 1/10 der Länge zwischen den Auflagern

[19]/1864

Weff = 0,85 · Wb

[20]/1866

quadratische oder rechteckige Einzelbalken im Verhältnis b/h = 5/7 verwenden

[4]/1887

σred = 0,85 · σzul

[22]/1904

H = l/(12…15) oder 8 cm je m freie Länge bei b = 26…31 cm

[13]/1918

σred = 0,50 · σzul

[14]/19441)

Weff = 0,85 · Wb (Nachweis Tragfähigkeit); Ieff = 0,65 · Ib (Nachweis Durchbiegung)

[15]/19551)

Weff = 0,85 · Wb (Nachweis Tragfähigkeit); Ieff = 0,65 · Ib (Nachweis Durchbiegung)

[17]/19591)

Weff = 0,85 · Wb (Nachweis Tragfähigkeit); Ieff = 0,60 · Ib (Nachweis Durchbiegung)

[26]/2006

h = l/(12…15)

[8]/1805

„man soll gebogenes Holz verwenden, ist dies nicht vorhanden: S = l/60

[16]/1831

S = l/60

[18]/1855

S = l/60

[19]/1864

S = l/60

[4]/1887

S = l/240

[21]/1900

S = l/60…l/120

[22]/1904

S = l/240

[10]/1911

S = l/150…l/180

[11]/1912

S = l/60…l/120

[1]/1914

S = l/100…l/200

[13]/1918

S = l/240 oder 0,0002…0,0027 l/h

[15]/1955

S = l/200

[7]/1993

S = l/50…l/60

[16]/1831

hz = 0,1 · h; l z = h

[18]/1855

hz = 0,1 · h; l z = h; Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[19]/1864

hz = 0,1 · lz; l z = 4/5…6/5 · h Hartholzdübel/Eisenkeile zwischen den Zahnflächen anordnen

[20]/1866

Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[4]/1887

hz = 0,1…0,2 · h; l z über zeichnerisches Verfahren; Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[21]/1900

hz = 0,1 · h; l z = 3/2…3 · h Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[22]/1904

hz = 0,1…0,125 · h; l z < 1 m

[12]/1907

hz = min. 4 cm; l z = bis zu 20 · 4 cm

[10]/1911

hz = 0,1 · h; l z = h Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[11]/1912

hz = 0,1 · h; l z = h Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[1]/1914

hz = 0,1 · h; l z = 0,8…1,0 · h Hartholzdübel/Eisenkeile zwischen den Zahnflächen anordnen

[13]/1918

hz = 0,1 · h; l z = 0,8 · h; bis max h; Hartholzdübel/Eisenkeile zwischen den Zahnflächen anordnen; Höhe der Zähne unveränderlich oder zu den Auflagern hin zunehmend; Zahnteilung auch zeichnerisch ermittelbar

[9]/1922

hz = 0,1 · h; l z = h; Hartholzdübel/Eisenkeile zwischen den Zahnflächen anordnen; Höhe der Zähne unveränderlich oder zu den Auflagern hin zunehmend; Zahnteilung auch zeichnerisch ermittelbar

[7]/1993

Angaben aus verschiedenen Quellen: hz = 0,1 · h; l z = h (1872); hz = 4 cm; l z = 1 m; (1890); hz = 0,1 · h; l z = 1 m (1908); Anstieg der Zahnlinie vom Rand bis zur Mitte von 0,4 bis 0,6 · h

[19]/2006

hz = 0,1 · h; l z = h

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Tab. 1

Fortsetzung Continued

Quelle/ Jahr

Anweisungen nur für zweiteilige Balken und nicht für Brücken

Verbolzung

1)gilt

[16]/1831

Durchmesser des Bolzens: db = 3

3,75 cm

[18]/1855

Bolzen an den Auflagern, am Stoß in der Mitte, dazwischen 1 Bolzen

[19]/1864

Abstandsanweisung: 1,5…2 · l z

[21]/1900

zahnmittig durch jeden 3. oder 4. Zahn; db = 10…20 mm

[22]/1904

Abstandsanweisung: 1,5…3 · l z

[12]/1907

Abstandsanweisung: < 20fache Eingriffstiefe

[10]/1911

zahnmittig durch jeden 2. Zahn; am Mittenstoß durch jeden Zahn

[11]/1912

zahnmittig durch jeden 3. oder 4. Zahn

[1]/1914

zahnmittig durch jeden 2. Zahn; am Auflager durch jeden Zahn; db = 0,1 · b

[13]/1918

zahnmittig durch jeden 2. Zahn; am Auflager durch jeden Zahn; an Trägerenden db > 0,13 · b; mittig db = 0,1 · b

[17]/1959

Anordnung bei jeden Zahn

keit zwischen den Querschnitten ist nur durch eine Klebeverbindung garantiert. Diese Erkenntnis wird in einigen Fachbüchern beim Nachweis der Tragfähigkeit durch eine Abminderung des Widerstandsmomentes berücksichtigt. Von 1864 bis 1968 betrug die Abminderung für zweiteilige Balken 15 %. Dieser Wert wurde dann auch in der 1941 erschienenen zweiten Fassung der DIN 1052 für die Bemessung von verdübelten bzw. verzahnten Balken übernommen. Für dreiteilige Balken galt eine Abminderung von 35 %. In der Norm für Holzbrücken DIN 1074 (zweite Fassung 1944) war für die Abminderung des Widerstandsmomentes ein Wert von 20 % für zweiteilige Balken geregelt. In anderen Quellen wird zur Berücksichtigung der Nachgiebigkeit die zulässige Biegespannung beim Nachweis der Biegetragfähigkeit abgemindert. Hier schwanken die Literaturangaben für den Abminderungsfaktor zwischen 15 und 50 % [1, 9, 12].

Jahre alten Dachstuhl trugen fünf verzahnte Balken als Überzüge eine mehrlagige Deckenbalkenlage, auf der der hölzerne Dachstuhl errichtet worden war. Zwei der Überzüge waren im Bereich der Auflager durch biotischen Befall stark geschädigt. Die beiden geschädigten Überzüge sollten durch neue zusammengesetzte Balken in Form originalgetreuer Nachbauten ersetzt werden (Bild 7). Da die bisherigen Überzüge ihre statische Funktion zweifelsfrei erfüllt hatten, konnte unter Anwendung der Regeln nach DIN 1052:1988/1996, Teil 1, Abschnitt 3.1.2 bzw. DIN 1052:2008, Abschnitt 4(3) auf einen statischen Nachweis verzichtet werden. Voraussetzung für den Verzicht war jedoch, dass durch eine besonders sorgfältige Herstellung in gleicher Holzart und -güte, insbesondere der Schubverbindung, die gleiche Tragfähigkeit gewährleistet ist und dass der Überzug schon beim Einbau die volle Beanspruchung ohne Nachgiebigkeit aus Schlupf aufnimmt. Die Herstellung der neuen Überzüge in einer ortsansässigen Zimmerei wurde

Mit der im Jahre 1969 veröffentlichten neuen Fassung der DIN 1052 wurde dann die Berechnung von Biegeträgern aus nachgiebig zusammengesetzten Holzquerschnitten nach dem von K ARL MÖHLER (1912–1993) in den 50er Jahren des 20. Jahrhunderts entwickelten γ -Verfahren geregelt. Berechnungen zu verzahnten Balken, aus mehr als drei Einzelhölzern bestehend, wurden bei der Literaturrecherche nicht gefunden. Es sei aber an dieser Stelle erwähnt, dass in der Holzbaugeschichte auch fünf- und siebenteilige Zahnbalken eingesetzt wurden.

Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit

Ausgangspunkt der Untersuchungen waren Zahnbalken im Dachstuhl eines Kirchturmes (Bild 6). In dem 270

Bild 6

Originalbalken aus dem Jahre 1740 (Holzart Kiefer) Origin composite beam of the year 1740 (type of wood: pine)

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2.1

Ermittlung des Verschiebungsmoduls – Probekörper, Versuchsanordnung und Ergebnisse

Um die zusammengesetzten Träger nach der DIN 1052:2008, Abschnitt 10.5.2 berechnen zu können, muss der Verschiebungsmodul Kser der Zahnverbindung bekannt sein. Nach DIN 1052:2008 kann nach den Regeln für die Berechnung des Verschiebungsmodules Kser in Tabelle G.1 nur ein Verschiebungsmodul für stiftförmige Verbindungsmittel und Dübel besonderer Bauart berechnet werden. Daher musste der Verschiebungsmodul Kser der Zahnverbindung experimentell ermittelt werden. DIN EN 26891:1991 beschreibt ein Prüfverfahren, mit dem der Verschiebungsmodul einer mechanischen Verbindung ermittelt werden kann. Bild 7

Neu hergestellter Ersatzbalken aus dem Jahre 2008 (Holzart Kiefer) New duplicated substitude composite beam made in 2008 (type of wood: pine)

besonders überwacht und vor der Montage wurden die neu hergestellten Balken in der Zimmerei abgenommen (Bild 8). Nach dem erfolgreichen Austausch der geschädigten verzahnten Balken wurden an der Fachhochschule für nachhaltige Entwicklung Eberswalde weitergehende Untersuchungen zur Schubverbindung und zur Biegetragfähigkeit durchgeführt. Für die Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit wurden drei Prüfkörper im Maßstab 1:2 im Vergleich zum Originalbalken hergestellt (Bild 9). Zwölf Scherprüfkörper für die Zahnverbindung im Maßstab M 1:1 (s. Bild 10) und drei Scherprüfkörper für die Zahnverbindung im Maßstab M 1:2 dienten zur Bestimmung des Verschiebungsmoduls.

Die Proben bestanden aus drei Teilen, dem Mittelstück mit Verzahnung und den zwei Seitenteilen mit dem Negativ des Zahns (Bild 10). Die Seitenteile standen auf einer 30 mm hohen Stahlunterfütterung vollflächig auf. Ein Abscheren des Zahnes wurde dadurch über die untere relativ kurze Scherfläche verhindert. Das Mittelteil hing frei zwischen den Seitenteilen und wurde von oben belastet.

Versuchsdurchführung Das Prüfverfahren nach DIN EN 26891:1991 arbeitet mit Belastungsphasen (Bild 11). Zunächst muss die Höchstlast Fest experimentell oder rechnerisch ermittelt werden. Die geschätzte Höchstlast ist der Richtwert für die Belastungen und ihre Anstiegsgeschwindigkeit. Diese betrug ca. 525 kN und wurde experimentell bestimmt. Analog der normierten Vorgabe gemäß Bild 11 erfolgte zunächst ein Anstieg der Kraft für 120 s auf 40 % der geschätzten Höchstlast, hier wurde diese Belastung für 30 s gehalten, um dann innerhalb der nächsten 90 s auf 10 % der geschätzten Höchstlast abzusinken. Dort verweilte die Verbindung 30 s, um die Verbindung zu entspannen. Danach wurde die Belastung wieder gesteigert, um nach 450 s Gesamtversuchszeit 70 %

Bild 8

Überzug im Kirchturm (Zahnhöhe hz = 36 mm) Screeding in the spire (teeth height hz = 36 mm)

Bild 9

Prüfkörper im Maßstab 1:2 zur Bestimmung der Biegetragfähigkeit (Zahnhöhe hz = 18 mm) Test piece measuring unit 1:2 to determine the bending strength (teeth height hz = 18 mm)

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

F/Fest 1,0 0,9

0,8

0,7

0,6

26 25

0,5 04 14

0,4 0,3

0,2 0,1

Bild 10 Untersuchung Verschiebungsmodul Kser nach DIN EN 26891:1991Probekörper M1:1 (hz = 36 mm) Examination of the slip modulus Kser according to DIN EN 26891:1991- test piece measuring unit 1:1 (hz = 36 mm)

01 0

24 23

11 2

22 21 6

Zeit, in min

Bild 11 Belastungsverfahren nach DIN EN 26891:1991 (dort Bild 1) Test procedure according to DIN EN 26891:1991

Kraft-Weg-Zahnverbindungen M:1:1 500000

Zahn 1 Zahn 2 400000

Zahn 3

Kraft [N]

Zahn 4 Zahn 5

300000

Zahn 6 Zahn 7 Zahn 8

200000

Zahn 9 Zahn 10 100000

Zahn 11 Zahn 12

0 0

10 Weg [mm]

Bild 12 Last-Verformungs-Kurven Load-deflection-curves

der geschätzten Höchstlast zu erreichen. Die Belastung wurde dann weiter gesteigert. Die experimentelle Höchstlast Fmax ist die Last, die bei Erreichen einer Verschiebung von 15 mm gemessen wurde.

Der Mittelwert der Darrdichte (ermittelt nach DIN 52182) betrug:

Ergebnisse

Der Mittelwert der Holzfeuchte betrug:

Die erreichten Verschiebungsmodule aus der Serie mit zwölf Proben sind in Tabelle 2 zusammengestellt. Bild 12 zeigt die Last-Verformungs-Kurven aller Proben.

ρ0,mean = 569,8 kg/m3

u = 12,33 % Der charakteristische Wert der Rohdichte betrug:

Der Mittelwert des Verschiebungsmoduls für zwei Zahnverbindungen betrug kser,mean = 35716 N/mm. Dieser Wert entspricht in etwa einem Verschiebungsmodul kser von zwei Ringdübeln mit Zähnen (Typ C1 nach DIN 1052:2008) mit einem Durchmesser von 140 mm. Der Mittelwert der Rohdichte betrug:

ρu,mean = 593,45 kg/m3

ρk = 469,28 kg/m3 Bei Scherprüfkörper Nr.5 kam es zum Abscheren eines Zahnes (Bild 13). Der Bruch befindet sich in einem Bereich mit viel Splintholz. Das Kernholz, in dem die belasteten Holzfasern, ähnlich dem Fladerschnitt der Furnierherstellung, angeschnitten sind und im Wuchs aus dem Zahn herausführen, versagte. Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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W. Rug, F. Thoms, U. Grimm, G. Eichbaum, S. Abel: Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken Tab. 2

Statistische Auswertung des Verschiebungsmoduls – zwölf Scherprüfkörper Kiefernholz), zwei Zahnverbindungen und jeweils eine Zahntiefe von 36 mm Statistical evaluation of the slip modulus- 12 test pieces (pine) with two tooth connections, teeth height 36 mm

Tab. 3

Statistische Auswertung des Verschiebungsmoduls – drei Prüfkörper (aus Kiefernholz) im Maßstab 1:2, zwei Zahnverbindungen, mit jeweils einer Zahntiefe von 18 mm Statistical evaluation of the slip modulus- 3 test pieces (pine) measuring unit 1:2, with two tooth connections, teeth height 18 mm

Kser nach DIN EN 26891 [N/mm]

ρu,mean nach DIN EN 384 [kg/m3]

Scherprüfkörper-Nr.

Kser nach DIN EN 26891 [N/mm]

ρu,mean nach DIN EN 384 [kg/m3]

39580,08

344,66

27019,33

489,93

38738,76

498,90

32447,33

598,64

37000,63

422,12

28533,33

527,55

33697,70

535,64

Mittelwert

29333,33

538,71

35477,16

616,53

2801,03

55,21

33591,66

375,02

Standartabweichung

34397,48

576,56

0,10

37280,61

578,98

Variationskoeffizient

33697,70

508,81

Charakteristischer Wert

447,61

34372,86

493,40

34979,85

414,93

35781,05

502,85

Mittelwert

35716,30

593,45

Minimum

33591,66

428,84

Maximum

39580,08

767,22

Standartabweichung

2021,97

75,26

Variationskoeffizient

0,06

0,13

Charakteristischer Wert

469,28

Scherprüfkörper-Nr.

Bild 13 Bruchbild Probekörper Nr.5 Fracture pattern test piece No. 5

Trotz dieses Umstandes wurde ein relativ hoher Verschiebungsmodul gemessen und dieser Versuch in die Versuchsauswertung mit einbezogen (s. Tabelle 2).

– Zahnbalken Nr. 1 – S13 – Zahnbalken Nr. 2 – S7 – Zahnbalken Nr. 3 – S10

Die erreichten Verschiebungsmodule aus der Serie mit drei Proben mit einer Zahntiefe von 18 mm sind in Tabelle 3 zusammengestellt.

Die DIN EN 408:2004 gibt unter Abschnitt 9.2 gewisse Spielräume für die Maße der Prüfkörper und der Versuchsanordnung. Daraus ergab sich die in Bild 14 dargestellte Prüfanordnung.

2.2

Versuchsdurchführung

Untersuchung der Biegetragfähigkeit – Probekörper, Versuchsdurchführung und Ergebnisse

Es wurden 4-Punkt-Biegeversuche nach DIN EN 408:2004 durchgeführt. Bei einer solchen Vierpunktbelastung ist der mittlere Bereich zwischen den beiden Kraftangriffspunkten schubspannungsfrei. Die mit der Herstellung der Versuchsbalken beauftragte Zimmerei sollte die Balken in gleicher Holzqualität in Sortierklasse S10 nach DIN 4074-1:2008 herstellen. Das zur Verfügung stehende Holz erfüllte diese Anforderungen nur zum Teil. Es wurde daher im Prüflabor eine Nachsortierung durchgeführt. Hierbei wurden folgende Sortierklassen ermittelt: 32

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Die Zahnbalken wurden ansteigend belastet bis es zu einem merklichen Kraftabfall kam. Während des Versuches wurden die Prüfkraft und die Verformung über den Zylinderweg gemessen. Es wurden die Last-VerformungsKurve, die Bruchlast und die Biegebruchfestigkeit ermittelt.

Ergebnisse Die Last-Verformungs-Kurven der drei untersuchten Balken zeigt Bild 15. Die erreichten Bruchlasten sind in Tabelle 4 zusammengefasst. Im Einzelnen ergeben sich folgende Feststellungen:

Bild 14 Probekörper und Prüfanordnung nach DIN EN 408:2004 (Prüfkörper im Maßstab 1:2 im Vergleich zum Originalbalken) Test pieces and test setup according to DIN EN 408:2004 (measuring unit 1:2 compared to the origin composite beam)

Zahnbalken Nr. 1 Dieser Zahnbalken hatte einen hohen Kernholzanteil mit Splintbereichen nur an den Querschnittsrändern. Es kam zu einem Zugversagen in einer angeschnittenen randständigen Kernholzfaser, welche in ihrem Verlauf an die untere Kante des Zahnbalkens führte. An diesem Punkt führten die Biegezugspannungen zu einem Riss, der sich entlang der Holzfaser gut 2 m erstreckte (Bilder 16 und 17 und Last-Verformungs-Kurve in Bild 15).

Auf der Gegenseite begann das Zugversagen im Bereich des Splintholzes als Sprödbruch und spaltete sich bis in das Kernholz hinein (s. Bild 17).

Zahnbalken Nr. 2 Bei diesem Zahnbalken war allgemein ein hoher Ast- und Splintholzanteil vorhanden (Bild 18). In den maßgeben-

Bild 16 Zahnbalken Nr. 1 – Bruch durch Riss an der Zugseite Composite beam No. 1 – break on zone subject to tension

Bild 17 Zahnbalken Nr. 1 – Horizontalriss Composite beam No. 1 – horizontal crack

Bild 15 Last-Verformungs-Kurven – Zahnbalken Nr. 1 bis Nr. 3 Strain-graph – composite beams No. 1 to No. 3

Tab. 4

Ergebnisse der Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit Results of research to bending strength

Zahnbalken Nr. 1

Zahnbalken Nr. 2

Zahnbalken Nr. 3

Sortierklasse n. DIN 4074-1:2008

S13

S10

Festigkeitsklasse n. DIN 1052:2008

C30

C16

C24

Höchstlast Fmax [kN]

64,79

57,07

51,43

Durchbiegung w [mm]

79,82

135,02

82,42

520

530

540

448

447

340

Biegebruch

Schubbruch

Biegebruch

Rohdichte ρu,mean [kg/m3] Charakteristische Rohdichte ρk Art des Bruches

[kg/m3]

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den Sortierkriterien erfüllte das Holz nur die Anforderungen an die Sortierklasse S7 nach DIN 4074-1:2008. Der Balken versagte infolge Bruchs der Zähne beginnend an einem Auflager. Der Bruch trat an Zähnen ein, wo gleichzeitig Äste vorhanden waren. Durch die Äste erfolgte die Kraftübertragung in der Zahnstirn nicht parallel zur Faser (Bild 19). Im Bereich von Ästen liegt im Holz ein schräger Faserverlauf mit verminderter Holzfestigkeit vor, sodass es zu örtlichem Versagen im Bereich der Äste kam. Der erste Zahn vom Auflager versagte vollständig. Bei den folgenden Zähnen trat nur ein teilweiser Bruch der Verzahnung auf, weshalb der Balken nicht sofort seine Tragfähigkeit vollständig einbüßte (s. auch Verlauf der Last-Verformungs-Kurve in Bild 15). Bei der Ausführung von Zahnbalken ist bei der Herstellung unbedingt auf astfreie Zahnverbindungen zu achten.

Zahnbalken Nr. 3 Obwohl das Holz dieses Balkens nach den Sortierkriterien in DIN 4074-1:2008 in die Sortierklasse S10 eingeordnet werden konnte (s. Bild 20), ist der Anstieg der Last-Verformungs-Kurve (Bild 15) geringer als bei Zahnbalken 2 mit einer Zuordnung zu Sortierklasse S7. Der Balken versagte infolge Biegebruchs an der Zugseite. Ausgangspunkt war ein Ast in Trägermitte (s. Bild 21).

hang D (Schubanalogie) erfolgen. Mit den beiden Verfahren können Biegeträger mit nachgiebig miteinander verbundenden Querschnittsteilen berechnet werden. Weiterhin ist eine Berechnung mit Hilfe von Stabwerksprogrammen [28] möglich. Das Verfahren nach MÖHLER liefert nur bei gleichmäßig über die Trägerlänge verteilter Belastung genaue Werte. Die rechnerischen Beanspruchungen zum Zeitpunkt des Bruches sind in Tabelle 5 zum Vergleich dargestellt. Die Beanspruchungen wurden mit dem normierten Elastizitätsmodul der jeweiligen Festigkeitsklasse C16, C24 bzw. C30 nach DIN 1052:2008 errechnet. Die rechnerischen Biegezugspannungen liegen im Bereich der bei der Holzart Kiefer an Holz in Bauholzabmessungen für diese Sortierklassen festgestellten Biegebruchfestigkeiten.

Zusammenfassung und Ausblick

Zahnbalken wurden seit Jahrhunderten als Biegeträger für größere Spannweiten ab 6 m eingesetzt. Die Zahnbalken sind ein hervorragendes Zeugnis der historischen Zimmererkunst. Ihre Herstellung ist wegen der hohen Passgenauigkeit der Zähne sehr aufwändig. Etwa gegen Ende des 19. Jhds. wurden sie durch einfacher herstellbare verdübelte Balken ersetzt. Im Vergleich zu den einfacher herstellbaren verdübelten Balken hatten sie aber eine höhere Verbundwirkung und Tragfähigkeit.

Ermittlung der rechnerischen Biegefestigkeit

Die rechnerische Untersuchung von zusammengesetzten Bauteilen nach DIN 1052:2008 kann entweder nach Abschnitt 8.6.2 mit dem MÖHLER-Verfahren oder nach An-

Die Zimmerer stellten verzahnte Balken über Jahrhunderte nach empirische Regeln her. Erst zu Beginn des 19. Jahrhunderts findet man in der Literatur Hinweise für die Berechnung und Bemessung.

Bild 18 Zahnbalken Nr. 2 – Ansicht (vor dem Versuch) Composite beam No. 2 – view (before the test)

Bild 20 Zahnbalken Nr. 3 – Ansicht (vor dem Versuch) Composite beam No. 3 – view (before the test)

Bild 19 Zahnbalken Nr. 2 – Zahnversagen Composite beam No. 2 – teeth failure

Bild 21 Zahnbalken Nr. 3 – Bruch durch Ast im Zugbereich (Trägermitte) Composite beam No. 3 – breakage through branch in the tension area (middle of the beam)

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Als mehrteilig zusammengesetzte Träger ist auch heute eine Berechnung möglich, wenn der Verschiebungsmodul der Verbindung bekannt ist. Aus heutiger Sicht ist die Herstellung von verzahnten Balken mit modernen Holzbearbeitungsmaschinen durchaus leichter zu bewerkstelligen. Allerdings wird man sie vor allem aus denkmalpflegerischen Gründen nur in Einzelfällen anwenden.

Tab. 5

Im Falle des Nachbaus vorhandener Balken ist eine Bemessung durch vorherige experimentelle Ermittlung des Verschiebungsmoduls möglich. In diesem Zusammenhang sollen noch weitere Untersuchungen durchgeführt werden.

Rechnerische Beanspruchungen nach DIN 1052:2008, Abschnitt 8.6.2 zum Zeitpunkt des Bruches Calculated strains according to DIN 1052:2008, Abschnitt 8.6.2 – cracktime

Zahnbalken Nr.1 Zahnbalken Nr.2 Zahnbalken Nr.3 Sortier- und Festigkeitsklasse

S13 – C30

S7 – C16

Berechnungsverfahren nach [28]

nach DIN 1052: 2008, Anhang D

S10 – C24

Berechnungsverfahren

nach nach [28] DIN 1052: 2008, Abschnitt 8.6.2

nach DIN 1052: 2008, Anhang D

Berechnungsverfahren

nach nach [28] DIN 1052: 2008, Abschnitt 8.6.2

nach DIN 1052: 2008, Anhang D

nach DIN 1052: 2008, Abschnitt 8.6.2

Bruchkraft F [kN]

64,79

57,07

51,43

Max. Moment Mmax [kNm] aus Bruchkraft

56,21

49,51

44,62

Max. Querkraft Vmax [kN] aus Bruchkraft

32,40

28,54

25,72

Mittelwert des Elastizitätsmoduls Eo,mean [N/mm2] nach Tab. F.5

12000

8000

11000

Normalkräfte Ni [kN] in den Einzelquerschnitten

258,0

263,0

249,14

248,0

217,5

243,0

209,0

206,7

202,68

Biegemomente Mi [kNm] in den Einzelquerschnitten

12,9

12,2

13,15

10,1

9,3

10,17

10,0

9,4

10,14

Gesamtrandspannungen σm,i,ges [N/mm2] am oberen und unteren Rand

54,4 56,1

55,4 55,4

58,14

45,3 48,3

43,75 43,75

48,19

42,6 45,3

43,38 43,38

45,52

Kraft F1 [kN] auf ein Verbindungsmittel

61,7

63,0

57,44

57,9

60,3

56,03

49,8

51,0

51,85

rechnerische Durchbiegung [mm]

148,0

147,0

142,3

174,0

167,0

148,8

125,0

123,0

142,86

gemessene Durchbiegung [mm]

69,18

74,61

77,35

Bild 22 Biegespannung beim Brucheintritt für den Zahnbalken Nr. 1, Sortierklasse nach DIN 4074-1:2008 S13, Festigkeitsklasse C30 nach DIN 1052:2008 Bending strength at crack composite beam No. 1, class of quality according to DIN 4074-1:2008 S13, strength class C30 according to DIN 1052:2008

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

W. Rug, F. Thoms, U. Grimm, G. Eichbaum, S. Abel: Flexural load-bearing capacity of composite beams with teeth joints

W. Rug, F. Thoms, U. Grimm, G. Eichbaum, S. Abel: Untersuchungen zur Biegetragfähigkeit von verzahnten Balken

Literatur [1] SCHAU, A.: Der Brückenbau. Berlin und Leipzig: Teubner Verlag 1914. [2] SCHINKEL, K. F.: Grundlagen der praktischen Baukunst, 2. Teil, Zimmerwerkskunst. Berlin 1850. [3] REUß, C. G.: Anweisung zur Zimmermannskunst. Leipzig 1764, Reprint Hannover 1989. [4] WINKLER, E.: Vorträge über Brückenbau. Wien: Verlag Carl Gerolds Sohn 1887. [5] RUG, W.: 100 Jahre Holzbau und Holzbauforschung. In: Bund Deutscher Zimmermeister (BDZ), 100 Jahre BDZ 1903–2003. Karlsruhe: Bruderverlag 2003. [6] GOTTGETREU, R.: Lehrbuch der Hochbaukonstruktionen, Zweiter Teil: Die Arbeiten des Zimmermanns. Berlin: Ernst und Sohn 1882. [7] BARGMANN, H.: Historische Bautabellen – Normen und Hinweise. Düsseldorf: Werner Verlag 1993. [8] GILLY, D.: Handbuch der Landbaukunst. Braunschweig: Verlag Friedrich Vieweg, 1805. [9] MELAN, J.: Der Brückenbau. Leipzig und Wien: Verlag Franz Deuticke 1922. [10] BÖHM, T.: Handbuch der Holzkonstruktionen des Zimmermanns. Springer Verlag 1911 [11] BLOHM, G.: Das Deutsche Zimmerhandwerk. Leipzig: Th. Schäfer Verlag 1912. [12] TSCHERTAU, F.: Der Brückenbau. Wiesbaden 1907. [13] LASKUS, A.: Hölzerne Brücken. 3. Aufl. Berlin: Verlag Wilhelm Ernst und Sohn 1918. [14] HALASZ, R.: Holzbau-Taschenbuch. Berlin: Verlag Wilhelm Ernst und Sohn 1944. [15] LASKUS, A.: Hölzerne Brücken. 8. Aufl. Berlin: Verlag Wilhelm Ernst und Sohn 1955. [16] RÖSLING, L.: Statische Architekten-Schule. Augsburg und Leipzig: Jenisch und Stage’scheVerlagshandlung 1831. [17] KRESS, F.: Der Zimmerpolier. Karlsruhe: Bruderverlag 1959, Reprint 1991. [18] HARRES, B.: Die Schule des Zimmmermanns. Leipzig: Verlag Otto Spamer 1855.

[19] BEHLE, W. H.: Die Berechnung der Festigkeiten von Holzund Eisenkonstruktionen ohne höhere mathematische Vorkenntnisse. Leipzig: Verlag E. U. Seemann 1864. [20] CULMANN, K.: Die graphische Statik. Zürich: Verlag Meyer und Zeller 1866. [21] P ROMNITZ, J.: Der praktische Zimmermann. Leipzig: Verlag J.J. Arnd 1900. [22] STADE, F.: Die Holzkonstruktionen. Leipzig: Verlag Moritz Schäfer 1904. [23] BLOHM, G.: Das Deutsche Zimmerhandwerk. Leipzig: Th. Schäfer Verlag 1912. [24] NIEMZ, R.: Vorlesungsskript Holzphysik. In: Holzphysik; (Hrsg.) Institut für Baustoffe, Zürich, 2006. [25] HALASZ, R.: Holzbau-Taschenbuch. Berlin: Verlag Wilhelm Ernst und Sohn 1944. [26] OCHSLER, M.: Herstellung und Einsatz verzahnter Balken. Fulda 2006. [27] BADALINI, J; DANDRIA, S.: Diffusion of a Technological Model along the Adige Path: The Composite Beams. In: Volume 1, KURRER, K.; LORENZ, W.; WETZK, V.: Proceedings of the Third International Congress on Construction History; (Hrsg.) Brandenburg University of Technology Cottbus, Mai 2009. [28] KNEIDL, R.; HARTMANN, H.: Träger mit nachgiebigen Verbund. bauen mit holz (1995), H. 4; S. 285–290.

Autoren Prof. Dr.-Ing. Wolfgang Rug Dipl.-Ing. (FH) Guido Eichbaum, Dipl.-Ing. (FH) Stephan Abel, Hochschule für nachhaltige Entwicklung Eberswalde (FH), Fachbereich Holztechnik, Fachgebiet Holzbau, Alfred-Möller-Straße 1, 16225 Eberswalde Dipl.-Ing. (FH) Frank Thoms, BTZ Ingenieurbüro GmbH, Lessingstraße 6, 18055 Rostock Zimmermeister Uwe Grimm, Holzgestaltung Uwe Grimm, Dorfstraße 122, 17166 Groß Wokern

FIRMEN UND VERBÄNDE

Herausforderungen an die deutsche Wasserwirtschaft Die aktuellen Themen der Wasserwirtschaft und die Aussichten für die Branche stehen im Fokus der fünften Wirtschaftstage, zu denen die Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V. (DWA) für den 6. und 7. März 2012 nach Hamburg einlädt. Die Tagung mit dem Titel „Wirtschaftlich denken – gemeinsam handeln“ befasst sich schwerpunktmäßig mit der Kommunen übergreifenden Zusammenarbeit in der Abwasserbeseitigung sowie mit der

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Vergleichbarkeit von Abwasserentgelten. Dr. F RITZ HOLZWARTH aus dem Bundesministerium für Umwelt, Naturschutz und Reaktorsicherheit (BMU) wird mit einem Referat über die Zukunft der deutschen Wasserwirtschaft in die Veranstaltung einleiten. Im Anschluss erläutert DWA-Präsident Bauassessor Dipl.-Ing. OTTO SCHAAF die Herausforderungen an die deutsche Wasserwirtschaft aus Sicht der DWA. Ein Erfahrungsaustausch zum Benchmarking und zum Einsatz von Unternehmenssteuerungsinstrumenten

rundet das Tagungsprogramm ab. Die Veranstaltung, die sich an Fach- und Führungskräfte der Wasserwirtschaft sowie an Vertreter von Beratungsunternehmen und Ingenieurbüros richtet, findet alle zwei Jahre statt.

Anmeldungen über Belinda Höcherl, Tel.: 0228 872-206, hoecherl@dwa.de. Das Tagungsprogramm kann unter www.dwa.de heruntergeladen werden.

BERICHT

Norbert Müller

Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken Die 1720 erbaute Stadtkirche in Dinslaken wurde in einem unzureichend tragfähigen, humosen Boden errichtet mit der Folge dauerhaft anhaltender Rißbildungen und Gebäudeschäden. In dem nachfolgenden Praxisbeispiel werden die Schadensursachen im Einzelnen beschrieben und die Vor- und Nachteile der unterschiedlichen Möglichkeiten zur Gründungssanierung gegenüber gestellt. Das bei den hier vorhandenen Rahmenbedingungen gewählte Verfahren wird abschließend vorgestellt.

Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken The municipal church of Dinslaken, built in 1720, has been erected on an organic soil with insufficient bearing capacity. In consequence of this, permanent crack formation and building damages occurred continously. In the following practical example the causes of damages are described in particular and advantages and disadvantages of different methods of foundation renovation are compared. Finally the method chosen in respect to the given boundary conditions will be presented.

Keywords Bauwerke, historische; Gebäudeschäden; Gründungssanierung; Baugrundverhältnisse in Dinslaken (NRW); Schadensursachen; Verfahren der Gründungssanierung; Mikropfähle nach DIN 1054; Düsenstrahlverfahren DSV; Presspfähle

Keywords historical buildings; building damages; foundation renovation; soil conditions in Dinslaken (NRW); causes of damages; methods of foundation renovation; micro piles according DIN 1054; jet grouting; press-driven piling system

Fallbeispiel Nr. 3 des AK 4.9 „Geotechnik historischer Gründungen und Naturdenkmäler“: Der seit 1992 bestehende Arbeitskreis befasst sich mit geotechnischen Problemen an historischen Bauwerken und Schutzmaßnahmen bei geologischen Naturdenkmälern. Die Beratungsergebnisse wurden in drei Empfehlungen veröffentlicht [1, 2, 3]. Seit 2006 bemüht sich der Arbeitskreis um die Sammlung und Auswertung einschlägiger Fälle, bei denen es entweder um aktuell anstehende oder um vorhandene ältere Sanierungen geht. Die dabei gewonnenen Erkenntnisse und Erfahrungen werden als Fallbeispiele veröffentlicht [4, 11] wie der nachstehende Bericht von N. MÜLLER, der im Arbeitskreis diskutiert wurde und als weiteres Fallbeispiel vorgestellt wird.

erneute Besichtigung des Gebäudes zehn Jahre später hat gezeigt, dass die Sanierungsmaßnahmen erfolgreich waren, zu Rissbildungen ist es seither nicht mehr gekommen.

Vorbemerkungen

Anlass Die Gründungssanierung von historischen Gebäuden ist wegen der hierbei in der Regel vorhandenen Unwägbarkeiten eine besondere geotechnische Aufgabe. Am Beispiel der im Zentrum von Dinslaken gelegenen, im Jahr 2000 sanierten evangelischen Stadtkirche werden die Einsatzmöglichkeiten und -grenzen unterschiedlicher Sanierungsverfahren sowie das ausgewählte, in technischer und wirtschaftlicher Hinsicht günstigste Verfahren beschrieben. Wegen der ungünstigen Baugrundverhältnisse im Bereich des flachgegründeten Gebäudes war es hier zu immer wiederkehrenden Setzungsschäden gekommen, die eine Gründungssanierung erforderlich machten. Eine

Geologische Übersicht Dinslaken befindet sich nördlich von Duisburg am Ostrand der Niederrheinischen Bucht. Der tiefere Untergrund bis ca. 15 bis 20 m Tiefe unter Gelände besteht hier aus kiesig-sandigen Schichten der pleistozänen Niederterrasse des Rheins. Diese werden in der Regel von lehmig-sandigen Hochflutbildungen des Rheins überlagert. Im Zentrum von Dinslaken sind diese durch nacheiszeitliche Bachablagerungen des Rothbaches ersetzt. Hierbei handelt es sich um sandige Lehme und Schluffe mit unterschiedlicher, in Rinnenstrukturen z. T. erheblicher humoser Komponente sowie um eine Wechselfolge von Fein- bis Mittelsanden und Mittelsanden mit linsenförmigen lehmigen, humosen bis schwach humosen Einlagerungen.

Gebäude

Bild 1 zeigt das im Jahr 1720 erbaute Kirchengebäude. Es handelt sich um eine vierjochige Saalkirche mit eingebautem Turm. Am gleichen Standort war zuvor von 1649 bis 1653 eine (kleinere) Vorgängerkirche errichtet worden. Als diese 1717 abbrannte, erfolgte 1720 der Neubau. Hierbei kam es zunächst zum Einsturz des Turmes. Die wieder aufgebaute Kirche wurde 1723 eingeweiht. Aus der Denkmalliste des Landschaftsverbandes Rheinland geht hervor, dass der Kreisbaumeister bereits 1859 einen

BERICHT REPORT

DOI: 10.1002 / bate.201001529

N. Müller: Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

Bild 1a Außenansicht der Stadtkirche Dinslaken Outer view of the municipal church

Bild 1b Innenansicht der Stadtkirche Dinslaken Inner view of the municipal church

Neubau aufgrund erheblicher Schäden vorschlug. Stattdessen wurde die Kirche in der Folgezeit mehrfach restauriert. Vor der Sanierung im Jahr 2000 waren immer wiederkehrende u. a. von den Bogenscheiteln der Fenster des Kirchenschiffes ausgehende Schrägrisse sowie Vertikalrisse unterhalb der Kirchenfenster und im Glockenturm etc. aufgetreten. Die erst 1904 angebaute Sakristei zeigt ein deutliches Fußbodengefälle (Bild A1 im Anhang). Die Gründungsuntersuchung mit insgesamt zehn Schürfen ergab, dass von einer Flachgründung des Kirchengebäudes auf Ziegelsteingrundmauern in einer Tiefe zwischen meist ca. 1,05 m (Sakristei) und 1,15 m/1,50 m (Kirchenschiff) unter Gelände auszugehen war. Die Gründungstiefen des Turmes wurden in den Schürfen zwischen 1,20 m und maximal 2,30 m unter Gelände festgestellt, Die Fundamentbreiten wurden mittels Kernbohrungen zu 0,90 m/1,00 m am Turm und zu 0,80 m am Kirchenschiff (s. Bild A1) ermittelt. Bild 2 zeigt am Beispiel des Schurfes S IV die im Bereich des Gebäudes z. T. vorhandenen zahlreichen Versorgungsleitungen und somit u. a. die Problematik der Gründungserkundung bei diesem innerstädtischen Gebäude.

Baugrund Bild 2

Der Baugrund wurde mit insgesamt elf Rammkernbohrungen ∅ 80/40 mm bzw. 35/28 mm sowie sechs schweren Rammsondierungen DPH detailliert untersucht (Bild A2 im Anhang). Bei dem gewählten Kleinbohrverfahren mit durchgehender Kerngewinnung handelt es sich um eine optimale und wirtschaftliche Form der Baugrunderkundung zur Feststellung der natürlichen Schichtenfolge, sofern die Bohrkernaufnahme wie im vorliegen38

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Zeichnerische Darstellung des Schurfes S IV (Grundriss und Fundamentansicht) Drawing of digging S IV (layout and foundation view)

den Fall unmittelbar im Gelände durch den Baugrundgutachter erfolgt. Die Ergebnisse der Baugrunderkundung und der in den Fundamentschürfen festgestellten Gründungstiefen sind

in Bild A3 im Anhang beispielhaft in einem schematischen Schichtenprofil dargestellt. Man erkennt, dass unterhalb der Gründungssohle (GS) ein humoser bis stark humoser Schluff (Auelehm) ansteht. Im Labor wurden Glühverluste von meist 9 bis 13 % festgestellt. Der humose Schluff wurde unterhalb der Fundamente in einer Stärke zwischen 0,30 m und 1,20 m erbohrt. Darunter wurden feinsandige Mittelsande mit linsenförmigen, maximal 0,20 m starken Einlagerungen von humosem bis schwach humosem Schluff und Lehm bis in eine Tiefe von meist 2,5 bis 3,5 m unter Gelände erbohrt, die von bis in maximal 5 m Tiefe reichenden feinsandigen Mittelsanden mit bis zu 1 bis 2 cm starken humosen Schlufflinsen unterlagert werden. Zur Tiefe hin folgen humusfreie Sande und Kies-Sande unterschiedlicher Körnung. Der Grundwasserstand wurde bei der Baugrunderkundung bei ca. 4,5 m unter Gelände angetroffen. Die Schlagzahlen der schweren Rammsonde DPH lagen in den humusfreien Sanden bis zur Endtiefe der Rammkernbohrungen/Rammsondierungen von 10,0 m unter Gelände im Mittel bei N10 = 8 bis 10. Dies entspricht unter Berücksichtigung des Grundwasserspiegels einer mitteldichten Lagerung.

Schadensursachen

Die Gründung des Kirchengebäudes ist seinerzeit unmittelbar im humosen Schluff erfolgt. Eine rechnerische Abschätzung der Setzungen in dem ursprünglich nur wenig konsolidierten, humosen Boden führt – ausgehend von einer Schichtdicke des humosen Schluffs von 0,50 m – mit den vom Ingenieurbüro Schwab Lemke, Köln, ermittelten Bodenpressungen (ca. 200 kN/m2 für die Fundamente des Kirchenschiffes und ca. 280 kN/m2 für die Kirchturmfundamente) zu Konsolidationssetzungen in der Größenordnung von ca. 5 cm (Kirchenschiff) bis ca. 7 cm (Kirchturm). Bei den exemplarisch ausgeführten Setzungsberechnungen wurde der Steifemodul des Auelehms zum Zeitpunkt der Errichtung der Kirche mit Es1 = 2,0 MN/m2 und im Fein- bis Mittelsand mit 5 cm bis 20 cm starken humosen Schlufflagen mit Es2 mittel = 15 MN/m2 sowie in den Sanden mit 1 cm bis 2 cm starken humosen Schlufflagen mit Es3 mittel = 40 MN/m2 abgeschätzt. Bei einer Schichtdicke des humosen Schluffs von 1,0 m ergeben sich hiermit für den Kirchturm rechnerische Konsolidationssetzungen von etwa 9,5 cm. Zu vermuten ist, dass derartige Setzungen und daraus resultierende Setzungsdifferenzen im Jahr 1720 den damaligen Einsturz des ursprünglich hergestellten Kirchturmes zumindest mitverursacht und auch schon unmittelbar nach Herstellung des Kirchengebäudes zu erheblichen Rissbildungen und Lastumlagerungen bei dem Kirchenschiff geführt haben.

Durch die vorstehend genannten Baugrundbelastungen ist es zunächst zu einer Konsolidierung des Baugrundes und somit zu einer Stabilisierung der Gründung gekommen. Als weitere Schadensursache kamen später Veränderungen des Grundwasserspiegels – bedingt durch die in der zweiten Hälfte des 19. Jahrhunderts einsetzende industrielle Entwicklung – hinzu: Der ursprünglich im Bereich des humosen Auelehms anstehende Grundwasserspiegel sank um rund 3,00 m ab mit der Folge, dass die humosen Bachablagerungen trocken fielen. Die hierdurch bedingte Reduzierung des Wassergehaltes hat nach dem Absinken des Grundwasserspiegels zu einer Zusammendrückung des humosen Schluffs infolge des Auftriebsverlustes und einem Abbau der organischen Substanz des Bodens durch aerobe Bakterien geführt. Derartige Setzungen sind lastunabhängig und dauerhaft. Die – gegenüber dem Kirchenschiff – trotz der deutlich geringeren Lasten erheblich größere Schiefstellung des Fußbodens und der Außenwände der Sakristei und die in der Vergangenheit etwa alle zehn Jahre notwendigen Risssanierungen am Kirchengebäude waren für derartige, von der Gebäudelast unabhängige Setzungen, ein eindeutiger Beleg. Wegen der seit 1936 gut dokumentierten, regelmäßigen Risssanierungen konnte im vorliegenden Fall auf eine zeitaufwändige Überwachung der weiteren Rissentwicklung durch Gipsmarken etc. und Setzungsmessungen s. [1] verzichtet werden. Eine möglichst langfristige, genaue Kontrolle des Gebäudezustandes ist jedoch immer dann notwendig, wenn das Setzungsverhalten und die Ursache von Schäden an historischen Gebäuden nicht eindeutig geklärt sind. Das Stadtkerngebiet von Dinslaken liegt außerhalb des Steinkohlebergbaus. Hierdurch bedingte Setzungen konnten als Schadensursache eindeutig ausgeschlossen werden.

Sanierungsmöglichkeiten

Um zukünftig regelmäßige Risssanierungen und – langfristig – Standsicherheitsprobleme zu vermeiden, wurde seitens der Kirchengemeinde eine Gründungssanierung in Verbindung mit einer Gesamtsanierung des Gebäudes beschlossen. Untersucht wurden im Rahmen des hierfür notwendigen Geotechnischen Gutachtens die nachfolgend beschriebenen Sanierungsalternativen.

5.1

Konventionelle Unterfangung

Bei einer nach DIN 4123 auszuführenden konventionellen Unterfangung, sind hier zwei prinzipielle Möglichkeiten zu unterscheiden – eine Unterfangung bis zur Unterkante des humosen Schluffes, d. h. bis meist Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

N. Müller: Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken

N. Müller: Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

0,50 m/1,00 m unter Gründungssohle (s. Bild A3 im Anhang) oder alternativ bis zur Untergrenze der Sande mit 0,05 m/ 0,20 m starken humosen Einlagerungen, d. h. bis ca. 1,50 m/2,70 m unter Gründungssohle. Letzteres hätte einen aufwändigen Verbau der Unterfangungsgruben erforderlich gemacht und zudem zu verstärkten Auflockerungen des Bodens unter der Gründungssohle geführt. Bei der 1. Lösung wären unterhalb der Gründungssohle humose Linsen in größerer Stärke und damit das Risiko zukünftiger Setzungsdifferenzen von mehreren Zentimetern verblieben. Eine konventionelle Unterfangung schied daher aus den vorstehend genannten Gründen aus.

5.2

Kleinbohrpfähle nach DIN 4128/DIN 1054

In der Regel werden die Gebäudelasten im Falle einer Gründungssanierung durch Kleinbohrpfähle über beidseitig der Fundamente hergestellte Kleinbohrpfähle (Verpresspfähle bzw. nach heutiger Norm Mikropfähle nach DIN 1054), die durch Stahlbetonbalken und Traversen mit den Fundamenten verbunden werden, in die humusfreien Sande und Kies-Sande über Mantelreibung abgetragen. Wegen des hiermit verbundenen Kostenaufwandes wurde von einem Anbieter als Sondervorschlag ein einseitig hergestellter Schrägpfahl (Stabverpresspfahl SVV mit Kugelfuß) angeboten (Bild 3). Dieser sollte wegen der zahlreichen, unmittelbar neben dem Gebäude liegenden Versorgungsleitungen von der Innenseite des Kirchenschiffes aus hergestellt werden. Die Lastabtragung erfolgt in diesem Fall über den Sohldruck (Spitzendruck) des Kugelfußes. Nachteilig an diesem Verfahren waren die zusätzlich anfallenden Kosten für die Herstellung einer neuen Bodenplatte (zur Aufnahme der H-Kräfte, s. Bild 3) einschließlich der Wiederherstellung des Innenraumes. Hinzu kamen bei diesem Verfahren mögliche Risiken von Bohrhindernissen (bedingt durch grobstückige Auffüllungen und das Antreffen eventueller Holzpfähle), ferner die Risiken von Suspensionsverlusten bei Hohlräumen innerhalb der Auffüllungen und evtl. Schwierigkeiten bei der Lastabtragung der vorhandenen Fundamente auf die Schrägbohrpfähle.

5.3

Düsenstrahlverfahren

Bei dieser auch als Hochdruckinjektion HDI bzw. Soilcrete-Verfahren bezeichneten Methode werden säulenförmige Unterfangungskörper aus Erdbeton (meist ∅ 0,80 m/1,0 m) unterhalb der Fundamente nach dem Abbohren einer Bohrlanze ∅ 0,06 m/0,09 m mittels Spülbohrverfahren hergestellt, indem der anstehende Boden durch einen Schneidstrahl mit einer Zement-Wassersuspension etc. unter hohem Druck aufgefräst und mit der Suspension vermischt wird. 40

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild 3

Stabverpresspfahl SVV mit Kugelfuß Rod injection pile with head mounting

Auch das Düsenstrahlverfahren DSV wies bei den hier vorliegenden Bedingungen eine Reihe von Problempunkten und Risiken auf. Die in Teilbereichen neben der Kirche vorhandenen Versorgungsleitungen (s. Bild 2) hätten umfangreiche Vorschachtungen per Hand bis zur Fundamentgründungssohle und ggf. die Verlegung von Leitungen notwendig gemacht. Unterhalb der Fundamente eventuell vorhandene Hindernisse (Holzpfähle) können zu Düsschatten und damit zu einer unzureichenden Ausbildung der DS-Säulen bzw. bei Hohlstellen in den Auffüllungen zu einem Suspensionsmehrverbrauch führen. Zwischen DS-Körper und vorhandenem Fundament kann es zu Fehlstellen kommen, in humosen Böden ist mit einer verminderten Festigkeit des DS-Körpers zu rechnen. Der Suspensionsrückfluss (zwischen Bohrlochwandung und Bohrlanze) müsste aufgefangen werden. Der Kirchenraum müsste dementsprechend ausgeräumt und gesichert werden.

5.4

Eine Nachgründung mit Presspfählen

Gegenlast

Presspfähle, die aus Stahlbetonsegmenten (meist ∅ 31,5 cm oder ∅ 21,5 cm, Höhe 0,50 m) bestehen, werden unterhalb der vorhandenen Fundamente von einer ca. 1,20 m hohen Arbeitsgrube aus stückweise in den Boden eingepresst. Die Presse stützt sich dabei über einen Stahlträger (z. B. HEB 300) zur Lastverteilung gegen das vorhandene Fundament bzw. das Mauerwerk ab (Bild 7).

Decke

In der Regel erfolgt das Einpressen zunächst auf das 1,75fache der späteren Gebrauchslast. Danach wird das ZeitSetzungsverhalten kontrolliert und der Pfahl auf die 1,2bis 1,3-fache Gebrauchslast festgelegt. Nach dem Ausbau der Presse und dem Einbau von Stahlspindeln zur Kraftübertragung wird die Arbeitsgrube ausbetoniert. Maximale Gebrauchslasten waren bei der im Jahr 2000 eingesetzten Betonqualität 400 kN pro Pfahl für Presspfähle ∅ 31,5 cm und 200 kN pro Pfahl für Presspfähle ∅ 21,5 cm. Notwendige Voraussetzungen für eine Nachgründung mit Presspfählen sind ein ausreichend stabiles Fundament sowie im vorliegenden Fall – wegen der humosen Zwischenschichten in den Sanden – das Erreichen einer Pfahltiefe von 5,0 m/5,5 m unter Gelände. Desweiteren sollte bei diesem Verfahren der Grundwasserspiegel unterhalb der Arbeitsgrube liegen, um die Kosten und Risiken einer Grundwasserabsenkung zu vermeiden. Voraussetzung ist ferner, dass die abschnittsweise Herstellung der 1,20 m tiefen Arbeitsgruben unter den Fundamenten ohne Risiken für die Gebäudestandsicherheit möglich ist. Sofern kein ausreichend stabiles Fundament als Widerlager vorhanden ist, wird zunächst eine Fundamentstabilisierung durch Zementverpressung oder die Herstellung eines Stahlbetonbalkens notwendig. Dieser kann unterhalb des Fundamentes oder durch abschnittsweises Entfernen des unteren Fundamentbereiches betoniert werden. Werden die notwendigen Pfahltiefen beim Einpressen nicht erreicht, besteht bei rolligen Böden die Möglichkeit, den Baugrund während des Einpressens der Pfahlsegmente durch Zugabe von Wasser und Pressluft (über den offenen Pfahlkern) zu lockern. Eine Wasserhaltung lässt sich in bestimmten Fällen dadurch vermeiden, dass der Stahlbetonbalken durch abschnittsweises Entfernen des untersten Teiles der Grundmauer hergestellt wird, sodass die Sohle der Arbeitsgruben dementsprechend höher gelegt werden kann. Presspfähle weisen demnach eine Reihe von – speziell für die Gründungssanierung historischer Gebäude – wesentlichen Vorteile auf: − Der Verbund Presspfahl/altes Fundament ist direkt sichtbar. − Besonderheiten im Baugrund (z. B. Holzpfähle, Leitungen, Findlinge etc.) sind im Bereich der Arbeitsgrube unmittelbar sichtbar und zugänglich. − Es liegt eine eindeutig definierte Kraftübertragung vor.

Beim Einpressen max. G = 1,75 x P

60° Öffnung

Betonpolster Hydraulische Presse

Pfahlfertigteile

Bild 4

Rechnerischer Ansatz des Gegengewichtes bei Presspfählen Analytical approach of counterweight for press-driven piles

− Die Pfahlsetzungen werden durch den Einpressvorgang vorweg genommen. − Die vorstehend bei Kleinbohrpfählen und dem DSVerfahren aufgeführten Risiken entfallen. Presspfähle bieten sich insbesondere dann an, wenn unterhalb einer unzureichend tragfähigen Schicht ein gut tragfähiger Baugrund in einer Tiefe von bis zu etwa 5 m unter Gründungssohle ansteht. Bei dem Fußboden der Kirche handelt es sich um einen selbsttragenden Holzfußboden, sodass spätere Nachsetzungen mit einfachen Mitteln ausgeglichen werden können.

Ausgeführte Gründungssanierung

Nach dem Ergebnis der Baugrund- und Gründungsuntersuchung bot sich hier eine Gründungssanierung mittels Presspfählen an. Bild 5a zeigt den Pfahlkopfbereich eines Presspfahles nach Ausbau der Presse und dem Einbau der Druckspindeln, in Bild 5b ist zusätzlich die Bewehrung für den Fundamentsporn erkennbar. Der Grundwasserspiegel lag mit 4,5 m unter Gelände deutlich tiefer als die zum Einbringen der Pfähle notwendige Sohltiefe der Arbeitsgrube. Die notwendigen Pfahltiefen von ca. 5,0 m/5,5 m unter Gelände waren sicher erreichbar (im Sand mit humosen Einlagerungen z. T. unter Einsatz von Spülhilfen). Die Ziegelsteingrundmauern wiesen eine ausreichende Festigkeit sowie wechselnde Gründungstiefen auf. Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

N. Müller: Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken

N. Müller: Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

Stahlträger

humoser Schluff

Druckspindel

Bild 5a Pfahlköpfe der Presspfähle mit Druckspindeln und Stahlträger sowie humoser Schluff (schwarz) Heads of press-driven piles with pressure spindle, steel bar and organic silt (black)

Die zahlreichen Versorgungsleitungen unmittelbar neben dem Gebäude (s. Bild 2) hätten im Fall einer Sanierung mittels Kleinbohrpfählen bzw. Düsenstrahl-Verfahren umfangreiche Vorschachtungen und z. T. Leitungsverlegungen notwendig gemacht. Ferner muss speziell bei historischen Gebäuden, die häufig auf den Fundamenten von Vorgängergebäuden gegründet werden und/oder eine wechselnde Gründung aufweisen, immer mit größeren Unwägbarkeiten gerechnet werden. Diese werden bei der Herstellung der für die Presspfähle notwendigen Arbeitsgruben unter den Fundamenten zwangsläufig erkannt. So wurden bei den Nachgründungsarbeiten in Teilbereichen unterhalb des Turmes bei Pfahl 21, 22 und 30 unter den vorhandenen Fundamenten Spickpfähle angetroffen (Bild 5c), die trotz der vorhergegangenen umfangreichen Untersuchungen der vorhandenen Gründung nicht festgestellt werden konnten. Für das gewählte Presspfahlsystem sprach weiterhin, dass die hier bei den übrigen Verfahren notwendigen Zusatzarbeiten (Herstellung einer neuen Bodenplatte etc. bei Stabverpresspfählen, Umlegen von Versorgungsleitungen beim Düsenstrahl-Verfahren und Ausräumen des historischen Kirchenraumes bei beiden Verfahren) entfielen. Damit war im vorliegenden Fall das Presspfahlsystem das hinsichtlich der Höhe der Kosten und der Kostensicherheit eindeutig günstigste Verfahren zur Gründungssanierung.

Bild 5b Pfahlköpfe der Presspfähle mit Druckspindeln sowie der Bewehrung des Sporns Heads of press-driven piles with pressure spindles and reinforcement of foundation toe

Ausgeführt wurden insgesamt 49 Presspfähle (Bild A4 im Anhang). Für den zur Abtragung der Windkräfte notwendigen statischen Nachweis wurde zusätzlich unter den Längswänden die Herstellung von seitlichen, mit den Presspfählen verbundenen Fundamentspornen (fünf auf jeder Seite) notwendig. Hierfür war es erforderlich, den Boden von der Sohle der Arbeitsgruben aus durch ergänzende Rammkernbohrungen auf humose Einlagerungen hin zu überprüfen. Soweit oberflächennah vorhanden, wurde der nichttragfähige Boden durch Magerbeton ersetzt. In Ausnahmefällen (Pfähle 7 und 8) wurden unterhalb des Spornes wegen der großen Tiefe der hier vorhandenen humosen Einlagerungen Stahlrohrpfähle bis ca. 6,0 m unter Gelände hergestellt. Nach Herstellung der Gründungssanierung konnten die im Kirchenraum sichtbaren Anker zwischen den Außenwänden des Kirchenschiffes entfernt werden. Die Gründungssanierung wurde im Jahr 2000 innerhalb von sechs Wochen ausgeführt. Die Gesamtkosten der Gründungssanierung lagen seinerzeit bei 216 000 DM. Die evangelische Stadtkirche von Dinslaken hat durch die Sanierung ein festes Fundament erhalten – gerade weil sie jetzt „auf Sand gebaut“ ist.

Bild 5c Holzpfahl (Spickpfahl) Wooden pile

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Literatur [1] Empfehlung Nr. 1 des AK „Geotechnik historischer Bauwerke und Naturdenkmäler“. Bautechnik 74 (1997), H. 7, S. 467–470. [2] Empfehlung Nr. 2 des AK „Geotechnik historischer Bauwerke und Naturdenkmäler“. Bautechnik 81 (2004), H. 1, S. 17–24. [3] Empfehlung Nr. 3 des AK „Geotechnik historischer Bauwerke und Naturdenkmäler“. Bautechnik 81 (2004), H. 9, S. 760–765. [4] JAHNEL, C.; MEIER, J.; SACHTLEBEN, V.: Sanierung der Felseremitage Bretzenheim a. d. Nahe. Bautechnik 85 (2008), H. 9, S. 616–622. [5] GOLDSCHEIDER, M.; ECKERT, H.: Baugrund und historische Gründungen – Untersuchen, Beurteilen, Instandsetzen. In: SFB 315 „Erhalten historisch bedeutsamer Bauwerke“. Empfehlungen für die Praxis. Universität Karlsruhe 2003. [6] MÜLLER, N.; GÜCKER, R.: Gründungsschäden an historischen Bauwerken. Landesinstitut für Bauwesen und angewandte Bauschadensforschung Aachen (1990).

[7] MÜLLER, N.: Gründungsschäden historischer Gebäude im Lockergestein – Schadensursachen, Sanierungstechniken, Fallbeispiele. In: Burgen und Schlösser 35 (1994), S. 188– 198. [8] P LACZEK, D.; KÖTHER, M.; WILDEN, U.: Zum Tragverhalten verschiedener Pfahlsysteme mit kleinem Durchmesser. Vorträge. Baugrundtagung Berlin 1996, S. 165–193. [9] SCHULTZE, E.: Erhaltung und Sanierung von Baudenkmälern, Baugrund und Gründung. VGB-Mitt. Aachen 1971. [10] SMOLTCZYK, U.; WITT, K. J.: Unterfangungen und Unterfahrungen. Grundbautaschenbuch Teil 2, 6. Auflage, Kap. 2.3. Berlin: Ernst & Sohn Berlin 2001. [11] SCHWAB, O.: Sanierung der Klosterkirche Knechtsteden. Bautechnik 98 (2010) H. 8, S. 512–514 Autor: Dipl.-Geol. Dipl.-Ing. Norbert Müller Geotechnisches Büro N. Müller, Dr. W. Müller und Partner Bockumer Platz 5a, 47800 Krefeld, buero@geotechnik-dr-mueller.de

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

N. Müller: Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

t = ca. 28,4 mNN

b = ca. 0,70 m

S I

S II

t 2 = ca. 28,2 mNN

t = ca. 28,4 mNN

b = ca. 0,80 m

Bild A1 Lageplan der Gründungsuntersuchung mit Rissbeschreibung Position plan of foundation investigations with specification of cracks

Schrägrisse im Deckengewölbe

b= ca. 0,70 m

t = ca. 28,25 mNN 28,40 mNN

b = ca. 0,80 m

S IX

t = ca. 28,4 mNN

le fäl ge en d er o ßb gd e Fu un änd g i e nw + N uße A

offene Risse 1-2 mm, vom oberen Fensterbereich ausgehend

S VIII

t = ca. 27,8 mNN

Fenstergewölbe gerissen

steilstehender Riß zwischen den Pfeilern

Horizontalrisse im Pfeiler über der Verankerung der Außenwände

b = ca. 1,10 m

S VII

t = ca. 28,15 mNN

Schrägriß in ca. Vertikalriß übergehend, unterhalb des Fensters bis GOK

Schrägriß 1-2 mm durch Pfeiler

Gründungsbreite

Schürfe Gründungstiefe

SI-X

b = ca. 0,90 m

S IV t = ca. 28,85 mNN

t = ca. 27,25 mNN

t = < 28,45 mNN

t = ca. 28,4 mNN

Vertikalriß in Schrägriß übergehend

t = ca. 28,2 mNN

S III

b = ca. 1,0 m

t = ca. 28,45 mNN

Haarriß im mittleren Wandbereich unter dem Fenster

Vertikalriß in Kirchturmmitte u. waagerechte Risse

b = ca. 0,90 m

S VI

t = ca. 28,05 mNN

b = ca. 0,80 m

steiler Schrägriß

ca. Vertikalriß (Haarriß) unter Fenster bis GOK

N. Müller: Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

schwere Rammsondierungen

Rammkernbohrungen ø 80 mm

DPH 1 - 6

RKB IV RP I

Rammpegel 1 14 "

Rammkernbohrungen ø 35 mm

RKB 1 - 7

S II

Schürfe

S I

SI-X

DPH 1

RKB 7

S IX

RKB 2

RKB II RP II

S VII

DPH 2

DPH 5

Bild A2 Lageplan mit Untersuchungspunkten (Bohrungen, Rammsondierungen, Rammpegel und Schürfe) und Profillinien Position plan with investigations (exploratory drillings, dynamic penetrations, ram pumps, diggings), lines of soil profiles

RKB 1

DPH 6

S VIII

RKB III

RKB 6

RKB 3

S III

RKB IV RP I

DPH 3

RKB I

S VI

RKB 5

RKB 4

S IV

DPH 4

BERICHT REPORT

N. Müller: Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

25 9

humoser Schluff, z.T. stark humos

sandiger Lehm und stark lehmiger Sand mit humosen Spuren

Mittelsand, feinsandig, z.T. mit Holzresten

humoser Schluff, steif bis halbfest

Mittel- bis Grobsand, lagenweise schwach humos, mit humosen Spuren

VII

Auffüllungen (sandiger Lehm, lehmiger Sand, stellenweise schwach humos, Fein- bis Mittelsand, Ziegelbruch, im unteren Bereich teilweise fraglich aufgefüllt)

VIII

RKB III

Bild A3 Schematisches Schichtenprofil Schematic soil profile

GWS 02/00

GS GS

DPH 6

RKB 2

[mNN]

Schürfe

RKB 1

12 13

kiesiger Mittel- bis Grobsand

toniger Schluff, steif

Mittelsand, grobsandig, lagenweise feinsandig

Feinsand, mittelsandig

Mittelsand, feinsandig, grobsandig, schwach kiesig

Fein- bis Mittelsand, schwach humos, mit Holzresten

sandiger Lehm, humos bis schwach humos

RKB IV

DPH 5

RKB 3

V DPH 4

RKB 4

Mittelsand

GWS 02/00

N. Müller: Gründungssanierung der Stadtkirche in Dinslaken

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild A4 Segmentpfahlplan (Grundriss und Schnitt) Pile position plan (Layout and cross section)

Pfahldurchmesser 31,5 cm Pfahl mit einer mittleren Pfahll채nge von 3,50 m

bestehendes Fundament

BERICHT REPORT

N. M체ller: Foundation renovation of the municipal church in Dinslaken

BERICHT

Robert Welter

Verstärken mit CFK-Lamellen Grundlagen für eine fehlerfreie und wirtschaftliche Bemessung Verstärken von Stahlbeton mit CFK-Lamellen gehört zum aktuellen Stand der Technik. Bei der Bemessung werden jedoch häufig Fehler gemacht, die zu falschen oder zumindest unwirtschaftlichen Ergebnissen führen. Gegenstand dieses Berichtes ist demnach die umfassende Vorstellung des Themas S&P Sto CFK-Lamelle mit den zugehörigen Zulassungen [1] und weiterer FRP-Systeme. Besonderes Augenmerk wird auf grundlegende Punkte gelegt, die für eine richtige und wirtschaftliche Bemessung wichtig sind.

Einleitung

Stahlbeton mit CFK-Lamellen zu verstärken ist eine Bauweise, die mittlerweile seit ca. zwei Jahrzehnten angewendet wird. Zuvor wurde schon über viele Jahre mit aufgeklebten Stahllaschen verstärkt. Die Zulassungen [1] durch das Deutsche Institut für Bautechnik bestehen seit 1986. Die Bauweise ist eingeführt und heute Stand der Technik. Durch kontinuierlich weiterentwickelte Bemessungssoftware [2] ist auch die Bemessung einfach und schnell zu bewerkstelligen. Die Zahl der Statiker und Architekten, die diese Bauweise anwenden, wird ständig größer. Viele wissen jedoch nach wie vor nicht, wie man mit einer geklebten Verstärkung umgeht. Um dieses Problem zu lösen, steht die kompetente Unterstützung durch das S&P-Ingenieurteam zur Verfügung, so werden grundlegende Fragen und technische Details gleich zu Projektbeginn geklärt. Häufig wird eine Verstärkung mit CFK-Lamellen erst gar nicht in Erwägung gezogen, da sie zu Unrecht als zu teuer und unwirtschaftlich angesehen wird. Tatsächlich stellt diese Bauweise mit all ihren Vorzügen häufig die wirtschaftlichste oder einzige technische Möglichkeit für eine Verstärkung im Bestand dar. Den Ruf teuer zu sein hat die CFK-Verstärkung nicht zuletzt durch die teilweise grundlegenden Fehler bei der Bemessung bekommen. Statisch können diese Berechnungen zwar in Ordnung sein, aber dennoch zu sehr unwirtschaftlichen Ergebnissen führen. Wenn man einige grundlegende Punkte beachtet, kann die technische Machbarkeit einer CFK-Verstärkung schnell abgeklärt werden und über eine kurze Vorbemessung können die Kosten sicher abgeschätzt und mit anderen Bauweisen verglichen werden. So ist sichergestellt, dass der Bauherr auch die wirtschaftlichste Lösung angeboten bekommt. 48

Um ein System richtig einsetzen zu können, ist zweifelsohne mehr nötig als die bloße Kenntnis der Bemessungsrichtlinien. Im Folgenden werden daher die Herstellung, die Verarbeitung, das grundlegende Herangehen an Projekte, Referenzen sowie weitere FRP-Systeme vorgestellt.

Herstellung der S&P Sto CFK-Lamellen

CFK-Lamellen gehören zur Gruppe der Faserverbundwerkstoffe. Im Allgemeinen handelt es sich um verschiedene Fasern wie beispielsweise Glas-, Aramid- oder Carbonfasern (Bild 1), die in eine Kunststoffmatrix eingebettet sind. Man erzeugt damit einen Faserverstärkten Kunststoff oder in Englisch Fibre Reinforced Polymer, abgekürzt FRP. Von den FRP-Systemen ist für die Verstärkung von Stahlbeton die S&P Sto CFK (Kohlefaserkunststoff)-Lamelle die am weitesten verbreitete und erfolgreichste Variante. Diese Lamellen sind in der Regel nur ca. 1,2 mm oder 1,4 mm dick [1]. Die üblichen Breiten bewegen sich zwischen 50 mm und 100 mm [1]. Neben diesen Lamellen, die auf den Beton aufgeklebt werden, gibt es auch deutlich schmalere Lamellen (10 mm bis 25 mm) [1], die in Schlitzen in der Betondeckung verklebt werden. Der Fasergehalt in den zugelassenen Lamellen beträgt mindestens 70 % [1]. Zur Herstellung werden die Fasern hunderter RovingSpulen zum „Die“ geführt und durch ein Epoxidharzbad gezogen. Das Aushärten erfolgt thermisch, wodurch eine hohe Temperaturbeständigkeit erreicht wird.

Bild 1

Spannungs-Dehnungs-Diagramm der Fasern [2]

dass er die Bedingungen der Richtlinie noch erfüllt, und spätestens alle sechs Jahre wird eine Überprüfung auf der Baustelle durchgeführt. Neben der Instandsetzung, die einen Untergrund erzeugt, der über die benötigten Festigkeiten verfügt, ist die Ebenheit ein wichtiges Kriterium für eine fehlerfreie Verarbeitung. Die Ebenheit muss vor und nach dem Verkleben der CFK-Lamellen geprüft werden. Die Ebenheitstoleranz liegt dabei bei 1 mm auf 30 cm (Bild 3). Bild 2

Untergrundvorbereitung

Am Ende der Produktion steht die Konfektionierung. In der Regel werden jeweils 150 m der Lamellen auf Rollen mit mindestens 60 cm Durchmesser [1] aufgerollt und versendet. Die Rollen der oberflächig aufgeklebten Lamellen wiegen je nach Breite ca. zwischen 15 und 45 kg.

Verarbeitung

Für die Verarbeitung gelten die in den Zulassungen [1] und in der Instandsetzungsrichtlinie [3] angegebenen Vorschriften. Im Folgenden wird die Verarbeitung auszugsweise und teilweise stark vereinfacht anhand einiger relevanter Punkte beschrieben. Bevor die Lamellen verarbeitet werden können, ist eine grundlegende Untergrundvorbereitung durchzuführen. Dies geht bei älteren Bestandgebäuden meist mit einer umfassenden Betoninstandsetzung einher (Bild 2). Bei der Untergrundvorbereitung ist größte Sorgfalt geboten, da der Beton in der Regel das schwächste Glied in der „Tragfähigkeitskette“ darstellt. Reist eine Lamelle ab, so versagt in der Regel der Beton in der Art, dass ein Teil der Betondeckung an der Lamelle klebt. Die Untergrundvorbereitung sowie das Verkleben der Lamellen selbst dürfen in Deutschland durch Fachfirmen erfolgen, die neben dem SIVV-Schein auch über den „Eignungsnachweis zum Verkleben von CFK-Lamellen“ verfügen. Dieser Eignungsnachweis wird von nur wenigen Instituten vergeben. Nach drei Jahren muss der Betrieb nachweisen,

Bild 3

Überprüfen der Ebenheit

Lediglich bei konvex gekrümmten Bauteilen darf von dieser Toleranz abgewichen werden, da diese Krümmung positiv auf die Verbundeigenschaften wirkt. Zum Verkleben wird der zweikomponentige Epoxidharzklebstoff mit einem definierten Dachprofil auf die Lamelle aufgebracht, nachdem diese gründlich gereinigt und entfettet wurde. Das Dachprofil gewährleistet nach dem Andrücken an das Stahlbetonteil, bei seitlichem Austreten des Klebstoffs, eine vollflächige Verklebung ohne Lufteinschlüsse. Dabei ist lediglich eine vollflächige Verklebung aber kein besonders großer Anpressdruck erforderlich (Bild 4). Nach ca. 48 Stunden hat der Klebstoff bereits 80 % seiner Endfestigkeit erreicht und kann von üblichen oder zumindest reduzierten Verkehrslasten belastet werden. Nach einer Woche ist der Klebstoff in der Regel voll ausgehärtet. Die Aushärtung ist von den Umgebungsbedingungen abhängig. Während der Aushärtung muss die CFK-Lamelle nicht unterstützt werden. Der darunter befindliche Raum kann sofort wieder genutzt werden. Dies ist einer der Gründe, weshalb die CFK-Lamellen die zuvor verwendeten Stahllaschen abgelöst haben. Aufgrund des hohen Eigengewichts mussten die Stahllaschen durch mehrere Sprieße abgestützt werden. Zudem verhinderte die große Dicke der Stahllaschen von teilweise mehr als 1 cm eine kreuzweise Verstärkung von zweiachsig tragenden Platten. Nach dem Aufbringen der Lamellen und eventuellen Stahllaschenbügeln können diese mit einer abgehängten Decke verkleidet oder verputzt werden. Bei Außenbauteilen, wie z. B. Brücken, kann die Überarbeitung mit einem OS-System erfolgen (Bild 5).

Bild 4

Verkleben der CFK-Lamelle

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

R. Welter: Verstärken mit CFK-Lamellen

vorgeschrieben wird. Neben zahlreichen weiteren Versuchen sind vor allem die Überprüfung der Verankerung mittels Doppellaschenkörpern und Biegeversuche durchzuführen, in denen überprüft wird, ob das System sich in den Grenzen bewegt, die für die Bemessungsrichtlinie grundlegend sind. Im Folgenden sind einige wichtige Anwendungsgebiete und Grenzen aufgelistet, die bei den zur Zeit gültigen Zulassungen zu beachten sind: aufgeklebte CFK-Lamellen:

Bild 5

Verstärkte Brücke mit UV-Beschichtung

Nur wenn Brandschutz erforderlich ist, muss eine Beplankung mit einem speziellen Lamellenbrandschutz erfolgen.

– Verstärken von Biegebauteilen (keine planmäßige Normalkraft) – Bauteile unter vorwiegend ruhender Belastung – nur Stahlbetonverstärkung (kein Spannbeton) – Verstärkungsgrad < 2,0 – Haftzugwert > 1,5 N/mm2 – Betongüte > C12/15 und < C45/55 – max. zugelassene Lamellendehnung ca. 0,6 % in Schlitze verklebte CFK-Lamellen:

Zulassungen und Bemessungsrichtlinien

Die beschriebene Verarbeitung ist neben den technischen Eigenschaften und der Bemessung ein wesentlicher Teil der Zulassungen[1]. In diesem Abschnitt wird Bezug genommen auf vergangene und aktuelle Zulassungen [1] sowie auf die neue Richtlinie [4], die zur Zeit im Deutschen Ausschuss für Stahlbeton entwickelt wird. Eine S&P Sto CFK-Lamelle ist nie „alleine“ zugelassen, sondern immer das gesamte System. Um eine lückenlose Funktion zu gewährleisten, müssen von der Instandsetzung über den Klebstoff bis zur Lamelle Produkte eines System bzw. einer Zulassung verwendet werden. Wird eine Komponente verändert, entfällt der Haftungsanspruch auf das System. Wird das gesamte System geändert, ist eine neue Statik zu erstellen. Die erste Zulassung für geklebte Bewehrung wurde 1986 für aufgeklebte Stahllaschen erstellt. 1996 folgte die erste Zulassung für aufgeklebte CFK-Lamellen. Mittlerweile hat dieses System mehrere Zulassungsgenerationen durchlaufen. Die letzten Anpassungen waren jedoch nicht nur durch das Auslaufen der alten Zulassung bestimmt, sondern auch durch Änderungen der zugrunde liegenden Stahlbetonnorm, durch neue Nachweise und veränderte Anwendungsgebiete erforderlich. Neben dem System der aufgeklebten CFK-Lamellen wurde 2004 das System der in Schlitzen verklebten CFKLamellen zugelassen. Um eine Zulassung zu erhalten, ist eine Grundprüfung erforderlich, die vom Deutschen Institut für Bautechnik 50

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

– Verstärken von Biegebauteilen mit und ohne planmäßige Normalkraft – Bauteile mit nicht vorwiegend ruhender Belastung (Brücken) – Stahl- und Spannbetonverstärkung – keine Verstärkungsgradbeschränkung – keine Beschränkung des Haftzugwertes – Betongüte > C20/25 und < C45/55 – max. zugelassene Lamellendehnung ca. 0,8 % Die Zulassungen im Bereich der geklebten Bewehrung stehen nun vor einer weiteren wichtigen Veränderung. Die Bemessung sowie große Teile der Verarbeitung werden zukünftig nicht mehr in den Zulassungen geregelt sein, sondern in einer neuen Richtlinie des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton. Die Zulassungen werden dann im Wesentlichen nur noch die Kennwerte der Systemkomponenten festlegen. Dies ist ein wichtiger Schritt in Richtung Norm für diese Bauweise. Diese neue Richtlinie für geklebte Bewehrung wird vom Deutschen Ausschuss für Stahlbeton – unter Mitarbeit der S&P Clever Reinforcement GmbH – entwickelt. Grundlage für diese Richtlinie sind umfangreiche Versuche an den Universitäten Braunschweig[6] und München[5, 7]. Das Hauptaugenmerk dieser Versuche lag auf dem Verbundverhalten unter dynamischer Belastung und der Schubverstärkung (Bild 6). Insgesamt versteht man das Tragverhalten nun deutlich besser, was eine Erweiterung des Einsatzgebietes und eine wirtschaftlichere Bemessung ermöglicht. Die größten Veränderungen ergeben sich für die aufgeklebten CFK-Lamellen. Auch wenn die neue Richtlinie noch nicht fertiggestellt ist, werden zukünftig vermutlich die folgenden Anwendungsgebiete und Grenzen für die aufgeklebte Lamelle gelten:

Bild 6

Schubversuch an der TU München

– Stahl- und Spannbetonverstärkung – Verstärken von ruhend und nicht ruhend belasteten Bauteilen (Brücken) – keine Begrenzung des Verstärkungsgrades – Haftzugfestigkeit > 1,0 N/mm2 – Betongüte Normalbeton – maximale Lamellendehnung ca. 1 %

Bild 7

Neben den neuen Anwendungsgebieten und Bemessungsgleichungen für die bestehenden Systeme werden auch viele weitere FRP-Systeme geregelt, die nicht über eine Zulassung verfügen. So zum Beispiel die Verstärkung von Rundstützen durch die Umwicklung mit C-Sheets (Bild 7).

S&P Sto CFK-Lamellen werden beim Neubau nicht eingesetzt, jedoch sind sie perfekt auf das Bauen im Bestand abgestimmt. Sie erfüllen nicht nur die Hauptaufgabe, die Tragfähigkeit zu erhöhen, sondern haben eine Reihe weiterer Vorteile, z. B. kann die Baustelleneinrichtung sehr gering ausfallen, der laufende Betrieb kann erhalten bleiben, die lichten Maße ändern sich kaum und auch das Eigengewicht der Bauteile wird nicht erhöht.

Wenn solche Bemessungsgrundlagen vorhanden sind, können neue Zulassungen oder Zustimmungen im Einzelfall deutlich einfacher und schneller erstellt werden.

Herangehensweise bei einem Projekt

Wenn ein neues Projekt ansteht, gilt es zunächst, verschiedene Verstärkungskonzepte durchzuspielen, die Vor- und Nachteile gegeneinander abzuwägen, bevor man in eine konkrete Planung einsteigt. Bei einer statischen Verstärkung muss man sich in der Regel zwischen Stahlträgern, Spritzbeton, Aufbeton oder geklebten CFK-Lamellen entscheiden. Der „normale“ Bauingenieur kann die Beton- und Stahlträger-Varianten in der Regel grob abschätzen, da sie bei der täglichen Arbeit, z. B. beim Neubau, üblich sind. Diese massiven Verstärkungen haben zwar auch Vorteile, wie beispielsweise einen positiven Einfluss bei Schwingungsproblemen, die man durch eine Erhöhung des Flächenträgheitsmomentes oder einer Reduktion der Spannweiten in den Griff bekommen kann. Jedoch haben diese Bauweisen beim Bauen im Bestand viele Nachteile. Die Baustelleneinrichtung ist aufwendig, es herrscht viel Lärm und Dreck, die lichte Raumhöhe wird deutlich reduziert und das Eigen-

Stützenumwicklung mit C-Sheet 240

gewicht des Bauteils kann sich deutlich erhöhen, um nur einige Punkte zu nennen.

Aufgrund der vielen Vorteile sollte beim Bauen im Bestand eine Verstärkung mit CFK-Lamellen immer in Betracht gezogen werden. Zwei Fragen müssen dann geklärt werden: – Ist eine CFK Verstärkung möglich? – Was kostet die CFK Verstärkung? Die erste Frage kann umformuliert werden in: Ist eine Verstärkung gemäß Zulassung [1] möglich oder nicht? Diese Frage lässt sich klären, indem man prüft, ob der aktuelle Anwendungsfall in den oben genannten Grenzen der Zulassung liegt. Die effektivste, schnellste und sicherste Möglichkeit, die grundlegende Anwendbarkeit und Kosten-Kriterien zu klären, ist ein kurzes Beratungsgespräch mit dem Ingenieurteam von S&P Clever Reinforcement GmbH. Sind die Randbedingungen besprochen, gilt es, die technische Machbarkeit durch eine grobe Vorbemessung sicherzustellen. Durch diese Vorbemessung können auch die erforderlichen Lamellenquerschnitte und Schubbügel abgeschätzt und somit die Kosten grob festgelegt Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

R. Welter: Verstärken mit CFK-Lamellen

werden. Eine Kostenschätzung ohne eine Vorbemessung durchzuführen, kann zu extremen Fehleinschätzungen führen.

Die Vorbemessung

Die Vorbemessung beginnt in der Regel mit der herkömmlichen Nachrechnung des Bauteils. Das Ergebnis einer solchen Berechnung ist dann häufig, dass die vorhandene Zugbewehrung nicht ausreicht. Wurde diese herkömmliche Berechnung durchgeführt, sind die meisten Daten, die für eine Bemessung von CFK-Lamellen benötigt werden vorhanden: – Querschnittswerte/Abmessungen – statisches System – neue Belastung und neue Schnittgrößen im Endzustand – vorhandene Betongüte – vorhandene Stahlsorte und Bewehrungsquerschnitt Für die Bemessung der Lamellen fehlen nun nur wenige weitere Angaben: – die Schnittgrößen im Vordehnungszustand (der Lastzustand beim Kleben der Lamellen – z. B. nur Eigenlast) – die Haftzugfestigkeit des Betons Bevor man mit der Bemessung beginnt, sollte man das Prinzip von aufgeklebten CFK-Lamellen verstanden haben. Aufgeklebte Lamellen unterscheiden sich in zwei Punkten grundlegend von der inneren Stahlbewehrung: – CFK-Lamellen verhalten sich linear elastisch bis zum Bruch. Die Bruchdehnung beträgt ca. 1,5 % [1]. Im Idealfall dürfen die Lamellen nach Zulassung [1] mit der Hälfte der Bruchdehnung ausgenutzt werden. Bewehrungsstahl verhält sich elastisch-plastisch, bei BSt500 wird die Fließdehnung bei ca 0,25 % erreicht. CFK-Lamellen eignen sich daher insbesondere für den Nachweis der Tragfähigkeit, da hier die Fließdehnung des Stahls überschritten wird und somit die Lamellen optimal ausgenutzt werden können. – Das Verbundverhalten unterscheidet sich grundlegend zu dem des einbetonierten Bewehrungsstahls. Während ein Bewehrungseisen bei genügender Verankerungslänge voll verankert werden kann, ist dies bei aufgeklebten CFK-Lamellen nicht möglich. Eine ca. 10 cm breite Lamelle darf bei dem Nachweis der Tragfähigkeit mit bis zu ca. 150 kN Zugkraft belastet werden, davon können jedoch nur ca. 20 bis 30 kN verankert werden. Es kommt zu einem Verbundversagen, die Lamelle reißt mit dem oberflächennahen Beton ab. Eine wirtschaftliche Verstärkung ist daher in erster Linie bei Biegebauteilen möglich. Hier ist die Belastung in Feldmitte am größten, und die Lamellen werden im Idealfall voll ausgenutzt. Die Zugkraft der Lamelle kann sich dann von einem Biegeriss 52

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild 8

Belastungszustände

zum nächsten entsprechend der Momentenlinie reduzieren. In der Nähe des Auflagers ist die Lammellenzugkraft im Idealfall so klein, dass eine Verankerung der verbliebenen Kraft möglich ist. Aus diesem Grund werden die Lamellen nicht nur unmittelbar in den Bereich geklebt, in dem die vorhandene Bewehrung nicht ausreicht, sondern von Auflager zu Auflager. Die Schritte für eine Bemessung im Feld nach der aktuellen Zulassung [1] lauten wie folgt: – – – – –

Biegenachweis am maximalen Moment in Feldmitte Gebrauchsnachweis in Feldmitte Endverankerungsnachweis der CFK-Lamellen Endverankerung der Innenbewehrung Schubnachweis nach CFK-Zulassung

Der Rechenaufwand ist sehr hoch, da an mehreren Stellen nur eine iterative Lösung möglich ist. Mit dem Bemessungsprogramm S&P FRP Lamella [8] ist eine prüffähige Bemessung schnell durchgeführt. Die Bemessung wird anhand der Reihenfolge erklärt, die in dem Bemessungsprogramm gewählt ist. Zunächst werden die Querschnittswerte, die Betongüte, die Stahlgüte sowie der vorhandene Stahlquerschnitt eingegeben. Mit diesen Angaben können das aufnehmbare Moment des unverstärkten Querschnitts und die Dehnungszustände berechnet werden. Danach werden die Momente am maßgebenden Schnitt eingegeben. Benötigt werden die Momente des Vordehnungszustands und des Endzustands (Bild 8). Der Begriff Vordehnungszustand steht für den Zeitpunkt des Verklebens der Lamelle. Im Endzustand steht das Bauteil unter voller Belastung. Hieraus werden die Momente für den Gebrauchszustand und den Nachweis der Tragfähigkeit ermittelt.

Bild 9

Endverankerung

Mit diesen Kennwerten werden die Nachweise der Gebrauchstauglichkeit und der Tragfähigkeit geführt. Bei der Gebrauchstauglichkeit wird nachgewiesen, dass die Innenbewehrung unter Gebrauchslasten nicht fließt. Dieser Nachweis sowie der Nachweis der Tragfähigkeit wird über eine Iteration der Dehnungszustände erreicht, wobei der Dehnungszustand beim Aufkleben der CFKLamelle berücksichtigt werden muss (Vordehnungszustand). Je nach Querschnitts- und Lastkombination kann hier der Gebrauchszustand, die Zugzone oder auch die Druckzone maßgebend werden. Nur wenn die Zugzone maßgebend wird, besteht die Möglichkeit, die Lamellen voll auszunutzen. Wird einer der anderen Nachweise maßgebend, müssen mehr Lamellen gewählt als über die erforderliche Zugkraft benötigt werden. Sind die Nachweise am maximalen Moment abgeschlossen, wird die Endverankerung der Lamellen nachgewiesen. Am theoretisch letzten bzw. auflagernächsten Biegeriss muss die Lamelle verankert werden. Die Stelle dieses Risses wird nach der aktuellen Zulassung [1] im Wesentlichen über die Auflagerbreite, das Versatzmaß und die Verankerungslänge der CFK-Lamelle bestimmt. An dieser Stelle müssen erneut die Momente aus Volllast und Eigenlast bestimmt werden. Zudem muss beachtet werden, ob die Bewehrung am letzten Riss noch der Feldbewehrung entspricht oder ob diese an dieser Stelle gestaffelt ist. Letztlich erfolgt auch hier eine Berechnung der Lamellenzugkraft für die verschiedenen Schnittgrößen. Der Nachweis erfolgt über den Vergleich der vorhandenen Lamellenzugkraft mit der aufnehmbaren Verbundbruchkraft des Betons. Bei der Zugkraft aus dem Maximalmoment wird dabei die volle Verbundbruchkraft angesetzt, während bei der Zugkraft aus Eigengewicht die Verbundbruchkraft um 40 % reduziert ist. Wird die Verbundbruchkraft überschritten, löst sich die Lamelle mit dem oberflächennahen Beton ab. Funktioniert dieser Nachweis nicht mit den Lamellen, die infolge der Nachweise am maximalen Moment gewählt wurden, muss der Lamellenquerschnitt vergrößert werden. Dies kann schnell zu einer deutlichen Erhöhung des Lamellenquerschnitts führen, da mehr Lamellenquerschnitt zwar die Verbundbruchkraft erhöht, aber auch mehr Zugkräfte anzieht. Lässt sich der Nachweis durch die Vergrößerung des

Bild 10

Skizze eines externen Stahllaschenbügels

Querschnittes nicht einhalten, so gibt es die Möglichkeit, in Schlitze verklebte CFK-Lamellen zu verwenden. Diese haben ein deutlich besseres Verankerungsverhalten. Eine weitere Möglichkeit ist der Einsatz des S&P-Endverankerungssystems (Bild 9). Ist dieser Nachweis eingehalten, sollte zudem der normale Endverankerungsnachweis der Innenbewehrung geführt werden. Vor allem bei gestaffelter Bewehrung kann es passieren, dass dieser Nachweis nicht funktioniert. Es handelt sich um ein KO-Kriterium, das zu einem frühen Projektzeitpunkt überprüft werden sollte. Zum Abschluss wird der Querkraftnachweis durchgeführt. Bei einer Lamellenverstärkung genügt es nicht, den Schubnachweis nach DIN 1045-1 zu führen. Es müssen die Ergänzungen der CFK-Lamellen-Richtlinie [1] berücksichtigt werden. Der Nachweis muss daher in jedem Fall geführt werden! Bei einer Verstärkung mit CFK-Lamellen wird dem Bauteil von außen eine Bewehrung hinzugefügt. Um diese Bewehrung an das Fachwerksystem anzuschließen, ist eine Umschließung mit externen Bügeln notwendig (Bild 10). Dies gilt in der Regel für Balken, bei Platten ist dies normalerweise nicht notwendig. Auch der Schubnachweis ist ein KO-Kriterium und sollte schon bei der Vordimensionierung durchgeführt werden. Die Lamellenbemessung ist mit dem Schubnachweis abgeschlossen. Stehen vor der Bemessung alle erforderlichen Querschnittswerte und Schnittgrößen zur Verfügung, kann die Bemessung einer Position mit Hilfe des Bemessungsprogramms FRP Lamella [8] in weniger als 15 Minuten durchgeführt werden. Im Anschluss an die Lamellenbemessung muss der Brandschutz berücksichtigt werden. Falls für ein Bauteil eine Brandschutzanforderung besteht, ist es am besten, wenn im Brandfall auf die CFK-Lamellen verzichtet werden kann. In diesem Fall müssen keine besonderen Schutzmaßnahmen ergriffen werden. Über eine Heißbemessung kann dies nachgewiesen werden. Ist eine Heißbemessung nicht erfolgreich, muss eine Brandschutzverkleidung erfolgen. Hierzu stehen am Markt verschiedene Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

R. Welter: Verstärken mit CFK-Lamellen

Bild 11

Herausgeschnittene Felder

Systeme zur Verfügung. Diese verfügen zum Teil über brandschutztechnische Gutachten, sind aber noch nicht allgemein bauaufsichtlich zugelassen. Sie werden daher mit einer Zustimmung im Einzelfall zur Anwendung gebracht. Mit einer solchen Vorbemessung liegen alle Daten vor, die für eine Kostenschätzung und eine aussagekräftige Ausschreibung benötigt werden. Eine genaue Vorbemessung oder noch besser eine geprüfte Statik ist die beste Grundlage, um sich vor Nachträgen zu schützen. Auf Basis einer guten Vorbemessung kann eine prüffähige Statik ohne großen Aufwand erstellt werden.

Grundlegendes für eine wirtschaftliche Verstärkung

Eine erfolgreiche Bemessung garantiert nicht den wirtschaftlichsten Einsatz einer Lamellenverstärkung. Es gibt einige Punkte, die weder bei der Bemessung noch in der Zulassung [1] zu finden sind, aber die Kosten maßgeblich beeinflussen. Hier einige wichtige Punkte, die zu einer wirtschaftlichen Lösung führen: – Angaben zum vorhandenen Beton und Stahlquerschnitt Viele Angaben müssen beim Bauen im Bestand abgeschätzt werden. Man sollte sich bemühen, Betongüte und vorhandenen Stahlquerschnitt zwar auf der sicheren Seite liegend abzuschätzen, aber nicht zu pauschal vorzugehen. Hat man beispielsweise eine FE-Rechnung mit dem fehlenden Stahlquerschnitt als Grundlage, so sollte man nicht einfach die Verstärkung mit dem absoluten Maximalpunkt der FE-Rechnung bemessen, sondern wirklich in den einzelnen Bereichen nur das verstärken, was erforderlich ist. Jeder cm2 fehlender Stahl bedeutet 54

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild 12

Verstärkung Stützmoment

mehr Laufmeter CFK-Lamelle, was die Kosten deutlich erhöhen kann. – den richtigen Lamellentyp wählen Auf dem deutschen Markt sind zwei Lamellentypen üblich [1], die sich im Wesentlichen in ihrem E-Modul unterscheiden. Der eine Typ hat einen E-Modul von ca. 160 000 N/mm2 (charakteristisch), der Andere hat ca. 200 000 N/mm2. Die Bruchkraft ist bei beiden Typen jedoch ähnlich. Im Nachweis der Tragfähigkeit hat der höhere E-Modul keine nennenswerten Vorteile. Meist ist es egal, ob die Dehnung im Nachweis der Tragfähigkeit ein halbes Promille größer ist oder nicht. Da die Lamellen mit dem niedrigeren E-Modul häufig deutlich günstiger sind, sollte, wenn möglich, mit diesen Lamellen verstärkt werden. – möglichst wenig Laufmeter erzeugen CFK-Lamellen sind ein Laufmeterprodukt. Einen Meter Lamelle zu verarbeiten kostet eine bestimmte Summe. Ob es sich bei diesem Meter Lamelle nun um eine 5 cm oder eine 10 cm breite Lamelle handelt, hat aber nur ca. 20 % Einfluss auf den Preis pro Meter inkl. Einbau. Es ist daher immer ratsam, so wenig wie möglich Laufmeter zu erzeugen. Wenn der kleinste Lamellenquerschnitt, im maximalen Abstand, bei einer Deckenverstärkung nicht mehr ausreicht, sollte als Erstes die Breite der Lamellen vergrößert werden bevor der Lamellenabstand reduziert wird. Erst wenn der größte Lamellenquerschnitt nicht mehr ausreicht, sollte der Lamellenabstand reduziert werden. Werden diese Punkte berücksichtigt, kann man sich recht sicher sein, keine groben Fehler bezüglich der Wirtschaftlichkeit gemacht zu haben. Es gibt jedoch weitere Punkte,wie die Optimierung des statischen Systems, die Verwendung von Schlitzlamellen, die Optimierung des Bauablaufs etc., die in manchen Fällen das Ergebnis noch

Bild 13

Ansicht Rippen

Bild 14

Vorspannsystem

Bild 15

Kloster Eberbach, Mauerwerkverstärkung mit Glas-Sheet

verbessern können. Hierzu sind weitere Beratungen empfehlenswert.

Referenzen

Die S&P-Verstärkungssysteme kommen weltweit zum Einsatz. Hier nun zwei Referenzen aus Deutschland: – City Outlet, Zweibrücken Das 1966 errichtete Gebäude wurde 2006/07 durch umfangreiche Umbaumaßnahmen revitalisiert. Statisch relevant waren vor allem die Änderungen am statischen System, die durch das Herausschneiden ganzer Deckenfelder für neue Rolltreppen entstanden. Im Endzustand verschwinden die CFK-Lamellen unter dem Fußbodenaufbau und der abgehängten Decke (Bilder 11 und 12). – Mandarin Oriental, München Im Jahr 2007 gab es in dem Münchner Luxushotel im obersten Stockwerk für die Präsidentensuiten umfangreiche Umbauarbeiten. Unter anderem wurde das Endfeld eines Durchlaufsystems abgeschnitten. In dem neuen Endfeld (ehemaliges Innenfeld) wären die Durchbiegungen zu groß geworden, daher wurde mit vorgespannten CFK-Lamellen verstärkt (Bilder 13 und 14).

Systeme für weitere Anwendungen

Neben der Verstärkung von Stahlbeton mit aufgeklebten und in Schlitze verklebten CFK-Lamellen gibt es sehr viele weitere Anwendungen für Faserverbundwerkstoffe beim Bauen im Bestand. Das Verstärken von Mauerwerk und Naturstein (Bild 15) oder auch Holz (Bild 16) ist immer wieder interessant. Auch Graugusselemente können verstärkt werden (Bild 17).

In vielen Fällen ist auch die Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit zu ertüchtigen. Beispiele für diese Anwendungen sind die Durchbiegung von Flachdecken oder Rissbildung im Stützenkopf- und Fußbereich. In diesen Fällen kann z. B. mit vorgespannten Lamellen oder Umwicklung mit C-Sheets (Bild 18) ein dauerhaftes Ergebnis erzielt werden. Die Anwendung im Gebrauchszustand hat den Vorteil, dass auch Systeme zum Einsatz kommen können, für die es keine allgemeine bauaufsichtliche Zulassung gibt. Es gibt viele solcher Systeme, die schon lange existieren und funktionieren, die aber wegen der hohen Kosten nicht zugelassen werden. Eine Zulassung ist aber nur für den Einsatz im statisch relevanten Bereich notwendig. Natürlich können diese Systeme auch mit einer Zustimmung im Einzelfall als statische Verstärkungen eingesetzt Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

R. Welter: Verstärken mit CFK-Lamellen

Bild 16

Anna-Amalia-Bibliothek, Holzbalkenverstärkung mit Schlitzlamellen

Bild 17

Russisch-Orthodoxe Kapelle, Graugussverstärkung mit Aramidbändern

Bild 18

Stützenkopfverstärkung mit C-Sheet

Bild 19

ARMO-System

werden. In diesem Punkt wird die neue Richtlinie des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton [4] helfen, da hier auch Bemessungsgrundlagen für Systeme ohne Zulassung angegeben sind.

Neu – das ARMO-System

Häufig können die FRP-Systeme nicht verwendet werden, da die Bedingungen zur Verarbeitung der Epoxydharze (Untergrundfeuchtigkeit, Temperatur etc.) nicht erfüllt werden oder die Haftzugfestigkeit kleiner als der geforderte Wert ist. Durch die Firma S&P Clever Reinforcement ist ein neues System zur statischen Verstärkung von Bauteilen entwickelt worden: das ARMO System [9]. Das System basiert auf einem Glas-Carbongitter (ARMO Mesh), welches in einem speziellen Spritzmörtel (ARMO 56

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Crete) fixiert wird (Bild 19). Mit diesem System ist es beispielswiese möglich, Bauteile die schwierigen Umweltbedingungen (Feuchtigkeit, Temperatur etc.) ausgesetzt sind, zu verstärken. Damit der Verbund und somit die Kraftübertragung aus dem Carbonfasergitter in den Spritzmörtel verbessert wird, ist die Faserarmierung mit einem amorphen Silica modifiziert. Die Reaktionskomponente wird dem Spritzbeton oder Spritzmörtel beigemischt. Der intensive Verbund zwischen der Glas-Carbonarmierung und dem Spritzbeton entsteht durch Hereinwachsen von CalciumSilikat-Hydrat in die Faserrovinge (Bild 20). Der maßgebliche Systemvorteil gegenüber einer herkömmlichen Spritzbetonschale besteht darin, dass die Spritzmörtelschicht um ca. 50 % reduziert werden kann. Trotz der geringen Schichtdicke wird für das Beweh-

profil wird kaum reduziert. Gerade bei Tunnelbauten, Brücken, Kanälen etc., bei denen die Bauteilabmessungen von entscheidender Bedeutung sind, ist dies ein großer Vorteil. Auch bei diesem System erfolgt die Beratung durch das S&P-Ingenieurteam. Für die Bemessung auf Biegezug steht die Software ARMO-flexion[10] und für die Bemessung von Stützen die Software Armo-axial zur Verfügung.

Bild 20

Zementstein wächst in die Carbonrovinge

rungsgitter schon bei 1 cm Überdeckung die Brandschutzanforderung F60 erreicht. Das ARMO System spart demnach gegenüber dem herkömmlichen Spritzbeton an Gewicht und das Lichtraum-

Fazit

Das Verstärken mit Faserverbundwerkstoffen hat in Deutschland eine Tradition von fast 20 Jahren. Viele Systeme, wie beispielsweise die aufgeklebten und die in Schlitze verklebten CFK-Lamellen, sind ausgereift und verfügen über allgemeine bauaufsichtliche Zulassungen. Sie sind Stand der Technik und bieten häufig die wirtschaftlichste und ästhetischste Lösung, um Bauwerke zu verstärken. Gleichzeitig schreitet die Entwicklung weiter voran. Die etablierten Systeme werden durch die S&PEndverankerung optimiert. Neue Systeme wie ARMO erweitern das Anwendungsspektrum.

Quellen: [1] Zulassungen des DIBT mit den ersten Zeichen Z-36.1- bzw. Z-36.12-. [2] „Verstärkung von Massivbauteilen mit Faserverbundwerkstoffen“, Grunewald und Onken, Beton- und Stahlbetonbau 99, 2004, Heft 5. [3] DAfStb-Richtlinie „Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen“ RL SIB:2001-10:2001-10. [4] DAfStB-Richtlinie „Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung“ (Gelbdruck) 2011-03-28. [5] ZILCH, K., NIEDERMEIER, R., F INCKH, W.: Praxisgerechte Bemessungsansätze für das wirtschaftliche Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung – Verbundtragfähigkeit unter statischer Belastung. DAfStB – Heft 592. Berlin: BeuthVerlag 2010. [6] BUDELMANN, H.; LEUSMANN, TH.: Praxisgerechte Bemessungsansätze für das wirtschaftliche Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung – Verbundtragfähigkeit

[7]

[8] [9] [10]

unter nicht ruhender Belastung. DAfStB – Heft 593. Berlin: Beuth Verlag 2010. ZILCH, K.; NIEDERMEIER, R.; F INCKH, W.: Praxisgerechte Bemessungsansätze für das wirtschaftliche Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung – Querkrafttragfähigkeit. DAfStB – Heft 594, 2010. S&P FRP Lamella. bow ingenieure GmbH Braunschweig. TM ARMO. S&P Clever Reinforcement GmbH S&P ARMO-flexion. bow ingenieure GmbH Braunschweig

Autor Dipl.-Ing. Robert Welter S&P Clever Reinforcement GmbH Karl-Ritscher-Anlage 5, 60437 Frankfurt info@sp-reinforcement.de www.sp-reinforcement.de

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

R. Welter: Verstärken mit CFK-Lamellen

DOI: 10.1002 / bate.201001531

FACHTHEMA

Dirk Proske

Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration Der Beitrag beschreibt die Analyse der Tragfähigkeit der Strahldruckschale des Kernkraftwerkes Beznau während eines möglichen schweren Störfalls in Verbindung mit einer Wasserstoff-Deflagration. Die Darstellung der Tragfähigkeit erfolgt in Form einer Versagenswahrscheinlichkeit als Funktion des internen Druckes (Fragility). Die zu berechnende Fragility-Kurve hat erhebliche Auswirkungen auf die Ergebnisse der Probabilistischen Sicherheitsbewertung (PSA) Level 2, bei der die Häufigkeit einer frühen Freisetzung (LERF) bestimmt wird. Dabei wird als Verlust der Tragfähigkeit ein Zustand definiert, bei dem die Stahldruckschale unter einer bestimmten dynamischen Druckerhöhung eine Leckage aufweist, die signifikant über der Entwurfsleckage der Konstruktion liegt. Für die Strukturanalyse wurden realistische Materialkennwerte aus umfangreichen Materialversuchen verwendet. Es wurden sowohl vereinfachte analytische Modelle als auch zwei- und dreidimensionale Finite-Elemente-Modelle entwickelt. Das zweidimensionale Finite-Elemente-Modell berücksichtigte thermodynamisch-strukturmechanisch gekoppelte Felder. Das erlaubt die Modellierung der Veränderungen im Materialverhalten, die durch die zeitvarianten Temperatur- und Druckverhältnisse im Containment während und nach einer Wasserstoff-Deflagration verursacht werden. Das strukturmechanische Modell berücksichtigte das nichtlineare Werkstoffverhalten ebenso wie die Temperatur- und Verzerrungsgeschwindigkeitsabhängigkeit. Desweiteren wurden lokale Korrosionsabtragungen sowohl hinsichtlich der Materialdicke als auch der Materialeigenschaften und Kontaktflächen berücksichtigt. Die Unsicherheiten wurden über Zufallszahlen und Zufallsfelder abgebildet. Im Vergleich zu bisherigen Fragility-Berechnungen konnte die Tragfähigkeit erhöht bzw. die Einwirkungen vergrößert werden.

Full-probabilistic investigation of the fragility-curve of a steel shell during hydrogen deflagration This paper describes the analyses and conclusions reached in regard to the ultimate pressure capacity of the free standing steel containment shell of the Swiss nuclear power plant Beznau during a degraded core event. Such pressure capacities in terms of probabilities of failure are summarized in fragilities curves. The fragility curves for the containment have a strong influence on the results of the Probabilistic Safety Analysis (PSA) Level 2 in terms of Large Early Release Frequency (LERF) and therefore a detailed modeled is required. As used herein the ultimate capacity is defined as the dynamic internal pressure above which the containment would be expected to have excessive leakage significantly beyond the design basis leakage. The analyses were performed using actual material properties based on historical material test protocols. The dynamic structural computation was carried out as a coupled field computation using first a thermodynamic computation to simulate the heating of the steel shell over time and space after the hydrogen deflagration energy release and secondly the structural reaction to pressure caused by the hydrogen deflagration. The structural response was analyzed for simple analytical cases, in a two-dimensional finite element model and in a three-dimensional finite-element model. The two finiteelement models consider non-linear material behavior and assume failure if a certain strain and deformation is reached. The results showed a lower probability of failure in comparison to former analyses or an increase in load respectively.

Keywords Fragility; Wasserstoff; Deflagration; Untersuchung, probabilistische

Keywords Fragility; Hydrogen; Deflagration; probabilistic Analysis

Der Block 1 des Kernkraftwerkes Beznau ging 1969 in Betrieb und gilt als einer der ältesten kommerziell betriebenen Druckwasserreaktoren der Welt. Block 2 nahm 1971 den Betrieb auf.

Allgemeines

Anfang der 1960er Jahre plante die Nordostschweizerische Kraftwerke AG (NOK) die Errichtung eines ölbetriebenen Kraftwerkes. Der Schweizer Naturschutzrat sprach sich jedoch im Dezember 1965 mit folgenden Worten dagegen aus: „Der Naturschutzrat warnt eindringlich vor den Gefahren der Luftverunreinigung durch thermische Kraftwerke und unterstützt die vom Bundesrat mehrfach zum Ausdruck gebrachte Auffassung, direkt den Schritt zur Gewinnung von Atomenergie zu tun, … [1]“. Deshalb entschied man sich für den vom Naturschutzrat und der Politik gewünschten Kraftwerkstyp: ein Kernkraftwerk. 58

Das Kernkraftwerk Beznau befindet sich im nördlichen Teil der deutschsprachigen Schweiz (Kanton Aargau) auf einer Insel in der Aare (Bild 1). Es besteht aus zwei Westinghouse-Druckwasserreaktoren frühen Designs. Die Netto-Stromproduktion liegt pro Block bei 364 MWe. Beide Blöcke wurden in den letzten zwanzig Jahren massiv nachgerüstet, insbesondere auch im Hinblick auf seismische Einwirkungen. Die Nachrüstungen umfassten ein

Investitionsvolumen von ca. 1,5 Mrd. Schweizer Franken und liegen damit im Bereich der ursprünglichen Neubaukosten. Dabei wurde u. a. ein zusätzlicher Sicherheitsstrang für das primäre Kühlsystem in einem separaten, vollständig seismisch qualifizierten und getrennten Bunkergebäude errichtet, ein zusätzlicher Speise- und Notspeisewasserstrang eingebaut, die Notstromversorgung von einem nahegelegenen Hydrokraftwerk erweitert und eine Vielzahl von Komponenten wie Dampferzeuger, Hauptkondensatoren, Hochdruckturbinen und Reaktorschutzsystem ausgetauscht und erneuert. Desweiteren erfolgten die Installation einer gefilterten ContainmentDruckentlastung und der Einbau passiver autokatalytischer Wasserstoff-Rekombinatoren. Beide Einbauten zählen zu den konstruktiven Maßnahmen zur Begrenzung schwerer Unfälle. Schwere Unfälle stehen in Verbindung mit dem Versagen der drei Schutzziele von Kernkraftwerken: Kontrolle der Reaktivität, Gewährleistung einer ausreichenden Kühlung des Kerns und Einschluss des radioaktiven Materials. Kritikalitätsunfälle traten insbesondere in den Anfangsjahren der Entwicklung dieser Technik auf. Auch Schäden an Reaktorkernen infolge ungenügender Kühlung sind nicht erst seit den Ereignissen in Fukushima bekannt. So ereigneten sich partielle Kernschmelzen in Lucens (1969, Schweiz), in Three-MileIsland (1979, USA), in Saint Laurent (1980, Frankreich) und in Tschernobyl (1986, Sowjetunion). In solchen Fällen ist die Erfüllung des letzten Schutzzieles, des Einschlusses radioaktiven Materials, von entscheidender Bedeutung. Im Rahmen des gestaffelten Barrierekonzeptes von Kernkraftwerken stellt das Containment die letzte Barriere zum Schutz der Bevölkerung vor einer unkontrollierten Freisetzung radioaktiven Materials dar. Die anderen Barrieren sind die gesinterten Urantabletten, die Zirkoniumumhüllten Brennstäbe und der Reaktordruckbehälter. Bei einem Schaden des Reaktorkerns können die Urantabletten und die Zirkonium-umhüllten Brennstäbe nicht mehr als Barriere wirken. Vielmehr bleiben dann nur noch der Reaktorbehälter und das Containment als letzte Barrieren. Die Bewertung der Tragfähigkeit des Containments bei einem schweren Störfall ist Gegenstand dieser Untersuchung. Sie wurde aufgrund neuer regulativer Anforderungen notwendig, die im Wesentlichen die Anwendung des aktuellen Stands von Wissenschaft und Technik bei Tragfähigkeitsanalysen fordern. Zusätzlich soll geprüft werden, ob Korrosionsbereiche im Fundament des Containments zu einer Verringerung der Tragfähigkeit führen.

Einwirkung

Das Containment eines Kernkraftwerkes unterliegt wie jede Baustruktur verschiedenen Einwirkungen. Solche Einwirkungen können ständige Lasten wie das Eigengewicht, veränderliche Einwirkungen wie Baulasten oder außergewöhnliche Einwirkungen, wie z. B. WasserstoffDeflagrationen oder sogar Wasserstoff-Explosionen sein. Aufgrund der großen Bedeutung des Containments für

Bild 1

Foto der Insel Beznau mit dem Kernkraftwerk im südlichen Teil Picture of the island Beznau with the nuclear power plant in the southern part

den Einschluss radioaktiven Materials als letzte Barriere werden seit langem mögliche Versagensarten unter außergewöhnlichen Einwirkungen untersucht und bewertet. Dazu wurden in erheblichem Umfang in den USA, aber auch in anderen Ländern Versuche an Containments durchgeführt [2], [3]. ZHANG und YANG [4] haben die verschiedenen außergewöhnlichen Einwirkungsszenarien auf Containments zusammengefasst (Tabelle 1, s. a. [5]). Ein Auslegungsstörfall, für den die Containments auch heute noch bemessen werden, sind große Kühlmittelfreisetzungen (LOCA), die zu einem Innenüberdruck von 2 bis 3 bar führen können. Dies ist auch der Auslegungsüberdruck des Containments Beznau (ca. 2,9 bar). Ein allmählicher, verzögerter Überdruck (Tabelle 1: δ, verzögert) ist für das Containment Beznau aufgrund der Berstscheibe, die bei ca. 4 bar anspricht, ebenfalls beherrschbar. Im vorliegenden Fall wird eine Kombination aus Wasserstoff-Deflagration in Verbindung mit hohen Temperaturen als maßgebende außergewöhnliche Einwirkung für das Containment untersucht. Gemäß vorliegenden Richtlinien der Schweizer Aufsichtsbehörde ENSI (Eidgenössisches Inspektorat für Nukleare Sicherheit) muss das Verhalten eines Containments heute rechnerisch für statische und dynamische Lastfälle untersucht werden [6]. Zu den statischen Lastfällen gehört die Eigenlast, die selbstverständlich berücksichtig wird. Weitere veränderliche Einwirkungen während der Errichtung, wie z. B. Wind- oder Schneelasten, werden in der vorliegenden Berechnung nicht berücksichtig, da sich die Stahldruckschale innerhalb des Reaktorgebäudes aus Stahlbeton/Spannbeton befindet. Zur Bestimmung der dynamischen Einwirkungen aus einer Wasserstoffverbrennung muss zunächst abgeschätzt werden, welche Form einer Wasserstoffreaktion vorliegt, da die Kräfte auf die Bauwerksstruktur davon abhängig sind. Im Wesentlichen sind dies die Wasserstoff-Deflagration und die Explosion. Eine Wasserstoff-Deflagration unBautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

D. Proske: Full-Probabilistic Investigation of the Fragility-Curve of a Steel Shell during Hydrogen Deflagration

D. Proske: Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration Tab. 1

Einwirkungsszenarien auf Containments nach [4] Containment failure mechanisms according to [4]

Mode

Mechanismus

Bemerkung

Dampfexplosion Geschossdurchdringung

geringe bedingte Wahrscheinlichkeit

Isolationsversagen

Vermeidung von Durchdringungen

DCH

hoher Druck und hohe Temperatur Kombination aus Wasserstoff-Verbrennung und DCH – ernsthafte Gefährdung für die Strukturintegrität eines Containments

früh: schneller Überdruck verzögert: allmählicher Überdruck

geringe bedingte Wahrscheinlichkeit ernsthafte Gefährdung für die Strukturintegrität eines Containments

Durchschmelzen des Fundamentes

geringe Freisetzung

Interfacing-System LOCA

geringere Bedeutung als früher angenommen

Wasserstoff-Explosion oder DDT

ernsthafte Gefährdung für die Strukturintegrität eines Containments

LOCA – Loss of Coolant Accident – Kühlmittelverluststörfall DCH – Direct Containment Heating DDT – Deflagration to Detonation Transition – Übergang von Deflagration zu Detonation

terscheidet sich von einer Explosion, da die Ausbreitungsgeschwindigkeit der Flamme deutlich unter der einer Explosionswelle liegt. Die Flamme bewegt sich bei der Deflagration durch molekulare und turbulente Transportprozesse, die mit chemischen Reaktionen gekoppelt sind, unterhalb der Schallgeschwindigkeit vorwärts. Im Gegensatz dazu bewegt sich die Flamme bei Explosionen mit Überschallgeschwindigkeit. Die Zündung des Gases erfolgt bei der Explosion durch die Kompression der Stoßwelle. [7] Der Wasserstoff für die Deflagration wird bei schweren Reaktorunfällen mit sehr hohen Brennstofftemperaturen durch die Oxydation des Zirkoniums der Brennstoffhüllrohre freigesetzt. Noch heute stellt diese Temperaturbarriere die Auslegungsgrenze für die Wassertemperatur im Primärkreislauf von Druckwasserreaktoren dar. Wasserstoff kann ebenfalls bei der Interaktion von Beton mit Kernschmelzmaterial nach einem Versagen des Reaktordruckbehälters entstehen. Dieser Fall ist aber nicht Gegenstand dieser Untersuchung.

Vielmehr wurde im vorliegenden Fall von einem ReferenzKühlwasserverlust-Auslegungsstörfall ausgegangen, bei dem sich der Kern noch im Reaktorbehälter befindet. Im Rahmen dieses Störfalls soll eine bestimmte Menge Wasserstoff im Containment freigesetzt werden. Aufgrund der spezifischen atmosphärischen Bedingungen im Containment des Kernkraftwerkes Beznau, wie Mischungsverhältnis von Wasserdampf, Wasserstoff und Luft, ist nur eine Wasserstoff-Deflagration, keine Wasserstoff-Explosion möglich [8]. Der freigesetzte Wasserstoff soll deshalb durch eine Deflagration zu einer dynamischen Belastung des Containments mit schnellem Druck- und Temperaturanstieg und einem langsamen Abfall beider führen. Insbesondere der Abfall von Druck und Temperatur wurde intensiv untersucht, da der Temperaturverlauf Auswirkungen auf die Tragfähigkeit der Stahldruckschale hat. Vergleichbare Untersuchungen werden auch für Containments aus Stahlbeton durchgeführt [9]. Die ermittelten Belastungsverläufe für die strukturmechanische Analyse basieren im vorliegenden Fall auf den folgenden Berechnungsschritten: − Wahl einer charakteristischen Wasserstoffmenge von 400 kg, die durch vorangegangene Untersuchungen der Atmosphäre im Containment ermittelt wurde ([8]) − Berechnung der Energiefreisetzung bei einer Wasserstoff-Deflagration (120 MJ/kg Wasserstoff) − Berechnung von Temperatur-Gradienten unter Verwendung des Containment-Transienten-Programmes BEZCOCO [10]. Dieses Programm bestimmt den Energiefluss und damit die Temperatur- und Dampfverteilung in der Containmentatmosphäre unter Berücksichtigung der Beznau-spezifischen Verhältnisse. − Die ermittelten Temperaturverläufe wurden mittels des Programmes CurveExpert [11] in eine analytische Form überführt.

Bild 2

Charakteristische Druckverläufe im Containment bei einer Wasserstoff-Deflagration Characteristic pressure development over time in the containment during hydrogen-deflagration

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Bild 2 zeigt zugehörige charakteristische Druckverläufe in der Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration für einen kurzen Zeitraum. Die Druckverläufe wurden mittels MAAP-Analysen im Rahmen der probabilistischen Sicher-

Bild 3

Aufbau Reaktorgebäude mit Stahldruckschale Reactor building with steel shell

Bild 4

Geometrie der Stahldruckschale Geometry of steel shell

Bild 5

Blick in den Raum zwischen Reaktorgebäude und Stahldruckschale View inside the annulus (room between reactor building left and steel shell right)

heitsanalyse Level 2 ermittelt [12]. Bei den Untersuchungen wurden verschiedene Parameter variiert, wie z. B. die Flammengeschwindigkeit oder die Verfügbarkeit verschiedener Notkühlsysteme. Im Bild 2 ist z. B. die Verfügbarkeit des Containmentsprühsystems integriert. Die Verfügbarkeit des Sprühsystems führt zu einem schnelleren Abbau des Druckes und der Temperatur. Die räumliche Aufteilung des Druckes erfolgt in den Rechenmodellen vereinfacht durch die Auswahl nur zweier Zonen. Genaue Analysen über die räumliche Aufteilung von Wasserstoff-Deflagrationskräften finden sich z. B. in [13] und [14].

Widerstand

In Bild 1 war das Kraftwerk mit den beiden Reaktorgebäuden zu sehen. Die Reaktorgebäude bestehen aus Stahlund Spannbeton mit einer Stahlauskleidung (Steel Liner) an der Innenseite. Innerhalb des Reaktorgebäudes befindet sich die freistehende Stahldruckschale, die hier als Containment bezeichnet wird. Obwohl auch der Steel Liner druckdicht ist, wird dieser üblicherweise nicht als Barriere angesetzt (s. [15]). Bild 3 zeigt einen Schnitt durch das Reaktorgebäude mit Position der Stahldruckschale und der Einbauten innerhalb des Containments. Bild 4 gibt die Hauptgeometriewerte der Stahldruckschale an. Dabei ist auch die ungefähre Lage der Haupt- und Notschleuse eingezeichnet. Bild 5 ist eine Aufnahme aus dem Raum zwischen Reaktorgebäude und Stahldruckschale. In diesem Raum befinden sich auch zahlreiche Versorgungsleitungen, die sowohl das Reaktorgebäude als auch die Stahldruckschale durchdringen. Einer der Gründe für die Durchführung der Analyse war die Feststellung von Korrosion im unteren Teil der Stahl-

druckschale. In diesem Bereich besitzt die Stahldruckschale eine Auslegungsdicke von 38 mm. Ziel der Analyse war deshalb auch eine Aussage, ob die Korrosion zu einer Verringerung der Tragfähigkeit der Stahldruckschale bei einer Wasserstoff-Deflagration führt. Als Versagen der Stahldruckschale wird eine Leckage verstanden, die signifikant über der Entwurfsleckage liegt.

4 4.1

Rechnerische Untersuchung Deterministische Bewertung

Die Untersuchung der Tragfähigkeit der Stahldruckschale erfolgte mit verschiedenen Modellen. Zunächst wurde ein sehr einfaches, analytisch geschlossenes Modell verwenBautechnik 89 (2012), Heft 1

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D. Proske: Full-Probabilistic Investigation of the Fragility-Curve of a Steel Shell during Hydrogen Deflagration

D. Proske: Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration

det. Dabei wurde das Containment in einen Zylinder und eine Hemisphäre zerlegt. Anschließend wurden die Radial- und Tangentialspannungen mittels bekannter Formeln (s. ASME-Code [16], s. a. KTA 3401.2 [17] für Spannungsnachweise), z. B.

σ = σφ p r h

h⋅σ p⋅r ⇒p= r h

Tangentialspannung in MPa Innendruck in MPa Radius in m Zylinderdicke in m

berechnet. Die Spannungen wurden mit den zulässigen Spannungen des Containmentstahls verglichen. Dieses statische Verfahren ist sehr einfach umsetzbar.

Anschließend wurden Finite-Elemente-Modelle entwickelt. Die Finite-Elemente-Modelle waren entweder zweidimensional (Bild 6) oder dreidimensional (Bild 7). Für die Finite-Elemente-Berechnungen wurde das kommerzielle Programm ANSYS verwendet. Die Berechnungen erfolgten dynamisch mit den in Bild 2 bzw. Abschnitt 2 vorgestellten Einwirkungen. Das zweidimensionale Finite-Elemente-Modell basierte auf der Rotationssymmetrie des Containments. Es wurde an bereits durchgeführten Dehnungsmessungen an der Stahldruckschale bei Überdruck geprüft. Das zweidimensionale Finite-Elemente-Modell berücksichtigt sowohl eine Querschnittschwächung der Stahldruckschale im Korrosionsbereich als auch eine Kontaktmodellierung beim Austritt aus dem Fundament. Desweiteren wurde das zweidimensionale strukturmechanische Modell mit einem thermodynami-

Bild 6

Einfaches analytisches Modell zur Berechnung der Tragfähigkeit der Stahldruckschale (links), kombiniertes thermodynamisch-strukturmechanisches 2D-Finite-Elemente-Modell (Mitte), Zwischenergebnis der zweidimensionalen deterministischen Finite-Elemente-Berechnung (rechts) Simple analytical model for the computation of the load bearing capacity of the steel shell (left), combined thermodynamic-structural two-dimensional Finite-Element-Model (middle), a deformation shape of the Finite-Element-Model (right)

Bild 7

3D-Finite-Elemente-Modell mit Modellierung der Schleusen Three-dimensional Finite-Element-Model of the steel shell with main and emergency airlocks

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

schen Modell gekoppelt, um die Einwirkungen aus Temperatur sowohl als zusätzliche Verzerrungen als auch als Veränderung der Materialgesetze des Stahls zu berücksichtigen. Der Nachweis erfolgte über zulässige Verzerrungen, wobei sowohl zweiaxiale Belastungen, hohe Verzerrungsgeschwindigkeiten als auch orthotropes Materialverhalten (Walzrichtung) berücksichtigt wurden. Zur programmtechnischen Umsetzung dieser Effekte wurde auf die ANSYS PARAMETRIC DESIGN LANGUAGE (APDL) zurückgegriffen. Dies war auch deshalb notwendig, weil die bisher genannten deterministischen Modelle in eine probabilistische Berechnung eingebunden werden müssen. Prinzipiell zeigen die deterministischen Berechnungen des zweidimensionalen FiniteElemente-Modells eine hohe plastische Verformbarkeit und große Tragfähigkeit der Stahldruckschale. Der mittlere innere dynamische Versagensdruck der Stahldruckschale liegt bei ca. 10 bar absolut. Die Stahldruckschale besitzt aber ca. 90 Durchdringungen für verschiedene Medien wie Strom, Wasser oder Druckluft. Ein dreidimensionales Finite-Element-Modell erlaubt die teilweise Berücksichtigung solcher Durchdringungen. Das verwendete dreidimensionale Finite-Elemente-Modell bildet unter Ausnutzung der Symmetrie nur eine Hälfte der Stahldruckschale ab. Dadurch kann zumindest die Hauptschleuse als auch die Notschleuse berücksichtigt werden (Bild 7). Auch konstruktive Elemente aus der Zeit der Errichtung wie z. B. eingebettete Stahlstützen konnten modelliert werden. Die Berücksichtigung aller Durchdringungen ist aber auch in diesem Modell nicht möglich. Das hätte zu einem zu komplizierten und damit nicht mehr prüfbaren Modell geführt. Deshalb wurden die restlichen Durchdringen separat modelliert (Bilder 8 und 9). Diese Durchdringungsmodelle wurden mit den Verformungen, die am Modell der Strahldruckschale ermittelt wurden, beaufschlagt. Für das Materialverhalten wurden realistische SpannungsVerzerrungsverläufe verwendet. Dazu wurden die Protokolle der ursprünglichen Materialversuche gesichtet. Da es sich um mehrere hundert Materialproben handelt, war auch eine statistische Materialauswertung möglich. Es wurden keine neuen Materialversuche durchgeführt. Zur Abschätzung zulässiger Verzerrungen für Containments aus Stahl sowohl unter Berücksichtigung der Wasserstoff-Deflagrationsbedingungen als auch unter Berücksichtigung von Korrosion stehen verschiedene Arbeiten zur Verfügung ([18 bis 23]). Dabei erfolgt in der Regel eine Abminderung der berechneten Verzerrung in der folgenden Form:

ε p = ε f ⋅ fm ⋅ fc ⋅ fg mit

εf

effektive plastische Verzerrung, bei der Versagen eintritt

Bild 8

Systemskizze für Durchdringungen links und Finite-Elemente-Modell rechts (Spannungsbild) System sketch of the perforations (left) and Finite-Element-Model (right) showing stresses in the accumulators

Bild 9

Durchdringungen im Raum zwischen Reaktorgebäude und Stahldruckschale Perforations in the room between the reactor building and the steel shell (annulus)

Faktor zur Berücksichtigung mehraxialer Spannungsverhältnisse f1 = 1,648 exp(−(σ1 + σ2 + σ3)/σm) von Mises-Spannung Hauptspannungen fm = 1/f1 Berücksichtigung lokaler Verzerrungen geometrischer Korrekturfaktor

σm σ1/2/3 fm fc fg

Korrosion wird in Form einer Verringerung der maximalen zulässigen Verzerrung berücksichtigt. Die Korrekturfaktoren wurden in ANSYS mittels APDL integriert. Versagen tritt ein, wenn die plastische Verzerrung εp größer als die einaxiale plastische Verzerrung des Materials zul εp ist:

εp > zul εp Bei der durchgeführten Untersuchung wurde das Grenzverzerrungskriterium in der Regel durch ein Verformungskriterium (50 bzw. 100 mm) ersetzt, mit dem die Tragfähigkeit der Durchdringungen in Bezug zur Verschiebung der Strahldruckschale gebracht wurde. Die Tragfähigkeit der Durchdringungen wurde entweder über Verformungen oder über Spannungen formuliert. Ein Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

D. Proske: Full-Probabilistic Investigation of the Fragility-Curve of a Steel Shell during Hydrogen Deflagration

D. Proske: Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration

Verformungsnachweis ist relativ einfach umsetzbar, da die Durchdringungen mit Verformungsakkumulatoren ausgerüstet sind (Bild 9), für die es Bemessungswerte gibt.

4.2

Probabilistische Bewertung

Probabilistische Sicherheitsanalysen (PSA) von Kernkraftwerken werden bereits seit Anfang der 1970er Jahre [24] durchgeführt. In Deutschland dürfte die Deutsche Risikostudie „Kernkraftwerke“ im Auftrag der Gesellschaft für Reaktorsicherheit bekannt sein [25]. Probabilistische Risikostudien werden in drei Ebenen unterteilt: Level 1, Level 2 und Level 3. Level 1 ermittelt die Wahrscheinlichkeit eines schweren Kernschadens bzw. eines schweren Brennstoffelementschadens. Dafür gibt die Schweizer Kernenergieverordnung Zielwerte für Neubauten an, die sinngemäß auch für die Altwerke gelten (KEV Artikel 24 Absatz 1 Buchstabe b [26], KEV Artikel 82 [26], HSK-A06: Erläuterungsbericht [27]). Bei einer Level-2-Analyse wird die Wahrscheinlichkeit einer frühen Freisetzung von radioaktivem Material in die Umwelt berechnet [6]. Auch hierfür werden Zielwerte vorgegeben (KEV Anhang 3 [26], HSK-A06: Erläuterungsbericht [27]). Bei einer Level-3-Analyse wird die Belastung der Bevölkerung mit radioaktivem Material über die verschiedenen Transportpfade berechnet. Letztere Studien tragen in der Regel noch Forschungscharakter, dagegen sind Level-1 und Level-2-Analysen regelmäßig zu erstellen und an die Behörden zum Nachweis der Einhaltung gesetzlicher Anforderungen zu übergeben [6, 28]. Für den Block 2 des Kernkraftwerkes Beznau wurde Mitte der 1980er Jahre eine erste PSA Level 1 erstellt [29]. Diese berücksichtigte sowohl alle relevanten internen Ereignisse, wie Brand und interne Überflutung, als auch externe Ereignisse, wie Erdbeben, externe Fluten oder Stürme im Leistungsbetrieb der Anlage. Die Studie wurde Ende der 1990er Jahre aktualisiert [30] und auf Niedriglast, Abfahren des Reaktors, Restwärmesystem-Kühlung und Ausladung des Kerns erweitert [31]. Eine erste PSA Level 2 wurde 1986 erstellt und später aktualisiert [32]. Die Untersuchung der Strukturintegrität der Stahldruckschale gehört zur PSA Level 2. Die erste Fragility-Analyse der Strahldruckschale wurde von der Firma Westinghouse [33] durchgeführt. Fragility-Analysen beschreiben die Versagenswahrscheinlichkeit einer Konstruktion in Abhängigkeit von einer bestimmten veränderlichen Einwirkung. So gibt es seismische Fragilities, die die Versagenswahrscheinlichkeit einer Konstruktion bzw. Komponente für eine bestimmte spektrale Beschleunigung angeben. Im vorliegenden Fall soll nun die Versagenswahrscheinlichkeit der Stahldruckschale als Funktion des inneren Spitzendruckes angegeben werden. In den meisten Fällen werden solche Fragility-Kurven erstellt, indem man die Versagenswahrscheinlichkeit für die Mittelwerte bzw. Median-Werte aller Eingangsgrößen berechnet. Anschließend werden Unsi64

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

cherheitsfaktoren, die in der Regel aus der Literatur ausgewählt werden, in Form einer Lognormalverteilung berücksichtigt. Damit kann dann die Fragility-Kurve als lognormalverteilte Kurve über den Spitzendruck aufgetragen werden. In den letzten Jahren wurde die FragilityKurven aber in zunehmendem Maße, z. B. auch im Bereich seismischer Fragilities, durch vollprobabilistische Berechnungen erstellt [34]. Dadurch umgeht man die Festlegung einer Verteilungsfunktion. Gleichzeitig können die Unsicherheiten der Eingangsgrößen genauer abgebildet werden, wenn zusätzliche Informationen über diese Unsicherheiten vorliegen. Solche zusätzlichen Informationen können z. B. vorliegende Versuchsergebnisse sein. Aus den Versuchsdaten wurden für die Berechnung sowohl Zufallsvariablen als auch stochastische Felder entwickelt. Stochastische Felder erlauben im Gegensatz zu Zufallsvariablen eine mögliche räumliche Veränderung der Korrelation [35] und werden in zunehmendem Maße auch im Bauingenieurwesen verwendet [36]. Aufgrund der vorliegenden umfangreichen Datenbasis an Versuchsergebnissen wurde die Verwendung von Stochastischen Feldern in der Modellierung geprüft. Sowohl aufgrund der Probleme der räumlichen Zuordnung einzelner Materialproben zum Bauwerk als auch aufgrund der hohen räumlichen Korrelation verschiedener Materialparameter wurden letztendlich ausschließlich Zufallszahlen gewählt. Als Entscheidungskriterium bei der Auswahl zwischen Stochastischen Feldern und Zufallsvariablen wurden die Arbeiten von CHUDOBA et al. [37] und VORECHOVSKY & CHUDOBA [38] verwendet. Die verwendeten Zufallsvariablen sind in Tabelle 2 aufgelistet. Grundlage für die Wahl der Verteilungsfunktionen waren sowohl die verschiedenen durchgeführten Goodness-ofFit-Tests, berechnungspraktische Überlegungen als auch die Verwendung von bestimmten Verteilungen in verschiedenen Veröffentlichungen und Normen [36, 39]. Die verschiedenen angewendeten Tests auf Verteilungstypen wurden z. B. in [40] genannt. Da alle Prüfungen die Normalverteilung entweder als am besten passende Verteilung vorschlugen oder der Unterschied von der Normalverteilung zur am besten passenden Verteilung gering war, wurde in allen Fällen eine Normalverteilung gewählt. Dies ist auch physikalisch möglich, da die Mittelwerte der Parameter im Verhältnis zur Standardabweichung sehr groß sind und damit keine negativen Materialfestigkeiten auftreten. Für die Korrosionsrate und die Korrosionstiefe wurden bisher nur Zahlenschranken verwendet. Hier sind aber weitere Analysen geplant. Die probabilistischen Berechnungen wurden sowohl mit Verfahren der Zuverlässigkeitstheorie I. und II. Ordnung (FORM/SORM) als auch mit einer Monte-Carlo-Simulation durchgeführt. Die Verfahren sind u. a. [41] erläutert. Während die Monte-Carlo-Simulation direkt mit dem Finite-Elemente-Modell verbunden war, wurde für die FORM/SORM-Berechnung eine quadratische Antwortfläche [42] verwendet. Die Integration dieser Verfahren in das verwendete kommerzielle Finite-Elemente-Programm

Tab. 2

Hauptzufallsvariablen Main random variables

Materialeigenschaft

Verteilungstyp

Mittelwert

Standardabweichung

Einheit

Streckgrenze 20 °C

Normal

407

6.6/20

MPa

Zugfestigkeit 20 °C

Normal

550

15.5

MPa

Grenzdehnung 20 °C

Normal

0,27

0,02

Grenzdehnung Korrosion

Normal

0,135

0,01

Containment Dicke

Normal

0,17

Containment Dicke

Normal

0,33

Containment Dicke

Normal

0,38

Containment Dicke

Normal

0,3

Radius

Normal

16,5

0,0045

E-Modul des Stahls

Deterministisch

210 000

MPa

Temperatur

Deterministisch

550/155

°C

E-Modul des Betons

Deterministisch

35 000

MPa

Felssteifigkeit

Deterministisch

100 000

MPa

Epistemische Unsicherheit für globale Dehnung

Normal

1,0

0,1

Epistemische Unsicherheit für lokalen Dehnungsfaktor

Normal

1,0

0,1

Korrosion

Grenzwertbetrachtung

ANSYS wurde unter anderem in [43] vorgestellt. Um den Stichprobenumfang der Monte-Carlo-Simulation und damit den Berechnungsaufwand gering zu halten, wurden sogenannte Quasi-Zufallszahlen verwendet, die relativ einfach in das Finite-Elemente-Programm eingespeist werden können [44]. In der genannten Veröffentlichung findet sich z. B. das Programmlisting für die programmtechnische Umsetzung der Erstellung von QuasiZufallszahlen in der ANSYS PARAMETRIC DESIGN LANGUAGE.

Ergebnisse der Untersuchung

Zunächst können die Ergebnisse der Berechnung mit den bisherig vorliegenden Fragility-Berechnungen verglichen werden. Die deterministischen Berechnungen [33] basierten auf Spannungsnachweisen an einfachen analytischen Modellen und an Schnittkraft- und Momentennachweisen für spezifische Bauteile. Die ursprünglichen FragilityKurven wurden für die Stahldruckschale und verschiedene Durchdringungen einzeln berechnet und unter Annahme einer Weibullverteilung zusammengefügt. Verschiedene konstruktive Details, wie z. B. das Verhalten der Stahldruckschale im Verankerungsbereich, wurden nicht berücksichtigt. Die neuen Berechnungen beinhalteten im Vergleich zu dieser Berechnung der Stahldruckschale Beznau ein komplexeres Modell. Daneben wurde aber natürlich zu Beginn durch den Einsatz des einfachen analytischen Modells geprüft, ob die Ergebnisse der damaligen Rechnung sowohl deterministisch als auch probabilistisch

nachvollzogen werden konnten. Ziel des Einsatzes der neu entwickelten aufwändigen Finite-Elemente-Modelle war eine Erhöhung der rechnerischen Tragfähigkeit durch den Abbau von konservativen Annahmen. Dazu wurde, wie bereits genannt, für die Berechnungen realistisches Materialverhalten berücksichtigt. Außerdem wurde das Nachweiskriterium von Spannungen auf Verzerrungen bzw. Verformungen überführt. Das Ziel der Erhöhung der rechnerischen Tragfähigkeit wurde erreicht, denn die rechnerische Tragfähigkeit erhöhte sich unter gleichen Bedingungen um ca. 1 bar. Auf der anderen Seite wurden die Anforderungen an die Stahldruckschale erhöht, so z. B. die Temperaturen durch Wasserstoff-Deflagration, die vorher bei ca. 155 °C lagen und jetzt Werte von bis zu 550 °C erreichten. Zusätzlich wurde die Korrosion in Teilen der Stahldruckschale berücksichtigt und die Verformungswerte wurden eingegrenzt. Da aber die meisten Nachweise im alten Modell über Spannungen geführt worden waren, wirkte sich die Verformungsbeschränkung nur geringfügig aus. Aufgrund der verschiedenen positiven und negativen Aspekte ist es nicht verwunderlich, wenn die Berechnungsergebnisse relativ gut vergleichbar mit den Ergebnissen der früheren Westinghouse-Studie sind. Die abschließenden Ergebnisse zeigen einen um ca. 0,2 bis 0,3 bar erhöhten zulässigen Innendruck. Der mittlere innere dynamische Überdruck liegt bei ca. 6,6 bar. Kritische Stellen sind z. B. mechanische Durchdringungen und die Schleusen, die im Gegensatz zur Stahldruckschale auf Beulen und Biegung (Tor) belastet werden. Dieses Problem ist auch von anderen Containments bekannt [45]. Die deterministischen Ergebnisse wurden auch mit aktuellen Fragility-BerechBautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

D. Proske: Full-Probabilistic Investigation of the Fragility-Curve of a Steel Shell during Hydrogen Deflagration

D. Proske: Vollprobabilistische Ermittlung der Fragility-Kurve einer Stahldruckschale bei Wasserstoff-Deflagration

Bild 10 Fragility-Kurven des Containments verschiedener Kernkraftwerke Fragility-curves of containments for different nuclear power plants

nungen, z. B. von SPENCER et al. [21], bzw. mit Versuchsergebnissen und Nachrechnungen verglichen, s. NUREG/CR 6706 [46] und NUREG/CR-6906 [2]. Insbesondere die deterministischen Verformungsbilder der darin vorgestellten Versuche konnten sehr gut nachvollzogen werden. Bild 10 zeigt die Fragility-Kurven (Versagenswahrscheinlichkeit als Funktion des maximalen inneren dynamischen Drucks) für verschiedene Kernkraftwerke. In dem Diagramm finden sich sowohl Druckwasserreaktoren

(PWR) als auch Siedewasserreaktoren (BWR) mit Stahlund Stahlbetoncontainments. Wie bereits erwähnt, ist das Kernkraftwerk Beznau eines der ältesten kommerziell betriebenen Kernkraftwerke. Natürlich zeigt der Vergleich der alten Fragility-Berechnungen mit jüngeren Werken, dass diese Werke ein besseres Verhalten haben, obwohl selbst bei jüngeren Werken das Containment nur für den Druck eines großen Kühlmittelverluststörfall ausgelegt wurde. Das Kernkraftwerk Beznau erreicht aber durch die rechnerische Erhöhung der Tragfähigkeit der Stahldruckschale, durch den Einbau der gefilterten Druckentlastung und der Wasserstoff-Rekombinatoren nahezu die Zielwerte der Schweizer Aufsichtsbehörde für neue Kernkraftwerke für die LERF in Höhe von 10−6 pro Jahr. Neue Kernkraftwerke, wie der Europäische Druckwasserreaktor EPR, liegen sogar bei Werten von < 5 × 10−7 pro Jahr. Die Korrosion im unteren Teil der Stahldruckschale hat keine Auswirkungen auf die Tragfähigkeit, da die Schale in diesem Bereich deutlich überbemessen ist (38 mm im Vergleich zur oberen Hemisphäre mit 17 mm). Erst wenn ca. die Hälfte der Dicke der Stahldruckschale in diesem Bereich durch Korrosion abgetragen wird, zeigen sich Auswirkungen in den deterministischen und probabilistischen Tragfähigkeitsberechnungen. In den letzten Jahren wurden eine Korrosionsüberwachung und ein kathodischer Korrosionsschutz installiert. Letzterer führte praktisch zu einem Stillstand der Korrosion, sodass die Stahldruckschale auf absehbare Zeit ihre Funktion als Barriere erfüllen kann.

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Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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Autor: Dr.-Ing. habil. Dirk Proske Axpo Kernenergie, Kernkraftwerk Beznau, CH-5312 Döttingen, dirk.proske@axpo.ch

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

D. Proske: Full-Probabilistic Investigation of the Fragility-Curve of a Steel Shell during Hydrogen Deflagration

DOI: 10.1002 / bate.201001527

BERICHT

Volker Schmid, Doreen Zauft

Verbundfassade aus Upcycling-PUR-Pressplatten und Holz für einen Lehr- und Forschungspavillon in Berlin Die nachhaltige Kombination neuer Materialien und die Demonstration neuer technischer und architektonischer Möglichkeiten war das Ziel eines kombinierten Forschungsund Lehrprojekts an der Technischen Universität Berlin. Anhand eines von Studierenden entworfenen und gebauten Pavillons wurde eine neuartige Verbundfassade erprobt und umgesetzt. Die Haut der Fassade des kleinen Holztafelbaus besteht aus Upcycling-Polyurethan-Pressplatten, die mit einer 2 bis 3 mm dicken, hochelastischen Polyurethan-Beschichtung versehen sind. Der Pavillon wird als Veranstaltungsort und Studentencafe genutzt und dient den Forschern gleichzeitig zur Evaluation des neuen Fassadensystems über die kommenden Jahre.

Education and research – Composite system of up-cycled PUR panels and timber for façade structures. The environmentally friendly combination of new materials and the demonstration of new engineering and architectural possibilities is the goal of a project at the „Department of Conceptual and Structural Design-Composite Structures“. An experimental pavilion with a novel composite façade is designed, aiming to improve the durability of timber structures by employing technical and environmental innovations. Therefore a timber frame is combined with up-cycled compressed polyurethane (PUR) panels which again are protected by a 2 to 3 mm thick sprayed polyurethane coating. The pavilion is used for lectures during summertime and at the same time allows researchers to evaluate its innovative façade structure during the coming years.

Keywords Polyurethan-Pressplatte; Polyurethan-Beschichtung; Holztafelbau; Lehre; Forschung; Studierendenprojekt

Keywords upcycling; polyurethane panels; polyurethane coating; student project; education; research

Im darauffolgenden Semester wurde von knapp 20 engagierten Studierenden das Tragkonzept für die Holztafelkonstruktion erarbeitet, die notwendigen Ausführungszeichnungen für den Pavillon erstellt und dann der Bau selbst in die Tat umgesetzt. Um ein solches Projekt tatsächlich realisieren zu können, musste ein Bauantrag inklusive statischer Berechnungen eingereicht und geprüft werden. Es mussten Sponsoren zur Finanzierung des Pavillons gesucht werden, Material bzw. Werkzeuge eingekauft, Bauzaun, Mischer und Kran gemietet und die Baustelle organisiert werden. Viele Aufgaben und Themenbereiche, die die Studierenden bereits in ihren Vorlesungen gelernt hatten, sich aber auch teilweise selbst aneignen mussten.

Studierendeninitiative und Lehrprojekt

Bereits seit Längerem wünschten sich Studierende, Mitarbeiterinnen und Mitarbeiter am Institut für Bauingenieurwesen der Technischen Universität Berlin einen sozialen Treffpunkt auf ihrem Campus, dem denkmalgeschützten ehemaligen AEG-Werk im Wedding und heutigen Technologie- und Innovationspark Berlin, kurz TIB. Auf Initiative der Studierenden wurde deshalb das Entwurfsseminar der Bauingenieure genutzt, um zusammen mit den Architekturstudierenden sechs Entwürfe für einen Studentenpavillon zu entwickeln. Der Pavillon, mit einer Grundfläche von ca. 35 m2 und einer Nutzung von Frühjahr bis Herbst, musste von den Studierenden selbst zu bauen sein, weshalb sich eine Holzkonstruktion anbot. Der für die Ausführung gewählte Entwurf zeichnet sich vor allem durch seine offene Konzeption aus (Bild 1). Die vier raumhohen Türen können jeweils um insgesamt 360° gedreht werden, sodass sie sich im geöffneten Zustand an die Wände anlegen. Auf der Innenseite grün gestrichen signalisieren die Türen schon von Weitem, wenn der Pavillon geöffnet ist (Bild 2). Im geschlossenen Zustand ist er mit seinem weißen ebenmäßigen Äußeren ein Blickfang und bildet einen interessanten Kontrast zu den rötlichen Ziegelbauten, die den großen Hof umrahmen (Bild 3). 68

Bild 1

Außen- und Innenansicht des Studenten-Pavillons mit Details Elevation and details of the students pavilion

Bild 2

Die raumhohen Türen lassen sich 360° weit öffnen The doors can be open in an angle of 360°

Bild 3

Außenansicht des studentischen Pavillons im denkmalgeschützten TIB-Gelände Exterior view of the students pavilion in the listed TIB area

Bild 4

2 2.1

Die Konstruktion Vorgefertigter Holztafelbau

ßend mit den Polyurethan-Pressplatten beplankt. Diese sind im Wand- und Dachbereich 16 mm bzw. 24 mm dick und als Gehbelag auf dem Bodenelement 2 × 24 mm. Die doppelte Ausführung resultiert aus den Anforderungen an die Verformungsbegrenzung. Abschließend konnte eine PUR-Dickfilmbeschichtung (s. Abschnitt 2.2.2) innen und außen fugenlos aufgesprüht werden (Bild 6).

Aus Gründen des Denkmalschutzes waren keine Eingriffe in den alten Pflastersteinbelag erlaubt. Die Holzkonstruktion des Pavillons wurde deshalb auf einem umlaufenden Stahlrahmen gelagert, der zum Ausgleich der Unebenheiten des Hofbelags wiederum auf einem schmalen Betonsockel aufliegt. Der Pavillon misst außen 6,98 m auf 4,86 m mit einer Höhe von 3,09 m. Die einzelnen Boden-, Wand- und Deckentafeln bestehen aus einer Ständer-und-Riegelkonstruktion aus Konstruktionsvollholz und sind innen mit einer tragenden OSB-Platte beplankt (Bild 4). Auf der Außenseite sind Polyurethan-Platten angeordnet, s. Abschnitt 2.2.1, die wegen ihrer fehlenden baulichen Zulassung für statische Zwecke in der Statik als nicht tragend angesetzt wurden. Die Tafeln wurden in der Versuchshalle des Instituts für Bauingenieurwesen in den Wintermonaten teilweise vorgefertigt und dann im Frühjahr mit der innenliegenden Beplankung aus OSB-Platten aufgestellt, die Deckentafeln mithilfe eines kleinen Autokrans (Bild 5). Die vorgefertigten Tafeln wurden mit innenliegenden Schrauben zusammengefügt und anschlie-

Bild 5

Explosionszeichnung des Experimentalpavillons Exploded view of the experimental pavilion

Studierende beim Errichten des Pavillons in Holztafelbauweise Assembling process done by students

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

V. Schmid, D. Zauft: Education and research – Composite system of up-cycled PUR panels and timber for façade structures.

V. Schmid, D. Zauft: Verbundfassade aus Upcycling-PUR-Pressplatten und Holz für einen Lehr- und Forschungspavillon in Berlin

Bild 6

Die 3 mm dicke Dickfilm-Beschichtung wird auf die Polyurethan-Pressplatten aufgesprüht The 3 mm polyurethane coating is applied on the polyurethane-press-plate façade

2.2 Innovatives Fassadenkonzept 2.2.1 Upcycling-Polyurethan-Pressplatten Eines der entscheidenden Probleme von Holzkonstruktionen, insbesondere im Fassadenbereich, ist die Frage nach einem zuverlässigen und langandauernden Schutz gegen eindringende Feuchtigkeit. Im vorliegenden Projekt wurden aus diesem Grund für die äußere Beplankung der Tafeln und damit der Fassadenfläche erstmalig feuchteunempfindliche und verrottungssichere Polyurethan-Platten eingesetzt (Bild 7). Diese Platten werden aus Abfällen der PolyurethanDämmschaumherstellung gefertigt. Die Abfallstücke werden gemahlen und unter Einsatz von MDI-Polyisocyanat in Verbindung mit Wasser als Bindemittel unter hohem Druck zu einzelnen Platten gepresst. Die Platten werden in Dicken von 10 bis 80 mm hergestellt mit einer Dichte zwischen 300 und 850 kg/m3, abhängig von der späteren Anwendung [1]. Die PUR-Pressplatten können mit den für die Holzverarbeitung üblichen Maschinen bearbeitet und gut verschraubt werden. Bis heute werden diese Platten wegen ihrer Feuchteunempfindlichkeit im Schiffsausbau, als Kernmaterial für Sandwichkonstruktionen und im Automobilbau für Sonderanwendungen eingesetzt. Die Vorteile, insbesondere für den Einsatz im Fassadenbereich, sind die Dampfdurchlässigkeit der Platten und

ihre geringe Wärmeleitfähigkeit von λ = 0,06 bis 0,10 W/(mK). Beide Eigenschaften prädestinieren diesen Werkstoff für den gemeinsamen Einsatz in Holzkonstruktionen. Die beschriebenen Purenit-Platten wurden bisher ausschließlich für nichttragende Zwecke verwendet und ihre Festigkeitswerte dementsprechend nur nach den Vorschriften der Norm für Dämmstoffe bestimmt. Im Zusammenhang mit dem Bau des Pavillons wurden deshalb von den Studierenden kleinmaßstäbliche Versuche für die Scher- und Zugfestigkeiten von Schrauben in Purenit durchgeführt, um erste Anhaltswerte für die notwendige Schraubenanzahl zu gewinnen (Bild 8).

2.2.2 Polyurethan-Dickfilmbeschichtung Die eingesetzten Polyurethan-Pressplatten benötigen keinen chemischen Witterungsschutz, insbesondere wenn sie mit einer 2 bis 3 mm dicken Polyurethan-Spritzbeschichtung versehen werden. Im Projekt wurde die PURBeschichtung, ohne die bei anderen Untergründen notwendige Grundierung, direkt auf die Purenit®-Platten aufgesprüht. Die Beschichtung ist dampfdurchlässig und hochelastisch. Sie kann deshalb mögliche Risse und das Aufweiten von Arbeitsfugen sicher überbrücken. Der zum Schutz vor UV-Strahlung notwendige Deckanstrich bestimmt die Farbe der Beschichtung und muss ca. alle zehn Jahre erneuert werden. Diese Form des Witterungsschutzes wurde bereits erfolgreich bei der Mensa in Karlsruhe [2] und beim Projekt Metropol Parasol in Sevilla [3] eingesetzt, beide Male allerdings auf Holz.

2.3

Bild 7

Schnitt durch eine Upcycling-Polyurethan-Platte mit aufgesprühter PUR-Beschichtung mit UV-beständigem Deckanstrich Up-cycling polyurethane panel with PUR-coating with a top coating

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Konstruktion und Details

Nach wie vor ist der Witterungsschutz eine der großen Herausforderungen des Holzbaus. Das Ziel des Studierendenprojekts aus technischer Sicht war die Untersuchung, inwieweit eine Kombination aus Polyurethan-Pressplatten und einer optimal dazu gewählten Beschichtung ein dichtes und gleichzeitig robustes Fassadensystem zum Schutz von Holzkonstruktionen garantie-

Bild 8

Studierende beim Testen der Scher- und Auszugsfestigkeit von Schrauben in einer Verbindung von PUR-Pressplatten mit Holz Students are testing the shear and pull-out strength of screws in a PUR-panel to timber connection a)

Bild 9

Die Polycarbonat-Lamellen sind mit der Holzkonstruktion verklebt und mit einer PUR Beschichtung versiegelt The polycarbonate lamellas are glued to a timber frame and sealed with the PUR coating

ren kann, ohne dass zusätzlich ein aufwändiger und teurer konstruktiver Holzschutz notwendig wird. Es sollte untersucht werden, welche neuen architektonischen und konstruktiven Möglichkeiten aus solch einer Materialkombination resultieren. Dazu wurden einige besondere konstruktive Detaillösungen entwickelt, die in den folgenden Jahren evaluiert werden, beispielsweise eine Dachentwässerung, bei der die Rinne direkt in der Arbeitsfuge in den Tiefpunkten zwischen den Dachtafelelementen liegt und ausschließlich mit der PUR-Spritzbeschichtung abgedichtet wird (Bild 10). Die neuen Möglichkeiten der PUR-Spritzbeschichtung wurden ebenfalls im Bereich der Lamellen für einen staub- und tauwasserfreien Anschluss der Polykarbonat-Scheiben an den Holzrahmen eingesetzt (Bilder 9 und 11).

Zusammenfassung und Ausblick

Das erfolgreiche Experiment eines kombinierten Lehrund Forschungsprojekts an der Technischen Universität Berlin, das mit einer Kooperation von Bauingenieur- und Architekturstudierenden in einem Entwurfsseminar begann, ermöglichte den Bau eines innovativen Pavillons in Holztafelbauweise. Für die Fassade wurden erstmals Upcycling-Polyurethan-Pressplatten in Kombination mit

Bild 10 a) Ansicht der integrierten Regenrinne und der nur 16 mm dicken Attika b) Detail: Die Regenrinne befindet sich zwischen zwei Deckenelementen a) Drainage and 16 mm thick attic b) Detail: drainage located in joint of roof components

einer Polyurethan-Spritzbeschichtung verwendet, um eine wasserdichte, fugenlose aber dampfdiffusionsoffene Fassadenfläche zu erreichen. Die beschriebene robuste Konstruktion verspricht wegen ihrer Wasserunempfindlichkeit eine sehr lange Lebensdauer. Die nächsten Jahre werden genutzt, um die Fassadenkonstruktion auch langBautechnik 89 (2012), Heft 1

BERICHT REPORT

V. Schmid, D. Zauft: Education and research – Composite system of up-cycled PUR panels and timber for façade structures.

V. Schmid, D. Zauft: Verbundfassade aus Upcycling-PUR-Pressplatten und Holz für einen Lehr- und Forschungspavillon in Berlin a)

a) Lamelle vor dem Beschichten a) Lamella before the coating process

b) Übergangsbereich beschichtet b) Coated section between polycarbonate and frame

c) Detailskizze Ansicht des Pavillons mit Details c) Detail of the lamella Bild 11 Anschluss der Polykarbonat-Doppelstegplatten an den Fensterrahmen und Abdichtung mit 3-mm-PUR-Beschichtung Detail of the polycarbonate panel with the window frame and a 3 mm PUR coating

zeitig zu prüfen. Die durchgeführten Versuche weisen darauf hin, dass Polyurethan-Pressplatten auch lastabtragend eingesetzt werden können, dazu und für die Tragfähigkeit von Schraubverbindungen besteht allerdings noch Forschungsbedarf. Der kleine Experimentalbau zeigt aber schon heute, dass diese innovative Materialkombination ganz neue Möglichkeiten des Entwerfens und Konstruierens im Holzbau ermöglicht. Dazu wurden für den Studentenpavillon neue Detaillösungen entwickelt, die nun langfristig evaluiert werden.

Danksagung und Beteiligte

Das Studierendenprojekt war nur möglich Dank der kostenfreien Bereitstellung von Purenit®-Platten durch die Firma Puren, des Beschichtungsmaterials durch die ABPolymerchemie und die Bayer AG, die ebenfalls Makro-

Bild 12 Innenansicht des Pavillons mit Lamellen Interior view of the pavilion

lon-Scheiben zur Verfügung stellte, sowie die Beschichtungsfirma Reaku. Außerdem wurden Befestigungsmittel und Schrauben von der Firma Spax und weitere Verbindungsmittel der Fa. Strong-Tie bereitgestellt, Zement von HeidelbergCement und Anschlussteile durch Hamann Metallbau. Die Gesellschaft der Freunde der TU Berlin, die Fachschaft BauInx, der VBI Berlin-Brandenburg, die Baukammer Berlin, das Institut für Bauingenieurwesen und die Berliner Ingenieurbüros Triconcept, Krone Hamann Reinke, HHP Berlin, Nixdorf Consult und Arup unterstützten das Projekt mit Geldspenden und Knowhow. Dank der innovativen Verwendung von umweltfreundlichen Materialien erhielt der TIB-Pavillon Forschungsgelder durch die Deutsche Bundesstiftung Umwelt (DBU)

Am Bau Beteiligte Bauherr: Technische Universität Berlin Entwurf: Studierende des Bauingenieurwesens und der Architektur, TU-Berlin Tragwerksentwurf, Ausführungsplanung, Bauleitung: Studierende des Bauingenieurwesens, TU-Berlin Holzbau: Studierende des Bauingenieurwesens, TU-Berlin Betreuung: Fachgebiet Entwerfen und Konstruieren – Verbundstrukturen, Institut für Bauingenieurwesen, TUBerlin Fachgebiet für konstruktives Entwerfen und klimagerechtes Bauen, Institut für Architektur, TU-Berlin Beschichtung: Reaku Hobein GmbH, Schönebeck, mit AB-Polymerchemie GmbH, Aurich

Literatur [1] RASSHOFER, W.: Recycling von Polyurethan-Kunststoffen. Klebpressen von Polyurethanreststoffen aus dem Bau- und Industriebereich. Heidelberg: Hüthig Verlag 1994, S. 385. [2] F RITZEN, K.: Material-Neutron. Die neue Mensa der Hochschule für angewandte Wissenschaften Karlsruhe. Bauen mit Holz (2006), H. 11, S. 22–26. [3] SCHMID, V.; KOPPITZ, J.-P.; THURIK, A.: Neue Konzepte im Holzbau mit Furnierschichtholz – Die Holztragkonstruktion des Metropol Parasol in Sevilla. Bautechnik 88 (2011), H. 10, S. 707–714.

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

Autoren: Univ.-Prof. Dr.-Ing. Volker Schmid Dipl.-Ing. Doreen Zauft Institut für Bauingenieurwesen, Fachgebiet Entwerfen und Konstruieren – Verbundstrukturen, TU Berlin, TIB 1-B11, Gustav-Meyer-Allee 25, 13355 Berlin, sekretariat@ek-verbundstrukturen.tu-berlin.de

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Abb. vorläuﬁg

■ Das Werk liefert eine einheitliche Darstellung der Baustatik auf der Grundlage der Technischen Mechanik. Es behandelt in einem Band die Analyse von Stab- und d FFlächentragwerken nach der Elastizitäts- und Plastizitätstheorie. Es betont den geschichtlichen Hintergrund und den Bezug zur praktischen Ingenieurtätigkeit und g dokumentiert erstmals in umfassender Weise die spezielle Schule, die sich in den d lletzten 50 Jahren an der ETH in Zürich herausgebildet hat. Als Lehrbuch enthält das Werk viele durchgearbeitete Beispiele und Aufgaben zzum vertieften Studium. Die einzelnen Kapitel werden durch Zusammenfassungen aabgeschlossen, welche die wichtigsten Lehrinhalte in prägnanter Form hervorheben. Die verwendeten Fachausdrücke sind in einem umfangreichen Anhang definiert. D Als Nachschlagewerk enthält das Buch ein umfassendes Stichwortverzeichnis. Die GliedePETER MARTI rung des Inhalts und Hervorhebungen im Text Baustatik B erleichtern die Übersicht. Bezeichnungen, Werk201 . ca. 750 S., ca. 600 Abb., 2 stoff- und Querschnittswerte sowie Abrisse der cca. 30 Tab., Gb. Matrizenalgebra, der Tensorrechnung und der cca. % 98,–* Variationsrechnung sind in Anhängen zusamIISBN: 978-3-433-02990-9 mengefasst. EErscheint !NFANG 201

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Statische Beurteilung historischer Tragwerke

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Abb. vorläuﬁg

■ Das Bauen im Bestand wird zu einem immer wichtigeren Teilbereich des Bauwesens. Die Aufgaben der Beurteilung existierender Tragwerke und der Einschätzung der Standsicherheit im Hochbau betrifft insbesondere weitgespannte Holztragwerke, also Dachwerke, sowie Gewölbe und andere Mauerwerkskonstruktionen. Das vorliegende Werk stellt ein Konzept vor, wie die Tragreserven der ursprünglichen Konstruktion realistisch beurteilt werden können, so dass Eingriffe in wichtige historische Tragkonstruktionen minimiert werden. Vom Dach bis ins Fundament werden alle Bauteile eines typischen historischen Hochbaus behandelt. Dabei ist der Fokus auf die Bewertung der Standsicherheit von Gesamtsystemen und die Identifizierung von Gefahrenquellen gerichtet. Einer kurzen historischen Übersicht über Bauweisen und Konstruktionen folgen jeweils systematisch aufgebaute Berechnungsbeispiele mit realen Fällen, anhand derer die pragmatische Modellbildung gezeigt wird und konkrete praktische Hinweise zur Wahl der Berechnungsmodelle und Berechnungsparameter gegeben werden. Prinzipielle Hinweise zur Bauaufnahme und zerstörungsfreien Zustandserfassung sowie zur Ertüchtigung und eine Diskussion ungeeigneter Maßnahmen runden diesen Leitfaden für die S T E FA N H O L Z E R Praxis ab.

Statische Beurteilung historischer Tragwerke 201 . ca. 250 S., ca. 300 Abb., Br. ca. % 55,–* ISBN: 978-3-433-02959-6 Erscheint !PRIL 201

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■ Anwendungsbezogenes Buch zum Quereinstieg, auch für Berufsanfänger ■ Mit Praxisbeispielen ■ Achtung: nicht zu verwechseln mit Bauschäden, sondern: Standsicherheitsbetrachtung des Gesamtsystems ■ Bauartübergreifend

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Baustatik

Die Bücher Werkstoffübergreifendes Entwerfen und Konstruieren knüpfen an den jahrelangen Erfolg der entwurfs- und baustoffübergreifenden Lehre an der Universität Stuttgart an. Neben den Kriterien der Standsicherheit und Wirtschaftlichkeit werden auch Aspekte des Gestaltens und der Funktionalität berücksichtigt und die Baustoffe ihren jeweiligen Eigenschaften gemäß eingesetzt.

Einwirkung, Widerstand, Tragwerk ■ Dieses Buch vermittelt das Grundwissen über die Anforderungen an die Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit von Bauwerken und über den Entwurf und die Bemessung von Tragelementen und Tragwerken, unabhängig vom verwendeten Bauoder Verbundbaustoff. Dabei werden die Bauarten Holzbau, Stahlbau, Massivbau und Verbundbau gleichermaßen behandelt, um durch vergleichende Betrachtungen das Erkennen von Zusammenhängen zu erleichtern. B A LT H A S A R N O V Á K , Durch den ganzheitlichen Ansatz werden neben den ULRIKE KUHLMANN, Kriterien der Standsicherheit und Wirtschaftlichkeit auch M AT H I A S E U L E R Aspekte des Gestaltens und der Funktionalität berückEinwirkung, Widerstand, sichtigt und die Baustoffe ihren jeweiligen Eigenschaften Tragwerk gemäß eingesetzt. 201 . ca. 450 S., Die zahlreichen durchgerechneten Beispiele dienen der ca. 450 Abb., schnellen Einarbeitung in die Planungspraxis. ca. 80 Tab., Gb. ca. € 59,– ISBN: 978-3-433-02917-6 Erscheint "OGBOH 201

■ Grundwissen für Studium und Berufseinstieg.

Bauteile, Hallen, Geschossbauten ■ Dieser Band behandelt zunächst Bauteile unter Berücksichtigung von Stabilitätsbetrachtungen für Stabwerke, Scheiben und Schalen. Anschließend wird die Bemessung von Bauteilen, Tragwerkskomponenten und Gesamtragwerken für Hallen- und Geschossbauten dargestellt. B A LT H A S A R N O V Á K , ULRIKE KUHLMANN, M AT H I A S E U L E R

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Die Autoren haben mit der entwurfsorientierten und werkstoffübergreifenden Lehre an der Fakultät für Bauund Umweltingenieurwissenschaften der Universität Stuttgart einen neuen Standard gesetzt. Balthasar Novák ist Professor für Massivbau und Ulrike Kuhlmann ist Professorin für Stahl-, Holz- und Verbundbau an der Universität Stuttgart. Mathias Euler ist wissenschaftlicher Mitarbeiter am Institut von Frau Prof. Kuhlmann und forscht im Bereich des Stahlbaus.

Verbindungen, Anschlüsse, Details 2012. ca. 450 S., ca. 450 Abb., ca. 80 Tab., Gb. ca. € 59,– ISBN: 978-3-433-02918-3 Erscheint Ende 2012

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Werkstoffübergreifendes Entwerfen und Konstruieren

Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten Aus dem Inhalt In Memoriam Ulrich Schneider .............................................................. 73 Ehrendoktorwürde für Prof. Manfred Curbach ................................... 74 Albert Krebs 80 Jahre .............................................................................. 75 Ehrenvorsitz für Prof. Dr.-Ing. Günther Schmidt-Gönner ................... 76 VBI verpflichtet neuen Hauptgeschäftsführer .................................... 76 Verantwortlichkeit für das Bauobjekt ................................................... 77 Werklohn nicht ohne vorherige Abnahme ........................................... 77 15. Dresdner Baustatik-Seminar ............................................................ 78 Kongresse – Symposien – Seminare – Messen .................................. 79

BAUTECHNIK aktuell 1/12

PERSÖNLICHES

In Memoriam Ulrich Schneider forschungsbereichs 148 „Brandverhalten von Bauteilen“ der Deutschen Forschungsgemeinschaft, in dem er von 1973 bis 1986 das Teilprojekt „Temperaturverhalten von Festbeton“ leitete. In dieser Zeit wurde er zum Akademischen Rat und bald darauf zum Akademischen Oberrat ernannt. 1979 habilitierte er sich mit der Arbeit „Ein Beitrag zur Frage des Kriechens und der Relaxation von Beton unter hohen Temperaturen“.

Ulrich Schneider

ULRICH SCHNEIDER wurde am 17. Juli 1942 in Köslin (Pommern) geboren. Nach der Flucht in den Westen und der Grund- und Realschule machte er eine Maschinenschlosserlehre und erwarb parallel in der Abendschule die Fachschulreife und Hochschulreife. Danach absolvierte er ein Maschinenbaustudium an der Ingenieurschule Hamburg, das er nach kurzer Tätigkeit als Konstruktionsingenieur an der Technischen Universität Braunschweig fortsetzte und 1970 mit dem Diplom abschoss. Seine wissenschaftliche Laufbahn begann ULRICH SCHNEIDER 1970 am Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz der TU Braunschweig als wissenschaftlicher Mitarbeiter von Professor K ARL KORDINA. Mit der Dissertation „Zur Kinetik festigkeitsmindernder Reaktionen in Normalbetonen bei hohen Temperaturen“ wurde er 1973 zum Dr.Ing. promoviert. Seine Forschungsergebnisse waren wichtige Vorleistungen für die erfolgreiche Einwerbung des Sonder-

1981 wurde ULRICH SCHNEIDER als ordentlicher Professor für Baustoffkunde (einschließlich Bauphysik, Bauchemie und Brandschutz) an die UniversitätGesamthochschule Kassel berufen, wo er 1983 auch die Leitung der Amtlichen Baustoff- und Betonprüfstelle übernahm. Von der IHK Kassel wurde er 1982 als vereidigter Sachverständiger für das Sachgebiet Baustoffkunde und Bautenschutz bestellt, 1985 gründete er ein Ingenieurbüro in Kassel und wurde Mitinhaber der Arbeitsgemeinschaft für Brandsicherheit (AGB) in Bruchsal 1988 folgte er dem Ruf auf den Lehrstuhl für Baustofflehre an der Technischen Universität Wien, 1990 wurde er zum o. Univ.-Prof. und Institutsvorstand des neuen Instituts für Baustofflehre, Bauphysik und Brandschutz ernannt. 1996 wurde er Abteilungsleiter und 1997 stellvertretender Leiter der Technischen Versuchs- und Forschungsanstalt (TVFA) der TU Wien, von 2005 bis zur Emeritierung im Jahr 2010 leitete er das integrierte Institut für Hochbau und Technologie. Für seine herausragenden wissenschaftlichen Leistungen wurde Prof. SCHNEIDER vielfach geehrt. Er wurde 2002 zum Ehrenprofessor der Moskauer Offenen Universität und der Agro-Technischen Universität Ksyl-Orda (Kasachstan) ernannt, 2004 erhielt er die Ehrendoktorwürde der Staatlichen Technischen Universität Brest, 2005 wurde er Ehrenprofessor der Nationalen Technischen

Universität Minsk und Ehrenmitglied der Russischen Akademie für Architektur und Bauwissenschaften. Seine breiten Kennnisse und Erfahrungen stellte er auch über viele Jahre als Gutachter der Deutschen Forschungsgemeinschaft in den Dienst der Forschungsförderung. Aber nicht nur Wissenschaft und Forschung lagen ULRICH SCHNEIDER am Herzen, er war stets auch bemüht, seine Erkenntnisse zeitnah in die Praxis umzusetzen. So war er von 1974 bis 2010 Mitglied oder Obmann zahlreicher deutscher und österreichischer Normenausschüsse (DIN, KTA, ÖNV) sowie internationaler technisch-wissenschaftlicher Vereinigungen (CIB, RILEM). Vom Bundesumweltminister wurde er in die Reaktorsicherheitskommission und in deren Ausschuss Anlagen und Systemtechnik berufen. ULRICH SCHNEIDERS Interesse und Engagement in der Forschung und Praxis galt einerseits der Baustoffkunde und andererseits dem Brandschutz. An dieser Stelle sollen stellvertretend die besonderen Verdienste um den Brandschutz gewürdigt werden. Seit Anfang der 1970er Jahre war er Mitglied im Normenausschuss DIN 18230 Teil 1 – Brandschutz im Industriebau – und leistete wichtige Beiträge zur Validierung des Verfahrens der äquivalenten Branddauer mithilfe von Wärmebilanzrechnungen. Das anfangs verwendete einfache Vollbrandmodell wurde bald durch ein Zonenmodell ersetzt, das auch lokal begrenzte Brände und horizontale Ventilationsflächen berücksichtigen konnte. Im nächsten Schritt wurde das Zonenmodell zum Mehrraummodell erweitert, um auch neben- und übereinander liegende Räume, die über Öffnungen verbunden sind, berechnen und den Übergang vom lokalen Brand über einen Flashover zum Vollbrand berücksichtigen zu können. Ergebnis dieser

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BAUTECHNIK aktuell Brandschutz (VIB) mit Ulrich Schneider als Gründungsmitglied. Im Jahr 2009 konnte er das Normungsvorhaben DIN 18230 Teil 4 initiieren, um die Grundlagen für Brandsimulationen im Bereich des Industriebaus weiter zu vereinheitlichen. Als Obmann hat er in den inzwischen vorliegenden Entwurfsvorschlag sein jahrzehntelang gesammeltes Wissen einfließen lassen.

Entwicklungen ist das auch international bekannte Simulationsmodell MRFC, mit dem die Rauchausbreitung und –ableitung und die Temperaturbeanspruchung von Bauteilen im Brandfall simuliert werden können. In umfangreichen Recherchen sammelte und validierte Prof. SCHNEIDER Daten und Submodelle zur Brandentstehung und -ausbreitung und zum Brandverhalten von Stoffen als Eingangsgrößen für ingenieurmäßige Nachweise im Brandschutz. Seine Arbeiten zur Modellierung und versuchsmäßigen Bestimmung des Abbrandverhaltens von Stoffen brachte er als Obmann der Arbeitsausschüsse DIN 18230 Teil 2 und Teil 3 in die Normung ein.

Ein wesentliches Forschungsgebiet von ULRICH SCHNEIDER war von Beginn an das Hochtemperaturverhalten von Beton. Mit der Weiterentwicklung der Baustofftechnologie untersuchte er experimentell und hinsichtlich der physikalischen und chemischen Grundlagen zunächst den normalfesten Beton, ab den 1990er Jahren den hochfesten Beton und in den letzten Jahren den selbstverdichtenden Beton und ultra-hochfesten Beton. Die Ergebnisse brachte er jeweils international in von ihm geleitete RILEM-Komitees ein und bereitete sie auch für die praktische Anwendung, z. B. im Tunnelbau, auf.

Sehr engagiert setzte er sich für die Vereinheitlichung der Grundlagen und Eingangsgrößen für Brandsimulationen ein als wesentliche Voraussetzung für deren Akzeptanz und Verbreitung. Mit dieser Zielsetzung entstand auch der Verein zur Förderung von Ingenieurmethoden im

Er betreute mindestens 12 Dissertationen und über 100 Diplom- und Masterarbeiten. Seit 1970 sind über 370 wissenschaftliche Veröffentlichungen, davon 15 Fachbücher, und ungezählte Forschungsberichte und Vorträge entstanden. Besonders erwähnt seien zwei Standardwerke für den Brandschutz, die „Grundlage der Ingenieurmethoden im Brandschutz“ (Werner Verlag) und die „Ingenieurmethoden im baulichen Brandschutz“ (expert verlag), deren 6. Auflage kürzlich erschienen ist. ULRICH SCHNEIDER starb nach längerer Krankheit am 23. Oktober 2011 in Purkersdorf/Österreich. Wir, die in der Entwicklung und Anwendung von Ingenieurmethoden des Brandschutzes mit ihm verbunden waren, und die Fachwelt, die er mit seinen Visionen und Beiträgen vorangebracht hat, werden ihm ein ehrendes Andenken bewahren.

DIETMAR HOSSER MARITA KERSKEN-BRADLEY

PERSÖNLICHES

Ehrendoktorwürde der TU Kaiserslautern für Prof. Manfred Curbach

Entscheidend für die Vergabe der Ehrendoktorwürde an Prof MANFRED CURBACH waren 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 Sonderforschungsbereiches „Textilbeton“ der Deutschen Forschungsgemeinschaft hat er ganz wesentlich zur grundlegenden Erforschung einer neuen Bauart beigetragen. Aktuell ist er Sprecher des von ihm initiierten DFG-

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

TU-Präsident Prof. Dr. HELMUT J. SCHMIDT, Prof. Dr.-Ing. MANFRED CURBACH und Prof. Dr.-Ing. WOLFGANG KURZ (v.l.n.r.).

Foto: Ulrich van Stipriaan

Am 15. November 2011 erhielt Prof. Dr.Ing. MANFRED CURBACH die Ehrendoktorwürde des Fachbereiches Bauingenieurwesen der Technischen Universität Kaiserslautern. Der 55 Jahre alte Hochschullehrer der Technischen Universität Dresden ist einer der führenden deutschsprachigen Wissenschaftler auf dem Gebiet des Stahlbeton- und Spannbetonbaus. In einem Festakt überreichte der Präsident der TU Kaiserslautern, Prof. HELMUT J. SCHMIDT, die Urkunde. Gemeinsam mit dem Dekan des Fachbereiches, Prof. WOLFGANG KURZ, konnte er eine große Zahl an Gästen willkommen heißen. Die Laudatio hielt der Leiter des Fachgebietes Massivbau und Baukonstruktion, Prof. JÜRGEN SCHNELL.

Schwerpunktprogramms „Leicht Bauen mit Beton – Grundlagen für das Bauen der Zukunft mit bionischen und mathematischen Entwurfsprinzipien“, in dem etwa 50 Wissenschaftler von elf Technischen Universitäten zusammenarbeiten. Weiterhin ist er führend in der Erforschung des mehraxialen Tragverhaltens des Werkstoffes Beton.

te national zu vergebende Ehrenamt im Betonbau inne. Er ist Leiter der deutschen Delegation bei der weltweiten „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.

Zusätzlich bekleidet Prof. CURBACH eine Vielzahl von Ehrenämtern. Der frühere Vorsitzende der VDI-Gesellschaft Bautechnik ist seit 2004 Vorsitzender des Vorstandes des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton und hat damit das höchs-

Zur Technischen Universität Kaiserslautern unterhält Prof. CURBACH seit vielen Jahren enge Beziehungen, die sich in einer intensiven wissenschaftlichen Zusammenarbeit auf unterschiedlichsten Ebenen niedergeschlagen haben.

BAUTECHNIK aktuell PERSÖNLICHES

Albert Krebs 80 Jahre

Albert Krebs

Am 12. Januar 2012 vollendete Prof. Dr.-Ing. ALBERTUS KREBS sein 80tes 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-Main-Flughafens 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 Eisen-

bahn-Bundesamt Prüfingenieur für Konstruktiven Ingenieur- und Brückenbau aller Fachrichtungen. Er setzte sich nachdrücklich für die Umsetzung des VierAugen-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 ihm 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.

Traggerüste gehört mittlerweile zu den Standardwerken auf diesem Gebiet.

Neben der erfolgreichen Entwicklung des Ingenieurbüros – mittlerweile mit weiteren Partnern und neuen, herausragenden Projekten wie:

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.

– Rombachtalbrücke der ICE-Neubaustrecke Fulda-Kassel, – Terminal 2 am Flughafen Frankfurt, – Gesamtplanung der ICE-Neubaustrecke Erfurt-Leipzig/Halle, – diversen 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 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

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.

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 3. 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

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BAUTECHNIK aktuell PERSÖNLICHES

Ehrenvorsitz für Prof. Dr.-Ing. Günther Schmidt-Gönner

Der Fachbereichstag Bauingenieurwesen (FBTbau) hat auf seiner Vollversammlung in Gießen am 21. Oktober 2011 seinen langjährigen Vorsitzenden Prof. Dr.-Ing. GÜNTHER SCHMIDT-GÖNNER zum Ehrenvorsitzenden gewählt. Prof. SCHMIDT-GÖNNER war in den Jahren 1994 bis 2009 Vorsitzender des Fachbereichstages Bauingenieurwesen und gehörte insgesamt 16 Jahre dem Vorstand an. Sein Nachfolger als Vorsitzender des Fachbereichstages, Prof. Dr.-

Ing. HORST WERKLE, sprach in seiner Rede von einer „Ära SCHMIDT-GÖNNER“. Prof. SCHMIDT-GÖNNER hat den FBTbau durch die stürmischen Zeiten des Bologna-Prozesses geführt. Er ist ein Verfechter der Qualitätssicherung an Hochschulen. So war der FBTbau Gründungsmitglied der Akkreditierungsagentur ASIIN und des ASBau (Akkreditierungsverbund für Studiengänge des Bauwesens). Hier hat Prof. SCHMIDT-GÖNNER in den verschiedenen Gremien die Belange der Fachhochschulen mit großer Sachkompetenz bestens vertreten. Unter seiner Leitung wurden die Mindeststudieninhalte für Bauingenieure vom FBTbau entwickelt. Diese sind maßgeblich in die Standards von ASBau und die Qualitätsanforderungen der ASIIN eingeflossen. Durch die Gründung der Konferenz der Fachbereichstage (KFBT), an der er wesentlich beteiligt war und deren Vorsitzender er in den Jahren 2004–2010 war, hat er den Fachbereichstagen zu

einer hörbaren Stimme in bundesweiten hochschulpolitischen Gremien und Organisationen wie der Hochschulrektorenkonferenz (HRK), dem Wissenschaftsrat, dem Centrum für Hochschulentwicklung (CHE) und dem Bad Wiesseer Kreis sowie bei Arbeitgeberverbänden und Ministerien verholfen. Die F&E-Aktivitäten der Fachhochschulen auch nach außen sichtbar zu machen, war für ihn ein weiteres Anliegen. So wurden 2006 (Konstanz), 2007 (Frankfurt) und 2008 (Dresden) Forschungstage des FBTbau durchgeführt. Prof. SCHMIDT-GÖNNER arbeitete auch aktiv beim AIF mit. Durch die Wahl zum Ehrenvorsitzenden würdigt der Fachbereichstag Bauingenieurwesen das besondere langjährige Engagement und die Verdienste von Prof. SCHMIDTGÖNNER für das Bauingenieurwesen an den Hochschulen für Angewandte Wissenschaften/Fachhochschulen in Deutschland.

PERSÖNLICHES

Verband Beratender Ingenieure VBI verpflichtet neuen Hauptgeschäftsführer „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 VBI-Präsident Dr.-Ing. VOLKER CORNELIUS in Berlin. Rechtsanwalt ARNO METZLER wechselt in der ersten Hälfte des Jahres 2012 zum führenden Wirtschafts- und Berufsverband unabhängiger Ingenieurunternehmen und freiberuflicher Planer in Deutschland. Zeitgleich zu der Verpflichtung METZLERS geht der langjährige VBI-Hauptgeschäftsführer Dipl.-Ing. KLAUS ROLLENHAGEN 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 die VBI-Geschäftsstelle. „Mit der Neuverpflichtung Metzlers will der VBI seine seit Jahren erfolgreiche Positionierung vorantreiben und die politische Verbandsarbeit weiter verbessern. 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.

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 nationaler wie auf europäischer Ebene“, so CORNELIUS, der im November 2011 erneut zum Vizepräsidenten des BFB gewählt worden ist.

CORNELIUS dankte KLAUS ROLLENHAfür seinen über zwei Jahrzehnte

GEN

FIRMEN UND VERBÄNDE

Daniel Libeskind realisiert ein neues Objekt in Dresden Der Umbau des Militärhistorischen Museums in Dresden erregt öffentliches Aufsehen. Bereits nach vier Wochen konnte der 100 000 Gast begrüßt werden

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

und in Zukunft wird mit ähnlich hohen Besucherzahlen gerechnet. Um deren Sicherheit zu gewährleisten, mussten bei der Bauplanung komplexe Anforderun-

gen an den Brandschutz erfüllt werden. Mithilfe sorgfältiger Planung und hochwertiger Materialien, wie zum Beispiel der Brandschutztüren der Firma Holz-

BAUTECHNIK aktuell bau Schmid GmbH (Hoba) gelang es, diese Herausforderung zu meistern. Der Entwurf des Stararchitekten Daniel Libeskind ist äußerst provokant. Er versucht nicht, durch Ästhetik zu gewinnen, sondern überzeugt durch Ausdrucksstärke. Bei ihm treffen unterschiedliche Baukörper in eigenwilliger Weise aufeinander. Dabei handelt es sich einerseits um den schlossähnlichen Altbau, der aufwendig rekonstruiert wurde, und andererseits den stählernen Neubau, der wie ein Keil die Fassade des Bestandsgebäudes zu zerschmettern scheint.

Der Gegensatz von Alt und Neu spiegelt sich nicht nur in der Architektur wider, er setzt sich auch in der Ausstellungskonzeption fort. Um die Besucher im Brandfall zu schützen, mussten die Planer Richtlinien berücksichtigen. Eine bestand darin, zu verhindern, dass sich Feuer und Rauch im Gebäude ausbreiten. Deshalb wurde das Museum in vier Brandabschnitte unterteilt. Vier Brandschutztüren teilen die Abschnitte ein. Die Unikate wurden von Hoba für dieses Gebäude angefer-

tigt. Das Unternehmen ist auf die Entwicklung und Produktion von Brandschutzelementen spezialisiert. Die Türen fügen sich in das Erscheinungsbild des Gebäudeabschnitts ein, der sich im renovierten Altbau befindet. Dieser ist von weißen Säulen geprägt, auf deren Kapitellen die Kreuzgewölbe thronen. Bei der Detailplanung der Brandschutztüren wurden die Proportionen des Bestandsgebäudes aufgenommen. So kam es, dass Hoba mehrere Türelemente mit einer Breite von 3,25 m und einer Höhe von 5,30 m lieferte.

RECHT

Verantwortlichkeit für das Bauobjekt Wenn ein Gebäude neu errichtet oder ein früheres Bauwerk verändert wird, sind immer verschiedene Handwerker tätig. Dabei ist § 4 VOB/B zu berücksichtigen. Danach hat der Bauhandwerker nicht nur seine Leistungen, sondern auch die ihm für die Ausführung übergebenen Gegenstände vor Beschädigung zu schützen, wozu auch das bereits weitgehend fertiggestellte Gebäude und die Vorleistungen anderer Unternehmer zählen. Es gehört zur vertraglichen Leistung jedes Bauhandwerkers, die Arbeiten gegen Niederschlagswasser, mit dem normalerweise gerechnet werden muss, zu sichern. So kann das Leistungsverzeichnis die Schutzpflichten dahin ergänzen, dass angrenzende Bauteile vor Verschmutzungen ausreichend zu schützen sind und der Auftragnehmer für einen ausreichenden Oberflächenschutz bis zur Abnahme seiner Leistung zu sorgen hat. Art und Umfang der erforderlichen

Schutzmaßnahmen richtet sich dann nach den örtlichen Gegebenheiten und der Verkehrssituation. Zu berücksichtigen sind die zu schützenden Gegenstände, der Grad der drohenden Gefahren sowie allgemein übliche Verkehrssitten. Dies gilt insbesondere, wenn die Arbeiten im hohen Maße verwitterungsabhängig und deshalb besonders gefahrträchtig sind. Außerdem muss bei fortgeschrittener Jahreszeit mit Herbststürmen und starkregenfällen gerechnet werden. Diese Auffassung hat das Oberlandesgericht München im Urteil vom 19.7.2011 – 9 U 1027/11 – vertreten. Die von einem Bauhandwerker getroffenen Schutzmaßnahmen waren völlig unzureichend. Dies gilt insbesondere für Maßnahmen, die widrigen Wettereinflüssen, insbesondere Sturmböen und Starkregen von vornherein und absehbar

nicht Stand halten können. Erfolgt die Schadenverursachung durch mehrere Baubeteiligte, findet grundsätzlich keine Quotelung nach Kopfteilen statt. Vielmehr wird abgewogen, inwieweit der Schaden dem einen oder anderen zuzurechnen ist. Der Verteilungsmaßstab ergibt aus einer Abwägung der Umstände des Falls, womit primär auf das Maß der beiderseitigen Verursachung abzustellen ist und erst in zweiter Linie auf das Maß des beiderseitigen Verschuldens. Derjenige haftet, der überwiegend, dessen Verhalten den Eintritt des Schadens in erheblich höherem Maße wahrscheinlich gemacht hat. In dem konkreten Fall hatte ein Bauhandwerker einen Werklohnanspruch geltend gemacht. Dem stand ein Schadensersatzanspruch des Auftraggebers entgegen, der aufgerechnet wurde. Dr. tt

RECHT

Werklohn nicht ohne vorherige Abnahme Wenn für einen Werkvertrag die VOB/B wirksam vereinbart worden ist, tritt die Fälligkeit des Werklohns grundsätzlich erst mit der Abnahme der Werkleistung ein. Es kommt allerdings auch eine konkludente Abnahmeerklärung in Frage. Sie liegt aber nicht vor, wenn die Leistung nur teilweise oder erkennbar vertragswidrig ausgeführt worden ist. Darüber hinaus ist in der Ingebrauchnahme dann keine konkludente Abnahmeerklärung zu erkennen, wenn die Ingebrauchnahme trotz Mängel durch die Umstände erzwungen war. Nach der VOB/B kann allerdings auch eine fiktive Abnahme vorliegen. Eine solche Abnahme setzt voraus, dass die

Leistung fertiggestellt ist, also abnahmereif sein muss. Lediglich unwesentliche Mängel stehen einer fiktiven Abnahme nicht entgegen.

densersatz oder Minderung verlangt und deshalb zwischen den Parteien ein reines Abrechnungsverhältnis besteht. Dies gilt auch nach Kündigung des Bauvertrages.

Sie kommt aber nicht in Frage, wenn die Werkleistung einen gravierenden Mangel aufweist. Diese Auffassung hat das Oberlandesgericht Stuttgart im Urteil vom 19.4.2011 – 10 U 116/10 – vertreten.

Wenn der Auftraggeber eine Erfüllungsverweigerung erklärt hat, geht dem Auftragnehmer das Recht der Nachbesserung verloren. Ihm steht dann für die erbrachte Leistung ein anteiliger Werklohn nur zu, soweit sie mangelfrei ist. So gibt es keinen Anspruch auf Werklohn, wenn die Werkleistung insgesamt mangelbehaftet ist.

Da der Auftraggeber den Werkvertrag konkludent gekündigt hatte, begehrte er keine Nachbesserung mehr. Der Werklohn ist ohne Abnahme fällig, wenn der Auftraggeber nicht Erfüllung, sondern wegen der mangelhaften oder nicht fertiggestellten Leistung nur noch Scha-

Dr. tt

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

BAUTECHNIK aktuell TA G U N G S B E R I C H T

15. Dresdner Baustatik-Seminar Die „Comödie“ im World Trade Center Dresden war am 21. Oktober 2011 für etwa 200 Fachleute Treffpunkt des 15. Dresdner Baustatik-Seminar. Aus der Komödie ist aus Gründen veränderter Eigentumsverhältnisse inzwischen eine Comödie geworden, was für das Seminar aber keine Konsequenzen hatte. Die Veranstaltung wurde in bewährter Art vom Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke der Technischen Universität Dresden in Kooperation mit der Landesvereinigung der Prüfingenieure in Sachsen und der Ingenieurkammer Sachsen ausgerichtet. Das diesjährige Leitthema lautet: Materialmodellierung und Tragwerksplanung. In allen Bereichen der Ingenieurwissenschaften, so auch im Bauingenieurwesen, gibt es ideenreiche Entwicklungen im Hinblick auf neue Werkstoffe. Neue und fortentwickelte Materialien werden für veränderte oder besser konstruierte Strukturen bzw. Tragwerke angewendet. Für die Berechnung der Tragwerke ist eine zutreffende Modellierung der Materialien erforderlich, um mit Simulationen zu realitätsnahen Prognosen des Tragverhaltens zu kommen. Die Vortragsthemen waren breit angelegt und beleuchteten die Fragestellung aus verschiedensten Blickwinkeln. Der Spannungsbogen wurde aufgespannt von der Grundlagenforschung und dem Zukunftspotential bis hin zu aktuellen Fragestellungen der Praxis. Im Vortrag von Prof. Dr.-Ing. P. WRIGGERS (Institut für Kontinuumsmechanik, Leibniz Universität Hannover) zur Materialmodellierung im Bauingenieurwesen wurde deutlich, dass infolge stark gestiegener Rechnerkapazitäten und einer rasanten Entwicklung in der theoretischnumerischen Werkstoffmechanik wir aktuell in der Lage sind, numerische Versuche auf der Basis von Modellen mit einer Mikrostruktur durchzuführen. Die gewonnenen Informationen können über Längenskalen hinweg transformiert werden, um auf der Makroebene physikalisch begründete Beschreibungen der Eigenschaften der Werkstoffe nutzen zu können. Mit einer Mehrskalenbetrachtung ergeben sich Ansätze zum Design der Werkstoffeigenschaften und zur Simulation mit verlässlichen Charakteristiken. In der Forschung zum Werkstoff Beton sind innovative Entwicklungen zu beob-

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

achten, die mittel- und langfristig den Einsatz dieses relativ alten Materials verändern werden. Neue Hochleistungswerkstoffe auf Zementbasis werden z.B. durch die Zugabe einer Verstärkung aus Fasern geschaffen. Über die Entwicklung neuer Betone für Neubau und Bauen im Bestand sowie angepasste Werkstofftechnologien bei der Verarbeitung informierte Prof. Dr.-Ing. V. MECHTCHERINE (Institut für Baustoffe, TU Dresden). Holz ist eines der ältesten vom Menschen genutzten Materialien. Seit Jahrtausenden werden daraus Werkzeuge und Strukturen gefertigt. Aufgrund der vorteilhaften Ökobilanz und der architektonischen Attraktivität wird dieser Werkstoff in der Zukunft sicher weiter an Bedeutung gewinnen. Interessanterweise wurde in der Vergangenheit der theoretisch numerischen Modellbildung für Holz wenig Beachtung geschenkt. Erst in den letzten Jahren sind deutliche Fortschritte im Bereich der Modellierung und der Simulationsmethoden erkennbar, wie Prof. Dr.-Ing. M. K ALISKE (Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke, TU Dresden) zu berichten wusste. Die Nutzung von Funktionswerkstoffen steht im Bauingenieurwesen erst am Anfang ihrer Entwicklung. Mit der Kombination von Sensoren, Aktuatoren und einer Regelungstechnik ist die adaptive Beeinflussung der Trageigenschaften einer Struktur möglich. Prof. Dr.-Ing. S. KLINKEL (Professur für Statik und Dynamik der Tragwerke, TU Kaiserslautern) führte in adaptive Strukturen im Bauwesen ein und verdeutlichte, dass auf diesem Gebiet noch viel Forschungs- und Entwicklungsarbeit notwendig ist, um wirtschaftliche Lösungen zu finden. Praxisnahe Ergebnisse aus der Forschung im Mauerwerksbau wurden im Beitrag von Prof. Dr.-Ing. W. JÄGER (Professur für Tragwerksplanung, TU Dresden) vorgestellt. Dabei wurden Ansätze aufgezeigt, mit denen Systemreserven für die praxisgerechte Auslegung der Strukturen erschlossen werden können. Eine besonders attraktive Klasse von Tragwerken sind Membranstrukturen. Die textilen Materialien erlauben ein elegantes, von Leichtigkeit geprägtes Design. Allerdings ist ein werkstoffgerechtes Konstruieren notwendig, um eine

dauerhaftes und verlässliches Tragwerk zu erhalten. Dipl.-Ing. F. WELLER (Mönchengladbach) berichtete über die Planung, Berechnung und Ausführung von Membrantragwerken. Bei Prof. Dr.-Ing. H. BÖGNER-BALZ (Labor Blum, Stuttgart) standen die mechanischen Eigenschaften von Membranmaterialien im Vordergrund. Bauen in außergewöhnlichen Umgebungen erfordert angepasste und perfektionierte Analysemethoden, adäquate Werkstoffe und auch neue Lösungsansätze. Insbesondere der Ausbau von Off-Shore Windparks stellt eine Herausforderung dar, da in kurzer Zeit die Nutzung der Windenergie massiv erweitert wird. Die Erfahrungen aus dem Bau landgebundenerer Anlagen lassen sich dabei nur bedingt übertragen wie Dr.-Ing. U. JÄPPELT (WTM Engineers, Hamburg) für die Berechnung von Grouted Joints bei Offshore-Windkraftanlagen zeigte. Netzwerkbogenbrücken haben eine lange Tradition. Eine aktuelle Variante des Brückentyps Netzwerkbogen ist die Eisenbahnüberführung über den Mittellandkanal. Aufgrund der attraktiven statischen und architektonischen Eigenschaften hat diese Strukturklasse aktuell an Bedeutung gewonnen. In dem Beitrag von Prof. Dr.-Ing. K. GEIßLER (Professur Entwerfen und Konstruieren – Stahlbau, TU Berlin) wurden Entwurf, Konstruktion und Ausführung diskutiert. Der Tagungsband zum Seminar kann über das Institut für Statik und Dynamik der Tragwerke der TU Dresden bezogen werden. Da das 15. Dresdner Baustatik-Seminar ein kleines Jubiläum darstellt, wurde das Vortragsprogramm mit einem interdisziplinären Beitrag eines promovierten Mathematikers abgerundet. Zum Abschluss des Seminars trat Dr. OLAF BÖHME (Kabarett-Theater, Dresden) mit „Geschraubt, geschweißt und doch zerbrochen“ auf und so konnten alle Teilnehmer heiter und gelassen ins Wochenende gehen. Im Schlusswort von Prof. W. JÄGER wurde auch schon auf das 16. Dresdner Baustatik-Seminar hingewiesen, das für den 19. Oktober 2012 geplant ist. MICHAEL K ALISKE WOLFGANG GRAF

VERANSTALTUNGSKALENDER

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Ostfildern 24. und 25. Januar 2012

5. Kolloquium – Schwerpunkt Parkhäuser Planung/Konstruktion – Architektur/Gestaltung – Betriebswirtschaftliche Rahmenbedingungen – Schutzmaßnahmen – Instandsetzung – Forschung und Entwicklung – Projektentwicklung- Rechtsfragen – Verkehrslogistik

Technische Akademie Esslingen info@tae.de www.tae.de

Chemnitz 25. Januar 2012

Bauleitertag 2012 Fachtagung der Bauakademie Sachsen Nachträge – Rechtliche Grundlagen – Nachtragsarten – Nachtragsmanagement – Kalkulation von Nachträgen – Aktuelle Rechtsfälle – Die Gelsolhle – Anforderungen an die Bauleitung

Bauakademie Sachsen Dipl.-Ing. Ulrich Werner Tel.: 0351/7957497-13 info@bauakademie-sachsen.de www.bauakademie-sachsen.de

Chemnitz 26. Januar 2012

10. Sächsisches Bautextilien-Symposium Anwendung von Geokunststoffen – begleitende Fachausstellung – Entwicklung der Bauweisen mit Geokunststoffen folgen Ausführungen zur künftigen Entwicklung – Verkehrswegebau

Sächsisches Textilforschungsinstitut e. V. Tel.: 0371/5274-172 www.bautex.org

Neu-Ulm 7. – 9. Februar 2012

56. Betontage Anwendungsgerechte Forschung für Beton – Impulse der Betonbauweise in der Nachhaltigkeitsdiskussion – Von der Forschung und Praxis

FBF Betondienst GmbH Tel.: 0711/32732-326 www.betontage.de

Berchtesgaden 8. – 10. Februar 2012

XVI Deutsche Asphalttage Nachhaltigkeit und Innovationen – Rahmenbedingungen – Zukunft der Asphaltbauweise.

Deutscher Asphaltverband (DAV) e.V. Tel.: 0228 / 97965-19 Fax: 0228 / 97965-11 hinrichs@asphalt.de

Hamburg 14. Februar 2012

Regionaltagung Bauausführung Sichtbeton Verbundforschungsvorhaben 2011 – neue Erkenntnisse für die Praxis – Parkbauten – Bemerkungen zur geglätteten Oberfläche – Austrocknung nichtgeschalter Betonoberflächen – Injektionsbaustoffe – Erkennen von Baustofffehlern

Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein www.betonverein.de

Ostfildern 13. – 15. Februar 2012

Finite Elemente in der Geotechnik Einführung in die Anwendung der Finite-Elemente-Methode (FEM) zur Analyse von Verformungs- und Stabilitätsproblemen

Technische Akademie Esslingen info@tae.de www.tae.de

Berlin 21. – 25. Februar 2012

bautec 2012 – Digitales planen, bauen und betreiben

Internationale Fachmesse für Bauen und Gebäudetechnik www.bautec.com

Hannover 24. Februar 2012

DAfStb-Richtlinie „Stahlfaserbeton“ – Erläuterungen und Beispiele

Deutscher Beton- und BautechnikVerein www.betonverein.de

Bottrop 28. Februar bis 1. März 2012

Lehrgänge zur zertifizierten Schachtsanierung „Qualitätsoffensive Schachtsanierung – Lehrgang zur Zertifizierten Schachtsanierung für Verarbeiter“

MC-Bauchemie Müller GmbH & Co. KG Telefon: (02041) 101-10 info@mc-bauchemie.de www.mc-bauchemie.de

Krefeld 2. und 3. März 2012

Zertifizierter Sachkundiger Planer für Betoninstandsetzung Lehrgang in VII Moduln, endet Juni 2011 mit der Zertifikatsprüfung – Modul 1 Technische Baubestimmungen, Betonund Stahleigenschaften

Bildungszentren des Baugewerbes BZB Akademie Tel.: 02151/5155-30 akademie@bzb.de www.bzb.de

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

VERANSTALTUNGSKALENDER

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Berlin 6. März 2012

Messen im Bauwesen Bauspezifische Problemstellungen bei Messmaßnahmen an Bauwerken und Bauwerksteilen Die Vorträge sind konzipiert für Bau- und Vermessungsingenieure in Verwaltung, Planung und Ausführung.

Bildungswerk des VDV Dipl.-Ing. Norbert Schiefelbein schiefelbein@bw-vdv.de BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Prof. Dr.-Ing. Werner Rücker werner.ruecker@bam.de

Darmstadt 7. und 8. März 2012

36. Massivbauseminar: Eurocodes 2012 kompakt – Chancen nutzen Stahlbetonbau, Verbundbau, Stahlbau, Mauerwerk, Holzbau, Erdbeben, Lastannahmen und Baurecht

Technische Universität Darmstadt Institut für Massivbau www.massivbau.tu-darmstadt.de

Salzburg 8. bis 10. März 2012

Acqua Alta Alpina Intensivierung der Kooperation zwischen den Alpenländern – Internationaler Klimaschutz und der nationale Aspekt für Österreich – Technologische und verhaltensbezogene Anpassungsmaßnahmen – Kommunikationsplattform für Wissenschaft, Verwaltung, Planung und Umsetzung – Wissensvermittlung bei Hochwasserschutz – Infrastrukturund Geoschutzbauten

Messezentrum Salzburg GmbH Am Messezentrum 1 A-5020 Salzburg Tel: +43 (0) 662 2404-0 office@messezentrum-salzburg.at

Dresden 12. bis 30. März 2012

22. Dresdner Brückenbausymposium Informationen siehe S. 25

Technische Universität Dresden Fakultät Bauingenieurwesen Institut für Massivbau Tel.: +49 351 463-33079 www.tu-dresden.de/biw/dbbs

Hamburg 27. April 2012

Arbeitstagung Eurocode 2 Die bauaufsichtliche Einführung des EC2 erfolgt zum Stichtag 1. Juli 2012. Die Arbeitstagung erläutert die Grundlagen des EC2 sowie Allgemeine Regeln; Regeln für den Hochbau und Bemessung im Brandfall. Weitere Termine im Mai und Juni

Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein Tel.: 030/236096-30 k.mrochen@betonverein.de www.betonverein.de

UnternehmerBrief Bauwirtschaft

Inhalt der Ausgabe 1/2012 Editorial – Vom der Weltwirtschaft bis zu kleinen Baufirma: „Rating“ – das unbekannte Phänomen? Hauptaufsatz – Rating als Stellschraube zur Finanzierung von Bauunternehmen Baubetrieb – Gibt es den Soli zurück? – Umsatzsteuer: bei Dauerfristverlängerung 10.2.2012 Stichtag – Gewerbesteuer: Finanzamt an falsche Verlustfeststellung gebunden – Nano-Technologie: Innovationen allein führen nicht zum Ziel Baurecht – Vergütungspflicht für Besondere Leistungen Kurz informiert – Flut komplexer Baunormen – EnEV: Sorge vor verschärften energetischen Anforderungen – Saisonkurzarbeitergeld bleibt erhalten Zu bestellen unter www.ernst-und-sohn.de/zeitschriften

Bautechnik 89 (2012), Heft 1

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#/ 1 ! *+% %1+% 1 &((&)!&%)) +*.1 ,&%1 (0 " % +- (" %1+% 1 (" /+) (% !*+% 1+% 1 & ( *!&% Dipl.-Ing. Manfred Eilers Bundesanstalt fĂźr StraĂ&#x;enwesen (BASt) Bergisch Gladbach ($!% 18. - 19. April 2012 (* TAW â&#x2C6;&#x2019; Tagungszentrum Bochum Innovationspark Springorum Mehr Information Ăźber diese Veranstaltung finden Sie auf unserer Hompage --- * - 1unter &% ( )) * +% % Haben Sie noch Fragen? Dann freuen wir uns auf Ihren Anruf oder Ihre E-Mail. Ihr Ansprechpartner fĂźr TAW-Symposien ist:

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„Wie die Zeit vergeht.“

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Dr.-Ing. Dirk Jesse Chefredaktion Bautechnik Verlag Ernst & Sohn Rotherstraße 21 D-10245 Berlin Tel.: +49 (0)30 / 47031-275 Fax: +49 (0)30 / 47031-270 dirk.jesse@wiley.com

Bautechnik – Fachzeitschrift für Entwurf und Konstruktion, Berechnung und Ausführung, Brücken- und Verkehrsbau, Ingenieurhoch-, Holz-, und Mauerwerksbau, Grundbau, Wasserbau Bauwerkserhaltung und Baukultur. Verlag Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, 10245 D-Berlin Tel. +49 (0)30 / 47031-200, Fax +49 (0)30 / 47031-270 info@ernst-und-sohn.de www.ernst-und-sohn.de Amtsgericht Charlottenburg HRA33115B Persönlich haftender Gesellschafter: Wiley Fachverlag GmbH, Weinheim Amtsgericht Mannheim HRB 432736 Geschäftsführer: Karin Lang, Bijan Ghawami Steuernummer: 47013 / 01644 Umsatzsteueridentifikationsnummer: DE 813496225

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Dr.-Ing. Christian Dehlinger Ed. Züblin AG Leitung Dir. Konstruktiver Ingenieurbau Albstadtweg 3 D-70567 Stuttgart Tel.: +49 (0)711 / 7883-9787 christian.dehlinger@zueblin.de

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Hinweise zur Einreichung von Manuskripten: www.ernst-und-sohn.de/bate/for_authors. Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „Bautechnik“ erscheint mit zwölf Ausgaben pro Jahr. Neben „Bautechnik print“ steht „Bautechnik online“ im PDF-Format über den Online-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zur Verfügung. Jahresabonnement (print)

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Das Abonnement gilt zunächst für ein Kalenderjahr. Es kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Kalenderjahres schriftlich gekündigt werden. Das Abonnement verlängert sich um ein weiteres Kalenderjahr ohne weitere schriftliche Mitteilung. Die Preise sind gültig bis 31. August 2012. Irrtum und Änderungen vorbehalten. Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post die Lieferung nach und informiert den Verlag über die neue Anschrift. Wir weisen auf das dagegen bestehende Widerspruchsrecht hin. Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochen hat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt. Periodical postage paid at Jamaica NY 11431. Air freight and mailing in the USA by Publications Expediting Services Inc., 200 Meacham Ave., Elmont NY 11003. USA POSTMASTER: Send address changes to Geotechnik, c/o Wiley-VCH, 111 River Street, Hoboken, NJ 07030. Satz: TypoDesign Hecker GmbH, Leimen Druck: Meiling Druck, Haldensleben Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilage: Haus der Technik e.V., 45127 Essen

Prof. Dr. sc. techn. Mike Schlaich Technische Universität Berlin FG Entwerfen und Konstruieren – Massivbau Gustav-Meyer-Allee 25 D-13355 Berlin Tel.: +49 (0)30 / 314-72130 mike.schlaich@tu-berlin.de

sbp GmbH Brunnenstraße 110c D-13355 Berlin Tel.: +49 (0)30 / 8145283-0

Vorschau 2/12 Zum Bild Neue Materialien und Technologien erlauben den Entwurf und die Konstruktion ultraleichter, schlanker und nachhaltiger Brücken. Mit dem höchstfesten Material kohlenstofffaserverstärktem Kunststoff wurde eine Spannbandbrücke entworfen und gebaut, die mit nur einem Millimeter Konstruktionshöhe 13 m weit spannt. Um ihre außergewöhnlich hohe Schwingungsanfälligkeit unter Fußgängerverkehr zu reduzieren, wurde eine aktive Schwingungskontrolle entwickelt und an einem Prototyp getestet.

Christian Ommert, Steffen Marx Kunstbauten-Ingenieurkunst Achim Bleicher Aktive Schwingungskontrolle einer Spannbandbrücke mit pneumatischen Aktuatoren Volker Slowik Technische Möglichkeiten der Probebelastung von Massivbrücken Hugo Corres Peiretti Keynotes on bridges in Spain since the mid-1980’s Werner Lorenz Strukturfindungsprozesse der Spätrenaissance – Planung und Bau der Fleischbrücke Nürnberg (1596–98) Klaus Stiglat Essay: Konstruktionskritik im Brückenbau Jürgen Stritzke Historisches Wahrzeichen der Ingenieurbaukunst in Deutschland

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Beton- und Stahlbetonbau 107. Jahrgang 2012. Erscheint monatlich. Chefredakteur: Prof. Dipl.-Ing. DDr. Konrad Bergmeister Redaktion: Dipl.-Ing. Kerstin Glück Jahresabonnement print ISSN 0005-9900 € 434,–*

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Jahresabonnement print + online ISSN 1437-1006 € 500,–* Impact-Faktor 2010: 0,265 Beton- und Stahlbetonbau veröffentlicht seit mehr als 100 Jahren anwendungsorientierte Beiträge zum gesamten Massivbau. Mit ihren wissenschaftlich fundierten Beiträgen gibt sie monatlich praktische Hilfestellung für die Arbeit des Bauingenieurs.

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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 Rissbildung infolge Bewehrungskorrosion – Mechanismen und Prognosemodelle

Ermittlung der vorhandenen Spannkraft in 50 Jahre alten Brückenträgern und Vergleich der Verluste nach EC2

Mindestbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten in Stahlbetonbauteilen infolge des Hydratationsprozesses Teil 2: Neues Konzept auf Grundlage der Verformungskompatibilität

Zur Geschichte der Stahlbetonflachdecke

Großversuche an Spannbetonbrückenträgern zur Beurteilung des Schubtragverhaltens

Heft 1/2012 Modern pre-injection in underground construction with rapid setting microcements and colloidal silica – application in conventional and TBM-tunneling

Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBB mit kontinuierlichem Vortrieb

Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zur Gebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art

Palomino HRT – investigation drillings in two different geological formations

Das AT – Hüllrohrsystem

Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAGRadialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei

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)

Bautechnik

89. Jahrgang 2012 Heft 1