Beton- und Stahlbetonbau 01/2014 Free Sample Copy by Ernst & Sohn

1 109. Jahrgang Januar 2014 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

- Epoxidharzbeschichtete Bewehrung - Vergleich nationaler Anhänge der EN 1992-1-1 zu Querkraft und Durchstanzen - Vergleich SIA 262 und DIN EN 1992-1-1 zum Durchstanzwiderstand von Platten - Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker - Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen - Parapluie – eine ultraschlanke Betonschale - Spannbetonvorschriften in der DDR BAUKONGRESS 2014 Verleihung des European Concrete Award 3.–4. April 2014, Austria Center Vienna Ernst & Sohn: Stand 29

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Beton- und Inhalt Stahlbetonbau 1/14 Zum Titelbild Auf dem Titelbild zu sehen ist ein Blick über das Rautendach des Wiener Hauptbahnhofs. Das Gesamtprojekt Hauptbahnhof Wien mit einer Größe von 109 ha ist die für Wien derzeit bedeutendste Baumaßnahme. Es geht bei diesem Projekt nicht nur um eine Verkehrsstation, sondern um die Entwicklung eines gesamten Stadtviertels. Das Stadtbild erfährt eine neue Prägung – mit Büroflächen im Ausmaß von 550 000 m², 5 000 neuen Wohnungen für rund 13 000 Menschen sowie Schulen und Kindergarten wird dort eine Stadt in der Stadt mit hoher Qualität für eine Wohn- und Arbeitsbevölkerung von rund 30 000 Menschen entstehen. Eine Exkursion im Rahmen des Baukongresses (vormals Österreichischer Betontag) im April 2014 in Wien führt die Teilnehmer durch das Areal. Näheres zur Veranstaltung auf den Seiten 69–80.

Konrad Bergmeister Editorial: Digitale Modellierung als Chance

Michael Pauser Editorial: Verleihung des Europäischen Betonbaupreises in Wien FACHTHEMEN

Marc Zintel, Ueli Angst, Sylvia Keßler, Christoph Gehlen Epoxidharzbeschichtete Bewehrung Neue Erkenntnisse nach zwei Jahrzehnten Praxiserfahrung

Joost Walraven, Susanne Gmainer Vergleich der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen

Harald Schuler Durchstanzwiderstand von Platten ohne Durchstanzbewehrung: Normenvergleich SIA 262:2013 zu DIN EN 1992-1-1:2004 + AC: 2010

Marcus Ricker, Frank Häusler Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

Rolf Breitenbücher, Fanbing Song Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen BERICHTE

109. Jahrgang Januar 2014, Heft 1 ISSN 0005-9900 (print) ISSN 1437-1006 (online) Peer-reviewed journal Beton- und Stahlbetonbau ist ab dem Jahrgang 2007 bei Thomson Reuters ISI Web of Science akkreditiert. Impact Factor 2012: 0,444

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattform für das Beton- und Stahlbetonbau Online-Abonnement

Philipp Eisenbach, Ragunath Vasudevan, Manfred Grohmann, Klaus Bollinger, Stephan Hauser Parapluie – Realisierung einer ultraschlanken Betonschale durch Aktivierung einer Membrantragwirkung

Olaf Mertzsch Entwicklung der Spannbetonvorschriften in der DDR 50 Jahre TGL 0-4227

BAUKONGRESS 2014 in Wien

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BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell VERANSTALTUNGSKALENDER Produkte & Projekte

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58. Betontage Planen und Bauen mit Betonfertigteilen Aktuell

58. BETONTAGE

Smart Concretes 58. BetonTage zeigen Potenziale des Baustoffs Die steigenden ökologischen und technischen Anforderungen an das Bauen, neue Normen und Richtlinien sowie zunehmend komplexere Planungsprozesse erfordern intelligente Materialien und Produkte. Welche Rolle der Baustoff Beton dabei zukünftig spielen wird, thematisieren die 58. BetonTage. Unter dem Motto „Smart Concretes“ trifft sich die Betonfertigteilindustrie vom 18. – 20. Februar 2014 im Edwin-Scharff-Haus in Neu-Ulm. Hochkarätige Beiträge, namhafte Referenten und kollegiales

Networking zeichnen die zentrale Weiterbildungsplattform der Branche aus. Dabei liegt der Fokus des diesjährigen Fachprogramms noch stärker auf dem Praxisbezug der Beiträge. Das Themenspektrum der Vorträge deckt alle relevanten Segmente der vorgefertigten Betonbauteile ab. Einen Blick über den deutschen Markt hinaus bietet Österreich, das sich im Rahmen der Veranstaltung als Gastland präsentiert. Nachfolgend ein Auszug aus dem Programm.

Dienstag, 18. Februar 2013

Mittwoch, 19. Februar 2013

Donnerstag, 20. Februar 2013

09:00 – 12:00 PLENUM 1 Eröffnungsvorträge

09:00 – 10:30 PLENUM 2 Zukunftsperspektiven Beton

09:00 – 10:30 PLENUM 3 Tag der Marktpartner

12:00 – 14:00 Mittagpause

10:30 – 11:00 Kaffeepause

14:00 – 15:30 PODIUM 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton

11:00 – 12:00 PLENUM 2 Zukunftsperspektiven Beton

10:45 – 12:30 PODIUM 11 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik

12:00 – 14:00 Mittagpause 14:00 – 15:30 PODIUM 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau

11:00 – 12:30 PODIUM 9 + 10 Bauen im Bestand 12:30 – 14:00 Mittagpause

14:00 – 15:30 PODIUM 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen

14:00 – 15:30 PODIUM 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen

12:30 – 16:00 PODIUM 13 Beton in der Architektur

14:00 – 15:30 PODIUM 4 Wirtschaft und Recht

14:00 – 15:30 PODIUM 7 Leichtbeton

14:00 – 17:00 PODIUM 9 Bauplanung und Bauausführung

15:30 – 16:00 Kaffeepause

14:00 – 15:30 PODIUM 8 Betonwerkstein

14:00 – 17:00 PODIUM 10 Beton in der Tragwerksplanung

15:30 –16:00 Kaffeepause

14:00 – 17:00 PODIUM 11 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik

16:00 – 17:30 PODIUM 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton 16:00 – 17:30 PODIUM 2 Straßen-, Landschafts- und Gartenbau 16:00 – 17:30 PODIUM 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 Gebaute Beispiele, technische Konzeptionen 16:30 – 17:30 PODIUM 4 Wirtschaft und Recht 19:00 Abendveranstaltung

14:00 – 15:30 PODIUM 5 Energiegewinnung und Klimaschutz

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

16:00 – 17:15 PODIUM 5 Von der Forschung zur Praxis 16:00 – 17:15 PODIUM 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2 Innovative technische Lösungen 16:00 – 17:15 PODIUM 7 Leichtbeton 16:00 – 17:15 PODIUM 8 Betonwerkstein

14:00 – 17:00 PODIUM 12 Kleinkläranlagen

58. BETONTAGE

Podium 9 + 10 Bauen im Bestand Moderation: Prof. Dr.-Ing. JÜRGEN SCHNELL, Technische Universität Kaiserslautern Bestandsbauten – Schäden am Beton erkennen, begutachten und beheben Prof. Dr.-Ing. MARTIN PFEIFFER, Hochschule Hannover

Unterschiedliche Festigkeitsergebnisse im Lieferwerk und auf der Baustelle, insbesondere bei F5/F6-Betonen – wer haftet? Dr.-Ing. JÜRGEN KRELL, krell-consult, Hilden Prof. Dr. jur GERD MOTZKE, Jur. Fakultät der Universität Augsburg

14:00 Uhr Modifizierte Teilsicherheitsbeiwerte für Stahlbetonfertigteile Prof. Dr.-Ing. JÜRGEN SCHNELL, Technische Universität Kaiserslautern Neue DAfStb-Richtlinie – verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing. E.h. KONRAD ZILCH, Technische Universität München 12:30 MITTAGESSEN

Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung Moderation: Prof. Dr.-Ing. HANS-JOACHIM WALTHER, Hochschule Karlsruhe Weiße Wannen – Checkliste für effektives Planen durch Klassifizierungen Dipl.-Ing. KARSTEN EBELING, ISVP Lohmeyer + Ebeling, Burgdorf

14:00 Uhr

Podium 9 Bauplanung und Bauausführung Moderation: Prof. Dr.-Ing. JÜRGEN SCHNELL, Technische Universität Kaiserslautern Anwendung von DUCON beim Bauen im Bestand – Praxisbeispiele Prof. Dipl.-Ing. CLAUS FLOHRER, Hochtief Consult Materials, Mörfelden-Walldorf Bedarfsplanung bei Parkbauten – Instandhaltung als Bestandteil der gewählten Konzeption? Dr.-Ing. DENIS KILTZ, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein, Bochum Risse richtig planen – vom frühen und vom späten Zwang Dipl.-Ing. ANDREAS MEIER, Deutscher Beton- und BautechnikVerein, München

Querkraftbemessung bei zweiachsiger Beanspruchung oder Kreisquerschnitten Prof. Dr.-Ing. PETER MARK, Ruhr-Universität Bochum Einfacher Planen – maßgebende Einwirkungskombinationen zur Bemessung von Stahlbetonbauteilen im üblichen Hochbau Prof. Dr.-Ing. CARL-ALEXANDER GRAUBNER, M.Sc. JAROSLAV KOHOUTEK, Technische Universität Darmstadt Bemessung von Massivdecken mit integrierten Leitungen – Rechenbeispiele zum Verlust an Querkrafttragfähigkeit Jun.-Prof. Dr.-Ing. CATHERINA THIELE, Technische Universität Kaiserslautern Durchstanzen – Neue Hilfsmittel für die Praxis: Fugen und Rundschnitt bei Elementdecken Integrierte Leitungen im Durchstanzbereich Ausmittig belastete Fundamente Dipl.-Ing. CARSTEN SIBURG, Prof. Dr.-Ing. JOSEF HEGGER, RWTH Aachen

Schadensfälle mit rechtlicher Beurteilung: Kalkulierte Schäden statt Beschichtung? – Ausführung tragender Tiefgaragen-Bodenplatten unter wirtschaftlichen Aspekten Dipl.-Ing. WOLFGANG RÖSENER, Sachverständigenbüro Rösener, Augsburg Prof. Dr. jur. GERD MOTZKE, Jur. Fakultät der Universität Augsburg

Aktuelles aus der Forschung Innovationen im Bereich der Betontechnologie stehen im Fokus des Podiums 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton. Alternative Betonzusatzstoffe, neuartige Materialverbunde und Schalungskonstruktionen sind nur einige der Beispiele, die hier vorgestellt werden. Sie führen nicht nur zu verbesserten Betoneigenschaften, sondern schaffen auch neue architektonische

Möglichkeiten. Podium 5 informiert über die Zukunftspotenziale des Baustoffs Beton im Zusammenhang mit Energiegewinnung und Klimaschutz. Parabolrinnen für Solarkraftwerke aus UHPC, Gärsilos aus neuartigen Betonrezepturen, thermoaktivierte Betonbauteile und innovative Verfahren zum Recycling von Beton werden u. a. hier präsentiert.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

58. BETONTAGE Betonbauteile für den Hochbau Ein Schwerpunkt des technischen Fachprogramms der BetonTage ist der konstruktive Fertigteilbau. Anhand ausgewählter Bauprojekte werden die Leistungsfähigkeit und die vielfältigen Einsatzmöglichkeiten von Betonbauteilen im Podium 3 Konstruktiver Fertigteilbau 1 demonstriert. Außerdem wird auf den Entwurf der Neufassung der DIN 4102-4 „Brandverhalten von Baustoffen und Bauteilen“ eingegangen und die neuen Umweltproduktdeklarationen für Beton vorgestellt. Mit innovativen technischen Lösungen befasst sich das Podium 6 Konstruktiver Fertigteilbau 2. So werden beispielsweise Optimierungspotenziale für Deckensysteme aufgezeigt und über die Erfahrungen mit einer neuen Durchstanzbewehrung aus Gitterträgern berichtet. Zudem wird ein österreichisches Forschungsprojekt zum Einsatz von extrem leichten Betonfertigteilen im Brückenbau vorgestellt. Im Mittelpunkt des Podiums 7 Leichtbeton stehen aktuelle Entwicklungen im Bereich der Normung und der Produkte. Der Entwurf der DIN 4213, die neue europäische Mauerwerksnorm EC6 sowie Architekturleichtbeton sind Stichworte hierzu. Über die planerischen und technischen Herausforderungen beim Einsatz von Betonwerkstein im Innen- und Außenbereich informiert Podium 8. Dabei werden u. a. die unerwünschten Wechselwirkungen zwischen schwarzem Eisenoxidpigment und PCE-Hochleistungsfließmitteln bei der Herstellung von schwarzem Sichtbeton thematisiert. Auch auf die neue Fassadennorm DIN 18516 und das hierzu passende ZDB-Merkblatt wird eingegangen. Impulse für den Tiefbau Dem Segment des Straßen-, Landschafts- und Gartenbaus ist das Podium 2 gewidmet. Hier wird u. a. über die ersten Erfahrungen mit dem SLG-Leitfaden zur Umsetzung der Bauproduktenverordnung und der Bereitstellung der Leistungserklärungen auf der Internetplattform DoPCAP berichtet. Beiträge zu lärmarmen Betonsteinpflastern, zum richtigen Umgang mit Betontrennmittel oder den Ursachen für verblasste Oberflächen ergänzen das Programm. Das Podium 11 Rohrleitungsbau und Entwässerungstechnik richtet sich an die Hersteller und die öffentliche Hand. Neben Vorträgen zur aktuellen Normung und dem neuen Arbeitsblatt DWA-A 157, erzählen Praktiker aus den Unternehmen beispielsweise über ihre Erfahrungen mit dem Einsatz von UHPC und Beton-Kunststoff-Verbundrohren. Weiterbildung für Marktpartner Während die Plenarvorträge am Vormittag übergreifende Themen behandeln, widmen sich die parallelen Podien nachmittags schwerpunktmäßig einzelnen Produktbereichen wie konstruktiven Fertigteilen, Leichtbeton, Rohren und Schächten. Auch die speziell für Architekten, Bauunternehmer, Tragwerksplaner aus Ingenieurbüros und die öffentliche Hand konzipierten Podien am dritten Kongresstag haben sich etabliert. Diese Zielgruppen nutzen den „Tag der Marktpartner“ verstärkt für ihre Weiterbildung und den interdisziplinären Austausch. Das Podium 9 Bauplanung und Bauausführung befasst sich mit der Anwendung von mikrobewehrtem Hochleistungsbeton beim Bauen im Bestand sowie den Auswirkungen der Bedarfsplanung auf die Instandhaltung und Konzeption von Parkbauten. Zudem wird darauf hingewiesen, was es bei der statischen

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Berechnung von Tiefgaragen hinsichtlich der Rissbildung infolge von Zwangsbeanspruchung zu beachten gilt. Auch rechtliche Fragestellungen, z. B. die Haftung bei unterschiedlichen Festigkeitsergebnissen im Werk und auf der Baustelle, stehen auf der Agenda. Podium 10 Beton in der Tragwerksplanung greift das Thema „Weiße Wanne“ auf und zeigt, wie die Planung durch Klassifizierungen effizienter gestaltet werden kann. Außerdem wird anhand von Rechenbeispielen demonstriert, welchen Einfluss integrierte Leitungen auf die Querkrafttragfähigkeit von Massivdecken haben und welche Einwirkungskombinationen nach DIN EN 1990 bei der Bemessung von Stahlbetonbauteilen im üblichen Hochbau tatsächlich relevant sind. Praktische Hilfestellung gibt es zudem bei der Durchstanzbemessung etwa von ausmittig belasteten Einzelfundamenten oder Fugen bei Elementdecken. Den beiden Podien gehen Beiträge zum Thema Bauen im Bestand voraus. Sie beschäftigen sich mit der Neufassung der DAfStb-Richtlinie „Verstärken von Betonbauteilen mit geklebter Bewehrung“, dem DBV-Merkblatt „Modifizierte Teilsicherheitsbeiwerte für Stahlbetonfertigteile“ sowie der Schadenserkennung und -behebung bei Bestandsbauten. Recht im Fokus Rechtliche Fragestellungen werden nicht nur im Rahmen von Schadensfällen in den einzelnen Podien behandelt, sondern auch im Podium 4 Wirtschaft und Recht. Kartellrechtliche Spielräume bei der Preisgestaltung, die aktuelle Rechtsprechung zum Urlaubsrecht und zu der Durchstellung von Vertragsstrafen an Nachunternehmen stehen dieses Mal auf der Agenda. Die BG RCI stellt zudem ihre Präventionsarbeit vor und erläutert den neuen Gefahrentarif. Von der Forschung zur Praxis Innovationen im Bereich der Betontechnologie stehen im Fokus des Podiums 1 Anwendungsgerechte Forschung für Beton. Alternative Betonzusatzstoffe, neuartige Materialverbunde und Schalungskonstruktionen sind nur einige der Beispiele, die hier vorgestellt werden. Sie führen nicht nur zu verbesserten Betoneigenschaften, sondern schaffen auch neue architektonische Möglichkeiten. Podium 5 Energiegewinnung und dem Klimaschutz informiert in diesem Zusammenhang über die Zukunftspotenziale des Baustoffs Beton. Parabolrinnen für Solarkraftwerke aus UHPC, Gärfuttersilos aus neuartigen Betonrezepturen, thermoaktivierte Betonbauteile und innovative Verfahren zum Recycling von Beton werden hier u. a. präsentiert. Innovationsplattform BetonTage In der kongressbegleitenden Informationsausstellung stellen über 160 Vertreter der Zuliefer-, Maschinen- und Softwareindustrie ihre Produkte und Dienstleistungen vor. Die besten Neuentwicklungen werden mit dem Innovationspreis der Zulieferindustrie Betonbauteile 2014 ausgezeichnet. Das ausführliche Programm finden Sie unter www.betontage.de. FBF Betondienst GmbH Gerhard-Koch-Str. 2 + 4 73760 Ostfildern Telefon: +49 711 32732-326 Telefax: +49 711 32732-350 info@betontage.de www.betontage.de

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

Neue MĂśglichkeiten fĂźr Beton â&#x20AC;&#x201C; dĂźnne und leichte Betonfertigteile mit 3D-Textilbewehrung Der signifikanteste Vorteil von textilbewehrtem Beton ist sein deutlich geringeres Eigengewicht und die MĂśglichkeit, wesentlich dĂźnnere Bauteile herzustellen. Textilbeton bewehrt mit Gitterstrukturen aus AR-Glas oder Carbon ist ein neuer, innovativer Verbundwerkstoff. Der groĂ&#x;e Vorteil liegt in der KorrosionsbestĂ¤ndigkeit bei gleichzeitig hoher Festigkeit, was eine oberflĂ¤chennahe Positionierung und die Herstellung besonders dĂźnner und leichter Betonfertigteile ermĂśglicht. Entwickler dieser innovativen Textilbewehrung ist die V. FRAAS Solutions in Textile GmbH mit der Marke SITgridÂŽ. Diese Textilbewehrung ist bis zu einem Abstand von 5 bis maximal 20 mm erhĂ¤ltlich und als 3D-Textil durch PolfĂ¤den drucksteif miteinander verbunden. Durch die Verwendung nicht korrodierender Textilien im Betonfertigteilwerk entfĂ¤llt die Notwendigkeit einer groĂ&#x;en BetonĂźberdeckung, wie im Stahlbeton Ăźblich, so dass dĂźnnwandige Betonfertigteile hergestellt werden kĂśnnen. Insbesondere die geringen Bauteildicken und die damit einhergehende Gewichts- und Materialeinsparung gehĂśren zu den wichtigsten Eigenschaften des Textilbetons. 3D-Textilbewehrungen zeichnen sich im Verbund mit Beton enorme TragfĂ¤higkeit bei Ă¤uĂ&#x;erst geringem Eigengewicht aus. Auch eine durch Formgebung ist mĂśglich. ZusĂ¤tzlich besteht die MĂśglichkeit, die textile Struktur mit Sensoren bzw. Heizfunktionen zu versehen und damit die Bauteile mit erhĂśhter FunktionalitĂ¤t auszustatten.

fassadenplatten mit Abmessungen von bis zu 1,20 m Ă&#x2014; 2,40 m in nur 30 mm StĂ¤rke kĂśnnen somit hergestellt werden. Diese kamen mit den 3D-textilbewerhrten Fassadenplatten betoShellÂŽBIG von Hering Bau erstmalig an der Fassade des Instituts fĂźr Baustoffkunde der TU Dresden zur Anwendung. Auch die Fassade des Bahnhof Arnheim wurde so gestaltet. Zum Vergleich: Eine mit Stahl bewehrte Fassadenplatte vergleichbarer GrĂśĂ&#x;e mĂźsste aufgrund des Korrosionsschutzes eine Dicke von mindestens 80 mm haben. Die Alphabeton AG aus BĂźron in der Schweiz hat in Kooperation mit SGL â&#x20AC;&#x201C; The Carbon Company erstmalig eine 3D-Bewehrung aus Carbon fĂźr die Beton-Fassadenplatten einer vorgehĂ¤ngten hinterlĂźfteten Fassade verwendet. Am Neubau des Betonfertigteilwerks wurden 350 dieser hochfesten, dĂźnnen Fassadenplatten mit Abmessungen von 865 Ă&#x2014; 1620 mm und einer Dicke von lediglich 26 mm montiert. Das Gewicht dieser Fassaden-

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StabilitĂ¤t.

DĂźnne und leichte 3D-textilbewehrte BetonFassadenplatten Die GestaltungsmĂśglichkeiten mit 3D-textilbewehrtem Beton sind vielfĂ¤ltig: Ein Hauptanwendungsgebiet sind Betonfassadenelemente, die sich durch geringes Eigengewicht, geringe Dicke und extrem hohe Biege-, Zug- und Schlagfestigkeiten auszeichnen. Ein groĂ&#x;er Vorteil fĂźr die energetische Fassadensanierung, da bei gleich starkem Fassadenaufbau eine stĂ¤rkere DĂ¤mmung eingesetzt werden kann. Beton-

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PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

Eine innovative textile Betonbewehrung hat die Firma V. Fraas Solutions in Textile GmbH mit dem 3D-Textil SITgrid® entwickelt, das auf einem neuartigen Wirkverfahren basiert: Hierbei werden zwei Textillagen mit einem Polfaden zu einem dreidimensionalem Textil verbunden.

Bild 3

Mit SITgrid® 3D-textilbewehrte Fassadenplatten betoShell®BIG fanden bei der Fassade der TU-Dresden und – im Bild – bei der Fassade des Bahnhof Arnheim Einsatz.

Bild 2

Ein Verrutschen der beiden Armierungslagen beim Verdichtungsprozess wird durch die drucksteife Verbindung des 3D-Textils vermieden. Eine genaue Lagepositionierung ist somit möglich.

Bild 4

Mit einer speziellen CAD-Software zur 3D-Simulationstechnolgie der Bewehrung sind individuelle Projekte realisierbar.

(Fotos: 1, 2 u. 4 FRAAS; 3 Hering Bau)

Bild 1

platten die mit SIGRATEX® verstärkt sind beträgt je rund 80 kg, das sind ca. 57 kg/m². Zum Vergleich: Eine mit Stahl bewehrte Fassadenplatte vergleichbarer Größe müsste aufgrund des Korrosionsschutzes und der damit erforderlichen Tragwerksvon 30 mm verstärkung Betondeckung eine Dicke von 100 mm und von Stahlbeton mit Stahlmehr haben und hätte ein Geoder Kohlefaserlamellen, Kohlefasersheets oder wicht von ca. 250 kg/m². Spritzbeton Beratung und Ausführung Anwendungen: Nutzlasterhöhung Änderung des statischen Systems Ergänzung fehlender oder korrodierter Bewehrung Auswechselbewehrung für das nach trägliche Anlegen von Treppen- oder Fahrstuhlöffnungen Roxeler Betonsanierungsgesellschaft mbH Otto-Hahn-Straße 7 48161 Münster Telefon: 02534 6200-0 Telefax: 02534 6200-32 www.roxeler.de

Unterschiedlichste Anwendungen realisiert Weitere Einsatzgebiete ergeben sich u. a. in der architektonischen Gestaltung von Räumen und Objekten im öffentlichen, halböffentlichen und privaten Bereich – von Stadt-, Garten und Objektmöbeln

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

über Bänke, Treppen und Balkone bis hin zu Kunstobjekten. Aber auch maßgeschneiderte Lösungen für Überdachungen und Wetterschutz sind mit 3D-textilbewehrtem Beton realisierbar. So wurden von der Betonwerke Hachmeister GmbH bereits Beton-Sonderfertigteile, Betonmöbel und Betonkunstwerke nach individuellen Vorgaben mit dem 3D-Textil SITgrid® angefertigt. Von der BD-Factory wurden mit SITgrid® Betonobjekte wie Wendeltreppen, Kaminbänke und Gartenstehlen realisiert, von der Hentschke Bau GmbH eine Attikaverkleidung für einen Dachvorsprung des Rechenzentrums Salzenforst. Ob Schreibtische, Küchenzeilen, Pflanzkübel, Ziehharmonikawände, Leuchten und Lichtmasten oder Weißbetonstützen – mit 3Dtextilbewertem Beton eröffnen sich völlig neue Möglichkeiten in der Konstruktion und Gestaltung mit Beton. Weitere Informationen: V. Fraas Solutions in Textile GmbH, Orter Str. 6, 95233 Helmbrechts, Tel. +49 (0)92 52 – 703-0, Fax +49 (0)92 52 – 703-66 55 0, sit@fraas.com, www.solutions-in-textile.com

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

Fertigteile für Logistikhalle des GVZ Ingolstadt Die LGI, eine Gesellschaft, an der die Stadt Ingolstadt und die Audi AG zu gleichen Teilen beteiligt sind, baut derzeit eine neue Logistikhalle mit gigantischen Ausmaßen und beauftragte die pbb Planung + Projektsteuerung GmbH aus Ingolstadt mit der Konzeption, Generalplanung und Projektsteuerung. Das Besondere daran: Dank der Verwendung von Betonfertigteilen in Verbindung mit Peikko Stützenanschlüssen war es dem ausführenden Unternehmen möglich, die 70.000 m² große, zweigeschossige Halle in nur neun Monaten zu errichten. Individualität ist Trumpf – auch in der Automobilindustrie. Wer ein hochwertiges Fahrzeug ordert, erwartet, dass dieses auf seine Bedürfnisse maßgeschneidert ist. Für die Automobilbranche bedeutet dies, dass der Hersteller nicht nur das richtige Bauteil zur rechten Zeit am richtigen Ort haben muss, es geht zudem darum, die richtige Variante dieses Bauteils bereitzuhalten. Eine Aufgabe, die immer größere Anforderungen an Lager und Logistik stellt und die Audi mit Bravour löst. Um dies auch zukünftig zu gewährleisten, vertraut der Automobilhersteller auf die LGI (Logistikzentrum im Güterverkehrszentrum Ingolstadt Betreibergesellschaft mbH), die derzeit das Areal um die Halle T in südlicher Richtung ergänzt.

DAS NEUE PFEIFER-FS-SYSTEM:

Die PFEIFER-FS-Box. Das neue Highlight, wenn es um Ortbetonanschlüsse geht.

Gekonnt geplant und organisiert Diese Halle entsteht auf einer Fläche von 66.000 m² und bietet als erstes Objekt im GVZ zwei Geschosse mit insgesamt rund 70.000 m², dazu kommen 110 Stellplätze für LKW und PKW. Rund 900 Mitarbeiter haben im neuen Gebäude ihren Arbeitsplatz und gewährleisten im Dreischichtbetrieb den kontinuierlichen Warenumschlag. Geplant wurde die Halle T von der pbb Planung + Projektsteuerung GmbH. Diese hat bereits mehrere Objekte ähnlicher Art konzipiert und bringt die entsprechende Fachkompetenz mit. Ihr Ziel war es, die Halle möglichst schnell fertigzustellen, um sie frühzeitig für den Betrieb freizugeben. Hierfür ist der Montagebau prädestiniert. Die Planer entschieden sich für einen Skelettbau, der durch mehrere Brandschutzwände und die Schächte von drei imposanten Lkw-Aufzügen ausgesteift wird. Die tragenden Elemente wurden im Fertigteilwerk erstellt und auf der Baustelle miteinander verbunden. Aufgrund der großen Spannweiten und der enormen Belastungen wurden teilweise Stützenabmessungen bis 100/90 cm erforderlich. Um diese effizient in der Gründungskonstruktion einzuspannen, entschied sich die pbb Planung + Projektsteuerung GmbH für die Stützenschuhe und Ankerbolzen von Peikko in Waldeck.

Allgemein tlich bauaufsich zugelassen DIBT

Für den Anschluss von Fertigteil/-Ortbetonelementen an Doppelwände hat PFEIFER die neue FS-Box entwickelt. Die Anwendung ist einfach und schnell: Die Seilschlaufe greift in den Hohlraum der Doppelwand ein und wird einfach mit einbetoniert. Eine perfekte Verbindung von Doppelwand und Fertigteil. Ihre Vorteile mit der neuen PFEIFER-FS-Box: • Innovativ: ermöglicht Ortbetonanschlüsse und eine flexible Anwendung bei Doppelwand-Fertigteil-Anschlüssen

Peikko Stützenanschlüsse Dieses Verankerungssystem besteht aus Stützenschuhen und Ankerbolzen und dient dazu, eine biegesteife Verbindung zwischen Fertigteilstütz und Gründung zu schaffen. Die Stütze wird auf der Baustelle auf die richtige Höhe nivelliert und in die korrekte vertikale Position gebracht. Ein großer Vorteil des Systems ist, dass die verschraubten Stützen keine Abstützung benötigen und die auftretenden Lasten durch Stützenschuhe und Ankerbolzen vollständig in das Fundament übertragen werden. Peikko Stützenanschlüsse dienen nicht nur dazu, Stützen sicher in der Gründung einzuspannen, mit ihnen lassen sich auch zwei oder mehr übereinander angeordnete Stützenelemente kraftschlüssig

• Effizient: hohe Tragfähigkeit und zeitsparender Einbau • Flexibel: beliebige Anordnung der Boxen • Belastbar: Bemessungswiderstände in alle Richtungen realisierbar • Robust: stabile Blechbox, robuste Seilschlaufen

18.-20.02. 2014 NEU-ULM

Bauen Sie auf Sicherheit und Qualität. Auf Ihren Anruf in einer unserer J&P-Niederlassungen freuen wir uns. Pfeifer Seil- und Hebetechnik GmbH Dr.-Karl-Lenz-Str. 66 Ă D-87700 Memmingen Telefon +49 (0) 83 31-937-290 Telefax +49 (0) 83 31-937-342 E-Mail bautechnik@pfeifer.de Ă www.pfeifer.de

Vertrieb durch: J&P-Bautechnik Vertriebs GmbH Nobelstraße 51 Ă D-12057 Berlin Postfach 44 05 49 Ă D-12005 Berlin Internet www.jp-bautechnik.de

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

miteinander verbinden. So kann ihre Länge und ihr Gewicht auf ein transportfähiges Maß reduziert und gleichzeitig alle Anforderungen der Architektur erfüllt werden. Hergestellt und montiert wurden die Stützen der Halle T durch die Unternehmensgruppe Klebl GmbH aus Neumarkt. Sie hat sich unter anderem auf den Bau von Gewerbeobjekten spezialisiert. In Ingolstadt war es ihre Aufgabe, innerhalb kürzester Zeit die Vorfertigung der Elemente zu planen und durchzuführen, sowie die Montage vor Ort und weitere Rohbaumaßnahmen der Halle T zu koordinieren und zu realisieren. Eine Herausforderung, der das Unternehmen trotz des knappen Zeitplanes hervorragend gerecht wurde.

In fünf Monaten zum Richtfest

Bild 2

Die tragenden Elemente wurden im Fertigteilwerk erstellt und auf der Baustelle miteinander verbunden. Große Spannweiten und enorme Belastungen machten teilweise Stützenabmessungen bis 100/90 cm erforderlich. Um diese effizient in der Gründungskonstruktion einzuspannen, entschied man für die Stützenschuhe und Ankerbolzen von Peikko.

Bild 3

In nur fünf Monaten zum Richtfest und dann zur Fertigstellung im Dezember 2013

(Fotos: Peikko)

Sechs eigene Fertigteilwerke, qualifizierte Mitarbeiter und viel Erfahrung im Umgang mit Produkten von Peikko kamen der Klebl GmbH bei der Umsetzung der kurzen Bauzeit zugute. Dipl.-Ing. Günter Horndasch, Projektleiter des Unternehmens, sagt zu diesem Thema: „Wir kennen die Lösungen von Peikko schon lange und arbeiten immer wieder damit. Sie sind durchdacht und lassen sich effizient anwenden. Unsere Teams im Fertigteilwerk und auf der Baustelle kommen gut damit zurecht.“ Die Stützenschuhe wurden von den Mitarbeitern des Fertigteilwerks vor der Betonage im Bewehrungskorb der Stützen eingebaut und mit der vorhandenen Stützenbewehrung verbunden. Über die Fußplatte mit den separaten Aussparungsboxen wird der Stützenschuh an der Schalung fixiert. Auf der Baustelle werden die Ankerbolzen mit Hilfe von Einbauschablonen maßgerecht im Fundament eingebaut. Sobald dieses ausgehärtet ist, wird die Fertigteilstütze auf die Bolzen gesetzt und mithilfe von Unterlegscheiben und Muttern ausgerichtet und kraftschlüssig verschraubt. Die Fuge zwischen dem Stützenfuß und der Gründung wird mit Vergussbeton verfüllt, um das äußerst stabile Stützenanschlusssystem fertigzustellen. So konnten die Mitar-

beiter der Klebl GmbH die engen Zeitvorgaben gut einhalten, sodass bereits am 11. Juni 2013 Richtfest gefeiert werden konnte. Nur drei Monate später, im September 2013, fand der erste Teilbezug der Halle statt. Die vollständige Fertigstellung des Logistikgebäudes erfolgte im Dezember 2013. Dipl.-Ing. Claudia El Ahwany

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Betonfertigteile in Verbindung mit Peikko Stützenanschlüssen ermöglichten, die 70.000 m² große, zweigeschossige Halle in nur neun Monaten zu errichten.

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Weitere Informationen: Peikko® Deutschland GmbH, Brinker Weg 15, 34513 Waldeck, Tel. +49 (0)5634 – 99 47-0, Fax +49 (0)5634 – 7572, peikko@peikko.de, www.peikko.de

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

Hohlkörpersystem hilft Deckendicke begrenzen Über fehlende Parkmöglichkeiten direkt am Neckarufer wurde lange diskutiert. Nun hat man am Mannheimer Klinikum die bestehende Tiefgarage mit 400 Stellplätzen um eine 2-geschossige Tiefgarage mit 170 Stellplätzen erweitert. Durch zwei Rampen wurden die zusätzlichen Tiefgeschosse mit der Bestandsgarage verbunden. Dabei hält das bauaufsichtlich zugelassene Hohlkörperdeckensystem von Cobiax, was es verspricht: Große Spannweiten, dünnere Decken und Optimierung aller lastabtragenden Bauteile – inklusive einer nachhaltigen Bauweise. Die Aushub- wie auch die Stahlbetonarbeiten fanden im laufenden Betrieb der Bestandsgarage statt. Die räumliche Nähe des neuen Erweiterungsbaus zum Bestand ließ wenig Spielraum für die Gestaltung der Rampenanbindungen. Hier hieß es bei der Planung: die späteren Deckendicken müssen auf Grund der Höhenanforderungen begrenzt werden und entsprechend gering bleiben.

DIE NEUHEIT IM PFEIFER-GEWINDESYSTEM:

Die PFEIFER-Trichterseilöse in neuer Besetzung

Die Lösung Optimierung der Deckenstärken durch den Einsatz der CobiaxTechnologie. Die erforderlichen Deckenstärken hätten bei vollmassiver Ausführung bei über 60 cm gelegen und konnten deutlich reduziert werden. Ein weiterer Vorteil für das Gesamtsystem liegt in der Lastreduzierung durch die Hohlkörper an sich. Insgesamt konnten bei den jeweils zwei großen, auf einem mittig angeordneten Unterzug mit wenigen Stützen, gelagerten Deckenfeldern rund 680 t Gesamtlast auf das Gebäude eingespart werden. Eine kleinere Dimensionierung der Unterzüge, Stützen und Fundamente war der gewollt zusätzliche Effekt. In den Decken mit 41 und 50 cm Stärke und Spannweiten von über 14,50 m wurden Hohlkörpermodule Eco-Line E-270 und E-360 eingebaut, welche die Last der Decke im Hohlkörperbereich um 2,86 bzw. 3,82 kN/m² verringern. Insgesamt wurden in der neuen Tiefgarage am Uniklinikum durch die Streib GmbH & Co. KG, Mannheim rund 4.400 m² Cobiax-Hohlkörperdecken ausgeführt. Dabei waren im Vergleich die Kosten für die Ausführung als Cobiax-Hohlkörperdecke geringer als bei der Ausführungsvariante mit vollmassiven Stahlbetondecken. Besser noch: Durch die optimierte Deckenlast konnte die Rohbaustruktur und damit die Kosten der Gesamtbaumaßnahme ganzheitlich optimiert werden. In dem, von den Architektur Büros Werner Kaltenborn und Markus Kaltenborn in Mannheim, geplanten Bauvorhaben folgte man einem Vorschlag des für die Tragwerksplanung zuständigen Büros Cischek Ingenieure GmbH aus Heidelberg. Dieses entschied sich bereits frühzeitig und konsequent für das leichte, flexible und ressourcenschonende Cobiax-Hohlkörperdeckensystem, um den zahlreichen Herausforderungen bei der Planung in diesem Bauvorhaben gerecht zu werden. Innovative und nachhaltige Bauprodukte einzusetzen überzeugte auch den Bauherrn, die Mannheimer Parkhausbetriebe GmbH.

NEU Rd 24

NEU Rd 3 6

Mit der neuentwickelten PFEIFER-Trichterseilöse können Wandplatten erstmals unter 90° Belastung angehoben werden. Die optimierte Trichterform schützt das Seil vor frühzeitigen Beschädigungen. Die Trichterseilöse ist jetzt auch in den Größen Rd 24 und Rd 36 erhältlich. Ihre Vorteile mit der neuen PFEIFER-Trichterseilöse auf einen Blick: • Innovativ: Ermöglicht erstmals das Anheben von Betonfertigteilen unter 90° Belastung auch ohne Drehaufhänger • Effizient: Zuverlässiges, preiswertes Lastaufnahmemittel für zeitsparenden Transport • Flexibel: Kraftübertragung in jede Richtung, vom zentrischen Zug bis hin zum Querzug • Robust: Praxisgerechte Auslegung mit stabilem Rundgewinde und geeigneter Trichterform zum Schutz des Seils bei wiederholter, wechselseitiger Querzugbelastung

Minimierter Materialverbrauch Durch die Minimierung des Materialverbrauchs, in diesem Fall Beton, bedingt durch dessen energieaufwendige Zementproduktion, konnte allein auf den zwei Deckenebenen der CO2-Aus-

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Pfeifer Seil- und Hebetechnik GmbH Dr.-Karl-Lenz-Str. 66 Ă D-87700 Memmingen Telefon +49 (0) 83 31-937-290 Telefax +49 (0) 83 31-937-342 E-Mail bautechnik@pfeifer.de Ă www.pfeifer.de

Vertrieb durch: J&P-Bautechnik Vertriebs GmbH Nobelstraße 51 Ă D-12057 Berlin Postfach 44 05 49 Ă D-12005 Berlin Internet www.jp-bautechnik.de

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stoß um ca. 57 t gesenkt werden. Ein Beweis, dass sich der Einsatz der Cobiax-Hohlkörperdecken nicht nur in statischer Hinsicht lohnt, sondern auch ein nachhaltiges und ressourcenschonendes Bauen ermöglicht. Dies zeigt auch die kürzlich der Cobiax Technologies GmbH verliehene Umwelt- Produktdeklaration (EPD). Diese wurde vom Institut Bauen und Umwelt e.V. herausgegeben und enthält die Datengrundlage für die ökologische Gebäudebewertung. Sie basiert auf ISO-Normen und ist international abgestimmt. Die Akzeptanz und Anerkennung wächst stetig. Ende 2013 wurde die Cobiax Technologies GmbH in Zusammenarbeit mit der Technischen Universität Kaiserslautern und der Hochschule Bochum unter die TOP3 für den Forschungspreis „Nachhaltige Entwicklungen“ gewählt.

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Erste Deckenabschnitte nehmen Gestalt an …

Weitere Informationen: Cobiax Technologies GmbH, Otto-von-Guericke-Ring 10, 65205 Wiesbaden, Tel. +49 (0)61 22 – 918 45 00, Fax +49 (0)61 22 – 918 45 40, info.germany@cobiax.com, www.cobiax.com

Betonfertiggaragenhersteller wählten neuen Vorstand Die Mitgliederversammlung der Fachvereinigung Betonfertiggaragen e.V. hat im September 2013 in Biebelried anlässlich ihrer Jahrestagung Reinhard Lindner, Zapf GmbH, zum neuen Vorsitzenden gewählt. Für weitere zwei Jahre wurden seine Stellvertreter Matthäus Moser, Laumer Bautechnik GmbH, und Jürgen Baumgärtner, Gebrüder Ott Betonwerke GmbH & Co. KG im Amt bestätigt.

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Weit gespannte Deckenfelder mit Spannweiten über 14,50 m

Dass alle anstehenden Satzungsänderungen einstimmig beschlossen wurden, beweist die Einigkeit unter den Mitgliedern der Fachvereinigung. Die größte Herausforderung für die Hersteller von Betonfertiggaragen ist derzeit die Frage der Transportgenehmigungen. Intensiv wurden die angekündigten Beschränkungen für Transporte von Betonfertiggaragen und die damit zum Teil existenzbedrohenden Erschwernisse diskutiert.

(Fotos: Cobiax)

Für den Beginn seines Vorsitzes eine Mammutaufgabe für Reinhard Lindner, der, gestärkt durch die Rückendeckung seiner Mitglieder, jedoch zuversichtlich nach vorne blickt. „Wir möchten die Vorteile für den Verbraucher: schnelle Lieferung und Aufstellung einer im Werk „schlüsselfertig“ hergestellten Garage, für die Umwelt und für die Infrastruktur gewahrt wissen und arbeiten mit aller Kraft daran, dass die bisheriger Praxis der Transportgenehmigungen erhalten bleibt“, so Lindner. „Ideal wäre eine bundeseinheitliche und für alle Beteiligten faire Regelung.“

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Cobiax-Hohlkörpermodule – einfach zu verlegen!

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Weitere Informationen: Fachvereinigung Betonfertiggaragen e.V., Schloßallee 10, 53179 Bonn, Tel. +49 (0)228 – 954 56-11, Fax +49 (0)228 – 954 56-90, info@betonfertiggaragen.de, www.betonfertiggaragen.de

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

FH Aachen nimmt Modul Fertigteilbau in Masterausbildung auf

Das räumliche Stabwerksprogramm

Im Verlauf der Vorlesung werden neben dem Vorlesungsskript ergänzende Produktbeschreibungen der Fertigteilzulieferindustrie, Merkblätter des FDB Fachverbandes, Musterzeichungen ausgeführter Fertigteilprojekte, spezielle Software und weitere Medien eingesetzt. Exkursionen zu Fertigteil Werken und Baustellen ergänzen den Vorlesungsbetrieb.

Das ultimative FEM-Programm

3D-Finite Elemente BIM / Eurocodes

Ziel ist es, den Fertigteilbau in seinen Facetten möglichst breit gefächert darzustellen. Mit dem in diesem Modul erworbenen Fachwissen besitzen die Masterabsolventen Kenntnisse über die Grundlagen für die Konstruktion, Herstellung und Montage von Fertigteilen. Dazu gehören Kenntnisse über Typologie von Fertigteilen und Skelettbauten, Bauelemente für Geschossbauten, Bauelemente für Hallen, vorgefertigte Fassaden- und Dachelemente, Maßtoleranzen, spezielle Aspekte des Tragverhaltens und der Aussteifung, konstruktive Gestaltung von Knotenpunkten, Befestigungstechnik,

Organisation und betriebliche Abläufe in Fertigteilwerken, Transport- und Montagetechnik, Qualitätssicherung, sowie Kalkulation und Marketing.

Weitere Informationen: FH Aachen University of Applied Sciences, Fachbereich Bauingenieurwesen, Bayernallee 9, 52066 Aachen, Prof. Dr.-Ing. Thomas Krause, Lehrgebiet Bauverfahrenstechnik im Hochbau, Tel. +49 (0)241 – 60 09-511 59, Fax +49 (0)241 – 60 09-511 71, t.krause@fh-aachen.de, www.fh-aachen.de

Stahlbau

Glas- und Membranbau

Querschnitte

Das Bauen mit Fertigteilen begeistert immer mehr Bauherrn. Der Trend geht dahin, Arbeitsprozesse zu automatisieren und zu rationalisieren. Dadurch können kurze Bauzeiten, eine witterungsunabhängige Produktionen und ein hoher Qualitätsanspruch garantiert werden. Die FH Aachen University of Applied Sciences folgt dieser Entwicklung und bietet in der aktuellen Mastersausbildung im Fachbereich Bauingenieurwesen das Modul Fertigteilbau an.

Software für Statik und Dynamik

Brückenbau

Neben den Nachweisen in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit werden auch die Transport- und die Montagezustände sowie die bauliche Durchbildung von Spannbetonbindern ausführlich behandelt. Ein eigener Abschnitt ist der Ausführung einschließlich Spannanweisung und Spannprotokollen gewidmet. Ein umfangreiches Stichwort- und Literaturverzeichnis, das alle verwendete Formelzeichen und Definitionen aufführt, rundet den Inhalt der Broschüre ab.

Die Broschüre kann unter fdb-fertigteilbau.de > Downloadcenter/Literatur bestellt werden. Sie kostet regulär 18 € zuzüglich Porto. Für die Lehre (Dozenten und Studierende auf Nachweis ihrer Immatrikulationsbescheinigung) und FDBMitglieder ist sie kostenlos. Weitere Informationen: Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau e.V., Schloßallee 10 , 53179 Bonn, Tel. +49 (0)228 – 954 56 56, Fax +49 (0)228 – 954 56 90, info@fdb-fertigteilbau.de, www.fdb-fertigteilbau.de

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3D-Stabwerke

Verbindungen

Die neue Broschüre „Spannbetonbinder nach Eurocode 2“ der Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau enthält alle Nachweise der statischen Berechnung und gibt darüber hinaus Erläuterungen und praktische Hinweise. Eine abschließende Checkliste soll Tragwerksplanern und Konstrukteuren ihre tägliche Arbeit beim Bemessen von Spannbetonbauteilen erleichtern.

Die FDB geht davon aus, dass die Broschüre auch für die Lehre an Universitäten und Hochschulen eingesetzt wird. Die Nachweise sind daher aus Gründen der Nachvollziehbarkeit ausführlich behandelt worden. Die Broschüre kann aber auch in der täglichen Ingenieurpraxis als Bemessungshilfe genutzt werden.

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Das Bemessungsbeispiel eines Spannbetonbinders wurde im Zuge der Umstellung der Bemessungsnormen auf den Eurocode 2 überarbeitet und ergänzt.

Stabilität und Dynamik

Neue FDB-Broschüre: „Spannbetonbinder nach EC 2“

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Nichtlineare Bemessung von Stahlbetontragwerken in RFEM Risse führen zu einer Vergrößerung der Verformungen sowie einer Reduzierung der Steifigkeit von Stahlbeton-Bauteilen. Für eine wirklichkeitsnahe Abbildung des Tragverhaltens ist es deshalb unerlässlich, nichtlineare Schnittgrößen-Verzerrungs-Beziehungen zu berücksichtigen. RFEM ermöglicht die nichtlineare Analyse von Flächentragwerken aus Stahlbeton im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit. Für Stabtragwerke ist die Berücksichtigung des nichtlinearen Verhaltens zusätzlich für den Tragfähigkeitsnachweis möglich. Für diese Nachweise ist das Zusatzmodul RF-BETON NL erforderlich. Es erlaubt eine realitätsnahe Berechnung der Schnittgrößen und Verformungen nach folgenden Normen: – – – – –

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Grafische Darstellung der Rissbreite im 3D-Rendering in RFEM

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Optionen für die nichtlineare Berechnung in RF-BETON Flächen

EN 1992-1-1 DIN 1045-1 SIA 262 (Schweiz) ACI 318-11 (USA) GB 50010 (China)

Bei der Berechnung nach EN1992-1-1 stehen derzeit 17 Nationale Anhänge (NA) zur Verfügung, u. a. die von Deutschland, Österreich, Frankreich, Italien, Tschechien und Spanien.

Die iterative Berechnung erfolgt bis zu dem Punkt, wo keine Steifigkeitsabminderung mehr stattfindet. Optional werden Langzeiteinflüsse, wie Kriechen und Schwinden, berücksichtigt. Ebenso kann die Zugversteifung des Betons zwischen den Rissen (Tension Stiffening) angesetzt werden. Als Ergebnisse der nichtlinearen Berechnung werden unter anderem die Verformung, Beton- und Stahlspannung, Rissbreite, Risstiefe und Rissabstand ausgegeben. Zudem lässt sich die nichtlineare Steifigkeit in RFEM speichern. Diese Steifigkeit

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(Abb.: Dlubal)

Bei der Bemessung in RF-BETON NL wird das finite Element in mehrere Schichten aufgeteilt. Die Spannungs-Dehnungs-Analyse erfolgt dann in jeder Schicht. Bei der Berechnung setzt RFBETON NL den parabelförmigen Verlauf des Spannungs-Dehnungs-Diagramms für Beton an. Gerissene Betonschichten fallen ganz aus. Die Elementsteifigkeit wird aus dem Integral der einzelnen Steifigkeiten der Schichten bestimmt.

kann dann in RFEM für weitere statische Nachweise verwendet werden. Weitere Informationen und Testversionen: Dlubal Software GmbH, Am Zellweg 2, 93464 Tiefenbach, Tel. +49 (0)9673 – 92 03-0, Fax +49 (0)9673 – 92 03-51, info@dlubal.com, www.dlubal.de

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Spezielle Schalhaut prägte das Profil von EASTSITE IV in Mannheim Damit Beton seine Rolle als leistungsfähiger Hochtechnologiebaustoff behaupten kann, kommt es auf viele Faktoren an. Geht es sogar um Architekturbeton, erwartet die Fachvereinigung Deutscher Fertigteilbau, dass beim Architekturbeton eine möglichst einheitliche Oberfläche sowie Farbe und Lebendigkeit des Baustoffes das Ziel sein muss. Dass dies sicher und in bemerkenswerter Qualität erreicht werden kann, zeigt das gute Zusammenspiel von Dreßler Bau GmbH als Fertigteilhersteller und der Westag & Getalit AG als Schalhautspezialist: Das Anfang 2013 fertiggestellte Gebäude Nr. IV des Mannheimer Büroparks EASTSITE steht dafür als Paradebeispiel. Es ergänzt ein Ensemble bemerkenswerter Zweckbauten und erzählt außerdem von der Vielseitigkeit des Betons. Zweifarbige, großflächige Sandwichelemente prägen das Erscheinungsbild des fünfgeschossigen Bürohauses (EASTSITE IV). Die speziell konzipierte Architekturbetonmischung anthrazit und weiß wurde auf die in unmittelbarer Nähe stehenden Gebäude des Büroparks abgestimmt. Weiße Vorsatzschalen verlaufen ca. 9° geneigt schräg nach innen und gehen, durch eine Scheinfuge getrennt, in die anthrazitfarbene Wandfläche über. Durch das Säuern der Oberfläche erhält die Architekturbetonfassade ihre edle Anmutung.

Nutzfläche von ca. 4.500 m². Weil das Gebäude fast ohne innere Stützen auskommt, sind die Büros in Größe und Gestaltung sehr variabel. Daniel Stanik, Werksleiter bei Dreßler Bau: „Das Mock-up als Musterelement lieferte uns eine Vorschau auf die zu erwartende Oberflächenqualität. Dabei mussten wir feststellen, dass sich nach dem Ausschalen die Furnierstruktur abzeichnete. Man konnte sie zwar nicht fühlen, aber optisch beeinträchtigte sie das Ergebnis. Auf Grund der hohen Anforderungen an die Oberflächenqualität entwickelte die Westag & Getalit AG daher einen noch höherwertigen Plattentyp.“ Fachberater Gerd Ploeger, Westag & Getalit AG: „Diese neue, schichtverleimte Platte basiert auf der bewährten Betoplan Top und heißt Plus 1000. Wir mussten die entsprechende Produktionslinie anpassen und zunächst speziell modifizierte Filmbeschichtungen testen. Nach etlichen Versuchen löste der neue Typ dank einer härteren Beschichtung von 1 000 g/m² diese Herausforderung. Selbst die extrem starke Filmbeschichtung färbte nicht auf den Beton ab“.

Plus 1000-Schalhaut: Bis zu 180 Einsätze sind möglich Kaum sichtbare Schalungsstöße und scharfkantiges Profil Höchste Anforderungen waren hinsichtlich Textur und Farbtongleichmäßigkeit gestellt: geringstmögliche Porigkeit, keine Ausblutungen, weitestgehend nicht sichtbare Schalungsstöße und scharfkantiges Profil, der anthrazit eingefärbte und der Weißbeton jeweils abgesäuert, die Oberflächen hydrophobiert. Die in den unteren Bereichen eingebauten Elemente sind zusätzlich mit Schutz vor Graffiti versehen. 600 m³ Beton kamen für die 168 Elemente zum Einsatz. Sie wurden im Dreßler Fertigteilwerk Stockstadt gefertigt und von erfahrenen Montage-Teams eingebaut. Die Sandwichelemente bestehen aus der Tragschale, der Wärmedämmung und der Vorsatzschale. Die Fassadenelemente mit integrierten Sockelblenden haben teilweise Abmessungen von 3,97 m in der Höhe, 5,70 m in der Breite und sind 0,56 m dick. EASTSITE IV hat eine

Gefürchtete Ripplings gab es keine, auch wegen der Versiegelung der Schnittkanten. Gerd Ploeger: „Nach unserer Einschätzung und weiteren Erfahrungen mit der Plus 1000 an anderen Baustellen, sind bei fachgerechter Anwendung mit ihr bis zu 180 Einsätze durchaus möglich. Ihr Einsatz ist wirtschaftlich und spart Zeit.“ Bei den EASTSITE-Häusern II und III mit ihren hellen und matten Oberflächen, sorgte seinerzeit die Westag-Magnoplan DUO 360/550 BE Schalhaut für gute Sichtbetonresultate. Wie bereits bei den bisherigen EASTSITE-Immobilien stehen Nachhaltigkeit und geringe Unterhaltskosten auch bei EASTSITE IV im Fokus. Alle in den vergangenen fünf Jahren errichteten Gebäude haben einen Primärenergieverbrauch von unter 80 kW h/m² im Jahr. Erreicht werden diese Werte unter anderem durch den Bau von Geothermie-Anlagen und Bauteiltemperierung.

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN EASTSITE-Entwickler Peter Gaul: „Wir haben rund 70 Mio. € investiert. Damit sind mehr als 30.000 m² Büro-, Praxis- und Laborflächen für 1.500 Beschäftigte entstanden“. Ein architektonischer Leckerbissen wird auch das Nachfolgeprojekt: Runde Eckausbildungen kennzeichnen die Fassade von EASTSITE V. Ovale Lisenen lockern sie auf. Die erforderlichen 1.800 m² sandgestrahlte Fassadenelemente produzierte Dreßler unter Verwendung der Westag-Schalhaut Phenox special in nur knapp vier Monaten. Weitere Informationen: Westag & Getalit AG, Hellweg 15, 33378 Rheda-Wiedenbrück, Tel. +49 (0)52 42 – 17-0, Fax +49 (0)52 42 – 17-75000, zentral@westag-getalit.de, www.westag-getalit.de

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Der Bauherr stellate höchste Anforderungen an die Fassade.

FDB-Vorstand und Geschäftsführung im Amt bestätigt

(Fotos: 1 B.A.U. Bauträgergesellschaft mbH; 2 Westag & Getalit)

In seiner Eröffnungsrede zur Mitgliederversammlung der Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau e.V. am 27.09.2013 in Weimar betonte der FDB-Vorsitzende Eberhard Bauer, wie wichtig es ist, sich gemeinsam dem Wettbewerb der Branchen zu stellen. Ein Zusammenschluss von Betonfertigteilherstellern und –verwendern ist erfolgreicher als jedes einzeln operierende Unternehmen.

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Zweifarbige Sandwichelemente prägen die Fassade von EASTSIDE IV. Ein harmonisches und architektonisch anspruchsvolles Quartier, das fast ohne Stützen im Inneren auskommt

Projektentwickler und Bauherr des Büroparks EASTSITE ist die B.A.U. Bauträgergesellschaft mbH in Mannheim. Geplant wurde EASTSITE IV durch Fischer Architekten GmbH, Mannheim, Architektur und Stadtplanung BDA. Bis zum Jahr 2015 werden die Gebäude EASTSITE V, VI und VII mit weiteren knapp 13.000 m² Büroflächen fertiggestellt. Alle EASTSITE-Gebäude wurden von Investoren aus der Region gekauft.

Bitte wenden Sie sich an: Janette Seifert Verlag Ernst & Sohn Rotherstraße 21, 10245 Berlin Tel +49(0)30 47031-292 Fax +49(0)30 47031-230 E-Mail Janette.Seifert@wiley.com

Die nächste Mitgliederversammlung der FDB findet am 26.09.2014 in Köln statt.

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Im Bereich Öffentlichkeitsarbeit wurde für 2014 die Kooperationspartnerschaft zur Hochschuldozententagung 2014 in Hamburg bestätigt. Ein Relaunch der FDB-Homepage soll in 2014 realisiert werden, der Bereich „Nachhaltigkeit“ wird auf der FDB-Homepage sukzessive ausgebaut. Die Gremienarbeit und die übergeordnete Facharbeit, hier insbesondere der Soziale Dialog Quarzfeinstaub, werden in 2014 mit gewohnter Professionalität fortgeführt. Die Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau e. V. ist der technische Fachverband für den konstruktiven Betonfertigteilbau. Sie besteht seit 1970 als bundesweiter Zusammenschluss von Herstellern und Verwendern von Betonfertigteilen. Die FDB vertritt die Interessen ihrer Mitglieder national und international und leistet übergeordnete Facharbeit in allen wesentlichen Bereichen der Technik.

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Die FDB-Mitglieder fühlen sich und ihre Bauweise bei der FDB jedenfalls bestens aufgehoben: Nachdem die FDB-Geschäftsführerin, Dipl.-Ing. Dipl. Wirt.-Ing. Elisabeth Hierlein, in ihrem Geschäftsbericht ihren Mitgliedern die Arbeit der FDB seit der letzten Mitgliederversammlung vorgestellt hatte, herrschte bei den Vertretern aus den FDB-Mitgliedsunternehmen bei den folgenden Abstimmungen für den Haushaltsplan 2014 und die damit verabschiedeten Projekte absolute Einigkeit. Die FDB-Mitglieder sprachen dem Team der FDB-Geschäftsstelle ihr volles Vertrauen für die Zukunft aus.

Weitere Informationen: Fachvereinigung Deutscher Betonfertigteilbau e.V. (FDB), Schloßallee 10, 53179 Bonn, Tel. +49 (0)228 – 954 56 56, Fax +49 (0)228 – 954 56 90, info@fdb-fertigteilbau.de, www.fdb-fertigteilbau.de

PLANEN UND BAUEN MIT BETONFERTIGTEILEN

Zerstörungsfreies Aufspüren winziger Oberflächenrisse Materialien können neben klassischen Verfahren wie Ultraschall auch mittels Wärme auf Schäden geprüft werden. Hierbei wirken Materialfehler als Wärmewiderstände, an denen sich die Wärme staut und um den Fehler herumfließt. Dieser Effekt lässt sich dann mit einer Wärmebildkamera an der Oberfläche eines Bauteils sichtbar machen. Erhitzt man beispielsweise mit einem Föhn die Oberfläche eines Metallkörpers, verteilt sich normalerweise die Wärme sehr homogen und dringt hauptsächlich senkrecht zur Oberfläche langsam in die Tiefe des Materials ein. Da Oberflächenrisse oftmals auch senkrecht zur Oberfläche verlaufen, sind dann der Wärmestau und dadurch die Nachweismöglichkeit vermindert. Deshalb nutzten Wissenschaftler der BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung den Effekt der radialen Wärmeausbreitung bei punktförmigen Wärmequellen (wie sie durch einen Laser erzeugt wird) aus, und haben ein lasergestütztes Prüfverfahren entwickelt, mit dem man zerstörungsfrei auch sehr feine Risse erkennen kann.

TERMINGERECHT

HERGESTELLT

Angewandt wird zunächst folgendes Prinzip der Laserthermographie: Ein Laser erwärmt an einer winzigen Stelle das zu prüfende Material. Mit einer Wärmebildkamera wird dann die Wärmeverteilung an der Oberfläche inspiziert. Dabei rastert man die Oberfläche mit einer Geschwindigkeit von bis zu 10 m/s ab. An der Rissflanke entsteht ein Wärmestau. Somit kann man an der Flanke einen Bereich mit einem sehr steilen Anstieg der Temperaturverteilung sehen. Das Problem: „Wenn man mit einer Wärmebildkamera auf die Oberfläche des Materials schaut, sieht man nur den heißen Punkt des Lasers“, sagt der BAM-Physiker Marc Kreutzbruck. Doch der interessiere natürlich bei einer Überprüfung nicht. Denn geschaut werden soll ja nach der auffälligen Wärmeverteilung, die durch Risse hervorgerufen wird, so Kreutzbruck weiter. Die BAM-Experten entwickelten deshalb für die zerstörungsfreie Prüfung ein mathematisches Verfahren, mit dem es möglich ist, durch einen Algorithmus auf der einen Seite das Signal des Risses (durch eine so genannte örtliche Ableitung) zu verstärken, auf der anderen Seite aber das Signal des Lasers auszulöschen. Dabei sei das nicht nur eine mathematische Spielerei, sagt Kreutzbruck. Sondern man bekomme die ganz konkrete physikalische Größe des Wärmewiderstandes. Zudem können mögliche Defekte in alle Richtungen festgestellt werden. Risse sind deshalb in Abhängigkeit der eingesetzten Laserleistung bis zu einer Tiefe von zehn Mikrometern nachweisbar. Aber auch die Orts-auflösung ist sehr gut und lässt Risse noch in einem Abstand von nur 100 Mikrometern einzeln erkennen. „Das Verfahren ist schnell, gänzlich berührungslos und mittels kom-merziell erhältlicher Komponenten zu realisieren“, sagt Kreutzbruck. Der Experte sieht die Entwicklung vor allem als Hilfe in der Industrie und bei Dienstleistern, die die zerstörungsfreie Prüfung (ZfP) automatisieren möchten. Weitere Informationen: BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung, Unter den Eichen 87, 12205 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 81 04-0, Fax +49 (0)30 – 811 20 29, info@ bam.de, www.bam.de

Kevin (54) und seinem Unternehmen gelingt es, Betonfertigteile termingenau zu produzieren. Planung und Detaillierung integriert mit der Fertigung und Projektverwaltung ermöglichen die Kontrolle über den ganzen Bauprozess vom Verkauf bis zur fehlerfreien Montage und effektiven Änderungsverwaltung. Durch die Arbeit an ein und demselben Tekla-Modell stehen allen Partnern die aktuellsten Baudaten zur Verfügung, in Echtzeit. Tekla Structures BIM (Building Information Modeling)Software bietet eine datenintensive 3D-Umgebung, die von Bauunternehmern, Planern, Konstrukteuren und Fertigungsbetrieben sowohl im Stahl- als auch Betonbau gemeinsam genutzt werden kann. Tekla ermöglicht besseres Bauen und eine optimale Integration bei Projektmanagement und -auslieferung.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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AKTUELL

Tunnel für den Nordhavnsvej, Kopenhagen, Dänemark Rund 620 m des umfassenden Infrastrukturprojekts Nordhavnsvej verlaufen unterirdisch. Der zweizellige, rechteckige Tunnel wird in offener Bauweise erstellt – die Wände mit der Trio Rahmenschalung vorab, die Decke nachfolgend mit einem Variokit Tunnelschalwagen. Mit der maßgeschneiderten Projektlösung erreicht das Baustellenteam einen 3 Wochen Takt je Betonierabschnitt von 25 m Länge. Die Verbindung des Nordhafens mit der Autobahn quer durch die dichtbebaute Innenstadt Kopenhagens ist ein gigantisches Infrastrukturprojekt. Der Nordhavnsvej – eine Kombination aus Tunnel und oberirdischer Straße – wird in rund vier Jahren Bauzeit realisiert, die Gesamtkosten werden auf etwa 2 Mrd. Dänische Kronen prognostiziert. Mit der Straße soll die Anbindung an den Hafen verbessert werden, zudem gilt es die Bewohner Kopenhagens und des benachbarten Gentofte von Verkehrslärm zu entlasten. Man erwartet nach der Eröffnung im Jahr 2015 täglich rund 15.000 Autos auf der neuen Verbindung. Die 1,65 km lange Strecke des „Nordhavnsvej-Tunnels“ wird den Kopenhagener Nordhafen mit der Helsingør-Autobahn verbinden. Sie verläuft in bis zu 22 m Tiefe durch sehr eng bebauten, innerstädtischen Bereich. Eine besondere Herausforderung

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Der Deckenschalwagen für den Tunnel des Projekts Nordhavnsvej besteht nahezu vollständig aus Systembauteilen des Ingenieurbaukastens Variokit – und ist damit besonders wirtschaftlich.

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Alles aus einer Hand: Peri lieferte eine umfassende Lösung: Mit der angehängten Treppe Alu 75 und dem Seitenschutz Prokit EP 110 sind auch für den Zugang und die Tätigkeiten auf der Deckenschalung sichere Randbedingungen für das Baustellenteam geschaffen.

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

für die Ausführung war die Planung des Tunnelverlaufs, da das unterirdische Bauwerk zusätzlich eine viel befahrene Bahnstrecke quert. Die Fertigstellung der komplexen Verbindung aus Straße und Tunnel ist für den Herbst 2015 geplant.

Die Schalungslösung für den Tunnel Für die Herstellung der beiden Tunnelröhren für je 2 Fahrspuren plante der Hersteller in Zusammenarbeit mit dem ausführenden Joint Venture eine Lösung mit einer vorlaufenden Wandschalung und einem nachlaufenden Deckenschalwagen. Die hohen Anforderungen an Formgebung und Betonoberflächen in den Tunnelzufahrten werden mit einer projektspezifisch geplanten Vario GT 24 Träger-Wandschalung erfüllt. Für die Schalungselemente mit bis zu 12,80 m Höhe und knapp 25 m Länge setzt das Baustellenteam die tragfähigen, langlebigen Schalungsträger in Sonderlängen ein. Die Bodenplatte und alle weiteren Tunnelwände werden mit der bewährten Trio Rahmenschalung betoniert, teilweise einhäuptig gegen die Bohrpfahlwand des Baugrubenverbaus. Die Einzelelemente des Schalungssystems werden zu großformatigen Einheiten verbunden, die sich äußerst schnell per Kran in nachfolgende Betonierabschnitte umsetzen lassen. Zur nachfolgenden Herstellung der 80 cm starken Decken planten die Peri Ingenieure insgesamt 4 identische Deckenschalwagen mit je 13,50 m Länge auf Basis des Variokit Ingenieurbaukastens. Je Röhre werden 2 Schalwagen hintereinander gekoppelt, um die je 25 m langen Deckenabschnitte zu betonieren. Höchste Priorität für die Konstruktion des Tunnelschalwagens lag auf der einfachen und schnellen Bedienung. Zum Heben und Senken wird daher eine hydraulische Lösung eingesetzt, so dass sich der Schalwagen in nur einem Tag zum Betonieren ausrichten lässt. Die Konstruktion wird dann mittels Spurkranzrad auf Kranschienen in den jeweils folgenden Abschnitt verzogen. Mit einer Aussteifung des Schalwagens mittels SLS Schwerlastspindeln konnte eine LKW-Durchfahrtsöffnung von rund 4,30 m Breite und knapp 4,00 m Höhe realisiert werden. Diese war vom Auftraggeber gefordert, damit das notwendige Material ungehindert angeliefert werden kann. Um die erforderliche Voute am Auflager zur Mittelwand herzustellen, lässt sich ein Teilelement der Deckenschalung mittels einer Spindel abklappen.

Bild 3

Der Schalwagen ist derart konstruiert, dass LKW jederzeit ungehindert passieren können. Aufgrund der begrenzten Baustellenverhältnisse eine unumgängliche Anforderung für die Ausführung.

AKTUELL Zum Bedienen dieser Spindeln ist der Schalwagen mit auskragenden Arbeitsplattformen ausgestattet.

(Fotos: PERI)

Dank der einfachen Lösung für den Deckenschalwagen war das Baustellenteam schnell mit der Bedienung vertraut. Dass weit über 90 % der Bauteile des Schalwagens mietbare Systembauteile sind, macht die Lösung zudem besonders wirtschaftlich. Sonderbauteile sind nur in wenigen Teilbereichen notwendig – unter anderem für die Stirnabschalung. Diese ist aus zwei übereinander angeordneten Schalungskörpern zusammengesetzt, so dass sich die zwischen den Betonierabschnitten erforderlichen Fugenbänder einfach einbauen und lagerichtig fixieren lassen. Bild 4

Zugänge und Arbeitsgerüste – alles aus einer Hand Auch die notwendigen Treppen zu den Arbeitsbereichen und die erforderlichen Arbeitsgerüste kommen von dem Schalungsund Gerüstspezialisten. Als Zugang auf die Deckenschalung dient die Treppe Alu 75, montiert mit Systembauteilen des Modulgerüsts Peri Up Rosett Flex. Der 4-stielige Turm mit gleichläufiger Treppe ist in Kopenhagen am Deckenschalwagen montiert und wird mit diesem in den jeweils nächsten Abschnitt umgesetzt. Auch die Bewehrungsgerüste sind aus Systembauteilen des Modulgerüsts montiert. Die Gerüsteinheiten aus 3 Feldern mit einer Länge von je 250 cm werden schnell mit Umsetzrädern zum nächsten Einsatz verfahren. Das spart nicht nur Kranzeit, sondern ist zudem die einzig mögliche Lösung in den Bereichen, in denen das Tunnelbauwerk die Bahnstrecke quert. Für schnelles und sicheres Arbeiten ist das Gerüst mit integriertem Treppen-

Eine besondere Form prägt die Wände der Einfahrten in den Tunnel. Geschalt wurden diese Bereiche mit einer projektspezifischen Träger-Wandschalung, dazu wurden Schalungsträger GT 24 in Sonderlängen eingesetzt.

zugang und auskragenden Konsolen dem verfügbaren Arbeitsraum sowie dem Verlauf der Betonwand optimal angepasst. Mit einem durchgängigen Systemraster von 25 cm bzw. 50 cm ist Peri Up Rosett Flex äußerst flexibel; mit dem „Gravity Lock“ und selbstsichernden Belägen ist jede Konstruktion schnell montiert. Hohe Sicherheit bieten die umlaufenden Geländer und durchgängigen Bordblechen in Signalfarbe. Die gelochte Oberfläche der Beläge sorgt zudem für hohe Rutschfestigkeit. Weitere Informationen: PERI GmbH, Schalung Gerüst Engineering, Rudolf-Diesel-Straße 19, 89264 Weißenhorn, Tel. +49 (0)7309 – 950-0, Fax +49 (0)7309 – 951-0, info@peri.com, www.peri.com

Wir unterscheiden mehr als 100 Betonelemente. Aber wir kennen nur eine Form von Verantwortung. Mit unserer enormen Bandbreite an Produkten und Dienstleistungen erreichen wir für unsere Kunden das Beste – beim Konzipieren, Bauen und Betreuen von Immobilien. Dafür steht GOLDBECK seit über vierzig Jahren. Aber: Vielfalt allein ist nicht entscheidend. Gelebtes Verantwortungsbewusstsein gehört ebenfalls dazu. Dafür geben wir unseren Mitarbeitern Freiraum. Vom ersten Tag an, ohne Wenn und Aber. So stellen wir uns gemeinsam unseren Herausforderungen.

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

A19

AKTUELL form für Materialforschung und Materialdesign gibt der Wettbewerb keine konkrete Aufgabenstellung in Form von Raumprogramm, Ort oder Typologie vor. Im Mittelpunkt steht der individuelle gestalterische Umgang mit dem Material Beton. Die Wahl des spezifischen Entwurfsgegenstandes ist freigestellt: Die Möglichkeiten reichen vom Möbeldesign über Bauteile, Bauwerke und größere Strukturen bis hin zu städtebaulichen Projekten.

Concrete Design Competition 2013/14 ausgelobt Der internationale Studentenwettbewerb Concrete Design Competition für das Wintersemester 2013/14 steht unter dem Thema „ELEGANCE – exploring intelligent solutions“. Der von der europäischen Zement- und Betonindustrie initiierte Wettbewerb zum Entwerfen mit Beton wird seit 2003 regelmäßig ausgelobt. Er richtet sich an Studierende der Fachrichtungen Architektur, Stadtplanung, Innenarchitektur, Bauingenieurwesen, Design und verwandter Disziplinen an den Hochschulen der beteiligten Länder – aktuell sind das neben Deutschland die Niederlande, Belgien, die Türkei und Irland. Ziel des Wettbewerbs ist die Auseinandersetzung mit den Möglichkeiten des Werkstoffs Beton und die Förderung gestalterischer Experimente. Der Concrete Design Competition würdigt und fördert die Ideenkraft der am Material Beton interessierten Studierenden und leistet einen Beitrag für die öffentliche Wahrnehmung materialgerechten Entwerfens und Bauens. Als Platt-

Das Thema des Concrete Design Competition 2013/14 fordert zur Suche nach der Eleganz in der Architektur auf. Es geht um die Schönheit intelligenter Konstruktionen. Geforscht werden soll zur Frage, welche Rolle Beton für die Wiederentdeckung von Eleganz im Sinne von intelligenten und zugleich effizienten Lösungen einnehmen kann. „Eleganz“ steht für einfache und ästhetisch überzeugende Vorschläge zur Optimierung von Materialeigenschaften und Konstruktionen, für die Effizienz von Struktur, System und Programm. Wettbewerbsbeiträge von Studierenden deutscher Hochschulen müssen mit allen erforderlichen Unterlagen bis spätestens 10. April 2014 eingereicht sein. Die Gewinner werden zu einem einwöchigen Workshop im August 2014 in Dublin eingeladen, bei dem zum Abschluss des Wettbewerbszyklus die nationalen Preisträger aller teilnehmenden Länder zusammenkommen. Dort wird unter Beteiligung renommierter Architekten, Ingenieure und Kritiker das Wettbewerbsthema weiter vertieft. Außerdem vergibt die Jury ein Preisgeld von maximal 3.000 € sowie zehn Büchergutscheine. Die genauen Teilnahmebedingungen, Informationen über die einzureichenden Unterlagen sowie alle nötigen Formulare sind abrufbar unter www.concretedesigncompetition.de

100 Jahre kompakt - Reprints technischen Regelwerke von 1904 bis 2004 Hrsg.: Frank Fingerloos Historische technische Regelwerke für den Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau Bemessung und Ausführung 2009. 1316 Seiten € 34,90* ISBN 978-3-433-02925-1 erhältlich Auch als

Das Buch enthält die Reprints, die für die Bemessung und Ausführung der Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbauwerke im Hochbau gültig waren, sowie eine chronologische Übersicht und ein umfangreiches Stichwortverzeichnis. Zusammengestellt aus dem umfangreichen Fundus der in den Beton-Kalendern abgedruckten Bestimmungen, ergänzt um die Standards der ehemaligen DDR. Der Band ermöglicht darüber hinaus auch einen interessanten Einblick in die Normengeschichte und damit in die Entwicklung der Betonbauweise in den vergangenen 100 Jahren.

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A20

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Anbieterverzeichnis Produkte & Dienstleistungen Abdichtungstechnik

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Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Industriestraße 23 32139 Spenge Tel.: (05225) 8799-0 Fax: (05225) 8799-201 E-Mail: info@modersohn.de Internet: www.mconstruct.de MOSO-MBA-CE Ankerschienen MOSO-Betonbewehrung und Bewehrungskonstruktionen Anker- und Anschweißplatten Kantenschutzprofile und Verkleidungen Denkmal- und Altbausanierungsbefestigungen Spezialbefestigungen für Tunnel und Brücken Dübelsysteme und Normteile

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Edelstahlbewehrung

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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Schub- und Durchstanzbewehrung

CAD/CAM Multimateriallösungen

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Durchstanzbewehrung

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RW Sollinger Hütte GmbH Auschnippe 52 · 37170 Uslar Tel.: 05571 305-0 Fax: 05571 305-26 e-mail: info@rwsh.de Internet: www.rwsh.de • Neubau, Sanierung und Montage von – Bauwerkslagern – Fahrbahnübergängen – Brückengeländern – Brückenausstattungen • Dienstleistungen – Komplexe Sanierung von Brücken- und Ingenieurbauwerken – Engineering Leistungen für Dehnfugen und Bauwerkslager A22

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

Mauerwerksabfangungen Abt. Mauerwerksbefestigungen

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Fachliteratur

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Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (05225) 8799-0 Fax: (05225) 6710 E-Mail: info@modersohn.de Internet: www.mfixings.de MOSO-Fassadenbefestigungen MOSO-Lochband Mauerwerksbewehrung MOSO-Maueranschlussanker Mauerverbinder MOSO-Windpost-Befestigungen Luftschichtanker Gerüstverankerungen

Montagetechnik

Edelstahlbefestigungen Abt. Sonderbefestigungen

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Peikko Deutschland GmbH Brinker Weg 15 D-34513 Waldeck Tel. +49 (0)5634 9947-0 Fax +49 (0)5634 7572 E-Mail: peikko@peikko.de www.peikko.de

Natursteinverankerungen

Querkraftdorne

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Rißinjektion Injektionstechnik, Mischtechnik, Spritztechnik

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

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

Trittschalldämmelemente

Schwingungsisolierung Tekla GmbH Helfmann-Park 2 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com BSW GmbH Am Hilgenacker 24 D-57319 Bad Berleburg Tel. (02751) 803-124 Fax (02751) 803-159 E-Mail: info@berleburger.de Internet: www.bsw-schwingungstechnik.de PUR-Schaum und hochelastischer Polyurethankautschuk zur Schwingungsisolierung

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

Software für das Bauwesen

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

Bewehrungsplanung

Software für Statik und Dynamik

Dlubal Software GmbH Am Zellweg 2 93464 Tiefenbach Phone +49 (0) 96 73 92 03-0 Fax +49 (0) 96 73 92 03-51 Mail: info@dlubal.com Web: www.dlubal.de

Tekla GmbH Helfmann-Park 2 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

Abt. Fassadenbefestigungen für Mauerwerk und Beton

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

Schöck Bauteile GmbH Vimbucher Straße 2 76534 Baden-Baden Tel. (0 72 23) 9 67-0 Fax (0 72 23) 9 67-4 50 e-Mail: info@schoeck.de Internet: www.schoeck.de

Trittschalldämmung unter hohen Lasten

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

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

Verankerungen

Tekla GmbH Helfmann-Park 2 D-65760 Eschborn 0 61 96-4 73 08 30 0 61 96-4 73 08 40 contact@de.tekla.com www.tekla.com

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

Verbundträger und -stützen

FassadenankerSysteme

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

Peikko Deutschland GmbH Brinker Weg 15 D-34513 Waldeck Tel. +49 (0)5634 9947-0 Fax +49 (0)5634 7572 E-Mail: peikko@peikko.de www.peikko.de

Verbundbau

Spannbeton Spannausrüstungen, Spannverankerungen und Zubehör

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Peikko Deutschland GmbH Brinker Weg 15 D-34513 Waldeck Tel. +49 (0)5634 9947-0 Fax +49 (0)5634 7572 E-Mail: peikko@peikko.de www.peikko.de

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

A23

Basiswissen zum EC 2, 3 und 7

NEU Beton-Kalender Infrastrukturbau, Befestigungstechnik, Eurocode 2

Beispiele zur Bemessung nach Eurocode 2 Band 1: Hochbau

Beispiele zur Bemessung nach Eurocode 2 Band 2: Ingenieurbau

Eurocode 2 für Deutschland Kommentierte Fassung

Kurzfassung des Eurocode 2 für Stahlbetontragwerke im Hochbau

Bemessungshilfsmittel für Betonbauteile nach Eurocode 2

NEU Stahlbau-Kalender 2014 Eurocode 3 - Grundnorm, Außergewöhnliche Einwirkungen

Beispiele zur Bemessung von Stahltragwerken nach DIN EN 1993 Eurocode 3

Eurocode 3 Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten. Band1 Allgemeine Regeln Hochbau

Set: Beispiele zur Bemessung nach DIN 1045-1 und Eurocode 2, Band 1: Hochbau

NEU Eurocode 3 Bemessung und Konstruktion von Stahlbauten. Band 2 Anschlüsse

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verfügbar Beton-Kalender Unterirdisches Bauen – Grundbau, Eurocode 7

Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung Allgemeine Regeln

Geotechnische Nachweise nach EC7 und DIN 1054 Einführung mit Beispielen

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Konrad Bergmeister

EDITORIAL

Digitale Modellierung als Chance Komplexe Projekte in der architektonischen Form, in der baubetrieblichen Abwicklung und in der Ingenieurmodellierung waren schon immer ein Anreiz für Bauingenieure. Heute können mit Building Information Modeling – BIM gestützter Arbeitsweise aus einem 3D-Gebäudemodell nahezu automatisch verschnittene Ansichten, Schnitte und Details erarbeitet werden. Solche digitalen Werkzeuge finden sowohl im Hochbau als auch immer stärker im Tiefbau Anwendung. Die Daten werden von cloud-basierten Webportalen verwaltet und können mit weiterführenden Berechnungsprogrammen verknüpft werden. Neben den geometrischen Daten beim Entwurf und der phasenweisen Planung müssen mit Beginn der Genehmigungs- und Realisierungsschritte die Kosten, die Risiken und die Zeiten berücksichtigt werden. Nach abgeschlossenem Bau gilt es, die zeitabhängigen Einwirkungen und die Entwicklung der mechanischen Kenndaten der Baustoffe zu verfolgen.

Prof. Dr. Dr. KONRAD BERGMEISTER

Mit einem 6D-Ansatz können zu einem bestimmten Zeitpunkt während der Bauphase in 3D das gesamte Projekt bzw. die Projektelemente (x-, y-, z-Koordinaten), die Auswirkungen jedes Projektelements (x, y, z) auf die Kosten, die Auswirkungen jedes Projektelements (x, y, z) auf die Realisierungszeiten und die Auswirkungen jedes Projektelements (x, y, z) auf die Chancen und Risiken modelliert werden. Während des Betriebs können für ein gesamtes Bauwerk bzw. für die Projektelemente in 3D neben den konstruktiven und werkstoffspezifischen Eigenschaften (as built) die Kosten für den Betrieb sowie die Kosten und Zeitintervalle für die Inspektion und Erhaltung als auch eine Abschätzung für die verbleibende Lebensdauer in Form eines Sicherheitsindexes (oder Versagenswahrscheinlichkeit) errechnet werden. Komplexe Bauwerke können über die gesamte Lebensdauer vom Entwurf bis zum Betriebsende mithilfe digitaler Modelle in kleinere und überschaubare Projekteinheiten unterteilt und mit dem 6D-Ansatz erfasst werden. Für die technische Bearbeitung und die lebenslange Betreuung braucht es fachlich kompetente und holistisch denkende Bauingenieure, welche die digitale Modellierung als Chance sehen. Auch im Jahre 2014 bringt Ihnen die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ zusammen mit den vielen Autoren innovative Lösungen, aktuelles Fachwissen und viele Praxiserfahrungen. Ich wünsche Ihnen viel Freude und Erfolg beim Arbeiten sowie Glück und Gesundheit für Ihr Leben.

EDITORIAL

Michael Pauser

Verleihung des Europäischen Betonbaupreises in Wien

MICHAEL PAUSER Österreichische Bautechnik Vereinigung, Wien

Anlässlich des BAUKONGRESSES 2014 am 3. April in Wien verleiht die European Concrete Society Network (ECSN) den EUROPEAN CONCRETE AWARD 2014. Das Ziel dieses Netzwerks aus zwölf europäischen Mitgliedsländern (Belgien, Deutschland, England, Finnland, Frankreich, Irland, Italien, Österreich, Niederlande, Norwegen, Schweden und Tschechische Republik) ist, die Entwicklung der Betontechnologie und die Verwendung von Beton in Europa zu fördern. Alle zwei Jahre organisiert die ECSN den European Concrete Award. Dieser wird sowohl für den Hochbau (Building) als auch für den Tiefbau (Civil Engineering) vergeben. Eine internationale Jury bewertet die Nominierungen nach den Kriterien Design, Konstruktion und Form, Nachhaltigkeit, Innovation und harmonisches Einbinden in die Umgebung. Die Österreichische Bautechnik Vereinigung (ÖBV) bietet als Veranstalter des BAUKONGRESSES 2014 (vormals Betontag) eine zentrale europäische Plattform für Vertreter von Bauherrn, Bau- und Baustoffindustrie und Ingenieurbüros die neuesten technischen Innovationen, Projekt- und Ausführungshighlights, sowohl für Infrastruktur als auch Hochbau. Darüber hinaus wird bei den Fachvorträgen über die Grenzen Österreichs gesehen. Eine Session widmet sich den Plan- und Bauausführungen in den Nachbarländern, eine zusätzliche dem internationalen Bereich. Ganz besonderes Augenmerk wird diesmal den erneuerbaren Energien – Green Buildings gewidmet. In Ergänzung zu diesen Vortragssessions präsentieren über 90 Unternehmungen (z. B. Asfinag, ÖBB-Infrastruktur AG, Wiener Linien, Landesregierungen, Strabag, Porr, Swietelsky, Cemex, Lafarge, Doka u. v. a. ihre Leistungen. Abgerundet wird der BAUKONGRESS 2014 mit Fachexkursionen zu zwei repräsentativen Baustellen Wiens. Je nach Interesse können die Hochbauten rund um den Hauptbahnhof Wien oder für Tunnelinteressierte die Verlängerung der U1/10 Troststraße besichtigt werden. Auf Ihr Kommen nach Wien freut sich

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA

Marc Zintel, Ueli Angst, Sylvia Keßler, Christoph Gehlen

Epoxidharzbeschichtete Bewehrung Neue Erkenntnisse nach zwei Jahrzehnten Praxiserfahrung Um die Korrosion von Stahl in Beton infolge Chlorideinwirkung zu ver- oder zumindest zu behindern, werden bisher vornehmlich in Nordamerika beachtliche Mengen epoxidharzbeschichteter Bewehrung (ECR) eingesetzt. Die Wirkungsweise und damit das Korrosionsschutzpotenzial von ECR werden in der Wissenschaft jedoch zum Teil kontrovers diskutiert. Nicht zuletzt aufgrund fehlender Informationen über das Langzeitverhalten von ECR fand bisher kein nachhaltiger Technologietransfer nach Deutschland bzw. Europa statt. Nichtsdestotrotz wurde in den Jahren 1989 und 1991 diese Art des Korrosionsschutzes erstmalig in zwei Pilotprojekten (Brückenbauwerke) in der Schweiz und Deutschland eingesetzt. Die dargestellten Untersuchungsergebnisse im Zuge einer Bauwerksinspektion nach über zwei Jahrzehnten Nutzungsdauer liefern einen entscheidenden Baustein zur quantitativen Bewertung des Korrosionsschutzpotenzials epoxidharzbeschichteter Bewehrung. Die Resultate zeigen, dass sich die Epoxidharzbeschichtung auch nach mehr als 20 Jahren im Beton in einem guten, funktionsfähigen Zustand befindet. Zusätzlich wird anhand von Laborversuchen der mögliche Effekt eines erhöhten kritischen Chloridgehalts bei ECR-Einsatz (an Fehlstellen < 50 mm²) erstmals nachgewiesen. Eine hierdurch resultierende Lebensdauerverlängerung wird über eine erste Lebensdauerberechnung abgeschätzt.

Epoxy-coated reinforcement – New findings after two decades of practical experience Epoxy-coated reinforcement (ECR) as a measure against chloride-induced corrosion of steel in concrete has until now particularly in North America been used in considerable amounts. Nevertheless, in literature the mechanism of action and the potential corrosion protection effect of ECR are controversially discussed. The lack of information concerning the long-term behavior of ECR in concrete is one of the main reasons for the low level of application of ECR in Germany or Europe in general. In 1989 and 1991, two road bridges were constructed with ECR as pilot projects in both Switzerland and Germany. This paper presents results from condition assessments of the two bridges after more than two decades of service life. The results show that the epoxy coating is still in a good and functional condition after more than 20 years in concrete. In addition, possible higher critical chloride contents at small defects of ECR (< 50 mm2) have been verified in laboratory tests for the first time. The possible resulting service life prolongation is assessed by first service life calculations.

Korrosionsschäden in weniger als zehn Jahren nach der Herstellung gezeigt haben.

Einleitung

Die Korrosion der Bewehrung ist weltweit eine der Hauptursachen für Schäden an Stahlbetonbauwerken. Die Bestrebungen, Bauwerke mehr und mehr dauerhaft und zugleich nachhaltig zu gestalten sowie gleichzeitig umweltverträglich und kostenoptimiert zu betreiben, stellen Eigentümer/Betreiber vor große Herausforderungen [1]. In dieser Hinsicht könnte der Einsatz epoxidharzbeschichteter Bewehrung eine vielversprechende Option sein [2]. Seit Anfang der 1973er-Jahre werden in den USA in großem Umfang epoxidharzbeschichtete Bewehrungsstähle eingesetzt, um einen verbesserten Korrosionsschutz der Bewehrung bei aggressiven Umgebungsbedingungen, insbesondere bei Chlorideinwirkung, zu erreichen [3]. Mitte der 1980er-Jahre begann man auch in der Schweiz und in Deutschland damit, Richtlinien zu erarbeiten, in denen der Umgang mit diesem Produkt geregelt werden sollte. Ende der 1980er-Jahre wurden jedoch Schäden an Brückenbauten in Florida, USA, (Florida Key Bridges [4]) bekannt, bei denen epoxidharzbeschichtete Bewehrungen in Pfeilern in der Wasserwechsel- und Spritzwasserzone

Nicht zuletzt wegen dieser Schäden und damit zusammenhängenden Fragen zur generellen Dauerhaftigkeit beschichteter Bewehrungen kam die Anwendung epoxidharzbeschichteter Bewehrungen in der Schweiz und in Deutschland quasi vor dem Start zum Erliegen. Auch die Gültigkeit zweier Richtlinien aus Deutschland [5] und der Schweiz [6] mit weit über dem Niveau der damaligen in den USA gültigen Regelwerke (ASTM A775 [7], 1. Ausgabe von 1981) liegenden Qualitätsanforderungen für epoxidharzbeschichtete Betonstähle änderte daran nichts. Die Anwendung in der Schweiz und Deutschland beschränkte sich deshalb nur auf wenige, bereits geplante Pilotprojekte. Erstmalig in Deutschland wurde ECR 1987 in einer Rückkühlanlage der BASF SE eingesetzt [8]. Eine in der Schweiz vor rund zehn Jahren durchgeführte Umfrage unter Ingenieurbüros und Tiefbauämtern [9] zeigte, dass ein Großteil über wenig bzw. keine Erfahrung mit epoxidharzbeschichteter Bewehrung verfügt. Die verbreitete Skepsis gegenüber der Anwendung von ECR ist primär auf die mangelnde Langzeiterfahrung, die Empfindlichkeit gegenüber Transport und Handhabung (Bildung

FACHTHEMA ARTICLE

DOI: 10.1002/best.201300066

M. Zintel, U. Angst, S. Keßler, C. Gehlen: Epoxidharzbeschichtete Bewehrung

von Fehlstellen in der Beschichtung) und auf die falsche Vorstellung eines mangelhaften Verbunds von Epoxidharzbeschichtung und Beton zurückzuführen [10]. In den USA wurde das Produkt aufgrund des Negativbeispiels jedoch nur in einzelnen Bundesstaaten vom Markt genommen. In allen anderen Staaten wurde es weiter, in den meisten Staaten bis heute verwendet. Auch im Nahen Osten und vereinzelt in Asien fand die epoxidharzbeschichtete Bewehrung zunehmend Eingang in die Märkte [11]. Die aktuellen Produktionszahlen sind nicht unerheblich: – Nordamerika: 600 000 t/Jahr (Anteil von ECR an gesamter Betonstahlproduktion: ca. 10–15 %) – Mittlerer Osten: 150 000 t/Jahr Um den in Europa nach dem Negativbeispiel aufgeworfenen Fragen zur generellen Korrosionsschutzwirkung begegnen zu können, wurden in den 1990er-Jahren von der europäischen Beschichtungsindustrie (Pulverhersteller und Betonstahlbeschichtungsbetriebe) erhebliche Anstrengungen unternommen, verloren gegangenes Vertrauen durch eine verbesserte Beschichtungstechnologie wiederherzustellen. Durch diese Anstrengungen entstanden verbesserte Beschichtungsstoffe und -verfahren, die deutlich höhere Korrosionswiderstände garantieren als die Beschichtungen der alten Generation [12]. Neben der Verbesserung der Beschichtungstechnologie war aber auch die Entwicklung von Prüftechniken erforderlich, die eine quantitative Bewertung der Beschichtungsqualität bezüglich der erreichbaren Lebensdauerverlängerung von Bauwerken durch den Einsatz beschichteter Bewehrung ermöglichen. Über erste Ansätze wurde in den 1990er-Jahren berichtet [13, 14]. Aufgrund der in Europa nie richtig entwickelten Nachfrage verlagerte sich auch auf Seiten der Hersteller das wirtschaftliche Interesse an dem Produkt in Richtung anderer Anwendungsbereiche (z. B. Pipeline-Beschichtung), sodass solche Ansätze im Bewehrungsbereich in den letzten zwei Jahrzehnten zunächst nicht weiter verfolgt wurden. Inzwischen haben die wenigen damals in Europa ausgeführten Pilotprojekte ein Alter von gut 20 Jahren erreicht. Diese Objekte konnten jetzt intensiv untersucht werden. Unter Nutzung der Erkenntnisse aus zwei Praxisprojek-

Bild 1

Schematische Darstellung einer Applikationsanlage Schematic illustration of the process of applying fusion-bonded epoxy coating to steel reinforcement

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

ten (Brücke in Leverkusen, Deutschland, und Brücke in Spiez, Schweiz) und mithilfe der deutlich gesteigerten allgemeinen Wissensbasis in Sachen Korrosionsmechanismen an in Beton eingebetteten Stählen [15, 16] soll nun ein erstes Konzept zur quantitativen Bewertung der Korrosionsschutzwirksamkeit im Vergleich zu unbeschichtetem Betonstahl erarbeitet werden. Dieser Beitrag berichtet über die ersten Ergebnisse.

2 2.1

Epoxidharzbeschichtete Bewehrung (ECR) Herstellungsprozess

Epoxidharzbeschichtungen werden aus einem Epoxidharz (meist Bisphenol-A-Epoxidharz) und einem Härter hergestellt. Für zahlreiche Anwendungsfälle können die Verarbeitungs- und Gebrauchseigenschaften der reinen Polymere durch Hilfs- und Füllstoffe (z. B. Pigment, Füllstoffe, Additive) maßgeblich beeinflusst werden. Vor der eigentlichen Applikation der Beschichtung wird die Stahloberfläche durch Sandstrahlen gereinigt und angeraut. Danach wird die Bewehrung durch InduktionsHeizspulen auf rd. 250 °C erhitzt und in die Beschichtungskabine transportiert. Das elektrostatisch aufgeladene Pulver setzt sich auf der Bewehrung ab, schmilzt, fließt und bildet eine gleichmäßige Schicht. Nach Abkühlung der Beschichtung wird diese mittels Detektoren auf Fehlstellen untersucht. Eine schematische Darstellung der Applikationsanlage ist in Bild 1 dargestellt. Im Herstellungsprozess werden mittlere Beschichtungsdicken von ca. 300 μm eingestellt. Typische Abweichungen vom Mittelwert liegen bei ca. 10 % (Variationskoeffizient).

2.2

Korrosionsschutzpotenzial

Mit der Anwendung von ECR sollen mindestens eine, besser gleich mehrere Voraussetzungen zur Bewehrungskorrosion ausgeschaltet werden: – Depassivierende Medien sollen vom Stahl ferngehalten werden (speziell Chloride) – Das Sauerstoffangebot an der Kathode soll minimiert bzw. nahezu eliminiert werden – Der wässrige Elektrolyt (Beton) soll vom Stahl ferngehalten werden – Die Ausbildung von Potentialdifferenzen auf der Stahloberfläche soll minimiert werden Alle zuvor genannten Effekte sind eng mit der Dichtigkeit und nicht zuletzt mit dem Beschichtungswiderstand der Epoxidharzbeschichtung selbst verknüpft. Jedoch sind Epoxidharzbeschichtungen, wie auch alle anderen organischen Beschichtungen, nur begrenzt undurchlässig gegen Wasser und Sauerstoff. Aus diesem Grund können Korrosionsprozesse unterhalb solcher Beschichtungen nicht komplett ausgeschlossen werden. Die dazugehörigen Transportprozesse sind in der Regel diffusionskontrolliert. Neben den Transportprozessen haben Informa-

tionen über die Speichermechanismen von eingeschlossenem Wasser eine wesentliche Bedeutung für die Dauerhaftigkeitsbewertung von Epoxidharzbeschichtungen. Hieraus können wichtige Voraussetzungen zur Garantie eines Korrosionsschutzes gefolgert werden: – Qualität des Materials (Wasserabsorption, Diffusionseigenschaften usw.) – Herstellungsqualität (Beschichtungsdicke; Anzahl, Verteilung und Größe von Fehlstellen usw.) – Qualität der Adhäsion (Verbundfestigkeit zwischen Betonstahl und Beschichtung) Hinsichtlich Verarbeitung und Beständigkeit epoxidharzbeschichteter Bewehrung sind zusätzliche Anforderungen für den praktischen Einsatz unerlässlich: – Alkalibeständigkeit (Betonporenlösung: pH>13 möglich) – Biegefähigkeit (keine Risse, Enthaftung oder Quetschungen) – Verbund (ausreichende Verbundfestigkeit: Betonstahl/Beschichtung und Beschichtung/Beton) – Lagerungsstabilität (Wetter, UV-Strahlung) – Vorschriften zur Handhabung von ECR (im Baustelleneinsatz: z. B. Transport, Lagerung und Installation) – Dynamische Beanspruchung (keine Risse, Schäden) – Alterung (lastabhängig und lastunabhängig) – Möglichkeit zur Inspektion und Instandsetzung (geeignetes Ausbesserungsmaterial) Trotz aller möglichen gemeisterten Herausforderungen kann für einen erfolgreichen Applikationsprozess und der späteren Baustelleninstallation kein komplett fehlstellenfreies Produkt garantiert werden. Die Fragestellung des Korrosionsfortschritts eines Systems mit keinen oder gerade noch tolerierbaren Fehlstellen ist derzeit Gegenstand aktueller Forschung. In Bild 2 ist der mögliche Kor-

rosionsschutzeffekt (ESL: engl. Extra-Service-Life, INI: engl. Initiation, PROP: engl. Propagation) von ECR im Vergleich zu unbeschichtetem Betonstahl (BSt) über die Lebensdauer schematisch dargestellt. Im Unterschied zu BSt beschreibt die Einleitungsphase (engl. Initiation phase) bei ECR ein fehlstellenfreies Beschichtungssystem, bei dem sich je nach Expositionsbedingung (z. B. infolge Temperatur/-feuchte und Art des umgebenden Betons) unterschiedliche Feuchtegehalte innerhalb der Beschichtung einstellen. Eine Wasseraufnahme über die Zeit ist eng mit dem Rückgang der elektrisch-isolierenden Wirkung der Beschichtung (Beschichtungswiderstand) verknüpft. Die Einleitungsphase endet, sobald sich eine Fehlstelle entwickelt und an dieser Stelle Korrosion initiiert bzw. dies bei einer bereits bestehenden Fehlstelle geschieht. Der an der Fehlstelle freiliegende Stahl wirkt sodann als Anode. Zwei mögliche Vorteile für ECR hinsichtlich einer verspäteten Korrosionsinitiierung sind: (1) Keine bzw. sehr späte Fehlstellenentwicklung in der Nutzungsphase (Beschichtungsfilm bleibt intakt und garantiert ausreichend hohe Beschichtungswiderstände über die Zeit, um Korrosion zu verhindern, vgl. Abschn. 3) (2) Erhöhter wirksamer kritischer korrosionsauslösender Chloridgehalt bei vorhandenen Fehlstellen (vgl. Abschn. 4) Beide genannten Vorteile wirken sich direkt auf die Größe des in Bild 2 dargestellten ESLINI (Zeitraum) aus. Der Sonderfall unter Punkt (1) „Keine Fehlstellenentwicklung“ würde sogar ESLINI→∞ bedeuten und somit niemals zu Korrosion führen. Die komplette Abwesenheit von Fehlstellen in der Beschichtung ist in der Realität jedoch nicht zu erwarten. Die Korrosionsgeschwindigkeit in der nachfolgenden Schädigungsphase (engl. Propagation phase) wird maßgeblich von der Fehlstellengröße, umso mehr aber vom Ausmaß einer möglichen Fehlstelleninteraktion mit anderen benachbarten Defekten (Makrokorrosionselementbildung bei vollflächiger Beschichtung) bestimmt. Dabei führen hauptsächlich die folgenden zwei Faktoren zu einer im Vergleich zu normalem Betonstahl tendenziell geringeren Korrosionsgeschwindigkeit: – Die zur Verfügung stehende Kathodenfläche ist begrenzt – Die Distanz zu vorhandenen Kathoden (in der Regel andere Fehlstellen) ist größer und somit die elektrolytische Leitung der OH–-Ionen erschwert

Bild 2

Möglicher Korrosionsschutzeffekt epoxidharzbeschichteter Bewehrung (ECR) im Vergleich zu unbeschichtetem Betonstahl (BSt) Potential effect of corrosion protection of epoxy-coated reinforcement (ECR) in comparison with uncoated reinforcement

Eine detaillierte Beleuchtung dieser Mechanismen ist jedoch nicht Gegenstand dieser Publikation. Eine verringerte Korrosionsgeschwindigkeit durch Einsatz von ECR wird in Bild 2 schematisch als ESLPROP angegeben. Die Summe aus ESLINI und ESLPROP stellt das insgesamt mögliche Korrosionsschutzpotenzial (Angabe z. B. in Jahren) von ECR gegenüber BSt dar. Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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M. Zintel, U. Angst, S. Keßler, C. Gehlen: Epoxy-coated reinforcement – New findings after two decades of practical experience

M. Zintel, U. Angst, S. Keßler, C. Gehlen: Epoxidharzbeschichtete Bewehrung Tab. 1

Chronologie der Änderungen an der ASTM A775 [7] Chronology of changes in ASTM A775 [7]

Jahr

Änderung in ASTM A775

Vorversion

1981

Erste Einführung der ASTM-Norm

–

1989

Reduzierung zulässiger Beschichtungsschäden auf 1 % (Stablänge: 0,3 m)

1990

Alle Schäden müssen repariert werden

Reparatur von Schäden > 0,1 in²

1993

Erhöhung der Beschichtungsdicke 7–12 mil (∼ 178–305 μm)

90 % zwischen 5 und 12 mil

1994

Erhöhung des Biegewinkels im Biegeversuch auf 180°

120°

1995

Reduzierung der zulässigen Fehlstellen auf 3 pro Meter (1 pro Fuß)

2 pro Fuß

1995

Verkürzung der Zeit zwischen Vorbehandlung und Beschichtung auf 3 h

1997

Einführung des „Cathodic Disbondment Test“ (Überprüfung der Adhäsion)

–

1997

Stäbe sind mit Folie vor Umgebungsbedingungen (Sonnenlicht, Wetter, Spritzwasser) zu schützen, wenn die Außenlagerungsdauer > 2 Monate

–

2004

Für Stäbe mit Durchmesser 19,05–57,3 mm (Nos. 6–18) sind erhöhte Beschichtungsdicken erlaubt: 7–16 mil (∼ 178–406 μm)

7–12 mil für alle Stäbe

2004

Neue Anforderungen zur Schichtdickenmessung: Keine Einzelmessung < 80 % der Minimal- bzw. > 120 % der Maximalanforderungen

–

2007

Einführung separater Anforderungen für das Reparaturmaterial

–

2.3

Bestehende Normen und Richtlinien

Die erste (Prüf-)norm, die in Zusammenhang mit epoxidharzbeschichteter Bewehrung im Jahr 1981 in Kraft trat, war die amerikanische Norm ASTM A 775-81. Die aktuelle Version stellt die Norm ASTM A 775/A 775M-07b [7] aus dem Jahr 2007 dar. Die in der ASTM A775 festgelegten Qualitätsstandards wurden über die Zeit laufend verschärft, vgl. Tab. 1. In Großbritannien wurde erstmalig im Jahre 1990 eine Norm BS 7295:1990 eingeführt, die neun Jahre später durch die heute gültige Norm BS ISO 14654 [18] ersetzt wurde. In anderen europäischen Ländern wurden bisher nur Richtlinien eingeführt: – Deutschland, Institut für Bautechnik (DIBt), 1990 [5] – Schweiz, Bundesamt für Straßen (ASTRA), 1991 [6] – Niederlande, CUR Recommendation 29, 1992 [19]

Zur Messung wurde ein durchfeuchtetes Filterpapier (d = 8 cm) mittels des Eigengewichts eines Metallstempels vollständig auf die zu untersuchende Beschichtung gepresst. Über ein LCR-Meter wurden der Stempel und die Plattenunterseite elektrisch kontaktiert und so der Beschichtungswiderstand mit einer Wechselstrommessung (f = 120 Hz) bestimmt. Die Mittelwerte von Gewichtszunahme und Beschichtungswiderstand sind in Bild 4 über die Zeit aufgetragen (inkl. Angabe der mittleren Standardabweichung σmittel). Bereits nach ca. 20 Tagen wurde eine relative Feuchtesättigung von ca. 2,7 M.- % bezogen auf das Anfangsgewicht der Beschichtung festgestellt. Parallel hierzu entwickelte sich der Beschichtungswiderstand. Der Widerstand sank bis zum 20. Tag von ca. 4,8 auf 2,4 MΩ ab. Eine weitere signifikante Wasseraufnahme bzw. Widerstandsänderung erfolgte bis zum Versuchsende nach ca. vier Monaten nicht. Die Ergebnisse zeigen, dass auch noch nach einer Einlagerungsdauer von ca. vier Monaten sehr hohe Be-

Laborversuche zur Wasseraufnahme von epoxidharzbeschichteten Edelstahlplatten

Der Zusammenhang von Beschichtungswiderstand und Wasseraufnahme wurde vorab unter Laborbedingungen untersucht. Hierzu wurden drei einseitig mit Epoxidharz beschichtete Edelstahlplatten in einer künstlichen Betonporenlösung (pH = 13 und 3 % Chlorid) bei 20 °C gelagert. Die Beschichtungsdicke, das Gewicht des reinen Beschichtungsmaterials sowie das Gesamtgewicht der Platten wurden vor Versuchsbeginn bestimmt. Der Verlauf der gravimetrischen Gewichtszunahme sowie des Beschichtungswiderstands wurde zyklisch erfasst. Der Ver6

suchsaufbau zur Ermittlung des Beschichtungswiderstands ist in Bild 3 dargestellt.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bild 3

Schematische Darstellung des Versuchsaufbaus zur Bestimmung des Beschichtungswiderstands Schematic illustration of the experimental setup for the determination of the coating resistance

Bild 4

Zeitlicher Verlauf der Wasseraufnahme bzw. des Beschichtungswiderstands von epoxidharzbeschichteten Edelstahlplatten Water adsorption and electrical resistance of the epoxy coating applied to stainless steel plates vs. time

schichtungswiderstände vorherrschen (> 24 MΩm, vgl. Normalbeton: ca. 100–1 000 Ωm), die den Stahl von einem wässrigen Elektrolyten praktisch elektrisch isolieren.

Der kritische Chloridgehalt als entscheidender Parameter zur Korrosionsinitiierung

Der kritische Chloridgehalt kann vereinfacht als der Chloridgehalt definiert werden, unterhalb welchem der Bewehrungsstahl im Beton weiterhin passiv vorliegt und oberhalb welchem Korrosion einsetzt. Über den Grenzwert für gewöhnlichen Bewehrungsstahl im Beton herrscht in der Literatur Uneinigkeit [20 bis 22]. Als akzeptiert gilt jedoch, dass er in erster Linie vom pH-Wert der Betonporenlösung, vom Stahlpotential und von den Bedingungen an der Stahl/Beton-Grenzfläche abhängt. Um dem Einfluss der schützenden Alkalität der Betonporenlösung Rechnung zu tragen, wird er gelegentlich als Verhältnis der Konzentrationen von Chlorid- zu Hydroxidionen ausgedrückt, kurz Cl–/OH–. Auch wenn die entsprechenden Literaturwerte über einen weiten Bereich streuen, dürfte das kritische Verhältnis Cl–/OH– für gewöhnlichen Bewehrungsstahl in einer alkalischen Lösung in der Größenordnung 0,1 bis 2 liegen. Ausgedrückt als totaler Chloridgehalt im Beton bezogen auf das Zementgewicht liegen in der Praxis übliche Werte für den kritischen Chloridgehalt in einem Bereich von 0,2 bis 1,0 M.- %. Zur Beurteilung des Korrosionsschutzpotenzials von ECR im Vergleich zu herkömmlicher Bewehrung (BSt) ist der kritische Chloridgehalt ein zentraler Parameter, da dieser die Dauer der Initiierungsphase bestimmt (Bild 2). Für den Fall einer beschichteten Bewehrung ist schließlich der kritische Chloridgehalt an etwaig vorhandenen Fehlstellen maßgebend. Dieser dürfte vom Grenzwert für herkömmlichen Bewehrungsstahl aus folgenden Gründen abweichen: – Der an der Fehlstelle freiliegende Stahl weist aufgrund des Herstellungsprozesses eine sandgestrahlte Oberfläche auf. Die Stahloberfläche normalen Betonstahls

besteht üblicherweise aus einer Walzhaut sowie allenfalls vorhandenen Korrosionsprodukten. Diverse Studien [23, 24] haben gezeigt, dass der kritische Chloridgehalt polierter bzw. sandgestrahlter Oberflächen höher liegt als jener im „Anlieferungszustand“. – Es ist bekannt, dass der Korrosionswiderstand von Stahl gegenüber chloridinduzierter Korrosion bei Prüfkörpern umso höher ist, je kleiner die exponierte Oberfläche. Dies kann damit begründet werden, dass Lochfraßkorrosion bevorzugt an Schwachstellen im Mikrogefüge einsetzt. Die Wahrscheinlichkeit für das Vorhandensein solcher Schwachstellen nimmt mit der Fläche zu. Die Hintergründe für den Fall von Stahl im Beton sind in [25] detailliert beschrieben. Da durch Fehlstellen in der Beschichtung üblicherweise sehr geringe Stahlflächen freiliegen, dürfte der kritische Chloridgehalt dieser Fehlstellen entsprechend hoch sein. Dies wurde im Rahmen der vorliegenden Arbeit mithilfe des folgenden experimentellen Vorgehens untersucht: Rund 5–10 cm lange Prüfkörper wurden aus in den 1980er-Jahren kommerziell in der Schweiz vertriebenen ECR hergestellt (identisch mit dem im Fallbeispiel Spiez verbauten ECR). Die Stabsegmente wurden an den Enden mit einem Zwei-Komponenten-Epoxidharz versiegelt, nachdem an einer Seite ein elektrischer Anschluss erstellt wurde. Daraufhin wurden in die ansonsten intakte Epoxidharzbeschichtung absichtlich Fehlstellen der Flächen 0,9 mm2, 3,2 mm2 und 54 mm2 eingebracht (durch mechanisches Entfernen der Beschichtung). Daraufhin wurden die Stäbe in gesättigte Ca(OH)2 Lösung eingetaucht und die Potentiale gegenüber einer gesättigten Kalomelelektrode (SCE) kontinuierlich aufgezeichnet. Die nach mehreren Wochen erreichten Potentiale (Passivzustand) lagen bei ca. –120 mV SCE. Schließlich wurde der Chloridgehalt in der Lösung durch Zugabe von NaCl stufenweise erhöht. Die Erhöhung fand jeweils nach zwei bis fünf Tagen statt; der pH-Wert der Lösung wurde regelmäßig kontrolliert und lag erwartungsgemäß bei 12,5. Korrosionsinitiierung zeichnete sich jeweils

Bild 5

Kritischer Chloridgehalt in Abhängigkeit von der Fehlstellengröße von ECR in gesättigter Ca(OH)2 Lösung (Mittelwerte und Standardabweichung aus jeweils drei parallelen Prüfkörpern) Chloride threshold level as a function of the size of defects in the epoxy coating, determined in sat. Ca(OH)2 (average values and standard deviation on the basis of three parallel specimens per configuration)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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M. Zintel, U. Angst, S. Keßler, C. Gehlen: Epoxy-coated reinforcement – New findings after two decades of practical experience

M. Zintel, U. Angst, S. Keßler, C. Gehlen: Epoxidharzbeschichtete Bewehrung Tab. 2

Verwendete Modelleingangsparameter zur Lebensdauerberechnung nach [26] Applied model input parameters for service life calculation according [26]

Nr. Variable

Beschreibung

Einheit

Verteilung*

Mittelwert m

Standardabweichung s

CS,Δx

Ersatzoberflächenkonzentration bei XD3

[M.-%/z]

LogN

2,6

1,2

Δx

Tiefenlage der Ersatzoberflächenkonzentration

[mm]

BetaD 0 ≤ Δx ≤ 50

8,9

5,6

TIST(ke)

Bauteiltemperatur

[K]

282,0

7,0

DRCM,0

Chloridmigrationskoeffizient eines CEM I mit w/z = 0,45

[mm²/a]

320,0

64,0

Altersexponent

[–]

BetaD 0 ≤ a ≤ 1

0,30

0,12

Betondeckung bei XD3

[mm]

55,0

8,0

Ccrit

Kritischer Chloridgehalt

[M.-%/z]

BetaD 0,2 ≤ Ccrit ≤ 2,0

BSt: 0,60 bzw. ECR: 0,90

0,15

be(ke)

Regressionsparameter

[–]

4 800

700

Tref(ke)

Referenztemperatur

[K]

293

–

Testparameter

[–]

1,0

–

Referenzzeitpunkt

[a]

0,0767

–

* LogN: Logarithmische Normalverteilung, ND: Normalverteilung, BetaD: Betaverteilung, C: Konstante

durch einen sprunghaften Abfall des Potentials um 200– 400 mV ab. Die Auswertung des kritischen Chloridgehalts in Form des Verhältnisses Cl–/OH– ist in Bild 5 dargestellt. Während sich die beiden sehr kleinen Fehlstellen nicht signifikant unterscheiden, liegt der kritische Chloridgehalt der Fehlstelle 54 mm2 auf einem signifikant tieferen Niveau. Nichtsdestotrotz ist der gemessene Wert noch immer höher als die in der Literatur für gewöhnlichen Bewehrungsstahl angegebenen Werte. Weitere, umfangreichere Versuche zur Beleuchtung dieser Thematik sind in Arbeit. Aufgrund dieser vorläufigen Ergebnisse darf angenommen werden, dass die Einleitungs- bzw. Initiierungsphase für Korrosion an Fehlstellen in der Beschichtung von ECR tendenziell länger ist, als dies bei BSt der Fall wäre (ESLINI > 0, vgl. Bild 2). Aufgrund der Erkenntnisse aus Bild 5 kann davon ausgegangen werden, dass die tolerierbare Chloridkonzentration in der Betonporenlösung bei Fehlstellen mit einer Fläche kleiner als ca. 50 mm2 mindestens um einen Faktor 1,5 höher ist als bei normalem Betonstahl, vermutlich sogar noch höher. Als konservative Annahme könnte man für eine Fehlstellengröße im Bereich einiger weniger mm2 ein kritisches Verhältnis Cl–/OH– von 2–3 ansetzen. In einem durchschnittlichen Beton würde dies einem kritischen Chloridgehalt der Größenordnung von 1,0 M.- % Cl/z entsprechen. Für gewöhnlichen Bewehrungsstahl kann demgegenüber in erster Näherung von rund 0,4 M.- % Cl/z (Betaverteilung: μ = 0,6; σ = 0,15) ausgegangen werden [26]. In ersten, nach [27] durchgeführten Lebensdauerberechnungen hätte ein durch ECR-Einsatz erhöhter kritischer Chloridgehalt (Betaverteilung: μ = 0,9; σ = 0,15) einen erheblichen Einfluss auf die Einleitungsphase und damit auf ESLINI. Für die Lebensdauerberech8

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

nung wurden die in Tab. 2 dargestellten Modelleingangsparameter verwendet. In der durchgeführten Modellrechnung unterschreitet die Variante BSt eine gewählte Zielzuverlässigkeit von β = 0,5 (Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit für den Fall der Depassivierung) bereits nach 14 Jahren. Im angenommenen Fall eines erhöhten kritischen Chloridgehalts durch den Einsatz von ECR verlängert sich der Zeitraum auf 28 Jahre. Im Beispiel würde somit eine Erhöhung des kritischen Chloridgehalts von im Mittel 0,6 auf 0,9 M.- % Cl/z (vgl. Tab. 2) bewirken, dass sich der Zeitraum der Einleitungsphase verdoppelt (ESLINI = 14 Jahre).

5 5.1

Praxiserfahrungen an Bauwerken mit ECR Fallstudie „Brücke Schießbergstraße“ in Leverkusen, Deutschland 5.1.1 Das Bauwerk Die Brücke Schießbergstraße in Leverkusen ist eine dreifeldrige massive Plattenbrücke mit einer gesamten Spannweite von ca. 53 m (Bild 6). Sie ist 9,70 m breit und die Plattendicke beträgt 1,12 m. Die Brücke ist in Längsrichtung mit nachträglichem Verbund vorgespannt. Die Brücke wurde 1991 hergestellt. Um die nichttragende Bewehrung in den Brückenkappen vor Tausalzen (Chlorideintrag) zu schützen und damit die Dauerhaftigkeit zu erhöhen, wurden beide Brückenkappen vollflächig mit der damals neuesten Generation epoxidharzbeschichteter Bewehrung ausgeführt. Hierbei wurden die obere und untere Bewehrungslage vollflächig beschichtet (Bild 7). Der eingebaute Beton entspricht einem heutigen C30/37 (geplanter w/z-Wert: 0,45). Neuartig für damalige Verhältnisse war der Einsatz von Hochofenzement (CEM III/A: 400 kg/m³). [28]

Bild 6

Bild 7

Außenansicht der Brücke Schießbergstraße in Leverkusen im Jahr 2012 Exterior view of Road bridge Schießbergstraße in Leverkusen in 2012

Detail Brückenkappe (Brücke Schießbergstraße) mit Angaben zur Betondeckung Detail of bridge deck with sidewalk plus information of measured concrete covers (Road bridge Schießbergstraße)

Im Rahmen einer Bauwerksuntersuchung im Mai 2012 wurde die Korrosionsschutzwirkung der eingebauten ECR nach 21 Jahren Nutzungsdauer eingehend untersucht. Neben einer visuellen Begutachtung vor Ort (Rissaufnahme und Kartierung) wurden die Betondeckung zerstörungsfrei gemessen und zahlreiche Bohrkerne mit ECR entnommen und für weiterführende Laboruntersuchungen ans Centrum Baustoffe und Materialprüfung (cbm) zurücktransportiert. Zuvor wurde der Feuchtezustand der Bohrkerne sofort vor Ort mittels PE-Folie konserviert. Die in Folie verpackten Bohrkerne wurden anschließend am cbm im Laborklima 20°/85 % r.F. gelagert. Der Fokus der nachfolgenden Laboruntersuchungen zielte auf Informationen zum Feuchte- und damit zum Beschichtungswiderstand von ECR nach 21 Jahren Praxiseinsatz. Zusätzlich wurden an ausgesuchten Bohrkernen Chloridprofile ermittelt.

Bild 8

Freigelegte epoxidharzbeschichtete Bewehrung an der Bruchfläche (Unterseite) eines entnommenen Bohrkerns mit D = 150 mm Epoxy-coated reinforcement after concrete removal (fracture surface) of a concrete core with D = 150 mm

0,30 mm), wurden registriert. Die gemessenen Betondeckungen (Ergebnisse vgl. Bild 7) waren überdurchschnittlich hoch (in der Regel immer größer als 50 mm). Zudem konnte eine leichte Zunahme der Betondeckung vom Fahrbahnrand hin zur Kappenaußenseite beobachtet werden (d. h. die Entwässerung verläuft Richtung Fahrbahn). Die zum Teil beim Bohren freigelegten beschichteten Stäbe waren alle in einwandfreiem Zustand. Das heißt, visuell konnten keinerlei Fehlstellen oder Enthaftungen an der Beschichtung bzw. Anzeichen von Korrosion (auch an den Schnittflächen) festgestellt werden. Die ursprünglich glänzend rote Beschichtungsfarbe war auch nach 21-jähriger Einlagerung im alkalischen Milieu des Betons unverändert erhalten. Ein entnommener Bohrkern mit freigelegter ECR ist beispielhaft in Bild 8 dargestellt. Um in der damaligen Herstellungsphase die Beschichtung möglichst nicht zu beschädigen, wurde zum Verbinden der Stäbe isolierter Bindedraht verwendet, vgl. Bild 8. Ergänzende Untersuchungen zum tiefengestaffelten und damit auf Bewehrungshöhe vorliegenden Chloridgehalt wurden anhand entnommener Bohrmehlproben aus den Bohrkernen durchgeführt. Die relevanten Chloridgehalte auf Bewehrungshöhe (mittlere Betondeckung im Kappenbereich A: ca. 70 mm, vgl. Bild 7) liegen alle unter den üblicherweise als kritischer Chloridgehalt herangezogenen Werten [20, 21]. Das heißt, dass beispielsweise eine obere, den Chloriden ausgesetzte unbeschichtete Bewehrungslage auch nach 21 Jahren Nutzungsdauer immer noch passiv vorliegen würde. Gemäß Bild 2 befindet sich das Bauwerk hinsichtlich des Schädigungsgrades hierdurch noch eindeutig in der Einleitungsphase.

5.1.2 Ergebnisse am Bauwerk Die erste visuelle Begutachtung der Brückenkappe war durchweg positiv. Es konnten keinerlei korrosionsbedingte Risse oder Abplatzungen festgestellt werden. Lediglich last- bzw. spannungsinduzierte Risse, welche von den Rissbreiten keine Einschränkungen in der Dauerhaftigkeit erwarten lassen (in der Regel Rissbreiten kleiner

5.2 Fallstudie Brücke Spiez, Schweiz 5.2.1 Das Bauwerk Die Brücke in Spiez („Rampe Frutigen J4c“) ist das erste Bauprojekt in der Schweiz, bei dem in den beiden vorgespannten Brüstungen (Kappen) der vierfeldrigen Brücke (Länge × Breite: 57 m × 11,80 m) epoxidharzbeschichtete Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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Im Rahmen einer Bauwerksuntersuchung im Oktober 2012 wurde die Korrosionsschutzwirkung der eingebauten ECR nach 24 Jahren Nutzungsdauer in gleicher Weise wie in Leverkusen (Abschn. 5.1) untersucht. Auch hier wurden neben einer visuellen Begutachtung (Rissaufnahme) die Betondeckungen zerstörungsfrei gemessen und zahlreiche Bohrkerne mit ECR aus der Brüstung (Innenseite) entnommen und für weiterführende Laboruntersuchungen ans Centrum Baustoffe und Materialprüfung (cbm) transportiert. Die konstruktive Durchbildung der Brüstung ist schematisch in Bild 10 dargestellt.

Bild 9

Außenansicht der Brücke in Spiez im Bauzustand 1988 Exterior view of Road bridge Spiez during construction in 1988

Bewehrung verwendet wurde. Das Projekt wurde in enger Zusammenarbeit zwischen dem Bundesamt für Straßenbau, dem Institut für Baustoffe, Werkstoffchemie und Korrosion der ETH Zürich und der Beschichtungsfirma Ende 1988 fertiggestellt. Ziele des Bauvorhabens waren das Sammeln von Erfahrungen bei der Handhabung und dem Einbau von epoxidharzbeschichteter Bewehrung und Untersuchungen zum Langzeitverhalten der Beschichtung bzw. des ganzen Bauteils. Zu Vergleichszwecken wurde je eine Hälfte der beiden Kappen mit beschichteter bzw. unbeschichteter Bewehrung erstellt. In Bild 9 ist die Brücke im Bauzustand abgebildet. An der Betonierfuge im Bildvordergrund sind herausragende rotgefärbte epoxidharzbeschichtete Bewehrungsstahlenden zu erkennen. Der damals verwendete Beton entspricht einem heutigen C30/37.

Details zum Vorgehen der Entnahme und nachträglichen Lagerung sind Abschn. 5.1.1 zu entnehmen. Der Fokus der nachfolgenden Laboruntersuchungen zielte wiederum speziell auf den Beschichtungswiderstand von ECR nach 24 Jahren Praxiseinsatz. An ausgesuchten Bohrkernen (D = 100 mm) wurden zudem Chloridprofile ermittelt.

5.2.2 Ergebnisse am Bauwerk Im Zuge der visuellen Begutachtung der Brückenbrüstung konnten keinerlei korrosionsbedingte Risse oder Abplatzungen festgestellt werden. Jedoch konnten trotz Vorspannung diverse durchgängige Trennrisse (an der Innenund Außenseite der Brüstung zu erkennen) mit Rissbreiten von z. T. mehr als 0,8 mm beobachtet werden. Bei solchen Rissbreiten ist im Normalfall (unbeschichtete Bewehrung) mit Einbußen in der Dauerhaftigkeit des Bauteils zu rechnen. Die gemessenen Betondeckungen lagen über den damaligen Anforderungen und wiesen eine verhältnismäßig geringe Streuung auf, vgl. Bild 10. Die zum Teil beim Bohren freigelegten beschichteten Stäbe waren alle in einwandfreiem Zustand. Das heißt, visuell konnten keinerlei Fehlstellen oder Enthaftungen an der Beschichtung bzw. Anzeichen von Korrosion festgestellt werden. Die ursprüngliche Beschichtungsfarbe (glänzend rot) war auch nach 24-jähriger Einlagerung im alkalischen Milieu des Betons unverändert erhalten, vgl. Brücke Leverkusen. Ein vor Ort entnommener und gebrochener Bohr-

Bild 10 Konstruktive Durchbildung der untersuchten Brüstung der Brücke Spiez mit Angaben zur Betondeckung Detail of bridge cap plus information of measured concrete covers (Road bridge Spiez)

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Bild 11 Freigelegte epoxidharzbeschichtete Bewehrung an einem vor Ort entnommenen und gebrochenen Bohrkern mit D = 100 mm Epoxy-coated reinforcement after concrete removal (fracture surface) of a concrete core with D = 100 mm

kern mit freigelegter ECR ist beispielhaft in Bild 11 dargestellt. Die ermittelten Chloridgehalte auf Bewehrungshöhe lagen alle unter 0,4 M.- %/z. Das Bauteil befindet sich deshalb hinsichtlich des Schädigungsgrades immer noch in der Einleitungsphase, vgl. Brücke Leverkusen.

Tab. 3

Ergebnisse der Beschichtungswiderstände von ECR-Proben nach mehr als zwei Jahrzehnten Nutzungsdauer Results of the coating resistance of ECR-samples after more than two decades of practical experience

Bohrkerne

Ergebnisse zu Beschichtungswiderständen: Labor vs. Praxis

Um die Korrosionsschutzwirkung in der Einleitungsphase dennoch beurteilen zu können, wurden die in den Bohrkernen befindlichen epoxidharzbeschichteten Stähle mithilfe der elektrochemischen Impedanz-Spektroskopie (EIS) untersucht. Die EIS ist ein zerstörungsfreies dynamisches Messverfahren zur Analyse elektrischer und elektrochemischer Systeme [29]. Für die Untersuchung wird das System durch eine Wechselspannung (ΔU = 10 mV) angeregt, dessen festzulegende Frequenz (ω) innerhalb eines weiten Bereichs variiert wird. Dadurch wird das System aus seiner Gleichgewichtslage gebracht und seine resultierende Reaktion auf diese Auslenkung aufgezeichnet. Die Impedanz Z (Wechselstromwiderstand) ist frequenzabhängig und entspricht dem Quotienten aus Erregersignal (Spannung) und Systemantwort (Strom). Zur Bewertung einer intakten organischen Beschichtung mit hoher Schutzwirkung kann ein sogenanntes RandlesElement als Ersatzschaltbild verwendet werden [14]. Die Ergebnisse für den Beschichtungswiderstand entsprechen hier der Impedanz bei einer Frequenz f = 0,1 Hz. Die experimentelle Durchführung einer Impedanzmessung setzt einen klassischen Drei-Elektroden-Versuchsaufbau voraus. Im vorliegenden Fall wurde dieser Aufbau gemäß Bild 12 realisiert. Der zu untersuchende Bohrkern wurde mit der glatten Betonoberfläche auf einem Titanmischoxidgitter (Gegen-

Beschichtungswiderstand mittels EIS @ 0,1 Hz [Ωcm²] Brücke Leverkusen

Brücke Spiez

1 2 3 4 5 6 7 8

2,6364E+08 1,0183E+08 1,8808E+08 7,3686E+08 6,9780E+08 2,4677E+08 1,2228E+09 2,4561E+08

1,5749E+08 3,1557E+06 8,7383E+08 4,2494E+07 1,1119E+06 8,8529E+07 – –

Mittelwert

4,6293E+08

1,9444E+08

MIN

1,0183E+08

1,1119E+06

MAX

1,2228E+09

8,7383E+08

elektrode) in einem Wasserbad aus gesättigter KCl-Lösung gelagert. Als Referenzelektrode wurde eine Ag/ AgCl-Elektrode verwendet. Zur Vermeidung eines elektrolytischen Kontaktes zwischen der Schnittfläche von ECR (Arbeitselektrode) und dem Beton wurde der Beton im Randbereich vorsichtig entfernt, Bild 12. Um eine Betonaustrocknung während der Messung zu vermeiden, wurden alle Versuche unter konstanten Klimabedingungen (20 °C und 85 % r.F.) durchgeführt. Die Ergebnisse der Beschichtungswiderstände von ECR in Bohrkernen der beiden Fallstudien (Leverkusen und Spiez) sind in Tab. 3 dargestellt. Es bleibt zu bemerken, dass die in diesem Abschn. dargestellten absoluten Ergebnisse zum Beschichtungswiderstand nicht direkt mit denen aus Abschn. 3 zu vergleichen sind (unterschiedliche Messtechnik und Elektrodenoberflächen: LCR vs. EIS). Parallel zu den Bohrkernuntersuchungen wurden sechs neue Betonprobekörper (Betondeckung: 20 mm) mit neuwertigen epoxidharzbeschichteten Bewehrungsstäben hergestellt und ab dem 1. Tag in Klima 20°/85 % r.F. gelagert. Am Bauwerk und in den neuen Laborversuchen lagen ähnliche Beschichtungsdicken vor. In vergleichbarer Weise zu den Bohrkernen wurden hier zu verschiedenen Zeitpunkten Impedanzmessungen durchgeführt. Die erste Messung wurde noch am Tag der Herstellung durchgeführt und mit „0 d“ bezeichnet. Nach 41, 78, 155 und 295 Tagen wurden weitere Messungen durchgeführt. Alle Ergebnisse (Labor und Praxis) sind in Form von Mittelund MIN/MAX-Werten in Bild 13 im logarithmischen Maßstab zusammengestellt.

Bild 12 Schematische Darstellung des Versuchsaufbaus zur Durchführung einer elektrochemischen Impedanz-Spektroskopie (EIS) an einem Bohrkern Schematic illustration of the experimental setup for the determination of the coating resistance (electrochemical impedance measurement) on a concrete core

Das Erreichen einer relativen Feuchtesättigung scheint bei ECR unter Laborbedingungen (20 °C und 85 % r.F.) durch den umgebenden Beton („Pufferwirkung“) verzögert einzutreten. Von einer relativen Sättigung ist hier erst Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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Bild 13 Durch EIS ermittelte Beschichtungswiderstände von ECR anhand Laborprobekörper zu verschiedenen Zeitpunkten im Vergleich zu ECR nach über zwei Jahrzehnten Praxiseinsatz Coating resistances of laboratory specimens of ECR via electrochemical impedance measurements at different point of times and of ECR after two decades of practical experience

ab ca. 3–4 Monaten auszugehen. Die in Lösung gelagerten beschichteten Edelstahlplatten (vgl. Bild 4) erreichten eine Sättigung bereits nach ca. 20 Tagen. Die Ergebnisse aus den Bauwerken zeigen, dass die Beschichtungswiderstände der entnommenen Bauwerksproben auch nach mehr als 21 Jahren Praxiseinsatz (natürliche, zentraleuropäische Witterungsbedingungen) mit Laborproben, welche lediglich für mehrere Monate in Klima 20°/85 % r.F. eingelagert wurden, vergleichbar sind. Selbst die höhere Streuung um den Mittelwert bei „Spiez“ mit einem Minimalwert von 1,1 · 106 Ωcm² verspricht noch eine hochwirksame Abschirmung des Betonstahls vom Elektrolyten. Der hohe, auch noch nach zwei Jahrzehnten wirksame mittlere Beschichtungswiderstand im Bereich von 108 Ωcm² bedeutet, dass die Beschichtung weder durch den anstehenden pH-Wert des umgebenden Betons noch durch Enthaftungs- oder Alterungsprozesse wesentlich geschädigt wurde. Das heißt, die vorgefundene epoxidharzbeschichtete Bewehrung liegt auch nach zwei Jahrzehnten Nutzungsdauer noch nahezu neuwertig im Beton vor. Es ist anzunehmen, dass die Beschichtung auch in Zukunft eine hochwirksame Barriere für auf Bewehrungshöhe ankommende Chloride darstellen wird. Dass das Beschichtungsmaterial fast unverändert im Vergleich zum neuwertigen Ursprungsmaterial vorliegt, bestätigten zusätzliche Untersuchungen zur Glasübergangstemperatur Tg. Die an Pulverscherben mithilfe von DSC (Differential Scanning Calorimetry) ermittelte Tg stimmte noch mit dem Ursprungsmaterial überein. Eine Verschiebung von Tg wäre ein Indiz für die Alterung bzw. Degradation des Beschichtungsmaterials gewesen. 12

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Schlussfolgerungen und Ausblick

Die zum Teil kontroverse Berichterstattung zur Korrosionsschutzwirkung von ECR im Praxiseinsatz stellte die Motivation zur Untersuchung der beiden einzigartigen Pilotprojekte dar. Zum Einsatz kam jeweils die noch heute aktuelle Generation von Epoxidharzbeschichtungen der Fa. Akzo Nobel Powder Coatings GmbH. Die baupraktische Ausführung und Einbaubedingungen (z. B. erhöhte Sicherheitsmaßnahmen zur Fehlstellenvermeidung) beruhten auf der damals gültigen Richtlinie des Deutschen Instituts für Bautechnik (DIBt) [5] bzw. des Schweizer Bundesamtes für Straßen (ASTRA) [6]. Beide Richtlinien unterscheiden sich nur unerheblich. Die damaligen Voraussetzungen (Material, vollflächige Beschichtung, Einbaubedingungen usw.) sowie die über die Zeit vorherrschenden Klimabedingungen vor Ort ließen ein bis heute wirksames Korrosionsschutzsystem entstehen. Die Möglichkeit, das bestehende Korrosionsschutzsystem nach mehr als zwei Jahrzehnten Nutzungsdauer mit aktuellen Untersuchungsmethoden (hier: Beschichtungswiderstand über EIS) zu vergleichen, lieferte neue Erkenntnisse zum Langzeitverhalten und damit der Langzeitstabilität des Korrosionsschutzpotenzials epoxidharzbeschichteter Bewehrung: Die untersuchte epoxidharzbeschichtete Bewehrung liegt auch noch nach mehr zwei Jahrzehnten Praxiseinsatz „wie neu“ vor! Aufgrund fehlender bzw. nicht feststellbarer Fehlstellen vor Ort und zugleich niedriger Chloridgehalte auf Beweh-

rungshöhe können mit den dargestellten Untersuchungen nur Aussagen zur Einleitungsphase getroffen werden. Jedoch bleibt zu bemerken, dass auch in Anwesenheit von kleinen Fehlstellen die untersuchte Beschichtung in beiden Fallstudien bei auf Bewehrungshöhe ankommenden Chloriden Vorteile hinsichtlich des wirksamen kritischen Chloridgehalts gegenüber konventionellem Betonstahl haben dürfte. Die Größenordnung der Lebensdauerverlängerung (ESLINI) konnte überschlägig durch eine Beispielrechnung in Abschn. 4 abgeschätzt werden (hier: Verlängerung der Einleitungsphase um Faktor 2). Die Korrosionsschutzwirkung von ECR bei vorhandenen Fehlstellen und Chloridgehalten über dem kritischen Chloridgehalt (Schädigungsphase, Bild 4) kann nicht beurteilt werden. Mit dieser Fragestellung und mit dem Gesamtziel, das Korrosionsschutzpotenzial über die gesamte Lebensdauer (Einleitungs- und Schädigungsphase) quan-

titativ zu bewerten, beschäftigt sich derzeit ein aktuelles Forschungsvorhaben [30] mit einem geplanten Projektende bis März 2014. Etwaige ausstehende positive Ergebnisse hierzu würden diesem Korrosionsschutzsystem vielseitige Anwendungsfelder in Zukunft eröffnen.

Dank Für die Möglichkeit zur Durchführung unserer Untersuchungen vor Ort in Leverkusen bedanken wir uns bei der Bayer Real Estate GmbH und der Currenta GmbH & Co. OHG. Die Bauwerksuntersuchungen an der Brücke in Spiez wären ohne die Zusage des ASTRA (Filiale Thun) sowie die Unterstützung durch das Tiefbauamt des Kantons Bern (Herr NEUENSCHWANDER) nicht möglich gewesen. An dieser Stelle noch einmal herzlichen Dank.

Literatur [1] ANGST, U.; HOOTON, R. D.; MARCHAND, J.; PAGE, C. L.; F LATT, R. J.; ELSENER, B.; GEHLEN, C.; GULIKERS, J.: Present and future durability challenges for reinforced concrete structures. Materials and Corrosion 63 (2012), pp. 1047– 1051. [2] Z INTEL , M.; G EHLEN , C.; P RUST, P.: Epoxy-coated reinforcement – Life cycle cost considerations. Proceedings of Concrete Solutions (2011), 4th International Conference on Concrete Repair, Dresden, Germany, 26–28 September. [3] I SECKE , B.: Praktische Erfahrungen mit epoxidharzbeschichteten Bewehrungsstählen in den USA. Bautenschutz und Bausanierung 10 (1987), Heft 2, S. 72–78. [4] S AGÜÉS , A.; et al.: Corrosion of epoxy coated rebar in Florida Bridges. Final Report to Florida Department of Transportation, WPI 0510603 (1994). [5] DIBt: Richtlinie für Prüfungen an Betonstählen mit Epoxidharz-Beschichtung. Deutsches Institut für Bautechnik (1990). [6] ASTRA: Richtlinien zur Anwendung von epoxidharzbeschichteten Betonstählen. Schweizer Bundesamt für Straßenbau (1991). [7] ASTM A 775/A 775M – 07B: Standard specification for epoxy-coated steel reinforcing bars. American Society for Testing and Materials (2007). [8] F EIN , H.-D.; K ORMANNSHAUS , A.: Verwendung von epoxidharzbeschichtetem Bewehrungsstahl bei der Erweiterung einer Rückkühlanlage. Beton- und Stahlbetonbau 85 (1990), Heft 8, S. 206–209. [9] R ICHNER , R.; K ÜRSTEINER , J.: Einsatz von epoxidharzbeschichteten Bewehrungsstählen im Betonbau. Astra/AGB Bericht Nr. 557 (2001). [10] S CHIESSL , P.; R EUTER , C.: Bond strength of epoxy-coated reinforcing bars. Proceedings of the International Conference „Bond in Concrete – From Research to Practice“ (1992). Riga, Latvia, 15.–17.10.1992, pp. 511–520. [11] M C D ONALD , D.: Changes that improve performance – A review of 40 years of development of epoxy-coated reinforcing steel. Paper presented at the ACI 123 Tampa (2011), April 03.–07., Tampa, Florida, USA. [12] H ARTLEY, J.: Improving the performance of fusion-bonded epoxy-coated reinforcement. Concrete (1994), Vol. January/ February, pp. 12–15.

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[24] M OHAMMED , T. U.; H AMADA , H.: Corrosion of steel bars in concrete with various steel surface conditions. ACI Materials Journal 103 (2006), pp. 233–242. [25] A NGST, U.: Probabilistic considerations on the effect of specimen size on the critical chloride content in reinforced concrete. Corrosion Science 53 (2011), pp. 177–187. [26] GEHLEN, C.; SCHIESSL, P.; SCHIESSL-P ECKA, A.: Hintergrundinformationen zum Positionspapier des DAfStb zur Umsetzung des Konzepts von leistungsbezogenen Entwurfsverfahren unter Berücksichtigung von DIN EN 206-1, Anhang J. Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), Heft 12, S. 840–851. [27] G EHLEN , C.: Probabilistische Lebensdauerbemessung von Stahlbetonbauwerken. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton (2000), Heft 510, Berlin: Beuth-Verlag. [28] WOLFF, R.; M IESSELER , H. J.: Die Brücke Schießbergstraße in Leverkusen. Beton 4/91 (1991). [29] E NDE , D.; M ANGOLD , K. M.: Impedanzspektroskopie. Chemie in unserer Zeit 27 (1993), Nr.3. [30] Z INTEL , M.: Zur quantitativen Bewertung des Korrosionsschutzpotentials epoxidharzbeschichteter Bewehrung. Dissertation, TU München, 2014 (In Vorbereitung).

Autoren

Dipl.-Ing. Marc Zintel, MBA and Eng. Technische Universität München Centrum Baustoffe und Materialprüfung Baumbachstraße 7 81245 München zintel@tum.de

Dr.-Ing. Ueli Angst ETH Zürich Institut für Baustoffe (IfB) Schafmattstrasse 6 8093 Zürich, Schweiz uangst@ethz.ch

Dipl.-Ing. Sylvia Keßler Technische Universität München Centrum Baustoffe und Materialprüfung Baumbachstraße 7 81245 München sylvia.kessler@tum.de

Prof. Dr.-Ing. Christoph Gehlen Technische Universität München Centrum Baustoffe und Materialprüfung Baumbachstraße 7 81245 München gehlen@tum.de

AKTUELL

Schifffahrtsmuseum in Helsingør In kaum einem anderen europäischen Land ist die Geschichte so eng mit der Seefahrt verknüpft wie in Dänemark. Davon zeugt auch das neue Schifffahrtsmuseum in Helsingør nach Plänen der Bjarke Ingels Group (BIG) aus Kopenhagen. Obwohl es von außen nicht in Erscheinung tritt, ist den Architekten ein spektakulärer Bau gelungen. An exponierter Stelle am nordöstlichen Ende der Insel Seeland liegt es nur einen Steinwurf vom Schloss Kronborg entfernt, einer Festung aus dem 17. Jahrhundert, Unesco-Weltkulturerbestätte und Schauplatz von Shakespeares Hamlet. Um den Blick auf dieses geschichtsträchtige Bauwerk nicht zu verstellen, durfte das M/S Museet for Søfart lediglich einen Meter aus dem Boden herausragen, weswegen die Architekten es in die Tiefe eines nicht mehr genutzten Trockendocks verlegten.

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Das alte Dock ist 150 m lang, 25 m breit und 9 m tief. Fasziniert von diesem Bauwerk wollten die Architekten es möglichst nicht verändern. Und so ließen sie das Dock unbebaut und ordneten die Ausstellungsräume, das Auditorium, die Büros und ein Café in zwei unterirdischen Geschossen mit einer Gesamtfläche von rund 7 600 m² hinter dessen Betonwänden an. Der offene Raum ist nun Atrium und schiffsförmiger Mittelpunkt des unterirdischen Museums. Durchquert wird es von einer zickzackförmigen Brücke; steile, sich nach unten verjüngende Treppen führen auf dessen Grund. Der Haupteingang liegt am Ende der schräg abfallenden Brücke auf der oberen Ebene der Ausstellung. Sie wurde von den Amsterdamer Architekten Kossmann Dejong gestaltet und informiert

über die tausendjährige Geschichte der dänischen Schifffahrt, das Meer und die Möglichkeiten es zu bezwingen. Auch hier geht es rauf und runter, unentwegt verändern sich die Räume, Gänge und Treppen, sodass man nach einer Weile nicht mehr sicher ist, ob man noch festen Boden unter den Füßen hat oder sich doch auf einem Schiff befindet. Die Entscheidung der Architekten, das alte Trockendock genau so zu belassen, wie sie es vorgefunden hatten, gestaltete sich bei der Bauausführung als große Herausforderung. Denn durch das Freilegen der 1,50 m dicken Betonwände verringerte sich deren Auflast. Um zu verhindern, dass sich die Wanne durch Auftrieb anhebt, wurde der begehbare Grund durch 416 Bohrpfähle in 40 m Tiefe verankert. Th.

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Joost Walraven, Susanne Gmainer

Vergleich der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen Der Eurocode 2 (EN 1992-1-1) beschäftigt sich mit der Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken. Eine eingehende Betrachtung und der Vergleich der nationalen Anhänge sind notwendig, um die Unterschiede der national festgelegten Berechnungsparameter zu verifizieren. Dieser Aufsatz gibt einen Überblick über die gegenwärtige Situation und zeigt die wesentlichen Unterschiede der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zu den Themen Querkraft und Durchstanzen auf.

Shear and Punching Shear verifications in comparison to the national annexes of the Eurocode 2 In order to get the Eurocodes accepted, it was necessary to allow national choices with regard to parameters where no agreement between the countries involved could be reached. For the part EN 1992-1-1 “Design of concrete structures – Part I: General rules and rules for buildings” altogether 121 parameters have been defined which are subject to national choices. A comparison of the national choices can show where in future easily agreement can be reached. On the other hand parameters can be identified for which significant disagreement exist, which invites to further discussions and even research. In this paper, as an experiment, the nationally defined parameters of 18 countries are compared for the chapters on shear and punching, which subjects are now, for several reasons, again in the centre of interest.

verglichen wurden. Diese Staaten sind Österreich (AT), Belgien (BE), Zypern (CY), Dänemark (DK), Frankreich (FR), Vereinigtes Königreich (UK), Deutschland (DE), Griechenland (GR), Ungarn (HU), Italien (IT), die Niederlande (NL), Norwegen (NO), Polen (PL), Portugal (PT), Slowakei (SK), Spanien (ES), Finnland (FI) und Schweden (SE).

Der Eurocode 2 und seine nationalen Anhänge

Die Idee, eine gemeinsame Berechnungsgrundlage für alle europäischen Staaten zu entwickeln, um wirtschaftliche Barrieren zu verringern, um gemeinsame Forschung zu erleichtern und eine allgemeine Erleichterung für die europäische Zusammenarbeit zu schaffen, war visionär. Dieser Prozess war lang und voller Rückschläge. Alle teilnehmenden europäischen Staaten hatten in der Berechnung von Stahlbetonkonstruktionen ihre eigenen Traditionen, wobei auf unterschiedliche geografische und geologische Randbedingungen Rücksicht genommen werden musste. Deshalb wurde es notwendig, den Nationalstaaten eine limitierte Anzahl an national wählbaren Parametern und Ausnahmen zuzugestehen. Ein wichtiger Grund für diese Überlegung war, dass die Einführung des Eurocodes die bestehenden Märkte nicht beeinflussen sollte. Vielmehr sollten die teilnehmenden Staaten ihre eigenen Sicherheitsstandards in Abhängigkeit vom gewünschten Einfluss auf die nationale Ökonomie definieren. In einigen Bereichen sind sich selbst die Experten noch nicht einig. Natürlich wurden Anstrengungen unternommen, um die Anzahl der national festgelegten Parameter zu verringern. Aktuell wird in 30 Staaten mit dem Eurocode gearbeitet (27 EU und 3 EFTA). Der EN 1992-1-1 beinhaltet 121 national wählbare Parameter. Eine entsprechende Untersuchung über diese nationalen Entscheidungen würde die existierenden Probleme aufzeigen und als Grundlage für weitere Harmonisierung dienen. Dieser Aufsatz beschäftigt sich ausschließlich mit den Kapiteln Querkraft und Durchstanzen, für welche die national festgelegten Parameter von 18 Staaten untersucht und

Die Kapitel 6.2.1 bis 6.2.3 und 6.4 der EN 1992-1-1 beinhalten 14 nationale Festlegungen in acht Absätzen, z. B. CRd,c, νmin und k1 (im Kapitel 6.2.2 (1) und 6.4.4 (1)), θ (Kapitel 6.2.3 (2)), ν (Kapitel 6.2.2 (6)), ν1 (Kapitel 6.2.3 (3)), αcw (Kapitel 6.2.3 (3)), β (Kapitel 6.4.3 (6)), νRd,max (Kapitel 6.4.5 (3)), k (Kapitel 6.2.4 (6) und 6.4.5 (4)) und γc (im Kapitel 2.4.2.4(1), CRd,c). Bild 1 zeigt die Anzahl der Abweichungen nationaler Parameter von den empfohlenen Werten des Eurocode 2 Dokuments. Der deutsche nationale Anhang ist jener mit den meisten Unterschieden im Vergleich zu den anderen betrachteten Ländern. Spanien, Dänemark, Frankreich, Finnland und Italien sind jene Länder, welche mit 4 bis 5 Unterschieden in den nationalen Werten folgen. Der einzige national bestimmte Parameter, der in allen untersuchten nationalen Anhängen nicht vom empfohlenen Wert abweicht, ist der Faktor k aus dem Kapitel 6.4, mit dem festgelegt wird, auf welcher maximalen Distanz die Durchstanzbewehrung vom äußeren kritischen Rundschnitt entfernt sein darf. Der Bemessungswert des maximalen Durchstanzwiderstands VRd,max, die minimale Querkrafttragfähigkeit νmin bei Bauteilen ohne Querkraftbewehrung, der Druckstrebenwinkel θ und der maximal

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DOI: 10.1002/best.201300059

J. Walraven, S. Gmainer: Vergleich der nationalen AnhĂ¤nge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen

BildÂ 2

BildÂ 1

LĂ¤nder und Anzahl der von den empfohlenen Werten des EN 1992-1-1 (Kapitel 6.2.1 bis 6.2.3 und 6.4) abweichenden nationalen Parameter Countries and the number of nationally defined parameters for which deviating choices have been made (EN 1992-1-1, chapters 6.2.1 to 6.2.3 and 6.4)

zulĂ¤ssige Querkraftwiderstand VRd,max sind die Werte mit den grĂśĂ&#x;ten Unterschieden in dieser Untersuchung.

2 2.1

QuerkrafttragfĂ¤higkeit Vorbemerkungen

Laut 6.2.2 der EN 1992-1-1 gilt fĂźr den Bemessungswert der SchubtragfĂ¤higkeit von Bauteilen ohne Querkraftbewehrung die folgende Formulierung: VRd,c

[C Rd,ck(100Ul fck )1/ 3 N 1V cp ]bwd

(1)

mit einem Minimum von VRd,c

(Q min k1V cp )bwd

(2)

FĂźr die Bemessungswerte der QuerkrafttragfĂ¤higkeit von Bauteilen mit Querkraftbewehrung gilt VRd,s

Asw z fywd cot T s

(3)

mit einem Maximum von VRd,max

2.2

D cwbw z Q1fcd

1 cot T tan T

(4)

QuerkrafttragfĂ¤higkeit ohne Querkraftbewehrung

Die Gl. (1) basiert auf einer statistischen Analyse von 176 Versuchsergebnissen von KĂ&#x2013;NIG und F ISCHER [1]. Diese Auswahl wurde mit dem Ziel einer mĂśglichst gleichmĂ¤Ă&#x;igen Verteilung der wichtigsten Parameter wie Betondruckfestigkeit fc, Bewehrungsgrad in LĂ¤ngsrichtung Ď l 16

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

UngĂźnstigste Position einer Einzellast in der NĂ¤he vom Auflager im Querkraftversuch, aus [2] Most unfavourable position of load near to support to determine Î˝min [2]

und statische NutzhĂśhe d (unter BerĂźcksichtigung des MaĂ&#x;stabsfaktors k) getroffen. KĂ&#x2013;NIG und F ISCHER bezogen die Herleitung der Bemessungsformel nicht auf die 5 %-Quantile, gingen aber von einem ZuverlĂ¤ssigkeitsbeiwert Î˛ = 3,8 aus, der nach EN1990 fĂźr neue Konstruktionen der Klasse 2 entspricht. Diese Betrachtung fĂźhrt zu dem Beiwert CRd,c = 0,12. Ein Nachteil dieser Formulierung ist, dass das Sicherheitsniveau in Gl. (1) nicht sichtbar ist. Diese Ă&#x153;berlegung hat dazu gefĂźhrt, dass der Wert CRd,c = 0,12 durch den Ausdruck (0,18/Îłc) ersetzt wurde. Der Normalfall mit Îłc = 1,5 fĂźhrt zu CRd,c = 0,12. Dieser Wert wurde als national festzulegender Parameter deklariert, mit CRd,c = (0,18/Îłc) als empfohlenem Wert. Von allen LĂ¤ndern dieser Untersuchung weichen nur Norwegen und Deutschland von diesem empfohlenen Wert ab. Norwegen knĂźpft an den Wert CRd,c = (0,18/Îłc) die Bedingung, dass der GrĂśĂ&#x;tkorndurchmesser der GesteinskĂśrnung mindestens 16Â mm betrĂ¤gt, und weiterhin, dass wenigstens 50 % des Gesamtzuschlags aus grobem Korn bestehen. ZusĂ¤tzlich sollen Kalkstein und andere ZuschlĂ¤ge mit niedriger Festigkeit vermieden werden. Wenn eine der genannten Bedingungen nicht eingehalten wird, so gilt CRd,c = (0,15/Îłc). Weiterhin gilt die EinschrĂ¤nkung, dass fĂźr fck in den Gln. (1) und (2) kein grĂśĂ&#x;erer Wert als 65 MPa eingefĂźhrt werden darf. Diese Ă&#x153;berlegungen beabsichtigen sicherzustellen, dass eine ausreichende Rissverzahnung vorhanden ist. Deutschland geht grundsĂ¤tzlich von (0,15/Îłc) aus. Die Gl. (2) liefert ein Minimum fĂźr die QuerkrafttragfĂ¤higkeit von Bauteilen ohne Querkraftbewehrung. Der Grund, weshalb dieser Term Î˝min, zusĂ¤tzlich zu Gl. (1), erforderlich ist, liegt im Grunde genommen darin, dass Gl. (1) eine Funktion des Bewehrungsgehalts Ď l ist. FĂźr kleine Werte von Ď l ist Querkraftversagen hĂśchst unwahrscheinlich, weil Biegeversagen maĂ&#x;gebend ist. Deshalb wurde fĂźr die QuerkrafttragfĂ¤higkeit die untere Grenze Î˝min abgeleitet, basierend auf dem in Bild 2 vorgestellten Lastfall. Es wird angenommen, dass der ungĂźnstigste Fall in Bezug auf Schubversagen eintritt, wenn eine Einzellast im Abstand 2,5d vom Auflager aufgebracht wird. Dann kann berechnet werden, fĂźr welchen Wert Ď l FlieĂ&#x;en der LĂ¤ngsbewehrung Ăźber Querkraftversagen maĂ&#x;gebend wird. Es wurde bei dieser Herleitung von einer 5 % Untergrenze fĂźr die QuerkrafttragfĂ¤higkeit von

Vuk

0,15 k (100Ul fck )1/ 3

(5)

ausgegangen. Für die Biegetragfähigkeit wurde vereinfachend 0,9 d ( Ul b d)fyk

Muk

(6)

angesetzt. Durch Gleichsetzen der Gln. (5) und (6) findet man für den Bewehrungsgehalt, wobei der Übergang von Querkraftversagen zu Biegeversagen auftritt, den Ausdruck

1/ 2 2,68 k 3/ 2 fck 3/ 2 fyk

(7)

Führt man diesen Wert in Gl. (1) mit CRd,c = 0,12 ein, so findet man

Q min

1/ 2 0,78 k 3/ 2 fck 1/ 2 fyk

1/ 2 0,035 k 3/ 2 fck

0,053 3/ 2 1/ 2 k fck Jc

(10)

was für γc = 1,5 dieselben Werte wie Gl. (9) ergibt. Die übrigen drei Länder (Deutschland, Spanien und Frankreich) weichen sehr beträchtlich von den empfohlenen Werten ab (Bild 3). Deutschland definiert eine konservativere Formulierung für Querschnittshöhen über 600 mm. Für d > 800 mm soll der Beiwert 0,053 in Gl. (10) durch 0,0375 ersetzt werden, was eine Reduktion mit einem Faktor 0,71 bedeutet. Zwischen 600 und 800 mm ist Interpolation erlaubt. Den Hintergrund hierzu findet man in [3]. Spanien ersetzt Gl. (9) durch

Q min

0,075 3/ 2 1/ 2 k fck Jc

faktor von 1,25 für die Bestimmung der Querkrafttragfähigkeit von Platten, die an den Rändern unterstützt sind. Frankreich [4] bietet zwei Ausdrücke für νmin an. Für Decken, welche im Lastfall „von einem transversalen Umlagerungs-Effekt profitieren“, wurde der Ausdruck

Q min

0,34 1/ 2 f J c ck

(12)

(9)

Die Länder dürfen jedoch von diesem Wert abweichen. Betreffend der Definition von νmin haben 13 von den 18 Ländern entschieden, den empfohlenen Wert aus Gl. (9) zu übernehmen. Einige wenige bevorzugen eine Harmonisierung von Gl. (9) mit den Gln. (1) und (2), in dem der Faktor γc eingeführt wird, wodurch Gl. (9) ersetzt wird durch

Q min

Vergleich der empfohlenen νmin-Werte für Querkraft mit jenen, welche von Deutschland, Spanien, Frankreich und Belgien verwendet werden Comparison of advisory value with the chosen values of the minimum shear capacity νmin for the countries Germany, Spain, France and Belgium

(8)

Aus praktischen Gründen wurde davon ausgegangen, dass für Neubauten im Regelfall Betonstahl mit fyk = 500 MPa verwendet wird. Führt man diesen Wert in Gl. (8) ein, so findet man den in EN 1992-1-1, Kap. 6.2.2, für die untere Grenze der Querkrafttragfähigkeit vorgeschlagenen Ausdruck

Q min

Bild 3

(11)

Diese Gleichung ergibt Werte, welche um 41 % höher als die empfohlenen sind. Belgien erlaubt einen Erhöhungs-

festgelegt. Der transversale Umlagerungs-Effekt wurde 2007 in den „Französischen Professionellen Empfehlungen“ veröffentlicht [4, 5]. Dieser Effekt kann durch alle Anordnungen erreicht werden, welche zu einem zweidimensionalen Verhalten einer Decke beitragen: – Durch eine solche Art der Verankerung der Längsbewehrung in der Lastverteilungszone, dass sich in Kombination mit der Bewehrung in Querrichtung weitere Lastabtragungsmechanismen einstellen können, wie z. B. fächerartige Stabwerk- oder Bogenmodelle. – Durch eine verstärkte Querbewehrung. – Durch eine behinderte Verformung der Decke in Querrichtung infolge der einsperrenden Wirkung ihrer unmittelbaren Umgebung (weitere angrenzende Decken, Randträger, Auflagereffekte von nahen oder entfernten Traglastelementen und/oder Windaussteifung, etc.), welche normalerweise in beinahe allen Gebäuden gefunden werden kann. Hierdurch tritt Gewölbewirkung auf. Weil sich das Gewölbe schon auf den umgebenden Beton abstützen kann, ist kein weiteres verankertes Zugband erforderlich. Des Weiteren übernimmt Frankreich bei Decken ohne Querverteilung auch den empfohlenen Mindestwert νmin, nämlich z. B. für Fälle ohne Gewölbewirkung (Decken mit Auskragungen bzw. freien Rändern oder größeren Öffnungen). Wenn man νmin gemäß Gl. (12) einführt, so wird die Grundgleichung Gl. (1) nur selten maßgebend, was in Frankreich auch tatsächlich der Fall ist. Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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J. Walraven, S. Gmainer: Vergleich der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen

Das französische Argument, wonach Decken ein Verhalten zeigen, welches sich grundsätzlich von jenem der Balken unterscheidet, ist es wert, weiter betrachtet zu werden. Es ist tatsächlich fragwürdig, die Querkrafttragfähigkeit von Decken aufgrund von Versuchen an Balken ohne Querkraftbewehrung herzuleiten (die sogar in der Praxis nicht zugelassen werden, ohne mit einer Mindestbewehrung ausgestattet zu sein!). Decken haben nicht nur eine erheblich höhere Umlagerungsfähigkeit, was zu einer höheren Querkrafttragfähigkeit führt, sondern zeigen auch in Versuchen eine kleinere Streuung [6]. Es ist somit nicht unlogisch, dass der Bemessungswert der Querkrafttragfähigkeit bei Decken höher liegen kann als bei Balken. Übrigens hat sich in der Baupraxis mittlerweile herausgestellt, dass eine genaue Herleitung des Wertes νmin von erheblicher Bedeutung ist. In den Niederlanden gibt es zum Beispiel viele Vollplattenbrücken mit relativ hohen Querschnitthöhen und niedrigen Bewehrungsgehalten (0,5–0,8 %). Die Anwendung des in EN 1992-1-1 empfohlenen Wertes νmin nach Gl. (9) würde dazu führen, dass viele von diesen Brücken verstärkt werden sollten. Die in diesem Aufsatz vorgeschlagene verbesserte Formulierung von νmin nach Gl. (8) ist vorteilhaft, weil sie den Einfluss der Fließgrenze des Bewehrungsstahls erkennt und somit für Bewehrungsstahl mit charakteristischen Fließgrenzen fyk = 400 N/mm2 und fyk = 220 N/mm2, wie in älteren Brücken oft verwendet, konsequenterweise günstigere Werte liefert. In den Niederlanden wurde mittlerweile der Wert νmin nach Gl. (8) weiterhin mit einem Plattenfaktor von 1,2 erweitert. Zu der Formulierung der Querkrafttragfähigkeit von Decken nach den Gln. (1) und (2) wird noch angemerkt, dass ein wichtiger Aspekt der Querkrafttragfähigkeit nicht beachtet wurde, nämlich die Querkrafttragfähigkeit bei Decken mit auflagernahen Lasten. In EN 1992-1-1 wird in 6.2.2 (6) der Faktor β = av/2d angegeben, mit dem der Beitrag einer Einzellast die Querkraftspannung am Auflager reduziert. Bei einer Decke stellt sich jedoch die Frage, welcher Ausbreitwinkel zutrifft und ob die Ausbreitung von der Vorder- oder der Hinterseite der Lastfläche anfängt. Mittlerweile wurden hierzu Forschungsprojekte in Delft und Aachen durchgeführt [7, 8]. Im fib Model Code 2010 wurde zu diesem Thema eine für Decken geeignete Formulierung vorgeschlagen.

Der letzte Parameter in EN 1992-1-1, Abschnitt 6.2.2 (Bauteile ohne Schubbewehrung), mit dem eine landesspezifische Auswahl getroffen werden kann, ist der Wert k1, welcher den Effekt einer axialen Kraft auf die Schubtragfähigkeit betrachtet. Es existiert ein nahezu allgemeiner Konsens bezüglich des empfohlenen Wertes k1 = 0,15 sowohl für Druck- als auch für Zugbeanspruchung. Deutschland führt für Druck einen geringeren Wert k1 = 0,12 ein und Norwegen erhöht den Wert für Zug auf k1 = 0,30. Dies führt in beiden Fällen zu einer konservativeren Querkrafttragfähigkeit.

2.3

Querkrafttragfähigkeit von Bauteilen mit Schubbewehrung

Für die Bestimmung der Schubtragfähigkeit von Bauteilen mit Schubbewehrung wird ein einfaches, auf der Plastizitätstheorie basierendes Gleichgewichtsmodell verwendet, resultierend in den Gln. (3) und (4), (Bild 4). Der Grundgedanke dieses Modells ist, dass mit zunehmender Belastung auf das Element die Druckstreben mit einem ebenso zunehmend kleineren Winkel rotieren und damit ein wachsender Teil der Querkraftbewehrung aktiviert wird. Bei Abnahme des Winkels θ nimmt somit die Querkrafttragfähigkeit zu. Gleichzeitig nehmen jedoch auch die Betondruckspannungen in den Druckstreben zu. Beim Erreichen einer Betondruckspannung ν1fcd in den Druckstreben, worin ν1 der Reduktionsfaktor für die Druckfestigkeit des Stegbetons ist (darauf wird später eingegangen), wird bei nicht vorgespannten Betonträgern die maximale Schubtragfähigkeit erreicht. Aufgrund von Versuchsergebnissen stellt sich heraus, dass dieses System mit einer frei wählbaren Neigung der Druckstreben nur funktioniert, wenn der Winkel θ bestimmte Grenzwerte nicht überschreitet. Der in EN 1992-1-1 empfohlene Wert für die Beschränkung der Druckstrebenneigung θ ist 1 d cot T d 2,5

(13)

Von den insgesamt 18 Ländern, die bei der Auswertung miteinbezogen wurden, definieren zehn Länder abweichende Grenzen für θ in deren nationalen Anhängen. Italien und Polen definieren eine obere Grenze von 2,0 für cot θ anstatt 2,5. Norwegen und das Vereinigte Königreich fügen zu Gl. (13) die Bedingung hinzu, dass im Fall einer signifikanten Zugbeanspruchung (σt ≥ fctk,0,05) die obere

Bild 4

Basis für die Konstruktion von Bauteilen mit Querkaftbewehrung Basis for the design of the shear reinforcement according to the variable strut inclination method

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Grenze auf cotÎ¸ â&#x2030;¤ 1,25 beschrĂ¤nkt werden sollte. Ă&#x2013;sterreich stellt die obere Grenze bei Zugbeanspruchung auf cotÎ¸ â&#x2030;¤ 1,67. Frankreich schreibt fĂźr diesen Fall vor, sowohl die untere als auch die obere Grenze von cotÎ¸ mit dem Faktor (1+Ď&#x192;t/fctm) zu multiplizieren. DĂ¤nemark begrenzt den Winkel Î¸ mittels tan

D d cot T d 2,5 2

(14)

wobei Îą dem Neigungswinkel der Querkraftbewehrung entspricht. AuĂ&#x;erdem wird angegeben, dass diese Gleichung lediglich fĂźr Stahl der Klassen B und C erlaubt sei, welche eine ausreichende UmlagerungsfĂ¤higkeit besitzen. FĂźr die Klasse des sprĂśdesten Stahls A ist Ăźberhaupt keine Druckstrebenrotation erlaubt, also cotÎ¸ = 1. Bei einer gestaffelten Bewehrung sollte weiterhin die obere Grenze von cotÎ¸ auf 2,0 beschrĂ¤nkt werden. Deutschland, Ungarn und Griechenland dagegen setzen die obere Grenze fĂźr cotÎ¸ folgendermaĂ&#x;en fest: 1,0 d cot T d

1,2 1,4V cd /fcd d 3,0 1 VRd,cc /VEd

(15)

ÂŞ f Âş 0,6 ÂŤ1 ck Âť 250 ÂŹ Âź

(18)

Von den insgesamt 18 LĂ¤ndern weichen nur drei von den empfohlenen Werten ab. In Bild 5 wird eine Ă&#x153;bersicht mit dem empfohlenen bzw. den abweichenden Werten gegeben. Bild 5 zeigt, dass Italien und DĂ¤nemark nur wenig von den vorgeschlagenen Werten von Î˝1 abweichen. Die in Deutschland angenommen Werte fĂźr Î˝1 sind jedoch erheblich grĂśĂ&#x;er als alle anderen in Europa verwendeten Werte. Ein weiterer beachtenswerter Aspekt bezĂźglich des Querkraftwiderstands von Bauteilen mit Schubbewehrung ist der Einfluss der Vorspannung. Diese wirkt sich zwar nicht auf die Neigung der Betondruckstreben cotÎ¸ aus, hat aber einen Einfluss auf den maximalen Querkraftwiderstand VRd,max. In Gl. (4) wird dieser Tatsache durch den Faktor Îącw Rechnung getragen, welcher einen maximalen Wert von 1,25 fĂźr kleine bis mĂ¤Ă&#x;ige axiale Vorspannung annehmen kann, Bild 6. Von den 18 ausgewerteten LĂ¤ndern haben 17 den vorgeschlagenen Wert in EN 1992-1-1 Ăźbernommen. Lediglich

wobei Ď&#x192;cd bei Druck mit positivem Zeichen eingefĂźhrt wird. Der Term VRd,cc wird definiert als

VRd,cc

ÂŞ V cd Âş 1/ 3 0,24 fck Âťb z ÂŤ1 1,2 fcd Âź w ÂŹ

(16)

Das heiĂ&#x;t, dass die erlaubte untere Druckstrebenneigung Î¸ von der relativen GrĂśĂ&#x;e der QuerkrafttragfĂ¤higkeit VEd und von dem Bemessungswert der axialen Druckspannung im Querschnitt Ď&#x192;cd abhĂ¤ngt. Weiterhin darf bei geneigter Querkraftbewehrung cotÎ¸ bis 0,58 ausgenutzt werden. Belgien geht davon aus, dass ein grĂśĂ&#x;erer Wert fĂźr cotÎ¸ (also eine kleinere Neigung von Î¸) auftritt, wenn das Bauteil vorgespannt ist. Es gilt 1,0 d cot T d cot T max

Bild 5

Vergleich der Werte fĂźr den Reduktionsfaktor Î˝1 fĂźr den Fall vertikaler BĂźgel: Empfohlene Werte und abweichende Wahl von Deutschland, Italien und DĂ¤nemark Comparison between the values of the reduction factor Î˝1 for the concrete compressive strength in the struts: recommended value and value chosen by Germany, Italy and Denmark

Bild 6

In EN 1992-1-1 empfohlene Werte fĂźr den Faktor Îącw zur BerĂźcksichtigung des Einflusses der Vorspannung auf die maximale QuerkrafttragfĂ¤higkeit VRd,max Advisory values for the factor Îącw to regard the influence of prestressing on the upper value of the shear capacity

(17a)

mit cot T max

Â§ k1 V cp bw d s Âˇ Â¨2 Â¸ d3 Asw z fywd Âš ÂŠ

(17b)

wobei Ď&#x192;cp mit k1 = 0,8 die mittlere Druckspannung im Querschnitt ist. Schweden unterscheidet in Bezug auf die obere Grenze von cotÎ¸ die FĂ¤lle Stahlbeton und Spannbeton. FĂźr Stahlbeton gilt cotÎ¸ â&#x2030;¤ 2,5 und fĂźr Spannbeton cotÎ¸ â&#x2030;¤ 3,0. Eine weitere Option, welche den LĂ¤ndern angeboten wird, ist, den Reduktionsfaktor Î˝1 fĂźr die Druckfestigkeit der Druckstreben (zur Bestimmung der maximalen QuerkrafttragfĂ¤higkeit VRd,max nach Gl. (4)) zu wĂ¤hlen. Der empfohlene Wert fĂźr Î˝1 ist

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J. Walraven, S. Gmainer: Vergleich der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen

Deutschland definiert den konservativeren Wert αcw = 1 für alle Fälle. Es ist deutlich, dass Deutschland in Bezug auf die Formulierung des Querkraftwiderstands erheblich von den in EN 1992-1-1 vorgeschlagenen Werten abweicht, wo die anderen Länder die vorgeschlagenen Werte weitgehend übernommen haben. Eine Überprüfung der Zusammenhänge zwischen den abweichenden Annahmen der Grenzwerte der Druckstrebenneigung, des Reduktionsfaktors ν1 und des Vorspannfaktors αcw ist deshalb interessant. Es sollte hierbei beachtet werden, dass auch der Dauerstandsfaktor αcc in die Tragfähigkeit der Druckstreben eingeht, weil er den Rechenwert der Betondruckfestigkeit mitbestimmt (fcd = αcc fck/γc). Bild 7 zeigt die Beziehung zwischen der berechneten Querkrafttragfähigkeit VRd/bwdfck und dem Faktor (ρsw · fywd)/fck. Es wurde von einer Betonfestigkeitsklasse C30/37 und einer rechnerischen Fließspannung in der Querkraftbewehrung von fywd = 500/1,15 = 435 MPa ausgegangen. Die Querkrafttragfähigkeit nach EN 1992-1-1 wurde für die Werte des Dauerstandsfaktors αcc = 1,0 und 0,85 bestimmt. Hiermit decken die Linien weitgehend die nationalen Formulierungen der 18 betrachteten Länder ab. Es stellt sich heraus, dass die deutsche Formulierung gegenüber der in EN 1992-1-1 vorgeschlagenen Formulierung mit Dauerstandsfaktor αcc = 0,85 mehr Querkraftbewehrung verlangt sowie auch eine erheblich höhere maximale Querkraft zulässt. Bild 8 zeigt einen ähnlichen Vergleich, wobei mit einer Betonfestigkeitsklasse C45/55 und einer rechnerischen mittleren Vorspannung σcd = 6,5 MPa gerechnet wird. Dies führt zum maximal möglichen Vorspannfaktor αcw = 1,25 (Bild 6) für die Berechnungen nach EN 1992-1-1 (in Deutschland gilt αcw = 1,0 unabhängig von der Vorspannung). Aus Bild 8 stellt sich heraus, dass die maximal zulässige Querkraft nach DIN EN 1992-1-1 auch für Spannbeton erheblich höher ist als die nach EN 1992-1-1, trotzdem allerdings in beiden Fällen mit dem Dauerstandsfaktor αcc = 0,85 gerechnet wird. Wenn in EN 1992-1-1 von αcc = 1,0 (empfohlener Wert) ausgegangen wird, so wird der Unterschied kleiner. Eine Untersuchung von SIGRIST [9] bestätigt, dass die Formulierungen nach DIN EN 1992-1-1 signifikant von denen in EN-1992-1-1 abweichen. Des Weiteren zeigt sich jedoch auch, dass die maximale Querkrafttragfähigkeit nach DIN EN 1992-1-1 mit der neuen Formulierung nach Model Code 2010, Level II, gut übereinstimmt. Ganz allgemein gesprochen hat die Formulierung der Querkrafttragfähigkeit nach Gln. (3) und (4) den Vorteil, dass sie die weitgehend einfachste Lösung für die Bemessung von Bauteilen mit Querkraftbewehrung bietet. Die Normalkräfte werden den Flanschen und die Querkräfte dem Steg zugewiesen. Weiterhin stellt das Modell ein transparentes Gleichgewichtssystem dar. Mittlerweile hat sich jedoch auch herausgestellt, dass diese Einfachheit auch ihre Schattenseite hat. Vor allem bei der Bestimmung der Querkrafttragfähigkeit von bestehenden Brücken kommt es darauf an, die Berechnung so wirklich20

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bild 7

Querkrafttragfähigkeit von Bauteilen aus Stahlbeton nach EN 1992-1-1 (mit zwei unterschiedlichen Dauerstandswerten αcc) und DIN EN 1992-1-1, für eine Betonfestigkeitsklasse C30/37 Shear resistance of reinforced concrete members according to EN 1992-1-1 (with two different values of the sustained loading factor αcc) and DIN EN 1992-1-1 for a concrete strength class C45/55

Bild 8

Querkrafttragfähigkeit von Bauteilen aus Spannbeton nach EN 19921-1 (mit Dauerstandsbeiwerten αcc = 0,85 und 1,0 und DIN EN 19921-1, für eine Betonfestigkeitsklasse C45/55 und eine rechnerische mittlere Vorspannung σcd = 6,5 N/mm2 im Querschnitt Shear resistance of prestressed concrete members according to EN 1992-1-1 (with sustained loading factors αcc = 0,85 and 1,0 respectively) and DIN EN 1992-1-1 for a concrete strength class C45/55 and a design average prestress σcd = 6,5 N/mm2 in the cross section

keitsnah und zuverlässig wie möglich durchführen zu können. Es geht dabei oft um die Entscheidung, die Konstruktionen zu verstärken, was mit großen Investitionen einhergehen kann. In fib Model Code 2010 [10] werden deshalb Modelle zur Bestimmung des Querkraftwiderstands mit unterschiedlicher Komplexität angeboten. Die für die Bestimmung des Querkraftwiderstands meist fortgeschrittene Methode basiert auf der „Modified Compression Field Theorie“. Die Unterschiede zwischen dieser Methode und der Methode nach EN 1992-1-1 können erheblich sein, wie zum Beispiel in [11] nachgewiesen wurde.

Durchstanzen

Durchstanzen ist ein Phänomen, welches im Laufe der Jahre intensiv studiert wurde. Bemessungsgleichungen mit ihren Koeffizienten für die Berechnung des Durchstanzwiderstands von Betonflachdecken basieren auf Testresultaten und statistischen Ableitungen. In der

EN 1992-1-1 wird die DurchstanztragfĂ¤higkeit fĂźr Decken ohne Schubbewehrung definiert als

Q Ed

VEd d Q Rd,c u1 d

(19)

wobei

Q Rd,c C Rd,c k (100Ul fck )1/ 3 k1 V cp t (Q min k1 V cp ) (20) FĂźr Decken mit Durchstanzbewehrung folgt die TragfĂ¤higkeit aus Â§ 1 Âˇ Â§ dÂˇ 0,75vRd,c 1,5 Â¨ Â¸ Asw fywd,ef Â¨ Â¸ sin D s ÂŠ u1d Âš ÂŠ rÂš

Q Rd,s

(21)

stand in EN 1992-1-1 2009 reduziert (durch Verminderung des Vorfaktors 0,5 auf 0,4). Im Zusammenhang mit den Werten, welche in den nationalen AnhĂ¤ngen enthalten sind, stellte sich heraus, dass viele LĂ¤nder von Gl. (23) abweichen. In zehn LĂ¤ndern wird nach wie vor am ehemaligen Ausdruck Î˝Rd,max = 0,5 Î˝ fcd festgehalten. Dies fĂźhrt jedoch bereits zu einem Unterschied von 25 % im Vergleich zum vorgeschlagenen Wert. Schweden, Norwegen, Ă&#x2013;sterreich und das Vereinigte KĂśnigreich definieren alle zwei oberen Grenzen, von denen die kleinere zutrifft. So definiert Ă&#x2013;sterreich VRd,max d 0,40 Q fcd u0 d

(25a)

in Kombination mit Der Durchstanzwiderstand wird durch eine obere Schranke begrenzt:

Q Ed

VEd d Q Rd,max u0 d

(22)

wobei sich der vorgeschlagene Wert fĂźr Î˝Rd,max mit

Q Rd,max

0,40 Â&#x2DC; Q Â&#x2DC; fcd

0,50 Â&#x2DC; Q Â&#x2DC; fcd

(25b)

worin Îş = 1,40 fĂźr d â&#x2030;¤ 200 mm und Îş = 1,60 fĂźr d â&#x2030;Ľ 700 mm ist. Schweden und Norwegen definieren

(23)

ergibt. Die wichtigsten Unterschiede treten im Zusammenhang mit Gl. (23) auf. In der ehemaligen PrĂ¤norm ENV 1992-1-1 hatte die Gleichung fĂźr den maximalen Durchstanzwiderstand die Gestalt Î˝Rd,max = 1,6 Î˝Rdc . Man dachte jedoch, dass es passender wĂ¤re, die obere Grenze fĂźr die DurchstanztragfĂ¤higkeit als eine Funktion der Betondruckfestigkeit fcd zu definieren. Die Logik dahinter geht auf die Unterstellung zurĂźck, dass die maximale DurchstanztragfĂ¤higkeit erreicht wird, wenn der Betonbogen an der Stelle der Verbindung mit der StĂźtze auf Druck versagt. GemĂ¤Ă&#x; dieser Versagensart sollte der StĂźtzendurchmesser ebenfalls als Eingangsparameter berĂźcksichtigt werden. Der Originalausdruck fĂźr die maximale TragfĂ¤higkeit war:

Q Rd,max

VRd,max d N Q Rd,c u1 d

(24)

Dieser Ausdruck wurde frĂźher im CEB-FIP Model Code for Concrete Structures 1990 vorgeschlagen. Gegen diese Formulierung entstanden jedoch EinwĂ¤nde aufgrund von Vergleichen mit Versuchsergebnissen, die nachwiesen, dass die Gl. (24) unkonservativ sei [12, 13]. Im Jahr 2009 wurde deshalb entschieden, die Gleichung zu Ă¤ndern und durch Gl. (23) zu ersetzen. Die Reduktion des Vorfaktors von 0,5 auf 0,4 ist dabei auf numerische Untersuchungen von MANCINI [14] zurĂźckzufĂźhren. Die FEM-Analyse zeigte, dass der VergrĂśĂ&#x;erungsfaktor Î˛, mit dem auf den Effekt einer exzentrischen Belastung RĂźcksicht genommen wird, nur angemessen funktioniert, wenn dieser nach Gl. (19) auf den kritischen Rundschnitt u1 im Abstand 2d von der LastflĂ¤che angewendet wird, jedoch nicht nach Gl. (22) auf den Rundschnitt u0 am StĂźtzenrand. Um die damit zusammenhĂ¤ngende Unstimmigkeit zu kompensieren, wurde der maximale Durchstanzwider-

VRd,max d 0,50 Â&#x2DC; Q Â&#x2DC; fcd Â&#x2DC; u0 Â&#x2DC; d

(26a)

in Kombination mit VRd,max d 1,60 Q Rd,c u1 d

(26b)

und das Vereinigte KĂśnigreich definiert VRd,max d 0,40 Q fcd u0 d

(27a)

Q Rd,max

(27b)

2,0 Q Rd,c

Deutschland wĂ¤hlt den integralen Ausdruck

Q Rd,max d 1,40 Q Rd,c

(28)

Finnland akzeptiert keine der genannten AusdrĂźcke, weil davon ausgegangen wird, dass diese auf der unsicheren Seite liegende Ergebnisse liefern. Stattdessen erklĂ¤rt man die eigene alte Norm als gĂźltig. In Bezug auf die Anwendung von Durchstanzbewehrung fĂ¤llt weiterhin auf, dass Deutschland und Ă&#x2013;sterreich die Durchstanzbewehrung nach Gl. (21) in den ersten beiden Bewehrungsreihen signifikant erhĂśhen. Das folgende Beispiel illustriert die Unterschiede zwischen den diversen Fassungen in Bezug auf die maximale DurchstanztragfĂ¤higkeit. Eine Decke mit Abmessungen gemĂ¤Ă&#x; Bild 9 wird betrachtet. Die Betonfestigkeitsklasse C40/50 wird angenommen. Die empfohlene verbesserte Gl. (23) ergibt den Wert VRd,max = 1 157 kN, wo nach der alten Gl. (24) noch 1 446Â kN erlaubt waren. Die deutsche Version Gl. (28) fĂźhrt zu dem niedrigsten Wert aller LĂ¤nder, nĂ¤mlich Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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J. Walraven, S. Gmainer: Vergleich der nationalen Anhänge der EN 1992-1-1 zum Thema Querkraft und Durchstanzen

Bild 9

Beispiel für den maximalen Durchstanzwiderstand Example for the determination of the upper value of the punching shear capacity

3. 833 kN, was lediglich 72 % des Ergebnisses entspricht, welches man mit dem vorgeschlagenen Ausdruck Gl. (23) bekommt. Dabei ist noch zu beachten, dass der Unterschied zwischen dem Ergebnis nach dem deutschen Ausdruck Gl. (28) und jenem über den der empfohlenen Gl. (23) noch größer wird, falls die Querschnittshöhe der Decke wächst (in Folge des Maßstabseffekts enthalten in VRd,c). Eine Auswertung von HEGGER et al. [13] hat gezeigt, dass der Multiplikationsansatz, obwohl die obere Durchstanztragfähigkeit ein über einen Vorfaktor definiertes Vielfaches der Durchstanztragfähigkeit einer Decke ohne Durchstanzbewehrung ist, z. B. Gl. (28), im Prinzip gut geeignet ist. Über diesen Vorfaktor kann auch auf die Effektivität der Durchstanzbewehrung Rücksicht genommen werden. Anfang 2013 hat es eine neue Beratung über den einzuhaltenden Ausdruck für VRd,max gegeben. Das hat dazu geführt, dass der Multiplikationsanzatz als Grundlage angenommen wurde und die Wahl des Vorfaktors den Ländern überlassen wird.

Zusammenfassung

1. In den Kapiteln über Querkraft und Durchstanzen werden im Eurocode 2 14 länderspezifische Parame-

ter definiert. Von 18 Ländern weichen 17 in maximal vier Fällen von den empfohlenen Werten ab. Deutschland weicht in elf Fällen ab und ist damit Spitzenreiter. Große Unterschiede treten in Bezug auf den minimalen Wert νmin für die Querkrafttragfähigkeit von Bauteilen ohne Schubbewehrung auf. Die im französischen nationalen Anhang eingeführte Gleichung liefert Resultate, welche 2,5 bis 3,0 Mal höher sind als jene, welche man mit dem empfohlenem Ausdruck für νmin enthält. Der Ausdruck für νmin sollte auf alle Fälle durch Gl. (8) ersetzt werden. Im Hinblick auf die Schubtragfähigkeit von Bauteilen mit Schubbewehrung definieren zehn Länder abweichende Grenzen für die zulässige Druckstrebenneigung. Dänemark berücksichtigt die Neigung der Schubbewehrung in der Definition des zulässigen Intervalls für θ. Deutschland, Ungarn und Griechenland schreiben eine Berechnung für die minimale Druckstrebenneigung vor, welche abhängig von dem Bemessungswert der Normalspannung und der relativen Größe der Bemessungsquerkraft ist. Auch Belgien erkennt den Einfluss der Vorspannung auf die untere Grenze der Druckstrebenneigung. Für Bauteile aus Stahlbeton und Spannbeton ist die maximale Querkrafttragfähigkeit nach DIN EN 19921-1 erheblich größer als jene nach EN 1992-1-1 in allen anderen 17 Länder, die in dem Vergleich berücksichtigt wurden. Bezüglich Durchstanzen fällt die große Variation der oberen Grenze des Durchstanzwiderstands auf. Einige Länder bevorzugen eine Definition der oberen Grenze als ein Vielfaches der Tragfähigkeit einer entsprechenden Decke ohne Schubbewehrung. In der, unter den Auspizien von Eurocode Commission TC-250, neu eingestellten Arbeitsgruppe TG-4 wurde der obere Grenzwert der Durchstanztragfähigkeit mittlerweile durch den in Deutschland schon üblichen Ausdruck Gl. (23) ersetzt, wobei die Wahl des Vorfaktors den Ländern überlassen wird.

Literatur [1] KÖNIG, G.; F ISCHER, J.: Model Uncertainties of Design Equations for the Shear Capacity of Concrete Members without Shear Reinforcement. In: CEB Bulletin 224, Lausanne (1995). [2] WALRAVEN, J. C.: Background Document for ENV 1992-1-1: 2001 Chapter 6.2 Shear. Delft University of Technology (2002). [3] REINECK, K. H.: Überprüfung des Mindestwerts der Querkrafttragfähigkeit in EN 1992-1-1. Projekt A3, DIBt FV ZP 52-5-7-270-1281/05, Bericht März 2007. [4] Recommandations professionelles pour l’application de la norme NF EN 1992-1-1 et de son annexe nationale (NF P 18-711-1/NA-Eurocode 2, Partie 1-1), www.ff.batiment.fr. [5] CHAUVEL, D.; THONNIER, H.; COIN, A.; ILE, N.: Shear resistance of slabs not provided with shear reinforcement. CEN/TC250/SC02N726, 2007.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

[6] YANG, Y.; DEN UIJL, J. A.; WALRAVEN, J. C.: Shear capacity of concrete structures influenced by concrete strength variation in width direction. Report 25.5-12-07, Delft University of Technology, Dec. 2012. [7] LANDSOGHT, E.: Shear in Reinforced Concrete Slabs under Concentrated Loads close to Supports. Dissertation, 14. June 2013. [8] REISSEN, K.; HEGGER, J.: Experimentelle Untersuchungen zur mitwirkenden Breite für Querkraft von einfeldrigen Fahrbahnplatten. In: Beton- und Stahlbetonbau 108 (2013), Heft 2, S. 96–103. [9] SIGRIST, V.: Assessement of Structural Concrete Members using the fib Model Code 2010 Shear Provisions. IABSE Conference on Assessment, Upgrading and Refurbishment of Infrastructures, Rotterdam, May 6–8, 2013.

[10] fib Model Code for Concrete Structures 2010, fib-Bulletins 65 und 66, March 2012. [11] HUBER, H.; SCHWEIGHOFER, A.; KOLLEGGER, J.: Shear strength of over 50 years old post-tensioned concrete bridge girders. fib Symposium Tel-Aviv, 22.–24. April 2013, Proceedings, S. 273–376. [12] F RASER, A. S.; JONES, A. E. K.: Effectiveness of punching shear reinforcement to EN 1992-1-1: 2004. The Structural Engineer 87 (10), 19. Mai 2009, S. 23–27. [13] HEGGER, J.; WALRAVEN, J. C.; HÄUSLER, F.: Zum Durchstanzen von Flachdecken nach Eurocode 2. In: Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 4, S. 206–214. [14] MANCINI, G.; BERTAGNOLI, G.: Punching shear – What happens if the column is not symmetrically loaded? Präsentation für CEN TC 250 SC2, Turin, 11. November 2008 (unveröffentlicht).

FACHTHEMA ARTICLE

J. Walraven, S. Gmainer: Shear and Punching Shear verifications in comparison to the national annexes of the Eurocode 2 Autoren

Prof. dr.ir. Dr.-Ing. E.h. Joost Walraven Delft University of Technology Department of Design and Construction, Structural and Building Engineering Stevin II-North 2.02 2629 Delft, Netherlands j.c.walraven@tudelft.nl

Dipl.-Ing. Dr. techn. Susanne Gmainer Smart Minerals GmbH Reisnerstraße 53 1030 Wien gmainer@smartminerals.at vormals: TU Wien, Institut für Tragkonstruktionen/ Betonbau

AKTUELL

Kelterhalle des Weinguts Bietighöfer Beim Weingut Bietighöfer in BilligheimIngenheim in der Südpfalz war die Errichtung einer neuen Kelterhalle nötig geworden. Das Gesamtkonzept von burkhard architekten aus Landau in der Pfalz umfasst neben der Kelterhalle und einer Vinothek auch die Erneuerung der Außenanlagen, der Wirtschaftshöfe und der Außenwände von Teilen des Bestands. Alle Neubauten sind aus Sichtbeton. Die Außenwände des Tanklagers (Bestand) sind – als gestalterischer Kontrapunkt zum Beton – mit Cortenstahlplatten verkleidet.

Deckenplatten wurden daher aus bewehrtem Leicht-/Dämmbeton LC 25/28 ausgeführt. In der gewählten Rezeptur und Dimension erreichen die Wände und Decken einen Wärmedurchgang von 0,5 W/mK bei einer Rohdichte von 1,4 kg/dm³ und können damit die geforderten Werte erzielen.

Da das Gebäude optisch außen und innen identisch sein sollte, der Bau aber strengen klimatischen Anforderungen (im Winter min. +4 °C, im Sommer max. +23 °C) genügen muss, kam eine additive Dämmung nicht in Frage. Wände und

Die 30 cm dicke Bodenplatte besteht aus bewehrtem Beton C30/37. Die Wände wurden direkt auf die volle Höhe von 5,20 m auf der Westseite, und 6,85 m auf der Ostseite des Gebäudes betoniert. Nach je ca. 60–80 cm Füllhöhe wurde in

(Foto: Betonbild)

Die Kelterhalle selbst ist ein rechteckiges Gebäude von 21 m ×13 m Grundfläche, dessen Dachhöhe sich mittig mit einer Stufe von 1,50 m zur Nachbarseite absenkt. Durch diese Höhenentwicklung wird der Kubus dynamisch ins Ensemble des Guts und des Ortskerns integriert. In die obere Abstufung der Dachfläche ist zudem ein durchgehendes Lichtband integriert, das für eine ausreichend natürliche Belichtung der Halle sorgt. Ein über Eck laufender, fest verglaster Sichtschlitz gibt Besuchern von der davor liegenden Terrasse Einblick in die Produktionsstätte.

Neue Kelterhalle in Leichtbeton

einem sehr geringen Abstand mit Innenrüttlern verdichtet. Die beiden abgestuften Deckenplatten sind 35 cm dick ausgeführt und mit der gleichen Schalung erstellt. So erhalten alle Wandflächen des Gebäudes den gleichen Charakter. Die Dachflächen werden über jeweils zwei Flachdacheinläufe entwässert; der Beton wurde dafür nur leicht ins Gefälle gezogen, grundiert und mit einer Dichtschlämme beschichtet. Auf eine Attika im klassischen Sinne wurde bewusst verzichtet. Th.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

DOI: 10.1002/best.201300035

FACHTHEMA

Harald Schuler

Durchstanzwiderstand von Platten ohne Durchstanzbewehrung: Normenvergleich SIA 262:2013 zu DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010 Seit dem 1.1.2013 gilt in der Schweiz die revidierte Norm SIA 262 Betonbau [1]. In der neuen Fassung wurde unter anderem das Durchstanzmodell gegenüber der Ausgabe von 2003 überarbeitet. Das mechanische Modell mit empirischen Anpassungsfaktoren ist detailliert aufgebaut und unterscheidet sich deutlich vom einfacheren Ansatz im Eurocode 2 (EC2) [2]. In der neuen SIA 262 ist der Durchstanzwiderstand auf die mechanische Größe Plattenrotation abgestützt. Im mehr empirisch hergeleiteten Modell des EC2 baut der Widerstand im Wesentlichen auf den geometrischen Bewehrungsgrad auf. Obwohl das Modell der SIA eine mechanische Größe verwendet, sind empirische Ansätze aufgrund zahlreicher Einflussfaktoren beim Durchstanzen unumgänglich. Neben den unterschiedlich definierten Durchstanzwiderständen unterscheiden sich die beiden Normen in der Definition des Abstands zum kritischen Rundschnitt, was eine Vergleichbarkeit erschwert. Dieser Beitrag stellt am Beispiel einer zentrisch belasteten Innenstütze die Unterschiede der Normen in der Nachweisführung dar und analysiert die Ergebnisse bei variierenden Eingangsgrößen. Dabei werden die geometrischen Größen Bewehrungsgrad, Deckenstärke und Stützendurchmesser verändert. Auf die Variation anderer Einflussgrößen, wie die Betonfestigkeit und die Stahlfließgrenze, sowie auf die Betrachtung der Einsturzsicherung wird verzichtet. Hierzu finden sich Untersuchungen und weitere Hintergründe in der Literatur [4] und [5]. Für den Vergleich mit dem EC2 werden die länderspezifischen Regelungen für Deutschland verwendet, da sich der Nationale Anhang für die Schweiz in Bearbeitung befindet. Es wird darauf hingewiesen, dass die für Deutschland festgelegten Parameter in der Regel zu geringeren Durchstanzwiderständen führen als die empfohlenen Werte des EC2.

Punching shear resistance of slabs without transverse reinforcement: A comparison of the codes SIA 262:2013 and DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010 Since 1 January 2013 in Switzerland, the revised code of the “SIA 262 Betonbau” [1] has been in force. In the revised code the punching model has changed with regard to a few points when compared to the 2003 release. The model is formulated in a very detailed way and differs therefore significantly from the more simple approach of the Eurocode 2 (EC2) [2]. In the SIA 262, the punching shear resistance is based on a mechanical quantity, the rotation angle; in the EC2, it is largely based on a geometric quantity, the reinforcement ratio. Although the model of the SIA uses mechanical descriptions, additional empirical adaptions are inevitable because of the numerous factors which influence the punching shear resistance. Besides the different formulations, the distance of the control perimeter differs in both codes, which makes a comparison between them difficult. This contribution outlines an inner column for the comparison of the two codes. Considered are the design procedure and the results for different input parameters. Therefore, the reinforcement ratio, the slab thickness and the column diameter are varied. Not considered are the influence of the concrete strength, the yield limit of the steel and the integrity reinforcement to avoid progressive collapse. Further investigations to these points and additional background can be found in the literature [4] and [5]. For comparison with the EC2, the nationally determined parameters (NDP) for Germany have been used. The NDP for Switzerland are not available because they are currently determined. It should be also mentioned that the NDP for Germany lead to smaller punching shear resistances than the recommended values of the EC2.

terschiedliche Bewehrungsgrade, verschiedene Betonfestigkeiten sowie Geometrien statt.

Einführung

Der Durchstanzwiderstand von punktförmig gestützten Platten ohne Durchstanzbewehrung wird von der Rissöffnung des kritischen Schubrisses bestimmt. Dabei sind die Kornverzahnung der Gesteinskörnung, die Dübelwirkung der Bewehrung und die Plattenschlankheit [3] entscheidende Einflussgrößen. Mechanisch können diese Größen nur unzureichend quantifiziert werden, weshalb empirische Approximationen von Versuchsergebnissen bei der Ableitung des Modells zur Anwendung kamen. Die empirischen Anpassungen wurden in den beiden Normen an unterschiedlichen Stellen vorgenommen. In der SIA 262 wurden die Last-Rotationskurve und ein Versagenskriterium angenähert. Im EC2 fand eine Approximation des Durchstanzwiderstands für un24

In Bild 1 sind die in Versuchen beobachteten Phänomene dargestellt. Die Radialkrümmungen treten konzentriert in einem Bereich von etwa 1,0 · d vom Stützenrand auf und erzeugen dort eine den Widerstand schwächende Rissöffnung. Im Grundriss ist diese Rissöffnung im vereinfachten Modell eine kreisrunde Bruchlinie (Umfangriss). Außerhalb dieses kritischen Schubrisses ist die Radialkrümmung gering. Hier dominiert die Umfangskrümmung (verbunden mit Radialrissen). Sie bestimmt die Plattenrotation, die wiederum mit der Rissöffnung des kritischen Schubrisses korreliert [8]. Daraus kann geschlossen werden, dass der Durchstanzwiderstand wesentlich durch

Î¨

a) Radial (r) / kritischer Schubriss

Îşr ÎşĎ&#x2022;

Tangential (Ď&#x2022;)

Îşr

Bild 2

ÎşĎ&#x2022;

Nachweisschnitte bei einer kreis- und rechteckfĂśrmigen StĂźtze nach SIA 262 [1] Control perimeter for a circular and rectangular column according to SIA 262 [1]

nung dar; mit Stufe 2 und 3 steigt der Berechnungsaufwand deutlich an, um eine hĂśhere Genauigkeit zu erzielen.

Radialriss

~ Umfangsbewehrung ~ Radialbewehrung

FĂźr den kritischen Rundschnitt wird in der SIA 262 ein Abstand von 0,5 Âˇ d vom gestĂźtzten Rand angesetzt (Bild 2).

Ď&#x2022;r

Umfangriss c) Bild 1

a) Durchstanzkegel und Plattenrotation b) Umfangs- und RadialkrĂźmmungen bei kegelstumpfartiger Verformungsidealisierung c) Bruchlinien nach der PlastizitĂ¤tstheorie (gestrichelt) und obere Bewehrung a) punching cone and slab rotation b) tangential and radial curvatures for a frustum-like deformation c) yield line according to the plasticity theory (dashed) and upper reinforcement

den Biegewiderstand und damit durch die Bewehrung in der Umfangsrichtung beeinflusst wird. Dieses Verhalten wurde bereits in den 1960er-Jahren von KINNUNEN und NYLANDER [6] in Versuchen beobachtet und modelltechnisch mit dem Sektorenelement erfasst. Baupraktisch wird die Bewehrung orthogonal verlegt. Allerdings dominiert auch bei dieser Verlegung das rotationssymmetrische Tragverhalten: StĂ¤be, die direkt Ăźber die StĂźtze verlaufen, wirken mehr in Radialrichtung; StĂ¤be, die seitlich an der StĂźtze vorbeilaufen, wirken eher in tangentialer Richtung (in Bild 1 blau dargestellt).

2 2.1

Durchstanzwiderstand nach SIA 262:2013 Allgemeines

Die Normenausgabe SIA 262:2013 gibt drei Genauigkeitsstufen an. Die Stufe 1 stellt eine vereinfachte Berech-

FĂźr die Berechnung des Durchstanzwiderstands werden die Last-Rotationskurve und das Versagenskriterium benĂśtigt. Die Last-Rotationskurve kann mithilfe eines rotationssymmetrischen Ansatzes mit quadrilinearer Beschreibung der Momenten-KrĂźmmungs-Beziehung sehr genau berechnet werden. FĂźr die praktische Anwendung wurde hieraus eine vereinfachte parabolische Beschreibung abgeleitet, die in Gl. (2a) angegeben ist. Formuliert ist sie mithilfe des Quotienten Vergleichsmoment geteilt durch den Biegewiderstand msd/mRd, welcher den Beanspruchungsgrad ausdrĂźckt. Das Versagenskriterium ist in Gl. (1) angegeben. Es ist die Approximation von Versuchsergebnissen, bei denen die EinflussgrĂśĂ&#x;en Bewehrungsgrad, Betonfestigkeit oder die GeometrieverhĂ¤ltnisse variiert wurden. Weitere Hinweise zur Herleitung beider Kurven finden sich in [7 bis 9]. v Rd

k r Âˇ Wcd Âˇ d

(1a)

1 d2 0,45 0,18 Âˇ \ d Âˇ d[mm] Âˇ k g

1,5 Âˇ

rs fsd Âˇ d Es

Â§m Âˇ Âˇ Â¨ sd Â¸ ÂŠ mRd Âš

(1b)

1,5

(2a)

Umgeformt mit msd = Vd/8 fĂźr eine zentrisch belastete InnenstĂźtze ergibt sich: 2

2.2

8 mRd

Â§2 d Es Âˇ 3 Â¨ 3 Âˇ \d Âˇ r Âˇ f Â¸ ÂŠ s sd Âš

(2b)

NĂ¤herungsstufe 1

In der NĂ¤herungsstufe 1 wird davon ausgegangen, dass die Biegeeinwirkung den Biegewiderstand erreicht. Mit Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

H. Schuler: Punching shear resistance of slabs without transverse reinforcement: A comparison of the codes SIA 262:2013 and DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010

H. Schuler: Durchstanzwiderstand von Platten ohne Durchstanzbewehrung: Normenvergleich SIA 262:2013 zu DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010

msd/mRd = 1,0 kann Î¨d und folgend VRd direkt berechnet werden. Damit ist der Nachweis einfach zu fĂźhren. Jedoch fĂźhrt die konservative Annahme der Rotation zu wesentlich geringeren WiderstĂ¤nden als die aufwendigeren Berechnungen der Stufen 2 oder 3.

= 0,22 Âˇ l = 0,22 Âˇ StĂźtzweite = Abstand zwischen StĂźtzenmittel- und Momentennullpunkt Einfluss der GesteinskĂśrnung; hier kg = 1 fĂźr Dmax = 32Â mm

rs kg

2.4 2.3

NĂ¤herungsstufe 3

NĂ¤herungsstufe 2

In der Stufe 2 wird die Last-Rotationskurve (Gl. (2a)) mithilfe der Ausnutzung (msd/mRd)1,5 beschrieben. Hierin berechnet sich das Vergleichsmoment msd nach der Bruchlinientheorie fĂźr eine Quadratplatte mit einem Pyramidenmechanismus zu Vd/8 bei einer zentrisch belasteten InnenstĂźtze. Damit ergibt sich fĂźr die Last-Rotationskurve umgeformt nach Vd Gl. (2b). Zeichnet man die Last-Rotationskurve und das Versagenskriterium in ein Diagramm, erhĂ¤lt man den Durchstanzwiderstand im Schnittpunkt der beiden Kurven (Bild 3). Rechnerisch sind die Gln. (1) und (2) gleichzusetzen. FĂźr die InnenstĂźtze fĂźhrt dies zur Gl. (3) mit implizit gegebenem VRd. Im Nenner geht der Biegewiderstand ein, der nach Gl. (4) fĂźr eine rechteckfĂśrmige Betondruckspannungsverteilung berechnet werden kann. Der fĂźr den Vergleich zum EC2 notwendige Zusammenhang zwischen dem LĂ¤ngsbewehrungsgrad Ď l und dem Durchstanzwiderstand VRd kann hiermit hergestellt werden.

W cd Âˇ d Âˇ uSIA

VRd

f 0,45 0,27 Âˇ rs[mm] Âˇ sd Es U l Âˇ d Âˇ fsd 2

mRd

Â§ VRd Âˇ ÂˇÂ¨ Â¸ ÂŠ 8 Âˇ mRd Âš

Â§ Âˇ f Âˇ Â¨ 1 U l Âˇ sd Â¸ 2 Âˇ fcd Âš ÂŠ

(3)

1,5

Âˇ kg

Durchstanzwiderstand nach SN EN 1992-1-1:2004 (EC2)

Der kritische Rundschnitt ist nach dem EC2 im Abstand 2 Âˇ d vom gestĂźtzten Rand anzusetzen. Die LĂ¤nge des Umfangs ist wesentlich grĂśĂ&#x;er als die LĂ¤nge nach der SIA 262. Bild 4 stellt den Nachweisschnitt dar. Im EC2 ist eine empirische Approximation an experimentelle Ergebnisse vorgenommen worden (Gl. 5). Die mechanische GrĂśĂ&#x;e Plattenrotation wird innerhalb des Nachweises nicht berechnet. FĂźr den Nachweis sind die Betonfestigkeit, der Bewehrungsgrad und die Geometrie der StĂźtze und Platte ausreichend. Die Normalkraft wurde fĂźr die folgenden Vergleichsrechnungen vernachlĂ¤ssigt.

1/ 3

v Rd ,c

CRd ,c Âˇ k Âˇ 100 Âˇ Ul Âˇ fck

t v min

CRd ,c

Âˇ 0,18 Â§ u0 t 4Â¸ Â¨ Jc ÂŠ d Âš

CRd ,c

Âˇ 0,15 Â§ u0 Âˇ u 0,18 Â§ Âˇ 0,1 Âˇ 0 0,6 Â¸ t Â¨ d 4Â¸ J c Â¨ÂŠ J d Âš Âš c ÂŠ

(5)

(4)

mit: uSIA Umfang im kritischen Rundschnitt mit einem Abstand von 0,5 Âˇ d von der StĂźtzenauĂ&#x;enkante 1000

Die Stufe 3 unterscheidet sich im prinzipiellen Vorgehen nicht von der Stufe 2. Der Unterschied besteht in der genaueren Berechnung des Abstands rs und des mittleren StĂźtzmoments msd, die gemĂ¤Ă&#x; SIA 262 nach einer auf der ElastizitĂ¤tstheorie basierenden Methode zu berechnen sind. In Gl. (3) sind somit msd = VRd/8 und rs = 0,22 Âˇ l durch genauere Werte zu ersetzen. Diese Stufe findet ihre Anwendung insbesondere bei komplexen Geometrien oder bei ungleichen StĂźtzweiten.

Last-Rota onskurve Vd Widerstandskurve VRd

u0 = Umfang der LasteinleitungsflĂ¤che

800

Vd, VRd [kN]

600 VRd /

400 200 0 0

0,005

0,01

Pla enrota on

0,015 d

0,02

[-]

Bild 3

Durchstanzwiderstand: Schnittpunkt der Last-Rotationskurve Vd mit dem Versagenskriterium VRd Punching resistance: intersection of the load-rotation curve Vd with the failure criteria VRd

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bild 4

Nachweisschnitte bei einer kreis- und rechteckfĂśrmigen StĂźtze nach dem EC2 [2] Control perimeter for a circular and rectangular column according to EC2 [2]

Ulz Âˇ Uly d 0,02

v min

1/ 2 0,035 Âˇ k 3/ 2 Âˇ fck [N/mm 2 ]

CRd ,c Âˇ k Âˇ 100 Âˇ Ul Âˇ fck

1 3

(6)

Âˇ d Âˇ uEC2

EC2-SIA 262

SIA262 Stufe 1

100%

1,50

95%

1,00

59%

51%

0,50 3%

0,00 0

mit: uEC2 Umfang im kritischen Rundschnitt mit einem Abstand von 2 Âˇ d von der StĂźtzenauĂ&#x;enkante

0,5

-0,50 Bild 5

EC2

103%

2,00

Durch die Multiplikation von Gl. (5) mit der MantelflĂ¤che entlang des Nachweisschnitts erhĂ¤lt man den Durchstanzwiderstand.

VRd

SIA262

2,50

VRd / dÂˇUSIA [N/mm2]

200 d2 d[mm]

Vergleich SIA 262 zu EC2 am Beispiel einer InnenstĂźtze einer Flachdecke

-5%

1,5

Ď l [%]

Durchstanzwiderstand dÂ = 200Â mm, DÂ = 300Â mm Punching resistance dÂ = 200Â mm, DÂ = 300Â mm

2,50

Die Bilder 5 bis 7 zeigen, dass der Durchstanzwiderstand nach dem EC2 in den meisten FĂ¤llen geringer ist als der der SIA 262. Die Abweichung betrĂ¤gt bezogen auf die SIA 262 â&#x20AC;&#x201C;14 % bis +3 %. Der besonders groĂ&#x;e Unterschied in Bild 7 ist auf die Abminderung von CRd,c auf 0,18/1,5 Âˇ 0,836 zurĂźckzufĂźhren, die gemĂ¤Ă&#x; dem Deutschen Nationalen Anhang vorzunehmen ist. Durch diese Reduzierung kann nach [5] ein Druckzonenversagen entlang des StĂźtzenrands bei groĂ&#x;en statischen NutzhĂśhen ausgeschlossen werden. In den Bildern 5 und 6 betrĂ¤gt der Vorfaktor CRd,c = 0,18/1,5. Die WiderstĂ¤nde nach der NĂ¤herungsstufe 1 bleiben deutlich unter denen der Stufe 2.

Tab.1

VRd / dÂˇUSIA [N/mm2]

2,00

88%

1,00

200 400

300

0,50

d = Mittlere statische NutzhĂśhe D = StĂźtzendurchmesser Deckenschlankheit L/d = 25 Baustoffe: C30/37, B500B GrĂśĂ&#x;te GesteinskĂśrnung Dmax = 32Â mm

0,5

Bild 6

1,5

2 -6%

-12%

-0,50

Ď l [%]

Durchstanzwiderstand dÂ = 200Â mm, DÂ = 500Â mm Punching resistance dÂ = 200Â mm, DÂ = 500Â mm

2,50 2,00

100% 93%

1,50 86%

1,00 0,50

33%

38%

0,5

1,5

-14% l

500 Bild 7

X X

55%

65%

-0,50 d [mm]

94%

1,50

0,00

Konfigurationen der Parameterstudie Configurations of the parameter study

D [mm]

100%

0,00

VRd / dÂˇUSIA [N/mm2]

FĂźr den Normenvergleich wird der Durchstanzwiderstand als Funktion des LĂ¤ngsbewehrungsgrads Ď l aufgetragen. Betrachtet werden die in Tab. 1 angegebenen geometrischen Konfigurationen. Ausgewertet wird die Durchstanzkraft bezogen auf die MantelflĂ¤che d Âˇ USIA auch fĂźr den EC2, um eine Vergleichbarkeit beider Normen zu ermĂśglichen. Die Bilder 5 bis 7 zeigen den bezogenen Durchstanzwiderstand (Schubspannung) nach der SIA 262 und dem EC2 sowie die Differenz beider WiderstĂ¤nde (EC2 minus SIA 262). Gestrichelt eingetragen ist der Widerstand nach der NĂ¤herungsstufe 1. Bild 8 stellt die zu den DurchstanzwiderstĂ¤nden gehĂśrenden Plattenrotationen dar.

2 -7%

[%]

Durchstanzwiderstand dÂ = 400Â mm, DÂ = 300Â m Punching resistance dÂ = 400Â mm, DÂ = 300Â mm

Die Stufe 1 stellt deshalb nur eine erste AbschĂ¤tzung des Durchstanzwiderstands dar. Dies gilt besonders bei groĂ&#x;en StĂźtzweiten, da rs im Nenner eingeht (vgl. Gln. (1) und (2) sowie Bild 7: Die StĂźtzweite betrĂ¤gt hier 10Â m). Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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H. Schuler: Punching shear resistance of slabs without transverse reinforcement: A comparison of the codes SIA 262:2013 and DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010

H. Schuler: Durchstanzwiderstand von Platten ohne Durchstanzbewehrung: Normenvergleich SIA 262:2013 zu DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010 d=200mm

d=200 D=300 d=200 D=500 d=400 D=300

15 10 5 0 0

Bild 8

0,5

1 ρl [%]

1,5

Bild 9 zeigt den Einfluss des Stützendurchmessers bezogen auf die statische Nutzhöhe. Die durchgezogenen Linien stellen die Berechnungen nach der SIA 262 dar, die punktierten Linien die nach dem EC2. Die Widerstände sind nach dem EC2 durchgängig kleiner als nach der SIA 262. Bei kleinem Verhältnis D/d kommt dies aus der Reduzierung des Faktors CRd,c. Würde man die Reduzierung des Nationalen Anhangs für Deutschland nicht berücksichtigen und stattdessen den empfohlenen Wert des EC2 verwenden, wäre der Durchstanzwiderstand nach dem EC2 größer. Bei großen D/d-Verhältnissen ist CRd,c = 0,18/1,5. Die kleineren Werte des EC2 sind hier nicht auf

VRd / d·USIA [N/mm2]

SIA: 100%

1,50 88%

1,00

89%

0,50 0,00 1

2 D/d

1,50 EC2: 79-82%

95-99%

88-91%

1,00 EC2

0,50

Bild 9

Durchstanzwiderstand in Abhängigkeit vom Verhältnis Stützendurchmesser D zu statischer Nutzhöhe d bei einem Bewehrungsgrad von ρl = 1 % und einer Deckenschlankheit von L/d = 25; Linie = SIA 262, Punkte = EC2 Punching resistance as a function of D/d for a reinforcement ratio of ρl = 1 % and a slab slenderness of L/d = 25; line = SIA 262, dots = EC2

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

25 L/d

Bild 10 Durchstanzwiderstand in Abhängigkeit von der Deckenschlankheit L/d ohne den Einfluss des Bewehrungsgrads (ρl = 1 %) und des Stützendurchmessers (D = 400 mm); Linie = SIA 262, Punkte = EC2 Punching resistance as a function of the slab slenderness L/d without the influence of the reinforcement ratio of (ρl = 1 %) and the column diameter (D = 400 mm); line = SIA 262, dots = EC2

die nationalen Festlegungen für Deutschland zurückzuführen. Bild 10 zeigt den Einfluss der Deckenschlankheit auf den Widerstand für einen Bewehrungsgrad von ρ l =1 %. Die SIA 262 berücksichtigt den nicht an den Bewehrungsgrad gebundenen Einfluss über den Abstand rs. Im EC2 wird dieser Einfluss indirekt über den Bewehrungsgrad und ein Schlankheitskriterium zur Durchbiegungsbeschränkung gesteuert. Ein zusätzlicher, vom Bewehrungsgrad entkoppelter Einfluss ist nicht berücksichtigt, wie Bild 10 zeigt. Der Unterschied zum EC2 beträgt bei kleinen Schlankheiten bis zu -21 %. Bei hohen Schlankheiten ist er gering. Bei einer mittleren Deckenschlankheit von 25, wie sie in den Bildern 5 bis 9 zugrunde gelegt ist, ist der Unterschied ca. –10 %. Die beiden Normen unterscheiden sich somit entlang der Deckenschlankheit gegenüber anderen hier untersuchten Größen am deutlichsten.

d=600mm

2,00

SIA: 100%

Bild 8 zeigt die zu den Bildern 5 bis 7 gehörenden Plattenrotationen. Sie entsprechen dem X-Wert des Schnittpunkts aus Bild 3. Die berechneten Rotationen liegen bei einem Bewehrungsgrad von 1 % zwischen 0,0029 und 0,0072 und sind damit sehr gering. Rotationen größer als 0,02 stellen sich nur bei sehr geringen Bewehrungsgraden ein. Kommt man der Empfehlung der SIA 262 nach, bei Zwängungen und einer Rotation kleiner als 0,02 Durchstanzbewehrung anzuordnen, wird Bewehrung häufig erforderlich werden.

d=400mm

d=600mm

0,00

Plattenrotation zu den Bildern 5 bis 7 Slab rotation in figures 5 to 7

d=200mm

d=400mm

2,00 VRd / d·USIA [N/mm2]

Rota on

[ x 1000]

Zusammenfassung und Fazit

Der Tragsicherheitsnachweis zum Durchstanzen kann nach SIA 262 in drei verschiedenen Näherungsstufen erbracht werden. Mit höherer Stufe steigt der Aufwand bei der Berechnung an und der rechnerische Durchstanzwiderstand wird der „tatsächlichen Durchstanztragfähigkeit“ angenähert. Eine direkte Berechnung des Durchstanzwiderstands ist nur in der Stufe 1 möglich. Man erhält in dieser Stufe jedoch eine sehr konservative Abschätzung von VRd. Für übliche Hochbauplatten mit einem Bewehrungsgrad von 1 % bis 2 % beträgt VRd nur 30 % bis 70 % der Stufe 2. Berechnungen in dieser Stufe können deshalb nur eine erste Abschätzung sein. Grafisch erhält man den Durchstanzwiderstand in der Stufe 2 durch den Schnittpunkt der Last-Rotationskurve mit dem Versagenskriterium. Man erhält VRd auf der Ordinate und die Plattenrotation Ψd auf der Abszisse. Es steht somit eine messbare Größe zur Verfügung, die nach dem EC2 nicht ermittelt wird. Rechnerisch entspricht dieser

Schnittpunkt einer Gleichung mit implizit gegebenem VRd, was bei der Berechnung einen Mehraufwand verursacht. Das prinzipielle Vorgehen ist in der Stufe 3 gleich wie in der Stufe 2. Der Unterschied besteht in der genaueren Ermittlung des Biegewiderstands im Gurtstreifen und der Abschätzung des plastischen Bereichs. Damit können in der Nachweisführung zwei wesentliche Unterschiede zwischen der SIA 262 und dem EC2 festgehalten werden: 1. Der Nachweis nach der SIA 262 kann in drei Genauigkeitsstufen erfolgen. Nach dem EC2 ist eine Genauigkeitsstufe vorgesehen. 2. In der SIA 262 wird eine zusätzliche mechanische Größe, die Plattenrotation, berechnet. Wie wertvoll die verschiedenen Genauigkeitsstufen und die Kenntnis der Plattenrotation sind, wird die Anwendung der neuen Norm zeigen. Neben den Unterschieden in der Handhabung können einige Ergebnisunterschiede herausgestrichen werden: Eine deutliche Unterscheidung der beiden Normen findet sich in der Definition des kritischen Umfangs. In der SIA 262 beträgt der Abstand vom Stützenrand 0,5 · d, im EC2 2 · d. Hieraus könnte man Unterschiede beim Durchstanzwiderstand bei verschiedenen D/d-Verhältnissen er-

warten. Diese treten jedoch nicht auf. Dies liegt bei starken Decken und dünnen Stützen am abgeminderten Vorfaktor CRd,c des Nationalen Anhangs für Deutschland. Ohne diese Abminderung würde eine deutliche Abhängigkeit entlang des Verhältnisses D/d auftreten. Der deutlichste Unterschied des Durchstanzwiderstands der beiden Normen zeigt sich bei variierender Deckenschlankheit (untersucht bei ρl = 1 %). Während im EC2 keine über den Bewehrungsgrad hinausgehende Abhängigkeit von L/d zu sehen ist, ist bei der SIA 262 eine Zunahme des Widerstands mit abnehmender Deckenschlankheit zu verzeichnen. Betrachtet man die Durchstanzwiderstände über die gesamte Parameterstudie, ist der EC2 konservativer. Im Mittel sind die Widerstände ca. 10 % geringer als die der SIA 262. Unter anderem ist dies wiederum auf die Reduktion von CRd,c zurückzuführen. Abschließend soll erwähnt werden, dass den Ableitungen der normativen Gleichung deutlich streuende Versuchsergebnisse zugrunde liegen. Welcher Detaillierungsgrad anzusetzen ist, kann nur schwer bewertet werden. Für eine Handrechnung ist sicherlich der Ansatz des EC2 einfacher.

Literatur [1] SIA 262:2013: Betonbau. Schweizer Ingenieur- und Architektenverein, Zürich 2013. [2] DIN EN 1992-1-1: 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, Januar 2011. DIN EN 1992-1-1: Nationaler Anhang – National festgelegte Parameter – Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. Januar 2011. [3] HEGGER, J.; BEUTEL, R.; KERKENI, N.: Einfluss der Deckenschlankheit auf den Durchstanzwiderstand nach DIN 1045-1, SIA 262, Ö-Norm B 4700(01) und Eurocode prEN 1992-1-1. Beton- und Stahlbetonbau 99 (2004), Heft 1, S. 23–32. [4] HEGGER, J.; WALRAVEN, J. C.; HÄUSLER, F.: Zum Durchstanzen von Flachdecken nach Eurocode 2. Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 4, S. 206–215. [5] SIBURG, C.; HÄUSLER, F.; HEGGER, J.: Durchstanzen von Flachdecken nach NA(D) zu Eurocode 2. Bauingenieur, Band 87 (2012), Heft 5.

[6] KINNUNEN, S.; NYLANDER, H.: Punching of Concrete Slabs without Shear Reinforcement. Transactions of the royal Institute of Technology, Nr. 158, Stockholm, 1960. [7] MUTTONI, A.: Schubfestigkeit und Durchstanzen von Platten ohne Querkraftbewehrung. Beton- und Stahlbetonbau 98 (2003), Heft 2, S. 74–84. [8] MUTTONI, A.: Punching Shear Strength of Reinforced Concrete Slabs without Transverse Reinforcement. ACI Structural Journal 105-S42, 2008. [9] GUANDALINI, S.; BURDET, O.; MUTTONI, A.: Punching Tests of Slabs with Low Reinforcement Ratios. ACI Structural Journal 106-S10, 2009. Autor

Dr.-Ing. Harald Schuler Fachhochschule Nordwestschweiz Institut Bauingenieurwesen Gründenstrasse 40 4132 Muttenz, Schweiz

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

H. Schuler: Punching shear resistance of slabs without transverse reinforcement: A comparison of the codes SIA 262:2013 and DIN EN 1992-1-1:2004 + AC:2010

DOI: 10.1002/best.201300056

FACHTHEMA

Marcus Ricker, Frank Häusler

Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung Doppelkopfanker können als Durchstanzbewehrung in Deckenplatten, Bodenplatten und Einzelfundamenten aus Stahl- und Spannbeton verwendet werden. Aufgrund ihrer schlupfarmen Verankerung erreichen Doppelkopfanker im Vergleich zu Bügeln höhere Durchstanzlasten. Ein weiterer Vorteil ist der im Vergleich zu konventioneller Durchstanzbewehrung geringere Verlegeaufwand und eine daraus resultierende Kostenersparnis. Bisher wurde in den meisten europäischen Ländern die Anwendung von Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung durch nationale Zulassungen geregelt. Seit Ende 2012 sind die ersten Europäischen Technischen Zulassungen (ETAs) verfügbar. Diese Zulassungen basieren alle auf dem gleichen Bemessungskonzept, das für eine Anwendung in Verbindung mit EN 1992-1-1 entwickelt wurde. Grundsätzlich ist ein Durchstanzversagen von Platten ohne und mit Durchstanzbewehrung zu unterscheiden. In Deckenplatten und Fundamenten mit Durchstanzbewehrung kann ein Versagen inner- und außerhalb der durchstanzbewehrten Zone sowie bei Erreichen der Maximaltragfähigkeit auftreten. Die ETAs geben Gleichungen für jede dieser möglichen Versagensarten an. Das Sicherheitsniveau dieser Bemessungsregeln wird anhand eigener Durchstanzversuche und Versuchen aus der Literatur überprüft. Weiterhin werden die Hintergründe zu den einzelnen Regelungen erläutert und Empfehlungen für die praktische Anwendung gegeben.

European Technical Approvals for double-headed studs at shear reinforcement Double-headed studs are used as punching shear reinforcement in reinforced or pre-stressed slabs and footings. Due to an improved anchoring behaviour, double-headed studs have a higher load capacity than stirrups. Double-headed studs are quick to install and are therefore more cost-effective than stirrups. Previously in Europe, national technical approvals specified the design of double-headed studs. Since the end of 2012, European technical approvals (ETAs) have been available. All approvals are based on the same design method, which is used in combination with EN 1992-1-1. It is necessary to distinguish between punching shear failure in slabs and foundations with and without shear reinforcement. In slabs and foundations with shear reinforcement, a failure can occur at maximum load level, in and outside the shear-reinforced zone. The ETAs provide design equations for all types of failure modes. To quantify the safety level of the design provisions for slabs, footings, and ground slabs with and without shear reinforcement, test evaluations based on a reliable data bank are shown. The paper also provides useful background information and additional design recommendations for applications which are not covered by the design provisions of the ETAs.

Für die Verwendung von Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung sind in verschiedenen europäischen Ländern bauaufsichtliche Zulassungen verfügbar (z. B. [1]). Seit Ende 2012 gibt es zusätzlich Europäische Technische Zulassungen (ETAs) [2–5], die an das Normenkonzept der mittlerweile bauaufsichtlich eingeführten Eurocodes angepasst sind. Diese Zulassungen sind in allen 29 Mitgliedsländern der Europäischen Organisation für Technische Bewertung (EOTA) gültig. Die Bemessungsvorschriften der verfügbaren ETAs für Doppelkopfanker sind zurzeit nahezu identisch.

Einleitung

Doppelkopfanker sind eine alternative Durchstanzbewehrung für Stahl- und Spannbetonplatten sowie Einzelfundamente. Ein wesentlicher Vorteil der Doppelkopfanker ist die im Vergleich zu Bügeln insbesondere in dünneren Platten deutlich schlupfärmere Verankerung, die relativ zu Bügeln gesehen zu höheren aufnehmbaren Durchstanzlasten führt. Doppelkopfanker ermöglichen darüber hinaus gegenüber Bügeln eine einfachere und schnellere Montage. Die Doppelkopfanker werden aus geripptem oder glattem Betonstahl B500 mit einer charakteristischen Streckgrenze von 500 MPa hergestellt. An den Schaftenden befinden sich die aufgestauchten Ankerköpfe, deren Durchmesser dem dreifachen Schaftdurchmesser entspricht. Zur Lagesicherung beim Betonieren werden mindestens zwei Anker an Montageleisten, bestehend aus dünnen Betonstahlstäben oder Flachstählen, angeschweißt und somit zu einem Bewehrungselement zusammengefasst. Alle Anker eines solchen Elements müssen den gleichen Durchmesser besitzen. 30

2 2.1

Europäische Technische Zulassungen für Doppelkopfanker – Bemessungsvorschriften Kritischer Rundschnitt

Um den Durchstanzwiderstand ohne Durchstanzbewehrung zu überprüfen, verwenden die ETAs einen kritischen Rundschnitt im Abstand 2,0d, wie in EN 1992-1-1 [6] definiert. Die Maximaltragfähigkeit wird analog zum Deutschen Nationalen Anhang zu EN 1992-1-1 (NA(D)) [7] entlang des gleichen Rundschnitts nachgewiesen.

EN 1992-1-1 bestimmt die Maximaltragfähigkeit dagegen direkt am Stützenanschnitt.

Für Einzelfundamente kann bei Annahme einer gleichmäßigen Verteilung der Bodenpressungen folgende Gleichung für VEd,red angegeben werden:

Bemessungswert der einwirkenden Schubspannung

VEd,red

Die einwirkende Schubspannung entlang des kritischen Rundschnitts ergibt sich zu:

mit: A Acrit

2.2

Q Ed

E VEd u1 d

(1)

mit: VEd Bemessungswert der einwirkenden Querkraft d Abstand vom äußersten Rand der Druckzone zum Schwerpunkt der Biegezugbewehrung (statische Nutzhöhe) u1 kritischer Rundschnitt im Abstand von 2,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche β Lasterhöhungsfaktor zur Berücksichtigung von Lastexzentrizitäten Gemäß EN 1992-1-1 bzw. dem NA(D) kann β für ausgesteifte Systeme zu 1,5, 1,4 und 1,1 für Eck-, Rand- und Innenstützen angenommen werden. Das genauere Verfahren nach EN 1992-1-1 unter Ansatz einer (quasi-)plastischen Schubspannungsverteilung darf ebenfalls angewendet werden. Die Herleitung der Gleichungen für Rand- und Eckstützen ist in Heft 600 des DAfStb [8] beschrieben. Für den Nachweis außerhalb der durchstanzbewehrten Zone kann gemäß den ETAs ein kleinerer Lasterhöhungsfaktor β red angesetzt werden. Für Einzelfundamente und Bodenplatten darf ein reduzierter Wert für die einwirkende Querkraft VEd,red verwendet werden: VEd,red

VEd 'VEd

(2)

Hierbei ist ΔVEd die resultierende, nach oben gerichtete Kraft innerhalb des kritischen Rundschnitts, d. h. die aufsummierten Bodenpressungen innerhalb des kritischen Rundschnitts abzüglich des Eigengewichts der Fundamentplatte. Bedingt durch die große Magnitude der Bodenpressungen und der in der Regel kleinen Schubschlankheit der Einzelfundamente und Bodenplatten verläuft der Versagensriss deutlich steiler als bei Deckenplatten. Aus diesem Grund wurde 1982 in der Entwurfsfassung des British Standard 8110 [9] der Abstand des kritischen Rundschnitts als Variable definiert. Der Durchstanzwiderstand wird somit vom Abstand des kritischen Rundschnitts bzw. der Neigung des Versagensrisses beeinflusst. Der Abstand des Rundschnitts, der zum kleinsten Durchstanzwiderstand führt, ist maßgebend für die Bemessung. Die aufsummierten Bodenpressungen innerhalb des Nachweisschnitts dürfen dabei vollständig von der einwirkenden Querkraft abgezogen werden. Diese Regelungen wurden zunächst in den Model Code 90 [10] und später in EN 1992-1-1 übernommen.

VEd 1 Acrit /A

(3)

Aufstandsfläche des Einzelfundaments Fläche innerhalb des kritischen Rundschnitts

Gemäß dem deutschen Nationalen Anhang zu EN 19921-1 darf für schlanke Einzelfundamente (a/d > 2,0) und Bodenplatten ein konstanter Abstand acrit = 1,0d für den kritischen Rundschnitt angesetzt werden. Die Schubschlankheit a/d ist das Verhältnis aus dem Abstand vom Rand der Lasteinleitungsfläche zum radialen Momentennullpunkt a und der statischen Nutzhöhe d. Bei Einzelfundamenten ist für a der Abstand bis zur Fundamentaußenkante anzusetzen. Bei Verwendung eines konstanten Abstands dürfen nur 50 % der aufsummierten Bodenpressungen von der einwirkenden Querkraft abgezogen werden: VEd,red

2.3

VEd 1 0,5 Acrit /A

(4)

Biegebewehrungsgrad

Die ETAs begrenzen analog zu EN 1992-1-1 den zur Berechnung des Durchstanzwiderstands ansetzbaren Biegebewehrungsgrad auf 2 %. Dies geschieht, um eine Bewehrungskonzentration im Bereich des Durchstanzkegels zu vermeiden, die ein vorzeitiges Verbundversagen begünstigen würde. Es wird ein mittlerer Biegebewehrungsgrad berücksichtigt, der im Bereich der Stützenbreite zuzüglich 3,0d je Seite ermittelt wird. Die ETAs begrenzen den Längsbewehrungsgrad zusätzlich in Abhängigkeit von der Betondruck- und Stahlfestigkeit auf 0,5 fcd/fyd, um die Anordnung einer Druckbewehrung im Falle niedriger Betondruckfestigkeit zu verhindern. Für übliche Deckenschlankheiten ergeben sich Betondruckzonenhöhen von 30 bis 60 mm in der Größenordnung der Dicke der Betondeckung, sodass eine Druckbewehrung im Durchstanzbereich aufgrund ihrer Lage in der Nähe des Dehnungsnullpunktes nahezu unwirksam ist.

2.4

Durchstanzwiderstand ohne Durchstanzbewehrung

Die Bemessungsgleichung für den Durchstanzwiderstand ohne Durchstanzbewehrung in EN 1992-1-1 wurde aus Model Code 90 übernommen. Für Flachdecken ohne Durchstanzbewehrung ergibt sich der Bemessungswert der aufnehmbaren Schubspannung längs eines kritischen Rundschnitts im Abstand von 2,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche zu:

Q Rd,c

C Rd,c k 100Ul fck

(5)

mit: CRd,c = 0,18/γ C der in den ETAs empfohlene empirische Vorfaktor für Flachdecken (γ C = 1,5) Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

M. Ricker, F. Häusler: European Technical Approvals for double-headed studs at shear reinforcement

M. Ricker, F. Häusler: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

ρl

= 1 + 兹(200/d) ≤ 2,0 der Maßstabsfaktor der statischen Nutzhöhe (d in mm) = 兹(ρ lx × ρ ly) der Biegebewehrungsgrad

Zusätzlich wird in den ETAs eine von EN 1992-1-1 abweichende Mindestdurchstanztragfähigkeit angegeben, die analog zur Mindestquerkrafttragfähigkeit nach DINFachbericht 102 für den Brückenbau definiert und in den NA(D) aufgenommen wurde (Zwischenwerte dürfen interpoliert werden):

Q min Q min

0,0525 3 2 1 2 k fck für d d 600 mm JC 0,0375 3 2 1 2 k fck für d ! 800 mm JC

(6)

Die Mindestdurchstanztragfähigkeit kann bei kleinen Längsbewehrungsgraden in Verbindung mit hohen Betondruckfestigkeiten zu größeren Tragfähigkeiten als Gl. (5) führen [11]. Für Einzelfundamente und Bodenplatten ergibt sich der Bemessungswert der Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung zu:

Q Rd,c

C Rd,c k 100Ul fck

2d acrit

(7)

mit: acrit Abstand vom Rand der Lasteinleitungsfläche zum kritischen Rundschnitt Der Mindestdurchstanzwiderstand errechnet sich ebenfalls nach den Gln. (6), allerdings multipliziert mit dem Term 2d/acrit. Für schlanke Einzelfundamente (a/d > 2,0) und für Bodenplatten kann der empirische Vorfaktor CRd,c zu 0,18/γ C angesetzt werden und für gedrungene Einzelfundamente (a/d ≤ 2,0) zu 0,15/γ C. Der NA(D) schreibt für die Berechnung der Durchstanztragfähigkeit von Einzelfundamenten und Bodenplatten ohne Durchstanzbewehrung generell einen Vorfaktor von 0,15/γ C vor. Zur Überprüfung, ob Durchstanzbewehrung erforderlich ist, darf daher in Deutschland der nach den ETAs zulässige Wert von 0,18/γ C nicht in Ansatz gebracht werden.

2.5

Durchstanzwiderstand mit Durchstanzbewehrung

In durchstanzbewehrten Deckenplatten, Bodenplatten und Einzelfundamenten kann ein Durchstanzen innerhalb und außerhalb der durchstanzbewehrten Zone und auf Maximaltragfähigkeitsniveau auftreten. Die ETAs geben Bemessungsgleichungen für alle drei Versagensarten an. Die Maximaltragfähigkeit von Deckenplatten mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung ist entlang eines kritischen Rundschnitts im Abstand von 2,0d vom Rand der belasteten Fläche als Vielfaches der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung νRd,c (Gl. (5)) definiert:

Q Rd,max 32

1,96 Q Rd,c

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

(8)

Da keine Durchstanzversuche an Einzelfundamenten und Bodenplatten mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung zum Zeitpunkt der Erstellung der CUAP vorlagen, wurde für diese Bauteile ein konservativerer Vorfaktor als für Deckenplatten zur Berechnung der Maximaltragfähigkeit gewählt:

Q Rd,max

1,50Q Rd,c

(9)

mit: νRd,c Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung für Einzelfundamente und Bodenplatten gemäß Gl. (7) mit den nach den ETAs zulässigen Vorfaktoren CRd,c Die CUAP [12] bietet die Möglichkeit, durch ausreichend viele Durchstanzversuche an Einzelfundamenten einen höheren Vorfaktor als 1,5 abzuleiten. Für die Bemessung der Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung in Deckenplatten werden zwei Zonen unterschieden. Die Zone C ist der Bereich vom Rand der Lasteinleitungsfläche bis zu einem Abstand von 1,125d. Zone D ist der Bereich von 1,125d bis zur äußersten Durchstanzbewehrungsreihe. Die Doppelkopfanker in der Zone C sind so zu bemessen, dass sie die gesamte einwirkende Querkraft aufnehmen können. Ein Betontraganteil darf nicht angesetzt werden, sodass sich der Durchstanzwiderstand der durchstanzbewehrten Zone wie folgt ergibt: VRd,sy

mC nC

2 dA S fyk

4J s K

(10)

mit: mC, nC Anzahl der Reihen an Doppelkopfankern bzw. die Anzahl an Doppelkopfankern in einer Reihe in der Zone C dA Durchmesser der Doppelkopfanker fyk charakteristischer Wert der Streckgrenze der Doppelkopfanker γs Teilsicherheitsbeiwert für Betonstahl η Faktor zur Berücksichtigung des Einflusses der statischen Nutzhöhe Für statische Nutzhöhen d kleiner als 200 mm kann η zu 1,0 und für statische Nutzhöhen größer als 800 mm zu η = 1,6 angenommen werden. Zwischenwerte dürfen interpoliert werden. Für Einzelfundamente und Bodenplatten kann die erforderliche Anzahl an Doppelkopfankern nach folgender Gleichung berechnet werden: VRd,sy

Asw,0 ,8d

fyk

(11)

mit: Asw,0,8d Querschnittsfläche der Doppelkopfanker innerhalb eines Bereichs zwischen 0,3d und 0,8d vom Stützenanschnitt

Sind im Bereich außerhalb von 0,8d vom Stützenanschnitt weitere Reihen an Durchstanzbewehrung erforderlich, sind diese für 33 % der einwirkenden Querkraft zu bemessen. Die Bodenpressung innerhalb der betrachteten Bewehrungsreihe darf dabei vollständig von der einwirkenden Querkraft abgezogen werden [13]. Der Nachweis der Durchstanztragfähigkeit außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs ist entlang eines Rundschnitts im Abstand 1,5d von der äußersten Durchstanzbewehrungsreihe zu führen. Die erforderliche Länge des äußeren Rundschnitts ermittelt sich zu: uout

E red VEd Q Rd,c d

(12)

mit: βred reduzierter Lasterhöhungsfaktor zur Berücksichtigung einer ungleichen Schubspannungsverteilung längs des kritischen Rundschnitts νRd,c = CRd,c (100ρ l fck)1/3 die Querkrafttragfähigkeit einer liniengelagerten Platte Der empirische Vorfaktor CRd,c ist in Deutschland gemäß dem NA(D) zu EN 1992-1-1 [7] zu 0,15/γ C anzusetzen. Bei Einzelfundamenten und Bodenplatten wirken nach [13] die Bodenpressungen innerhalb der äußersten Bewehrungsreihe entlastend und dürfen von der einwirkenden Querkraft abgezogen werden.

2.6 Konstruktive Durchbildung 2.6.1 Deckenplatten Die ETAs fordern eine sternförmige Anordnung der Doppelkopfanker, dabei ist der tangentiale Abstand zwischen den Ankerreihen zu begrenzen. Der durchstanzbewehrte Bereich wird in eine Zone C und D eingeteilt (vgl. Abschn. 2.5). Der tangentiale Abstand zwischen den Ankerreihen ist in einem Abstand von 1,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche auf 1,7d zu begrenzen. In der Zone D sollte der tangentiale Abstand 3,5d nicht überschreiten. Der zulässige radiale Abstand zwischen den Doppelkopfankern beträgt 0,75d. Bei Flachdecken mit einer statischen Nutzhöhe d größer als 500 mm und einem Stützendurchmesser c kleiner als 500 mm sind in der Zone C mindestens drei Doppelkopfanker in radialer Richtung anzuordnen, wenn die einwirkende Querkraft größer als 85 % der maximalen Durchstanztragfähigkeit VRd,max ist. In dicken Platten, die innerhalb der Zone C mit drei oder mehr Doppelkopfankern in radialer Richtung versehen sind, ist der radiale Ankerabstand innerhalb der Zone D auf folgenden Wert zu begrenzen: sw,D mit: mD

3 d mD d 0,75d 2 nC mC

(13)

Anzahl der Bewehrungsreihen innerhalb der Zone D

2.6.2 Einzelfundamente und Bodenplatten In Einzelfundamenten und Bodenplatten sind die Doppelkopfanker ebenfalls sternförmig anzuordnen. Damit der bei Einzelfundamenten und Bodenplatten steilere Versagensriss sicher von der Durchstanzbewehrung gekreuzt wird, ist die erste Durchstanzbewehrungsreihe in einem Abstand von 0,3d und die zweite Reihe nicht weiter als 0,8d vom Rand der Lasteinleitungsfläche entfernt anzuordnen [14]. Der zulässige radiale Ankerabstand ist in Abhängigkeit von der Schubschlankheit a/d definiert. Für gedrungene Fundamente (a/d ≤ 2,0) ist der radiale Ankerabstand auf 0,5d und für schlanke Fundamente (a/d > 2,0) auf 0,75d begrenzt. Der zulässige tangentiale Ankerabstand beträgt 2,0d. Wenn nur zwei Reihen Doppelkopfanker erforderlich sind, ergibt sich somit ein größerer zulässiger tangentialer Ankerabstand als für Deckenplatten. Dies war nicht von den Autoren der CUAP für Doppelkopfanker beabsichtigt, da sämtliche andere Abstandsregelungen für Einzelfundamente und Bodenplatten aufgrund des steileren Versagensrisses konservativer als für Deckenplatten sind. Es wird deshalb empfohlen, den tangentialen Abstand zwischen den Ankerreihen in einem Abstand von 0,8d vom Rand der Lasteinleitungsfläche auf 1,5d zu begrenzen.

3 3.1

Durchstanzen im Bereich von Innenstützen Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung

Zur Überprüfung der Bemessungsgleichung in EN 19921-1 für Flachdecken ohne Durchstanzbewehrung stehen 188 Durchstanzversuche zur Verfügung [15]. Für den Vergleich der rechnerischen mit den experimentellen Tragfähigkeiten wurden charakteristische Durchstanztragfähigkeiten VRk,c verwendet, d. h. alle Teilsicherheitsbeiwerte in den Bemessungsgleichungen wurden zu 1,0 gesetzt. Die charakteristische Betondruckfestigkeit wurde mit fck = fcm – 4 MPa angesetzt [16]. Das Vorhaltemaß von 4 MPa wurde dabei in Anlehnung an die Konformitätskriterien für eine Erstherstellung des Betons nach EN 206-1 [17] festgelegt. Für die statistischen Auswertungen wurde eine Log-Normalverteilung verwendet. In den folgenden Diagrammen wurde zur besseren Unterscheidung für jede Versuchsserie ein eigenes Symbol verwendet. In Bild 1 ist das Verhältnis Vtest/VRk,c,ETA in Abhängigkeit von den maßgebenden Einflussfaktoren dargestellt. Die nahezu horizontalen Regressionsgeraden deuten auf eine zutreffende Berücksichtigung der untersuchten Parameter in der Bemessungsgleichung in EN 1992-1-1 hin. Die Verhältniswerte Vtest/VRk,c,ETA weisen einen Mittelwert von 1,20 auf und führen bei einem Variationskoeffizienten von 0,16 zu einem 5 %-Quantilwert von x5 % = 0,91. Gemäß EN 1990 [18] kann das Sicherheitsniveau der Bemessungsgleichung als ausreichend erachtet werden [19]. Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

M. Ricker, F. Häusler: European Technical Approvals for double-headed studs at shear reinforcement

M. Ricker, F. Häusler: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

2,0 (b)

(–)

1,0

1,5

Vtest VRk,c,ET A

(a)

n = 188 xm = 1, 20 Vx = 0, 16 x5% = 0, 91

0,5

x5%

x5% n = 188 xm = 1, 20 Vx = 0, 16 x5% = 0, 91

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 0,0

0,1

0,2

0,3

0,5 0

0,4

statische Nutzh¨ ohe d

bezogener St¨ utzenumfang u0 /d

(m)

12 (–)

2,0

(–)

1,0

1,5

Vtest VRk,c,ET A

(c)

(d)

n = 188 xm = 1, 20 Vx = 0, 16 x5% = 0, 91

0,5

x5%

x5% n = 188 xm = 1, 20 Vx = 0, 16 x5% = 0, 91

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 0

Betondruckfestigkeit fcm,cyl

100

120 0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

Biegebewehrungsgrad ρl

(MPa)

2,5

3,0

(%)

Bild 1

Vergleich von 188 Durchstanzversuchen an Plattenausschnitten mit der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung gemäß ETAs (basierend auf dem NA(D) zu EN 1992-1-1) Comparison of punching tests on slabs without shear reinforcement and the punching shear resistance according to the ETAs (following the NA(D) to EN 1992-1-1)

3.2

Durchstanzen von Platten mit kleinen Lasteinleitungsflächen

als 4,0. Zusätzlich eröffnet dieser große Nachweisschnitt die Möglichkeit, nicht zwischen Querkraft- und Durchstanztragfähigkeit unterscheiden zu müssen. Allerdings wird für kleine Lasteinleitungsflächen die Schubspannung am Rand der Lasteinleitungsfläche bemessungsrelevant [20]. In Bild 2a ist das Verhältnis Vtest/VRk,c in Abhängigkeit vom Verhältnis u0/d dargestellt, wobei die Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung

Die Verwendung eines relativ weit entfernten Nachweisschnitts im Abstand 2,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche ergibt eine gute Übereinstimmung mit den Versuchsergebnissen an Deckenplatten mit einem Verhältnis von Stützenumfang zu statischer Nutzhöhe u0/d größer 3,0

(a)

VRk,EC 2

(–)

2,0

Vtest VRk

0,5

Vtest VRk,c,Eq.(5)

1,0

(b)

VRk,c,ETA

1,5

(–)

2,0

1,0

u0 /d < 4 4 ≤ u0 /d < 12

0,0 0

fck = fc,test − 4 MPa

bezogener Stützenumfang u0 /d (–)

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 12

bezogener Stützenumfang u0 /d (–)

Bild 2

Vergleich von Durchstanzversuchen an Plattenausschnitten mit kleinen Stützenabmessungen mit dem Durchstanzwiderstand VRk,c nach EN 1992-1-1 (a) und mit den Durchstanzwiderständen gemäß den ETAs und VRk,max nach EN 1992-1-1 (b) Comparison of punching tests with small column dimensions and the punching shear resistance VRk,c according to EN 1992-1-1 (a) and the punching shear resistance according to ETA and VRk,max according to EN 1992-1-1 (b)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

VRk,c = Îł C Î˝Rd,c u1 d mit Î˝Rd,c nach Gl. (5) bestimmt wurde. FĂźr VerhĂ¤ltniswerte u0/d > 4,0 ermittelt Gl. (5) ausreichend sichere Ergebnisse, wohingegen die DurchstanztragfĂ¤higkeit fĂźr u0/d-VerhĂ¤ltnisse kleiner als 4,0 deutlich ĂźberschĂ¤tzt wird. Aus diesem Grund fordern Model Code 90 und EN 1992-1-1 fĂźr Platten ohne Durchstanzbewehrung, dass die Schubspannung am Rand der LasteinleitungsflĂ¤che u0 den zulĂ¤ssigen Wert fĂźr die DruckstrebentragfĂ¤higkeit von Balken nicht Ăźberschreitet:

Q Rd,max

Â§ f Âˇ 0,4 u 0,6 u Â¨ 1 ck Â¸ u fcd 250 ÂŠ Âš

(14)

Hierbei ist fcd = Îą cc fck/Îł C der Bemessungswert der Betondruckfestigkeit mit Îą cc = 0,85 einem Beiwert zur BerĂźcksichtigung von Langzeiteffekten (der in EN 1992-1-1 fĂźr Îącc empfohlene Wert ist 1,0). Insbesondere fĂźr kleine u0/d-VerhĂ¤ltnisse wird die maximale DurchstanztragfĂ¤higkeit VRd,max = Î˝Rd,max u0 d (mit Î˝Rd,max nach Gl. (14)) kleiner als die DurchstanztragfĂ¤higkeit ohne Durchstanzbewehrung VRd,c = Î˝Rd,c u1 d (mit Î˝Rd,c nach Gl. (5)) und somit maĂ&#x;gebend fĂźr die Bemessung. In Bild 2b ist das VerhĂ¤ltnis Vtest/VRk in AbhĂ¤ngigkeit von u0/d dargestellt. Die Versuche, in denen VRk,max kleiner als VRk,c ist, sind grau dargestellt. Die Auswertung verdeutlicht, dass die DruckstrebentragfĂ¤higkeit, die fĂźr Balken hergeleitet und auf Flachdecken Ăźbertragen wurde, nicht als Kriterium geeignet ist, um den Einfluss von u0/d zutreffend zu berĂźcksichtigen. DarĂźber hinaus unterschĂ¤tzt Gl. (14) deutlich die Bruchlasten der dargestellten Versuche. Der sehr konservative Ansatz der DurchstanztragfĂ¤higkeit nach Gl. (14) fĂźhrt bei kleinen u0/d-VerhĂ¤ltnissen dazu, dass die DurchstanztragfĂ¤higkeit dieser Platten durch die Anordnung einer Durchstanzbewehrung nicht weiter gesteigert werden kann. Dies entspricht nicht den Beobachtungen in Versuchen [11, 21 bis 24]. Um ein ausreichendes Sicherheitsniveau fĂźr Platten mit kleinen LasteinleitungsflĂ¤chen zu erreichen, wurde ein empirischer Vorfaktor CRd,c fĂźr Gl. (5) fĂźr VerhĂ¤ltniswerte u0/d < 4 ermittelt [15]:

u0/d 4:

C Rd,c

Âˇ u 0,18 Â§ 0,1 0 0,6 Â¸ Â¨ d JC ÂŠ Âš

(15)

Dieser Vorfaktor wurde fĂźr das NA(D) bestimmt und in die ETAs fĂźr Doppelkopfanker mit einer zusĂ¤tzlichen Grenze von 0,15/Îł c Ăźbernommen. Ein Druckstrebennachweis ist gemĂ¤Ă&#x; den ETAs nicht zu fĂźhren. Das NA(D) fordert im Gegensatz zu den ETAs die Anwendung von Gl. (15) nur fĂźr InnenstĂźtzen. Da Gl. (15) anhand von Durchstanzversuchen an InnenstĂźtzen abgeleitet wurde [15], wird empfohlen, bei einer Berechnung gemĂ¤Ă&#x; ETAs bei Rand- und EckstĂźtzen fĂźr u0 den gesamten Umfang der LasteinleitungsflĂ¤che anzusetzen. In Bild 1 wurde die DurchstanztragfĂ¤higkeit ohne Durchstanzbewehrung unter BerĂźcksichtigung des auf 0,15/Îł c begrenzten, empirischen Vorfaktors nach Gl. (15) mit allen verfĂźgbaren Versuchsergebnissen verglichen. Im Vergleich zu Bild 2a ist das Sicherheitsniveau der Versuche mit kleinen u0/d-VerhĂ¤ltnissen erhĂśht. Dies wird daran deutlich, dass fĂźr annĂ¤hernd alle Versuche mit kleinen u0/d-VerhĂ¤ltnissen Vtest/VRk,c,ETA grĂśĂ&#x;er als 1,0 ist. GemĂ¤Ă&#x; EN 1990 kann das Sicherheitsniveau der Bemessungsgleichung fĂźr Platten ohne Durchstanzbewehrung somit als ausreichend angesehen werden.

3.3

Maximaler Durchstanzwiderstand

EN 1992-1-1 verwendet fĂźr den maximalen Durchstanzwiderstand die DruckstrebentragfĂ¤higkeit von Balken. Zur Ă&#x153;berprĂźfung der maximalen DurchstanztragfĂ¤higkeit stehen 45 Versuche mit BĂźgeln als Durchstanzbewehrung zur VerfĂźgung, die auf dem Niveau der Maximallast versagten. In Bild 3 sind die Versuche mit dem maximalen Durchstanzwiderstand (DruckstrebentragfĂ¤higkeit) nach ENÂ 1992-1-1 verglichen. Die Bemessungsgleichung ĂźberschĂ¤tzt mit zunehmender Betonfestigkeit deutlich die DurchstanztragfĂ¤higkeit (Bild 3a). Dies ist darauf zurĂźckzufĂźhren, dass die Betonfestigkeit in Gl. (14) linear eingeht, was im Widerspruch zu Versuchsergebnissen steht [25, 26]. Wie bereits angemerkt, ermittelt die Bemessungs-

2,0 n = 45 xm = 1, 00 Vx = 0, 31 x5% = 0, 57

Vtest VRk,max,EC2

1,5

n = 45 xm = 1, 00 Vx = 0, 31 x5% = 0, 57

(b)

1,0

(â&#x20AC;&#x201C;)

(a)

0,5

x5%

fck = fc,test â&#x2C6;&#x2019; 4 MPa

0,0 0

100

Betondruckfestigkeit fcm,cyl (MPa) Bild 3

120 0

bezogener StÂ¨ utzenumfang u0 /d (â&#x20AC;&#x201C;)

Vergleich von 45 Durchstanzversuchen an bĂźgelbewehrten Plattenausschnitten mit der MaximaltragfĂ¤higkeit nachÂ EN 1992-1-1 (aus [28], Ăźberarbeitet) Comparison of 45 punching tests on slabs with stirrups and the maximum punching shear resistance according to EN 1992-1-1 (taken from [28], revised)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

M. Ricker, F. HĂ¤usler: European Technical Approvals for double-headed studs at shear reinforcement

M. Ricker, F. Häusler: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

2,0

Vtest VRk,max,N A(D)

(–)

(a) 1,5

1,0 n = 45 xm = 1, 12 Vx = 0, 10 x5% = 0, 94

0,5

(b)

x5%

x5% n = 45 xm = 1, 12 Vx = 0, 10 x5% = 0, 94

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 0

100

120 0

Betondruckfestigkeit fcm,cyl (MPa) Bild 4

Vergleich von 45 Durchstanzversuchen an bügelbewehrten Plattenausschnitten mit der Maximaltragfähigkeit nach NA(D) zu EN 1992-1-1 (aus [28], überarbeitet) Comparison of 45 punching tests on slabs with stirrups and the maximum punching shear resistance according to the German National Annex NA(D) to EN 1992-1-1 (taken from [28], revised)

gleichung sehr konservative Durchstanztragfähigkeiten für Platten mit kleinen u0/d-Verhältnissen. Darüber hinaus ist die Gleichung nicht geeignet, die maximale Durchstanztragfähigkeit für durchstanzbewehrte Platten mit größeren u0/d-Verhältnissen zutreffend zu ermitteln. Dies wird durch die statistische Auswertung verdeutlicht, die eine große Streuung (Variationskoeffizient von 0,31) bei einem Mittelwert von 1,00 ausweist. Versuchsbeobachtungen deuten zudem darauf hin, dass die maximale Durchstanztragfähigkeit wesentlich von der Plattenrotation und der Breite des maßgebenden Schubrisses beeinflusst ist. Diese Parameter können durch den Biegebewehrungsgrad beschrieben werden [27, 28]. Zur besseren Berücksichtigung der maßgebenden Einflussfaktoren wurde im NA(D) die maximale Durchstanztragfähigkeit als Vielfaches der Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung definiert. Dieser Ansatz wird in vielen anderen internationalen Normen verfolgt [29] (vgl. z. B. DIN 1045-1 [30], SIA 262 [31], ACI 318 [32]). Gemäß NA(D) wird die maximale Durchstanztragfähigkeit entlang des kritischen Rundschnitts u1 im Abstand 2,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche ermittelt. Für Platten mit Bügeln oder Schrägaufbiegungen als Durchstanzbewehrung ist sie wie folgt definiert:

sich zu x5 % = 0,94 und deutet auf ein ausreichendes Sicherheitsniveau hin. Die ETAs verwenden für den maximalen Durchstanzwiderstand von Deckenplatten mit Doppelkopfankern ebenfalls ein Vielfaches der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung. Zur Überprüfung dieses Ansatzes stehen zehn Durchstanzversuche mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung zur Verfügung, die auf dem Niveau der Maximallast versagten. In Bild 5 ist das Verhältnis Vtest zu VRk,max,ETA nach Gl. (8) in Abhängigkeit von den maßgebenden Einflussfaktoren dargestellt. Für kleine u0/d-Verhältnisse wurde der auf 0,15/γ c begrenzte, empirische Vorfaktor nach Gl. (15) berücksichtigt. Die nahezu horizontalen Regressionsgeraden belegen, dass die Bemessungsgleichung der ETAs die maßgebenden Einflussfaktoren zutreffend berücksichtigt. Zusätzlich weist der niedrige Variationskoeffizient Vx = 0,05 auf eine zutreffende Beschreibung der Tragfähigkeiten hin. Mit einem 5 %-Quantilwert von 1,00 erreichen die Regelungen der ETAs zum maximalen Durchstanzwiderstand von Deckenplatten mit Doppelkopfankern ein ausreichendes Sicherheitsniveau.

3.4 Q Rd,max

1,4 Q Rd,c

(16)

mit: νRd,c Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung gemäß Gl. (5) In Bild 4 ist die maximale Durchstanztragfähigkeit nach NA(D) mit Durchstanzversuchen an Innenstützen von bügelbewehrten Platten, die auf dem Niveau der Maximaltragfähigkeit versagten, verglichen. Gl. (16) berücksichtigt den Einfluss der Betonfestigkeit und des bezogenen Stützenumfangs u0/d zutreffend. Darüber hinaus ist die Streuung deutlich geringer, wie der Variationskoeffizient Vx = 0,10 verdeutlicht. Der 5 %-Quantilwert ergibt 36

bezogener St¨ utzenumfang u0 /d (–)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Durchstanzen innerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs

Das Bemessungskonzept für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung unterscheidet sich grundlegend vom Ansatz in EN 1992-1-1 und wurde in den 1980er-Jahren von ANDRÄ vorgeschlagen [33]. Zur Ermittlung der erforderlichen Durchstanzbewehrung verwendet EN 1992-1-1 ein Fachwerkmodell mit einer Druckstrebenneigung von 33° und einem zusätzlichen konstanten Betontraganteil in Höhe von 75 % der Durchstanztragfähigkeit einer vergleichbaren Platte ohne Durchstanzbewehrung. Dieser Ansatz ist für Platten mit Bügeln als Durchstanzbewehrung gedacht. Zur Überprüfung dieses Bemessungsansatzes nach EN 1992-1-1 sind keine Versuchsergebnisse an Deckenplatten

2,0 (b)

Vtest VRk,max,ETA

1,5

1,0

(–)

(a)

0,5

n = 10 xm = 1, 09 Vx = 0, 05 x5% = 1, 00

x5%

x5% n = 10 xm = 1, 09 Vx = 0, 05 x5% = 1, 00

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 0,0

0,1

0,2

0,4 0

0,3

statische Nutzh¨ ohe d (m)

bezogener St¨ utzenumfang u0 /d (–)

2,0 (d)

Vtest VRk,max,ETA

1,5

1,0

(–)

(c)

0,5

n = 10 xm = 1, 09 Vx = 0, 05 x5% = 1, 00

x5%

x5% n = 10 xm = 1, 09 Vx = 0, 05 x5% = 1, 00

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 10

50 0,0

0,5

Betondruckfestigkeit fcm,cyl (MPa) Bild 5

1,0

1,5

2,0

Biegebewehrungsgrad ρl (%)

Vergleich von zehn Durchstanzversuchen an doppelkopfbewehrten Plattenausschnitten mit der Maximaltragfähigkeit der ETAs Comparison of 10 punching tests on slabs with double-headed studs and the maximum punching shear resistance according to the ETAs

Bild 6 zeigt den Sägeschnitt eines Versuchskörpers mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung. Das Rissbild bestätigt die Annahme, dass alle Anker im Bereich C ihre Kraft über eine direkte Druckstrebe in die Stütze einleiten. In Bild 6 ist zudem die Summe der gemessenen Ankerkräfte im Bereich C in Abhängigkeit von der aufgebrachten Last dargestellt. In dem gezeigten Versuch weisen die gemessenen Ankerdehnungen darauf hin, dass im Bereich der Maximallast kein Betontraganteil wirksam war. Das im Vergleich zu Bügeln höhere Lastniveau von Doppelkopfankern führt im Bruchzustand zu größeren Schubrissbreiten, die eine mögliche Erklärung für den reduzierten Betontraganteil sein könnten.

Ankerkraft / Maximallast (–)

mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung verfügbar. Daher wurde für die ETAs der bisher in den nationalen Zulassungen angegebene und seit Jahren in der Praxis erprobte Ansatz von ANDRÄ unverändert übernommen.

1,0 Summe 1. Ankerreihe

0,8

2. Ankerreihe

0,6 0,4 0,2 0,0 0,0

3.5

Durchstanzen außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs

Die Regelungen der ETAs zur Durchstanztragfähigkeit außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs wurden unverändert von EN 1992-1-1 übernommen. Die Querkraft-

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

Last / Maximallast (–) Bild 6

Von den ersten beiden Reihen der Doppelkopfanker aufgenommene Kraft in Abhängigkeit von der einwirkenden Querkraft Shear force resisted by the double-headed studs in the first two rows in dependence of the applied shear force

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(–)

1,5

Vtest VRk,out,ET A

1,0

2,0

0,5

xm x5% n = 47 xm = 1, 08 Vx = 0, 14 x5% = 0, 83

fck = fc,test − 4 MPa

0,0 0

Abzugsﬂ¨ache Acrit , A1,0d (m2 )

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5 4 3 2 1

acrit iterative Methode

(a)

4 4.1

Durchstanzen von Einzelfundamenten und Bodenplatten Vereinfachte Bestimmung des Abstands des kritischen Rundschnitts

Gemäß dem NA(D) zu EN 1992-1-1 darf für schlanke Fundamente (a/d > 2,0) und Bodenplatten ein kritischer Rundschnitt in einem Abstand von 1,0d vom Rand der Lasteinleitungsfläche verwendet werden. Die Autoren halten diese Regelung für Bodenplatten für sehr sinnvoll, um die bei Bodenplatten oftmals unklare iterative Berechnung des Abstands des kritischen Rundschnitts zu vermeiden. Diese Vereinfachung führt für schlanke Einzel38

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Durchstanzwiderstand

tragfähigkeit entlang des äußeren Rundschnitts bestimmt die erforderliche Länge des durchstanzbewehrten Bereichs und ist analog zur Querkrafttragfähigkeit einer liniengelagerten Platte definiert (vgl. Abschn. 2.5). Zur Überprüfung der Bemessungsgleichung in EN 1992-1-1 und den ETAs stehen in der Literatur 47 Durchstanzversuche mit einem Versagen außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs zur Verfügung. In Bild 7 ist das Verhältnis Vtest/VRk,out,ETA in Abhängigkeit von der bezogenen Länge des durchstanzbewehrten Bereichs lsw/d dargestellt. Die statistische Auswertung ergibt einen Mittelwert von xm = 1,08 und bei einem Variationskoeffizienten von Vx = 0,14 einen etwas niedrigen 5 %-Quantilwert von x5 % = 0,83. Eine deutliche Unterschreitung des erforderlichen Sicherheitsniveaus tritt jedoch nur in Versuchen mit großen durchstanzbewehrten Bereichen auf (Bild 7). In diesen Fällen ist allerdings zu berücksichtigen, dass der Versagensriss außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs häufig durch die Lage der Lasteinleitung beeinflusst worden ist und hierdurch ein vorzeitiges Versagen eintrat. Somit erscheint es gerechtfertigt, die Regelungen zur Durchstanztragfähigkeit außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs als ausreichend sicher einzustufen.

Schubschlankheit a/d (–) VRd,c /(1 − Acrit /A) (MN)

Vergleich von 47 Durchstanzversuchen an bügelbewehrten Plattenausschnitten mit der rechnerischen Tragfähigkeit außerhalb der durchstanzbewehrten Zone nach den ETAs Comparison of 47 punching tests on slabs with stirrups and the punching shear resistance outside the shear-reinforced zone according to the ETAs

acrit konstanter Abstand

bez. L¨ange durchstanzbew. Bereich lsw /d (–) Bild 7

acrit = 1, 0d

acrit iterativ

acrit = 1, 0d

acrit iterativ

fck = 20 MPa ρl = 0, 6 % fyk = 500 MPa

0, 40 m a

0, 75 m b = 1, 9−6, 4 m

4 3

acrit iterative Methode

(b)

acrit konstanter Abstand

2 1

Schubschlankheit a/d (–) Bild 8

Auswirkungen eines konstanten Abstands für den kritischen Rundschnitt (nach NA(D) für a/d > 2,0 zulässig) auf die Fläche innerhalb des kritischen Rundschnitts (a) und den Durchstanzwiderstand (b) (aus [13]) Effect of a constant distance of the critical section (allowable for ratios a/d greater than 2.0) on the area inside the critical section (a) and punching shear resistance (b) (taken from [13])

fundamente zwar zu einer sicheren Bemessung, ist allerdings mechanisch nicht konsistent und ergibt einen unsteten Verlauf des Durchstanztragwiderstands. In Bild 8 wird anhand eines Beispiels verdeutlicht, wie sich die vereinfachte Annahme eines konstanten Rundschnittabstands von 1,0d auf die ansetzbare Abzugsfläche der Bodenpressungen Acrit und den Durchstanzwiderstand auswirkt. Für Einzelfundamente mit einer Schubschlankheit von a/d = 2,0 führt die Annahme eines konstanten Abstands im Vergleich zu der iterativen Berechnung zu einer größeren Fläche innerhalb des kritischen Rundschnitts (Bild 8a). Da jedoch im Unterschied zur iterativen Berechnung bei dem vereinfachten Ansatz nur 50 % der Bodenpressungen in Abzug gebracht werden dürfen, ist die aufnehmbare Stützenlast geringer. Mit größerer Schubschlankheit nähern sich die Durchstanzwiderstände beider Verfahren wieder an (Bild 8b) [13].

4.2

Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung

In Bild 9 sind für 120 Durchstanzversuche an Einzelfundamenten ohne Durchstanzbewehrung die Quotienten

2,0 fck = fc,test − 4 MPa

fck = fc,test − 4 MPa

(b)

Vtest (1−Acrit /A) VRk,c,NA(D)

(–)

(a) 1,5

1,0

x5%

n = 120 xm = 1, 23 Vx = 0, 16 x5% = 0, 93

0,5

n = 120 xm = 1, 23 Vx = 0, 16 x5% = 0, 93

a d

0,0 0,0

0,2

0,4

0,6

1,0 0

0,8

statische Nutzh¨ ohe d (m)

2,0

fck = fc,test − 4 MPa

(d)

Vtest (1−Acrit /A) VRk,c,NA(D)

(–)

(c)

Schubschlankheit a/d (–)

1,5 xm 1,0

x5%

n = 120 xm = 1, 23 Vx = 0, 16 x5% = 0, 93

0,5

n = 120 xm = 1, 23 Vx = 0, 16 x5% = 0, 93

0,0 10

40 0,0

Betondruckfestigkeit fcm,cyl (MPa) Bild 9

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

Biegebewehrungsgrad ρl (%)

Vergleich von 120 Durchstanzversuchen an Einzelfundamenten mit der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung nach NA(D) zu EN 1992-1-1 (der Abstand des kritischen Rundschnitts wurde iterativ ermittelt) Comparison of punching tests on footings without shear reinforcement and punching shear resistance according to ETA; the distance of the critical perimeter was determined iteratively

aus Versuchsbruchlast und rechnerischer Tragfähigkeit Vtest (1–Acrit/A)/VRk,c,NA(D) über den maßgebenden Einflussparametern aufgetragen. Gl. (7) erfasst den Einfluss der Betondruckfestigkeit und des Biegebewehrungsgrades nahezu trendfrei (Bilder 9c und 9d). Für größere statische Nutzhöhen und kleinere Schubschlankheiten ermittelt das Rechenmodell weniger konservative Tragfähigkeiten (Bilder 9a und 9b). Die Streuung des Bemessungsansatzes ist insgesamt relativ gering, was an dem Variationskoeffizienten Vx = 0,16 ersichtlich ist. Eine weitere Reduktion der Streuung ist bei Berücksichtigung der Schubschlankheit a/d als weiteren Einflussparameter möglich [34, 35]. Für die Versuchsauswertung in Bild 9 wurde der empirische Faktor in Gl. (7) in Übereinstimmung mit dem NA(D) zu 0,15/γ C angenommen. Diese Annahme führt zu einem 5 %-Quantilwert von 0,93, der als ausreichend sicher eingestuft wurde. Berücksichtigt man für schlanke Einzelfundamente (a/d > 2,0) bei der Versuchsnachrechnung den gemäß ETAs zulässigen höheren Vorfaktor CRd,c = 0,18/γ C, ergibt sich nur noch ein 5 %-Quantilwert von 0,83. Die Autoren empfehlen deshalb generell – auch bei einer Anwendung der ETAs außerhalb Deutschlands – sowohl für gedrunge-

ne als auch für schlanke Einzelfundamente die Verwendung eines Vorfaktors CRd,c = 0,15/γ C. Gemäß EN 1992-1-1 ist die Maximaltragfähigkeit (Druckstrebenkriterium) für Einzelfundamente mit und ohne Durchstanzbewehrung zu überprüfen. Da dieser Ansatz nicht zur Ermittlung der Durchstanztragfähigkeit von Einzelfundamenten geeignet ist [13, 22, 34], definieren sowohl das NA(D) als auch die ETAs die Maximaltragfähigkeit als Vielfaches der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung. In den Ländern, in denen das Druckstrebenkriterium weiterhin die obere Grenze der Durchstanztragfähigkeit bestimmt, bietet die Anordnung einer Durchstanzbewehrung aus Doppelkopfankern die Möglichkeit, die Tragfähigkeit weiter zu steigern. Durch die Verwendung von Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung darf die bei Einzelfundamenten in der Regel höhere Maximaltragfähigkeit der ETAs angewendet werden. Das Verhältnis aus Stützenumfang zu statischer Nutzhöhe u0/d ist bei Einzelfundamenten im Vergleich zu Flachdecken meist klein. Der Einfluss kleiner u0/d-Verhältnisse wurde bereits bei der Herleitung des empirischen Vorfaktors CRd,c berücksichtigt, sodass eine zusätzBeton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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M. Ricker, F. Häusler: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

liche Abminderung des Vorfaktors für kleine u0/d-Werte wie bei Deckenplatten nicht erforderlich ist.

4.3

Maximaler Durchstanzwiderstand

In der Literatur sind keine Durchstanzversuche an Einzelfundamenten oder Bodenplatten mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung verfügbar. Zur Überprüfung der Maximaltragfähigkeit musste deshalb auf zwölf Durchstanzversuche an Einzelfundamenten zurückgegriffen werden, die mit Bügeln und Schrägstäben als Durchstanzbewehrung versehen waren und auf Maximaltragfähigkeitsniveau versagten. Der Vergleich dieser Versuche mit der Maximaltragfähigkeit nach EN 1992-1-1 (Druckstrebenkriterium) ergibt zwar einen sehr großen Mittelwert, aber auch eine sehr große Streuung [35]. Ähnlich wie bei dünnen Platten [15, 16, 28] erscheint die Verwendung der Druckstrebentragfähigkeit eines Balkens zur Bestimmung der Maximaltragfähigkeit von durchstanzbewehrten Einzelfundamenten nicht geeignet. Der Nachweis der Maximaltragfähigkeit nach EN 1992-1-1 ergibt bei Einzelfundamenten – bedingt durch die häufig niedrige Betondruckfestigkeit und das kleine u0/d-Verhältnis – oftmals Tragfähigkeiten unterhalb der Gl. (7). Rechnerisch kann dann die Tragfähigkeit der Einzelfundamente durch die Anordnung einer Durchstanzbewehrung nicht gesteigert werden. Dies steht jedoch im deutlichen Widerspruch zu den verfügbaren Versuchsergebnissen [22 bis 24, 35 bis 38]. Im NA(D) wird die Maximaltragfähigkeit als 1,4-facher Wert der Durchstanztragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung definiert. Dieser Vorfaktor gilt für die Verwendung von Bügeln als Durchstanzbewehrung. In Bild 10 wird die Maximaltragfähigkeit mit den vorher bereits erwähnten Durchstanzversuchen an Einzelfundamenten verglichen. Der Vorfaktor von 1,4 führt im Vergleich mit den verfügbaren Versuchen zu einer auf der sicheren Sei-

te liegenden Bemessung. Aufgrund des im Vergleich zu einer Bügelbewehrung verbesserten Verankerungsverhaltens der Doppelkopfanker definieren die ETAs die Maximaltragfähigkeit als 1,5-fachen Wert des Widerstands ohne Durchstanzbewehrung.

4.4

Es sind keine Durchstanzversuche an Einzelfundamenten oder Bodenplatten verfügbar, die innerhalb der durchstanzbewehrten Zone versagten. Deshalb wurde das Bemessungskonzept der bisherigen deutschen allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen für Doppelkopfanker (Aufhängefachwerk) an Einzelfundamente und Bodenplatten angepasst. Die einwirkende Querkraft VEd,red ist von den im Bereich zwischen 0,3d und 0,8d angeordneten Doppelkopfankern aufzunehmen. Ein Betontraganteil wird nicht berücksichtigt. Im Vergleich zu Deckenplatten wurde der Bereich, in dem die einwirkende Querkraft durch die Doppelkopfanker hochzuhängen ist, von 1,125d auf 0,8d verkleinert. Damit soll sichergestellt werden, dass der bei Einzelfundamenten und Bodenplatten deutlich steilere Versagensriss von den Doppelkopfankern gekreuzt wird [35].

4.5

Durchstanzen außerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs

Zum Versagen außerhalb der durchstanzbewehrten Zone sind keine Durchstanzversuche an Einzelfundamenten und Bodenplatten bekannt. Aus diesem Grund wurden die an Flachdeckenausschnittsversuchen abgeleiteten Bemessungsregeln (vgl. Abschn. 2.5) übernommen. Ein Versagen außerhalb der durchstanzbewehrten Zone ist für Einzelfundamente normalerweise nicht von praktischer Relevanz.

2,0

Durchstanzen innerhalb des durchstanzbewehrten Bereichs

Zusammenfassung

Vtest (1−Acrit /A) VRk,max,NA(D)

(–)

45°-Schrägaufbiegung

Für die Bemessung von Deckenplatten, Einzelfundamenten und Bodenplatten mit Doppelkopfankern als Durchstanzbewehrung stehen seit Ende 2012 Europäische Technische Zulassungen (ETAs) zur Verfügung, die für eine Verwendung mit EN 1992-1-1 bestimmt sind. Die Bemessungsregeln der ETAs weichen zum Teil erheblich von denen in EN 1992-1-1 ab. Die wichtigsten Anpassungen können wie folgt zusammengefasst werden:

1,5

1,0

0,5 Sandbettung Gleichlast

0,0 1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

Schubschlankheit a/d (–) Bild 10 Vergleich von zehn Durchstanzversuchen an durchstanzbewehrten Einzelfundamenten mit der Maximaltragfähigkeit nach NA(D) zu EN 1992-1-1 Comparison of 10 punching tests on footings and maximum punching shear resistance according to the German National Annex NA(D) to EN 1992-1-1

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

– Für kleine Lasteinleitungsflächen wird für die Berechnung des Durchstanzwiderstands von Flachdecken ein reduzierter empirischer Vorfaktor verwendet, der ein konstantes Sicherheitsniveau ermöglicht. – Nach Vergleichen mit Versuchen erreicht die maximale Durchstanztragfähigkeit nach EN 1992-1-1, die analog zur Druckstrebentragfähigkeit eines Balkens geregelt ist, das in Deutschland übliche Sicherheitsniveau nicht. Die ETAs definieren daher die Maximaltrag-

fähigkeit als Vielfaches der Tragfähigkeit ohne Durchstanzbewehrung. – Im Gegensatz zu EN 1992-1-1 wird für die Berechnung des Durchstanzwiderstands innerhalb der durchstanzbewehrten Zone kein Betontraganteil angesetzt. Die in einem definierten stützennahen Bereich angeordneten Doppelkopfanker müssen die gesamte einwirkende Querkraft aufnehmen.

– In Übereinstimmung mit EN 1992-1-1 unterscheiden die ETAs bei der Durchstanzbemessung zwischen Deckenplatten und Einzelfundamenten bzw. Bodenplatten. – Die Bemessungsregeln der verschiedenen bisher verfügbaren ETAs für Doppelkopfanker sind nahezu identisch.

Literatur [1] Z-15.1-213: HDB System Durchstanzbewehrung nach DIN 1045-1. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, Dezember 2008. [2] Europäische Technische Zulassung ETA-12/0454: HALFEN HDB Dübelleiste: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, Dezember 2012. [3] Europäische Technische Zulassung ETA-13/0076: Durchstanzbewehrung Schöck Bole: Durchstanzbewehrung mit Doppelkopfbolzen für punktförmig belastete Platten und Fundamente. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, März 2013. [4] Europäische Technische Zulassung ETA-13/0136: JORDAHL Durchstanzbewehrung JDA: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung für punktförmig belastete Platten und Fundamente. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, März 2013. [5] Europäische Technische Zulassung ETA-13/0151: PEIKKO PSB Durchstanzbewehrung: Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, April 2013. [6] Norm EN 1992-1-1:2004 + AC:2010 Januar 2011. Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. [7] Norm DIN EN 1992-1-1/NA April 2013. Nationaler Anhang – National festgelegte Parameter – Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken – Teil 1-1: Allgemeine Bemessungsregeln und Regeln für den Hochbau. [8] Deutscher Ausschuss für Stahlbeton: Erläuterungen zu DIN EN 1992-1-1 und DIN EN 1992-1-1/NA (Eurocode 2). 1. Aufl. Berlin: Beuth, 2012 (Schriftenreihe des DAfStb. Heft 600). [9] Norm BS 8110 Draft Februar 1982. The structural use of concrete (draft revision of CP 110). [10] Norm CEB-FIP Model Code 1990, 1993. Design Code. [11] HÄUSLER, F.: Zum maximalen Durchstanzwiderstand von Flachdecken mit und ohne Vorspannung. Aachen, Rheinisch-Westfälische Technische Hochschule (RWTH), Fakultät für Bauingenieurwesen, Dissertation, 2009. URN: urn:nbn:de:hbz:82-opus-30258 [12] CUAP 03.01/05: Double-headed Studs for the Increase of Punching Resistance in Flat Slabs on Column. Deutsches Institut für Bautechnik (DIBt), Berlin, Februar 2012. [13] RICKER, M.; SIBURG, C.; HEGGER, J.: Durchstanzen von Fundamenten nach NA(D) zu Eurocode 2. Bauingenieur 87 (2012), H. 6, S. 267–276. [14] RICKER, M.: Numerische Untersuchungen zum Durchstanzen von gedrungenen Einzelfundamenten. Bauingenieur 86 (2011), H. 10, S. 443–453. [15] HEGGER, J.; HÄUSLER, F.; RICKER, M.: Zur Durchstanzbemessung von Flachdecken nach Eurocode 2. Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), H. 2, S. 93–102.

[16] HEGGER, J.; HÄUSLER, F.; RICKER, M.: Zur maximalen Durchstanztragfähigkeit von Flachdecken. Beton- und Stahlbetonbau 102 (2007), H. 11, S. 770–777. [17] Norm DIN EN 206-1:2000 + A1:2004 + A2:2005 September 2005. Beton – Teil 1: Festlegung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität. [18] Norm EN 1990:2002 + A1:2005 + A1:2005/AC:2010 Dezember 2010. Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung. [19] WALRAVEN, J. C.: Design of structures for punching: present status of revision of EC-2. In: SILFWERBRAND, J. (Hrsg.); HASSANZADEH, G. (Hrsg.): International Workshop on Punching Shear Capacity of RC Slabs. Stockholm: Royal Institute of Technology (TRITA-BKN. Bulletin 57), S. 211– 224. [20] REGAN, P. E.: Punching of slabs under highly concentrated loads. Structures and Buildings 157 (2004), H. 2, S. 165– 171. [21] BEUTEL, R.: Durchstanzen schubbewehrter Flachdecken im Bereich von Innenstützen. Aachen, Rheinisch-Westfälische Technische Hochschule (RWTH), Fakultät für Bauingenieurwesen, Dissertation, 2003. URN: urn:nbn:de:hbz:82opus-5714. [22] HEGGER, J.; RICKER, M.; SHERIF, A. G.: Punching Strength of Reinforced Concrete Footings. ACI Structural Journal 106 (2009), H. 5, S. 706–716. [23] HEGGER, J.; ZIEGLER, M.; RICKER, M.; KÜRTEN, S.: Experimentelle Untersuchungen zum Durchstanzen von gedrungenen Fundamenten unter Berücksichtigung der Boden-Bauwerk-Interaktion. Bauingenieur 85 (2010), H. 2, S. 87–96. [24] SIBURG, C.; HEGGER, J.: Experimentelle Untersuchungen zum Durchstanzen von Einzelfundamenten mit baupraktischen Abmessungen. Beton und Stahlbetonbau 108 (2013), H. 7, S. 452–461. [25] ELSTNER, R. C.; HOGNESTAD, E.: Shearing Strength of Reinforced Concrete Slabs. ACI Journal, Proceedings 53 (1956), H. 7, S. 29–58. [26] MOE, J.: Shearing Strength of Reinforced Concrete Slabs and Footings under Concentrated Loads. Bulletin D47. Skokie, IL, USA: Portland Cement Association 1961. [27] HEGGER, J.; WALRAVEN, J. C.; HÄUSLER, F.: Zum Durchstanzen von Flachdecken nach Eurocode 2. Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), H. 4, S. 206–215. [28] SIBURG, C.; HÄUSLER, F.; HEGGER, J.: Durchstanzen von Flachdecken nach NA(D) zu Eurocode 2. Bauingenieur 87 (2012), H. 5, S. 216–225. [29] SIBURG, C.; RICKER, M.: Zur Durchstanzbemessung von Einzelfundamenten – Normenvergleich und Vergleich mit Versuchen. Beton- und Stahlbetonbau 108 (2013), H. 9, S. 641–653. [30] Norm DIN 1045-1 August 2008. Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 1: Bemessung und Konstruktion. [31] Norm SIA 262 Januar 2013. Betonbau. Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

M. Ricker, F. Häusler: European Technical Approvals for double-headed studs at shear reinforcement

M. Ricker, F. Häusler: Europäische Bemessungsregeln für Doppelkopfanker als Durchstanzbewehrung

[32] ACI (2008) ACI 318-08: Building code requirements for structural concrete and commentary. American Concrete Institute (ACI), Farmington Hills, MI, USA. [33] ANDRÄ, H.-P.: Zum Tragverhalten von Flachdecken mit Dübelleisten-Bewehrung im Auflagerbereich (2 Teile). Betonund Stahlbetonbau 76 (1981), H. 3, S. 53–57 und H. 4, S. 100–104. [34] HEGGER, J.; RICKER, M.; HÄUSLER, F.: Zur Durchstanzbemessung von ausmittig beanspruchten Stützenknoten und Einzelfundamenten nach Eurocode 2. Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), H. 11, S. 723–734. [35] RICKER, M.: Zur Zuverlässigkeit der Bemessung gegen Durchstanzen bei Einzelfundamenten. Aachen, RheinischWestfälische Technische Hochschule (RWTH), Fakultät für Bauingenieurwesen, Dissertation, 2009. URN: urn:nbn:de: hbz:82-opus-30383 [36] DIETERLE, H.; ROSTÁSY, F. S.: Tragverhalten quadratischer Einzelfundamente aus Stahlbeton. In: Schriftenreihe des DAfStb. Heft 387, S. 5–91. Berlin: Ernst & Sohn 1987. [37] TIMM, M.: Durchstanzen von Bodenplatten unter rotationssymmetrischer Belastung. Braunschweig, Technische Universität Carolo-Wilhelmina, Fachbereich Bauingenieurwesen, Dissertation, 2003.

[38] HEGGER, J.; SHERIF, A. G.; RICKER, M.: Experimental Investigations on Punching Behavior of Reinforced Concrete Footings. ACI Structural Journal 103 (2006), H. 4, S. 604– 613.

Autoren

Dr.-Ing. Marcus Ricker, M.Sc. marcus.ricker@halfen.de

Dr.-Ing. Frank Häusler frank.haeusler@halfen.de

HALFEN GmbH Liebigstraße 14 40764 Langenfeld

AKTUELL

Neuer BIM-Leitfaden von Nemetschek Allplan mit seinem bauteilorientierten 3D-Modell eine Basis. Es erfasst, kombiniert und vernetzt Informationen in einem intelligenten Prototyp. Anwender greifen damit auf aktuelle, qualitativ hochwertige und frei zugängliche Daten über den jeweiligen Planungs-, Ausführungs- oder Ist-Zustand zu und können bereits vor Baubeginn Kosten ermitteln.

Für die praktische Anwendung von Building Information Modeling (BIM) stellt Nemetschek Allplan ab sofort einen mehr als 100 Seiten starken Leitfaden per Download zur Verfügung. Er soll bei Ingenieuren und Architekten ein tieferes Verständnis für die BIM-Methode und die entsprechenden Arbeitsabläufe in Allplan schaffen. Building Information Modeling ist die integrierte Arbeitsweise der optimierten Planung, Ausführung und Bewirtschaftung von Gebäuden oder Immobilien. Allplan als BIM-Plattform bietet hierfür

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Der neue BIM Leitfaden richtet sich an Interessenten und Anwender von Allplan 2013, die ihre Daten dreidimensional erstellen und in dieser Form auch mit Partnerbüros austauschen bzw. an andere Programme weitergeben wollen. Die BIM-Guideline vermittelt fundiertes Praxiswissen und behandelt vielfältige Punkte, die sowohl bei der Modellerstellung, als auch bei der Übergabe zu beachten sind. Sie soll Bauingenieure und Architekten dabei unterstützen, durch eine entsprechende Arbeitsmethodik und die passenden Einstellungen diesen Datenaustausch und damit den Informationsfluss und die Zusammenarbeit zu optimieren.

Robert Bäck, Senior Product Consultant bei Nemetschek Allplan: „Der Begriff Building Information Modeling hat nun auch in Deutschland Einzug gehalten. Bei vielen Anwendern sind jedoch noch keine praktischen Erfahrungen vorhanden. Der BIM-Leitfaden beschreibt daher einige grundlegende Regeln, die bei der BIM-Methode zu beachten sind und soll als Basis für die Einführung von BIM im Unternehmen dienen.“ Die BIM-Guideline steht unter www.nemetschek-allplan.de/ bim-leitfaden zum Download bereit. Weitere Informationen: NEMETSCHEK Allplan Deutschland GmbH, Konrad-Zuse-Platz 1, 81829 München, Tel. +49 (0)89 – 927 93-0, Fax +49 (0)89 – 927 93-5200, info@nemetschek.de, www.nemetschek-allplan.de

Rolf Breitenbücher, Fanbing Song

FACHTHEMA

Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen Stahlfaserbetone finden verstärkt auch in konstruktiven Betonbauteilen Eingang. Ein Beispiel sind Tübbinge für den Tunnelausbau, wobei hier die Besonderheit hinzukommt, dass dafür meist Betone mit Festigkeiten in der Größenordnung von 70 bis 90 N/mm² verwendet werden. Damit weisen diese Betone ein vergleichsweises sprödes Verhalten mit geringer Bruchzähigkeit auf, sodass es des Öfteren zu Schädigungen in Form von Rissbildung und Abplatzung im Eck- oder Kantenbereich kommt. Die Zugabe von Stahlfasern kann hier erheblich zur Verbesserung der Duktilität beitragen. Dabei ist von wesentlicher Bedeutung, inwieweit die Stahlfaser im gerissenen Zustand des Betons Zugkräfte über den Riss hinweg übertragen kann bzw. inwieweit sie aus der Matrix ausgezogen wird. Um das charakteristische Verbundverhalten zwischen Stahlfaser und Beton genau zu untersuchen, wurden Auszugsversuche an Einzelfasern durchgeführt, die in höherfesten Betonen eingebettet waren. Gezielt wurden dabei Stahlfasern bezüglich Form, Geometrie, Festigkeit und Oberflächenbeschaffenheit sowie Einbettungswinkel und Einbindelänge variiert. Basierend auf den experimentellen Ergebnissen wurden die Auswirkungen dieser Parameter auf das Auszugsverhalten von Stahlfasern im Hinblick auf das Kraft-Verschiebungs-Verhältnis, die Arbeit beim Ausziehen und den Ausnutzungsgrad der Faserzugfestigkeit sowie die Versagensbilder von Faser und Beton analysiert und diskutiert.

Experimental investigation of the pullout behavior of steel fibers in high-strength concrete Steel-fiber-reinforced concretes are used more and more also in structural concrete elements. Examples for these are among others tunnel lining segments. In this case there is a specific characteristic, that concretes for such elements usually have a compressive strength between 70 and 90 N/mm². These concretes are very brittle with only low fracture toughness, so that damages in form of cracking and spalling often occur in the periphery of the segments. By the addition of steel fibers the ductility of the concrete can be considerably improved. The primary question is, to which extend the stresses can be transferred in concrete cracks by the fibers bridging these cracks. To investigate the bonding behavior between steel fiber and concrete matrix, single fiber pullout tests were performed in high-strength concrete matrix. Various parameters such as fiber shape, geometry, tensile strength, surface properties, inclination angle and embedment length were investigated. Based on the experimental results, the effect of those parameters on pullout force versus slip relationship, pullout work, fiber utilization and fiber/matrix failure mode were analyzed and discussed.

durch wird das Verformungsverhalten des Betons verbessert sowie der Bruchwiderstand gegenüber lokalen Beanspruchungen erhöht. Gegenüber einem Beton ohne Stahlfasern ergibt sich ein deutlich duktileres bzw. robusteres Betongefüge. Das Potenzial der einzelnen Faser hinsichtlich der Rissüberbrückung unter Zugspannung hängt maßgeblich von der Verbundcharakteristik zwischen Faser und Matrix ab [14]. Um das mechanische Verhalten von Stahlfaserbeton auf der strukturellen Ebene zu verstehen, ist es wichtig, die Verbundmechanismen der einzelnen Faser in der Verbundmatrix genau zu kennen. Zur Untersuchung des Verbundverhaltens der Stahlfaser in der Betonmatrix haben sich Auszugsversuche an einzelner Faser bewährt, wobei die Kraft für das Ausziehen einer in Betonmatrix eingebetteten Faser unter uniaxialer Zugspannung aufgezeichnet wird [14 bis 18].

Einleitung

Stahlfaserbetone finden verstärkt Eingang im gesamten Betonbau. Neben der klassischen Anwendung in Industriefußböden werden Stahlfasern immer häufiger in Ergänzung zur klassischen Stahlbewehrung in konstruktiven Betonbauteilen eingesetzt. Ein Beispiel hierzu sind u. a. Tübbingelemente für den Ausbau in maschinell vorgetriebenen Tunneln. Solche Tübbinge unterliegen sowohl im Bau- als auch Endzustand oftmals sehr lokalen Spannungskonzentrationen (z. B. durch Vortriebspressenkräfte oder Imperfektionen beim Einbau [1 bis 3]). An solchen Stellen entstehen nicht nur sehr hohe, lokale Druckspannungen, sondern auch quer dazu gerichtete Zugspannungen [4, 5]. Will man diese nahe an der Oberfläche konzentrierten Kräfte durch eine klassische Stahlbewehrung aufnehmen, ergeben sich rasch Konflikte mit der einzuhaltenden Mindestbetonüberdeckung. Um dennoch Schädigungen an den Kanten und Ecken solcher Elemente zu verhindern, sind Stahlfasern sehr hilfreich [6 bis 13]. Der wesentliche Vorteil der Stahlfaser liegt in dem Potenzial, Zugspannung im Riss übertragen zu können. Da-

Die hier beschriebenen Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern wurden im Rahmen eines Teilprojekts des DFG-Sonderforschungsbereichs 837 „Interaktionsmodelle für den maschinellen Tunnelbau“ durchgeführt und sind demgemäß insbesondere auf das Verhalten in Tübbingen ausgerichtet. Da Tübbinge in aller Regel

FACHTHEMA ARTICLE

DOI: 10.1002/best.201300049

R. Breitenbücher, F. Song: Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen

vergleichsweise hohe Betonfestigkeiten in der Größenordnung von 70 bis 90 N/mm² aufweisen, liegt der Fokus dieser Auszugsversuche bei höherfesten Betonen.

Ist die Faser von Haus aus geometrisch geformt, z. B. gewellt oder mit Endhaken versehen, findet nach Versagen der adhäsiven Haftung zusätzlich eine plastische Verformung der Verankerung statt. Dies führt zu einem erhöhten Widerstand gegenüber dem Herausziehen aus der Matrix [17]. Beginnend vom Debonding-Prozess entfaltet die Faser ihre volle Wirkung in der Verankerung und nähert sich zunehmend der Fließgrenze des Materials bei der maximalen Ausziehkraft [16]. Je nach den jeweiligen Eigenschaften der Faser und der Betonmatrix sowie der Faserorientierung in Bezug auf die Beanspruchungsrichtung kann die Faser aus der Matrix herausgezogen werden oder während des Ausziehvorgangs reißen.

Die hier beschriebenen Auszugsversuche an Einzelfasern bilden zum einen die Grundlage für die numerische Modellierung der Prozesse in Faserbetonen, zum anderen sind sie Basis für weitere gezielte Untersuchungen zum Einsatz von Stahlfaserbeton speziell in Tübbingen. Dazu zählen insbesondere Zugversuche an realen Stahlfaserbetonproben zur Validierung der numerischen Modelle sowie Untersuchungen zum Verhalten unter Teilflächenbelastung und lokalen Scherbeanspruchungen in Randbereichen. Schließlich soll daraus – unterstützt durch entsprechende Modellbetrachtungen – ein optimiertes Tübbingdesign entwickelt werden, in dem Stahlfaserbeton in Kombination mit einer (reduzierten) Stahlbewehrung gezielt an den maßgeblich beanspruchten Stellen eingesetzt werden kann (robuste hybride Tübbinge).

3 3.1

In der vorliegenden Arbeit wurden folgende relevante Parameter gezielt variiert und untersucht:

Verbundmechanismus

– Form der Stahlfaser (gerade, gewellt, endverhakt, mit Nagelkopf), – Längen-Durchmesser-Verhältnis (l/d = 60/0,75 mm, l/d = 35/0,55 mm), – Festigkeit der Stahlfasern (normalfest: 1250 N/mm², hochfest: 2600 N/mm²),

Im Allgemeinen verläuft der Ausziehvorgang einer Stahlfaser aus einem zementgebundenen Baustoff in zwei Stadien: dem Auflösen des Verbunds („Debonding“) und dem Ausziehen der Faser [19]. Im Initialstadium wirkt der Adhäsions- oder Haftverbund zwischen Faser und Matrix und es findet eine elastische Faserverlängerung unter der Ausziehkraft statt [20]. Überschreitet die von der Ausziehkraft abgeleitete Scherspannung an der Faser-MatrixSchnittstelle die Haftfestigkeit der Grenzschicht, kommt es zum sogenannten „Debonding“. Dabei wird die Mikrorissbildung in der Kontaktzone initiiert. Gleichzeitig steigt die Ausziehkraft kontinuierlich an. Durch weitere Öffnung im Mikrorissbereich löst sich der Haftverbund zunehmend und es kommt zu einer Relativverschiebung zwischen Faser und Matrix, einhergehend mit einer Abnahme der Ausziehkraft [21]. Die Faser wird dann aus der Betonmatrix gegen einen nahezu konstanten Reibungswiderstand ausgezogen.

Tab. 2

Auszugsversuche Versuchsvarianten

Tab. 1

Zusammensetzung des verwendeten Feinkornbetons Mix proportions of the concrete

Bestandteile

Zugabemenge [kg/m³]

Zement CEM I 52,5 R Flugasche Sand 0/2 mm Splitt 2/8 mm Wasser w/z-Wert Fließmittel

400 100 822 822 180 0,45 1,5

Typen und Eigenschaften der verwendeten Stahlfasern Types and properties of the steel fibers

Bezeichnung

Form

RC-80/60-BP

Länge (mm)

Durchmesser (mm)

Zugfestigkeit (N/mm²)

0,71

2600

0,75

1250

0,55

1345

0,80

1250

1,00

1100

endverhakt RC-80/60-BN endverhakt RC-65/35-BN endverhakt FWW 60/0,8 gewellt Twincone 1/54 Nagelkopf

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bild 1

Stahlschalung zur Herstellung der Prüfproben Mould for producing the specimens

– Oberflächenbeschaffenheit der Stahlfasern (glatt, angeraut), – Einbindelängen (10 mm, 20 mm, 30 mm) sowie – Einbettungswinkel (0°, 15°, 30°, 45°, 60°).

3.2

Stahlfasern, Beton und Probenherstellung

Für die Auszugsversuche wurden die einzelnen Fasern in einen Feinkornbeton eingebettet, der wie in Tab. 1 dargelegt zusammengesetzt war. Der Frischbeton wies eine Konsistenz der Klasse F4 auf, nach 28 Tagen wurde eine Druckfestigkeit von 84 N/mm² an Würfel (a = 150 mm) ermittelt. In Tab. 2 sind die für die Auszugsversuche verwendeten Stahlfasern einschließlich deren charakteristischer Eigenschaften zusammengestellt.

Bild 2

Prüfkörper mit Stahlfaser Pullout test specimen

geführt. Bei der Präparation der Proben wurde zunächst der Betonzylinder mit der Rückseite (gegenüber der herausstehenden Faser) auf einen Stahlquader mit einem Zwei-Komponenten-Epoxidharzkleber aufgeklebt. Anschließend wurde die so kombinierte Probe mit Bolzen in der Prüfmaschine befestigt und das oben herausstehende Faserende über eine Klemmbacke in der Zugvorrichtung eingespannt. Der Faserausziehweg wurde in Abhängigkeit von der aufgebrachten Last über drei induktive Wegaufnehmer (HBM WI/10 mm-T) gegenüber einem Aluminiumring erfasst, der an dem Prüfkörper angebracht war. Der Wegaufnehmer wurde mit seinem Kugelkopf auf der Unterseite der an der Stahlfaser durch Schrauben fixierten dünnen Aluminiumplatte justiert (Bild 3), wodurch eine präzise Messung des Faserausziehwegs am Austrittspunkt aus der Betonmatrix ermöglicht wurde. Die Belas-

Die Auszugsversuche wurden an zylindrischen Proben mit d/h = 60/60 mm durchgeführt. In Bild 1 ist die Stahlschalung zur Herstellung der Prüfkörper dargestellt. Wie zu erkennen ist, wurden gleichzeitig sechs solcher zylindrischer Proben (Bild 2) für eine Prüfserie hergestellt. Während des Betoneinbaus und der Verdichtung auf dem Rütteltisch wurden die einzelnen Stahlfasern je nach vordefinierter Einbettungslänge oder -winkel mit einem zweiteiligen Klemmhalter mittig in der Schalung fixiert. Der Beton wurde mit etwas Überstand eingebaut, der überstehende Feinmörtel, der den Verbund beeinträchtigen könnte, wurde vorsichtig abgezogen. Die Lagerung der Probenkörper für die Auszugsversuche erfolgte bis zum Ausschalen im Alter von 24 h bei 20 ± 2 °C mit Folien in einer geschlossen Kunststoffkiste, anschließend sechs Tage unter Wasser bei 20 ± 2 °C und dann 21 Tage bei Normklima (20 ± 2 °C und 65 ± 5 % r. F.). Die Auszugsversuche wurden an Probenkörpern im Alter von 28 Tagen durchgeführt.

3.3

Versuchsaufbau und Durchführung

Die Auszugsversuche wurden mit einer Zugprüfmaschine (Zwick 1435) mit einer maximalen Last von 5 kN durch-

Bild 3

Ausführung eines Auszugsversuchs Photograph of pullout test in progress

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

R. Breitenbücher, F. Song: Experimental investigation of the pullout behavior of steel fibers in high-strength concrete

R. Breitenbücher, F. Song: Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen

Bild 4

Schematische Darstellung der Versuchsanordnung The schematic of pullout test setup

tung erfolgte weggesteuert mit einem Traversenvorschub von 0,5 mm/min. Bild 4 zeigt eine schematische Darstellung der Versuchsanordnung für die Auszugsversuche.

4 4.1

Ergebnisse Faserform

In Bild 5 sind die Kraft-Verschiebung-Kurven (jeweils als Mittelwerte von sechs Einzelprüfungen) für die Fasern mit unterschiedlichen Formen dargestellt. In dieser Prüfserie waren die Fasern 20 mm tief (Lb = 20 mm) parallel zur Belastungsrichtung (θ = 0°) in den Betonzylinder eingebettet. Mit der hier untersuchten endverhakten Stahlfaser RC-80/60-BN wurden auch Versuche mit geraden Fasern durch Abschneiden des Endhakens durchgeführt. Wie in Bild 5 gezeigt, differieren die einzelnen Auszugskurven in Abhängigkeit von der jeweiligen Faserform er-

1000 Lb = 20 mm

Ausziehkraft t [N][N]

900

θ = 0°

800 nagelkopfend

700 600 500

endverhakt

400 300

gewellt

200

gerade

100 0 0

heblich. Bei geraden Fasern trat nach dem vollständigen „Debonding“ ein abrupter Abfall der Kurve auf, einhergehend mit dem Übergang der Auszugskurve in eine Horizontale, die einen nahezu konstanten Reibungswiderstand kennzeichnet. Bei Fasern mit gezielt eingestellter Endverankerung stieg die Ausziehkraft durch die plastische Verformung der mechanischen Verankerung kontinuierlich bis zum Erreichen der maximalen Kraft an. Als Folge einer extrem starken Verankerung in der Betonmatrix kam es bei allen gewellten und nagelkopfenden Fasern schon bei einer vergleichsweise kleineren Verschiebung kurz nach Erreichen der Höchstausziehkraft zum Reißen der Faser. Die Bruchstellen befanden sich meistens wenige Millimeter oberhalb der Betonoberfläche in der freien Faserhälfte. Demgegenüber wurden die endverhakten Fasern komplett aus der Betonmatrix herausgezogen. Nachdem die Ausziehkraft ihren maximalen Wert erreicht hatte, wurde die mechanische Verankerung schrittweise mobilisiert, in Verbindung mit einer Kraftabnahme und einer weiteren Zunahme der Faserverschiebung. Ab einer Faserverschiebung von ca. 4,5 mm wurde das Auszugsverhalten maßgeblich durch den Reibungswiderstand bestimmt. Da der Endhaken bei der Kaltverformung in der Regel nicht völlig gerade gebogen wird, entsteht in der Folge an der Schnittstelle eine zusätzliche Reibungskomponente, was wiederum zu einer Erhöhung des Ausziehwiderstands führt. Des Weiteren wurden die Kraft-Verschiebungs-Kurven hinsichtlich der Faserverschiebung (Δpeak) und der dafür notwendigen Arbeit (Wpeak) bei der Höchstausziehkraft (Ppeak) sowie hinsichtlich des Ausnutzungsgrads der Faser (σmax/fy) analysiert. Der Ausnutzungsgrad (σmax/fy) ist definiert als das Verhältnis der beim Herausziehen entwickelten Höchstzugspannung σmax in der Faser bezogen auf die vom Hersteller angegebene Mindestzugfestigkeit fy. Wie die Auswertung in Tab. 3 zeigt, wiesen die nagelkopfenden Fasern zwar die höchsten Werte bei der Auszugskraft Ppeak (907 N) und dem Ausnutzungsgrad σmax/fy (105,0 % > 100,0 %) auf, dieser Vorteil konnte aber aufgrund des Reißens der Faser bereits bei sehr kleiner Faserverschiebung nicht genutzt werden. Obwohl bei den gewellten Fasern die Zugfestigkeit der Faser nicht überschritten wurde, rissen diese in der höherfesten Betonmatrix ebenfalls bei geringer Faserverschiebung. Ursächlich hierfür könnte sein, dass aufgrund der starken Verankerung diejenige Welle, die im Betonriss nicht mehr in der Matrix eingebettet war, während des Ausziehens sukzessive gerade gebogen wurde. Dabei bildet sich eine hohe Spannungskonzentration an der Umlenkstelle der Welle, die schließlich zum frühzeitigen Versagen der Faser führen kann. Im Vergleich dazu wiesen die endverhakten Fasern durch einen kompletten Faserauszug ein signifikant größeres Arbeitsvermögen beim Ausziehen bzw. einen höheren Auszugswiderstand auf.

Verschiebung [mm] Verschiebung [mm]

Bild 5

Einfluss von Faserform auf das Auszugsverhalten (Kraft-Verschiebungs-Diagramm) Influence of fiber shape on the pullout response (load-displacementdiagram)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Um nach der Rissbildung ein duktiles Materialverhalten zu erreichen, ist in erster Linie ein überwiegendes Reißen der Fasern bei kleiner Rissbreite bzw. Faserverschiebung zu vermeiden. Stattdessen ist ein Faserauszug mit einem

Tab. 3

Ergebnisse der Auszugsversuche verschiedener Faserformen Average pullout results of various steel fiber shapes

Faserform

Ppeak (N)

Δpeak (mm)

Wpeak (N × m)

σmax (N/mm²)

fy (N/mm²)

σmax/fy (%)

gerade gewellt endverhakt nagelkopfend

83,0 298,2 356,1 907,0

0,03 0,14 0,45 0,25

0,0021 0,0358 0,1334 0,1893

188,0 593,6 806,4 1155,4

1250 1250 1250 1100

15,0 47,5 64,5 105,0

hohen Ausnutzungsgrad anzustreben. Hierzu sollten die Eigenschaften der Stahlfasern bezüglich Zugfestigkeit und Form an die jeweilige Betonfestigkeit angepasst werden. Das Auszugsverhalten einer Faser gilt als optimal, wenn deren Zugfestigkeit bis zu 80–90 % genutzt wird [19].

4.2

Faserabmessungen

In Bild 6 ist der Einfluss der Faserabmessungen auf das Auszugsverhalten für die Fasern RC-80/60-BN (l/d = 60/0,75 mm) und RC-65/35-BN (l/d = 35/0,55 mm) unter sonst gleichen Versuchsbedingungen (Lb = 10 mm, θ = 0 °) dargestellt. Die Ausziehkurven der beiden Fasern wiesen einen gleichartigen Kurvenverlauf auf und verliefen fast parallel zueinander. Aufgrund des größeren Faserdurchmessers bzw. auch größerer Endhakengröße wies die Faser RC-80/60-BN eine erheblich höhere maximale Ausziehkraft (339,8 N) auf als die Faser RC-65/35BN (192,0 N). Mit größer werdendem Faserdurchmesser (bzw. Hakengröße) steigt zum einen die Biegesteifigkeit der Faser an, zum anderen ist die Kontaktfläche zwischen Faser und Matrix größer, was zur Erhöhung der für die plastische Verformung des Hakens benötigten Energie beiträgt. Jedoch unterschieden sich die beiden untersuchten Fasertypen kaum im Ausnutzungsgrad (RC-65/35BN: 60,1 % und RC-80/60-BN: 61,0 %).

400

θ = 0° Ausziehkraftt [N]

300

4.3

Oberflächenbehandlung

Zur Erfassung des Einflusses der Rauigkeit der Faseroberflächen wurden die glatten Stahlfasern RC-80/60-BN (mit und ohne Endhaken) künstlich aufgeraut. Dies erfolgte per Hand mit Schmirgelleinen der Körnung K120, das mit leichtem Anpressdruck zehnmal in Längsrichtung über die Faser gezogen wurde. Durch diese Behandlung wurde die Faseroberfläche im Mikrobereich gezielt vergrößert und somit auch eine erhöhte Kontaktfläche zwischen Faser und umgebender Matrix herbeigeführt. Die Faseroberflächen der so vorbehandelten geraden und endverhakten Fasern sind beispielhaft in Bild 7 dargestellt. Die Fasern wurden für die Auszugsversuche mit einer Einbindetiefe von 20 mm (Lb = 20 mm) parallel zur Belastungsrichtung (θ = 0°) in den Feinkornbeton eingebettet. Das Auszugsverhalten ist für die behandelten sowie für die unbehandelten Fasern in Bild 8 gegenübergestellt. Zunächst ist zu erkennen, dass infolge einer verbesserten Haftung in der Grenzflächenzone die oberflächenbehandelten geraden Fasern (Bild 8 links) eine deutlich höhere Höchstlast (170 N) aufwiesen als die unbehandelten geraden Fasern (83 N). Anschließend folgte in beiden Fällen ein abrupter Abfall der Auszugskurve. Beim anschließenden Ausziehen zeigten die Fasern mit angerauter Oberfläche einen höheren Reibungswiderstand als die nicht vorbehandelten Fasern.

Lb = 10 mm

350

Aufgrund der kleineren geometrischen Abmessung ist die Faseranzahl bei den kürzeren/dünneren Fasern RC65/35-BN bei gleichem Fasergehalt im Beton mehrfach größer als die bei den längeren/dickeren Fasern RC80/60-BN. Dadurch kann bei Ersteren auch die Anzahl der Fasern, die im Riss (auch in Mikrorissen) eine weitere Kraftübertragung bewirken, zunehmen. Daher muss trotz der in den Versuchen ermittelten niedrigen Ausziehkraft nicht grundsätzlich ein schlechteres Materialverhalten von mit kurzen dünnen Fasern bewehrtem Beton unter Zugbeanspruchung erwartet werden [19].

RC-80/60-BN

250 200 RC-65/35-BN 150 100 50 0 0

Bild 6

2 3 4 Verschiebung [mm]

Einfluss von Faserabmessungen auf das Auszugsverhalten Influence of fiber dimension on the pullout response

Bei endverhakten Fasern (Bild 8 rechts) wurde nur eine sehr geringe Steigerung der maximalen Auszugskraft bei den behandelten Fasern (eine Kraftzunahme um nur 2,9 %) beobachtet. Dies bedeutet, dass für die endverhakten Fasern eine derartige Oberflächenbehandlung wenig Einfluss auf das Auszugsverhalten hat. Vielmehr domiBeton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

FACHTHEMA ARTICLE

R. Breitenbücher, F. Song: Experimental investigation of the pullout behavior of steel fibers in high-strength concrete

R. Breitenbücher, F. Song: Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen

Bild 7

Mikroskopische Aufnahme der Stahlfasern vor und nach Oberflächenbehandlung mit Schmirgelleinen (Faserdurchmesser: 0,75 mm; links: vor der Behandlung; rechts: nach der Behandlung) Microscopic photograph of the steel fibers before and after the surface treatment with sandpaper (fiber diameter: 0.75 mm; left: before the treatment; right: after the treatment)

400

180

Lbf == 20 20 mm mm

160

θ = 0°

Lb = 20 mm 350

140 120 100 behandelt

80 60

200 unbehandelt

150

0 0

2 3 4 Verschiebung [mm]

Einfluss von Oberflächenbehandlung auf das Auszugsverhalten (links: gerade Faser; rechts: endverhakte Faser) Influence of surface treatment on the pullout response (left: straight fiber; right: hook-ended fiber)

niert hier die mechanische Verankerung über den Endhaken das Verbundverhalten. Beim weiteren Ausziehen der Fasern wiesen die angerauten Fasern auch hier einen etwas höheren Reibungswiderstand auf, insbesondere im Bereich einer Faserverschiebung von ca. 2,0 mm bis 3,5 mm.

Faserzugfestigkeiten und Einbettungsbedingungen

In Bild 9 (links) ist das Auszugsverhalten von normalfesten endverhakten Fasern (RC-80/60-BN), in Bild 9 (rechts) das von hochfesten endverhakten Fasern (RC80/60-BP) bei einer Einbindelänge von jeweils 20 mm in Abhängigkeit vom Einbettungswinkel dargestellt. Es ist ersichtlich, dass die hochfesten Stahlfasern (Bild 9 rechts) bei allen untersuchten Einbettungswinkeln – wie erwartet – eine signifikant höhere Auszugskraft aufwiesen als die normalfesten Fasern (RC-80/60-BN, Bild 9 links). Allerdings unterschieden sich die beiden Fasertypen im Ausnutzungsgrad der Faserzugfestigkeit nur wenig (bei einem Winkel von 0°: RC-80/60-BN: 61,0 % und RC-80/60-BP: 64,5 %). 48

250

unbehandelt

4.4

θ = 0°

100

Bild 8

behandelt

300 Ausziehkraftt [N]

Ausziehkraftt [N]

200

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bei normalfesten Fasern zeigten sich zwischen den Einbettungswinkeln von 0° bis 60° bei komplettem Faserauszug keine signifikanten Unterschiede in der Höchstausziehkraft (zwischen 329 N und 363 N). Im Gegensatz dazu wurde bei hochfesten Stahlfasern eine durchaus erkennbare Steigerung der Auszugskraft mit zunehmendem Einbettungswinkel bis 45° festgestellt (Höchstausziehkraft bei 0°: 634 N und bei 45°: 768 N, d. h. eine Kraftzunahme um 21,0 %). Ab einem Einbettungswinkel von über 30° war bei beiden Fasern ein flacherer Anstieg der Auszugskurven festzustellen als bei einem Einbettungswinkel von bis zu 30°. Dadurch nahm die mit der maximalen Ausziehkraft einhergehende Faserverschiebung bei den flacher eingebetteten Fasern (θ > 30°) erheblich zu. Gleichzeitig wurden bei diesen Proben Mörtelabplatzungen an den Austrittsstellen der Stahlfasern beobachtet. Ab einem bestimmten Einbettungswinkel wird eine zusätzliche von der Ausziehkraft abgeleitete Spannung auf den an der Austrittsstelle befindlichen Betonkeil ausgeübt. Mit zunehmendem Einbettungswinkel steigt diese Spannung an. Als Folge kommt es zunächst zu Abplatzungen an der Austritts-

900

450 RC-80/60-BN 400

30°

Auszieh usziehkraft [N]

Au usziehkraft [N]

600

Faserreißen 0° 15°

200 150

60° 400

0° 0

300 200

100

3 4 5 Verschiebung [mm]

Einfluss von Faserfestigkeit und Einbettungswinkel auf das Auszugsverhalten (links: normalfeste Faser, rechts: hochfeste Faser) Influence of fiber strength and inclination angle on the pullout response (left: normal-strength fiber; right: high-strength fiber)

stelle, begleitet von einer Streckung der Faser bzw. einer Zunahme der Faserverschiebung. Mit fortgesetzter Lasteinleitung führen diese Spannungskonzentrationen in Abhängigkeit von Faser- und Betonfestigkeiten sowie vom Einbettungswinkel zu weiteren Betonabplatzungen und schließlich sogar zum Faserbruch. Als Folge einer geringeren Zugfestigkeit ist das Versagen der Faser RC-80/60-BN im höherfesten Beton insbesondere durch einen solchen Faserbruch geprägt (Tab. 4). Dabei kam es schon bei einem Einbettungswinkel von nur 30° zu einzelnen Faserbrüchen. Bei hochfesten Fasern RC-80/60-BP kam es nur in wenigen Fällen (erst ab 45°) zum Faserbruch, jedoch ist der Faserauszug mit verstärkten Mörtelabplatzungen behaftet (Bild 10). Im Vergleich zu den ausgezogenen Fasern wiesen die gerissenen Fasern einen steileren Anstieg in den Auszugskurven auf, was letztlich auch mit einer höheren maximalen Ausziehkraft einherging (Bild 11). Dies ist wahrscheinlich auf die Einbettung in der hochfesten Betonmatrix zurückzuführen, die an der Faseraustrittsstelle infolge einer Faserumlenkung lokal zu keiner Aufweichung (Abplatzung) führt und sich in der Faser selbst zu höheren Spannungskon-

Tab. 4

Einbettungswinkel 0° 15° 30°

45°

60°

normalfest (RC-60/60-BN)

50 %

66 %

100 %

hochfest (RC-80/60-BP)

33 %

50 %

zentrationen verbunden mit einem steileren Kurvenverlauf in der Anfangsphase einstellen. Nach den allgemeinen Regelwerken, z. B. [22 bis 25] soll in Stahlbetonkonstruktionen die Rissbreite 0,4 mm nicht überschreiten. Übertragen auf Stahlfaserbetonkonstruktionen ist dies in etwa gleichbedeutend mit einer Faserverschiebung von 0,4 mm. Die hier bei der jeweiligen maximalen Ausziehkraft ermittelten Faserverschiebungen variieren, je nach Faserfestigkeit und Einbettungswinkel, 4 efe de der Beteonabplatzun Tiefe latzung [mm]

RC-80/60-BN 300

Wahrscheinlichkeit eines Faserreißens in Abhängigkeit von Faserzugfestigkeit und Einbettungswinkel (Mittel aus sechs Einzelversuchen) Probability of fiber rupture in dependence of fiber strength and inclination angle (Average of 6 single tests)

Faserzugfestigkeit

350 atzung [mm²] Fläche he der Beteonabplatzun

500

100

Bild 9

Lb = 20 mm

700

300 250

15°

Lb = 20 mm

60° 45°

350

RC-80/60-BP

45°

30°

800

RC-80/60-BP

250 200 150 100 50 0

3,5

RC-80/60-BN RC-80/60-BP

3 2,5 2 1,5 1 0,5 05 0

15°

30°

45°

60°

Einbettungswinkel

15°

30°

45°

60°

Einbettungswinkel

Bild 10 Betonabplatzungen an der Austrittsstelle in Abhängigkeit vom Einbettungswinkel Effect of fiber inclination angle on concrete spalling area and depth in high-strength concrete

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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R. Breitenbücher, F. Song: Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen 900

450 Faserreißen

400

RC-80/60-BN

Faserreißen

800

Faserauszug

700

θ = 45°

θ = 45° Faserauszug

600

300

Auszziehkraft [N]

Ausziehkraft [N] Ausz

350

RC-80/60-BP Lb = 20 mm

Lb = 20 mm

250 200 150

500 400 300

100

200

100

0 0

3 4 5 Verschiebung [mm]

Bild 11 Faserbruch infolge hoher Spannungskonzentrationen an der Austrittsstelle bei einem Einbettungswinkel von 45° (links: normalfeste Faser, rechts: hochfeste Faser) Fiber rupture due to high stress concentrations on the fiber exit point at an inclination angle of 45° (left: normal-strength fiber; right: high-strength fiber)

1,4

RC-80/60-BP

1,2

σgeneigt/ σparalle parallel

σgeneigt / σparalle parallel

RC-80/60-BN

0,8 0,1 mm 0,25 mm 0,5 mm 1,0 mm

0,6 0,4 0,2

0,8 0,6

0,1 mm 0,25 mm 0,5 mm 1,0 mm

0,4 0,2

0 0°

15°

30° Einbettungswinkel

45°

60°

0°

15°

30° Einbettungswinkel

45°

60°

Bild 12 Spannungsverhältnis bzw. Faserleistung in Abhängigkeit vom Einbettungswinkel bei Faserverschiebungen von 0,1 mm, 0,25 mm, 0,5 mm und 1,0 mm (links: normalfeste Faser, rechts: hochfeste Faser) Stress Ratio/fiber efficiency as a function of inclination angle at fiber displacements of 0.1 mm, 0.25 mm, 0.5 mm and 1.0 mm (left: normal-strength fiber, right: high-strength fiber)

zwischen 0,45 mm und 4,95 mm. Mit der maximalen Ausziehkraft und der zugehörigen Faserverschiebung einer Einzelfaser ist es nicht möglich, eine globale Beurteilung der Faserleistung im Bauteil durchzuführen. Dennoch kann – unter der vereinfachten Annahme, dass alle Fasern im Durchschnitt den Riss unter einem Winkel von 45 ° kreuzen – für eine zulässige Rissbreite von 0,4 mm auch eine zulässige Verschiebung der Einzelfaser abgeleitet werden. Für die Einhaltung der genannten Rissbreite dürfte demnach in den untersuchten Fasern eine Zugkraft von maximal etwa 160 N (bei normalfesten Stahlfasern) bzw. etwa 440 N (bei hochfesten Stahlfasern) auftreten. Die Zugspannung der geneigten Faser wird somit nicht bei der maximalen Belastungsstufe, sondern bei den jeweiligen Faserverschiebungen bewertet. In den vorliegenden Versuchen wurde dazu das Verhältnis der Zugspannungen von geneigten Fasern zu (parallel zur Lastrichtung) ausgerichteten Fasern (σgeneigt/σparallel) bei Faserverschiebungen von 0,1 mm, 0,25 mm, 0,5 mm und 1,0 mm bestimmt. 50

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Wie in Bild 12 dargestellt, wies bis zu einer Faserverschiebung von 0,5 mm das Spannungsverhältnis der beiden untersuchten Stahlfasern mit zunehmendem Einbettungswinkel eine abnehmende Tendenz auf. Bei hochfesten Fasern wurde eine größere Streuung der Zugspannungsverhältnisse beobachtet. Im Bereich von Einbettungswinkeln zwischen etwa 15° und 45° nahm das Spannungsverhältnis bei den hochfesten Fasern mit zunehmender Faserverschiebung deutlich zu. Gegenüber den parallel zur Last ausgerichteten hochfesten Stahlfasern (θ = 0°) zeigten diese bei einer Faserverschiebung von 1,0 mm ein deutlich höheres Spannungsverhältnis, solange der Neigungswinkel 45° nicht überschritt. Abgesehen von einer Faserverschiebung von 1,0 mm zeigten die normalfesten Fasern bis zu einem Einbettungswinkel von 15° ein hohes Zugspannungsverhältnis bzw. höchste Faserleistung, während die hochfesten Fasern ihre höchste Faserleistung nur bei einem Fasereinbettungswinkel von 0° aufwiesen.

400

Gerade 100

θ = 0°

Au usziehkraft [N]

300 Ausziehkraft [N]

120

Endverhakt (RC-80/60-BN)

350

250 200 150

θ = 0°

80 60 40

100 30 mm 20 mm 10 mm

30mm 20mm 10mm

0 0

3 4 Verschiebung [mm]

Bild 13 Einfluss der Einbindelänge auf das Auszugsverhalten der endverhakten Faser (links, RC-80/60-BN) und der geraden Faser (rechts) Influence of Embedment length on the pullout response (left: end-hooked fiber; right: straight fiber)

Um den Einfluss unterschiedlicher Einbindelängen auf das Faserauszugsverhalten zu erfassen, wurden sowohl endverhakte Fasern (RC-80/60-BN) als auch gerade Fasern (durch Abschneiden des Endhakens) jeweils 10 mm, 20 mm und 30 mm parallel zur Beanspruchungsrichtung (θ = 0°) in die Betonmatrix eingebettet. In Bild 13 ist das Kraft-Verschiebungs-Verhalten der jeweiligen Fasertypen in Abhängigkeit von der Einbettungslänge dargestellt. Es ist deutlich sichtbar, dass sich bei allen geprüften Fasern die Ausziehkraft mit zunehmender Einbindelänge über die gesamte Verschiebung erhöhte. Diese Tendenz war bei geraden Fasern deutlich stärker ausgeprägt als bei endverhakten Fasern. Wie die Auswertung in Tab. 5 zeigt, verdreifachte sich die maximale Ausziehkraft bei geraden Fasern nahezu, wenn die Einbindelänge von 10 mm auf 30 mm erhöht wurde. Demgegenüber stieg die maximale Ausziehkraft bei den endverhakten Fasern für die gleichen Randbedingungen lediglich um rd. 11 % an. Somit hat sich bestätigt, dass das Auszugsverhalten von geraden Fasern primär von der Einbindelänge, das von endverhakten Stahlfasern eher durch die Verankerung des Endhakens dominiert wird.

Fazit

In dem vorliegenden Beitrag werden einschlägige Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen unter Variation verschiedener Versuchsparameter dargestellt. Die dabei gewonnenen Ergebnisse können vor allem für die Validierung entsprechender numerischer Modelle über das Tragverhalten von Stahlfaserbetonen genutzt werden [26], ebenso bilden sie die Basis für weitergehende spezielle Studien zur Anwendung von Stahlfaserbetonen für Tübbinge. Zunächst lassen sich aus den Versuchsergebnissen jedoch folgende Schlussfolgerungen ziehen: Stahlfasern mit Endverankerung weisen eine drei bis neun Mal höhere maximale Ausziehkraft auf als gerade Stahlfasern. Infolge der intensiveren Verankerung der

Tab. 5

Mittelwerte der maximalen Ausziehkräfte bei verschiedenen Einbindelängen Mean values of the maximum pullout loads for different embedment lengths

Einbindelänge

endverhakt

gerade

30 mm 20 mm 10 mm

378 N 356 N 340 N

113 N 289,7 % 83 N 212,8 % 39 N 100 %

111,2 % 104,7 % 100 %

Fasern in höherfesten Betonen versagten alle gewellten und nagelkopfenden Stahlfasern infolge Reißens bei vergleichsweise geringer Faserverschiebung. Die endverhakten Stahlfasern wurden komplett aus der Matrix herausgezogen (θ = 0°) und wiesen somit auch in der höherfesten Betonmatrix ein günstiges Auszugsverhalten auf. Obwohl längere/dickere endverhakte Fasern bei den Einzelfaserauszugsversuchen im Vergleich zu kürzeren/dünneren Fasern einen höheren Auszugswiderstand aufwiesen, muss in realen Bauteilen für Letztere aufgrund der erhöhten Anzahl von den Riss kreuzenden Fasern im Beton nicht grundsätzlich ein schlechteres Tragverhalten erwartet werden. Ein positiver Synergieeffekt könnte sich daraus ableiten lassen, dass in Fasercocktails die Vorteile beider Fasern (längere/dickere Fasern zusammen mit kürzeren/dünneren Fasern) in Kombination genutzt werden. Insbesondere könnten sich solche Systeme in Kanten- und Eckbereichen zur Vermeidung von Rissbildungen und Abplatzungen positiv auswirken. Eine künstliche Behandlung durch Aufrauen der Faseroberfläche hatte bei geraden Fasern einen starken Einfluss auf das Auszugsverhalten. Bei endverhakten Fasern dominierte demgegenüber die mechanische Verankerung über die Endhaken das Verbundverhalten. Endverhakte Stahlfasern mit hoher Zugfestigkeit zeigten erwartungsmäßig einen höheren Auszugswiderstand bei allen betrachteten Einbettungswinkeln. Mit zunehmendem Winkel neigten die Fasern eher zum Reißen, dies Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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R. Breitenbücher, F. Song: Experimentelle Untersuchungen zum Auszugsverhalten von Stahlfasern in höherfesten Betonen

war bei normalfesten Fasern ausgeprägter als bei hochfesten Fasern. Bei Letzteren traten demgegenüber Mörtelabplatzungen am Austrittspunkt der Faser in größerem Maße auf. Zudem nahm die Faserleistung mit größer werdendem Einbettungswinkel sukzessive ab. Um eine hohe Faserleistung in der Betonmatrix, d. h. eine nennenswerte Nachrisszugfestigkeit und eine ausgeprägte Duktilität im Bauteil zu erzielen, sollten sich die Fasern parallel oder mit kleinem Winkel zur Zugspannungsrichtung in der Betonmatrix ausrichten. In Hinblick auf den Einsatz in Tübbingsegmenten werden vorzugsweise eine homogene Faserverteilung und eine möglichst gleichmäßige Faser-

ausrichtung in allen drei Dimensionen angestrebt, weil entsprechende Beanspruchungen bei Herstellung, Transport sowie Einbau in allen drei Raumrichtungen einwirken können [27].

Dank Die Autoren danken der Deutschen Forschungsgemeinschaft für die finanzielle Förderung dieser Arbeit im Rahmen des Teilprojekts B1 des Sonderforschungsbereichs SFB 837.

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Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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Prof. Dr.-Ing. Rolf Breitenbücher rolf.breitenbuecher@rub.de

M.Sc. Fanbing Song fanbing.song@rub.de

Ruhr-Universität Bochum Lehrstuhl für Baustofftechnik Universitätsstraße 150 44801 Bochum

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Philipp Eisenbach, Ragunath Vasudevan, Manfred Grohmann, Klaus Bollinger, Stephan Hauser

BERICHT

Parapluie – Realisierung einer ultraschlanken Betonschale durch Aktivierung einer Membrantragwirkung Der Parapluie ist eine ultraschlanke Sichtbetonschale, die für eine Serienproduktion von Haltestellendächern entwickelt wurde, bei der die gefräste Schalung mehrfach verwendet wird und dessen Prototyp bereits errichtet wurde. Dabei wurde sich eines mikrobewehrten Hochleistungsbetons mit einer Armierung aus Edelstahl bedient, die gleichmäßig über den Querschnitt bis an die Randfasern verteilt ist. Dieses Material bietet eine größtmögliche Duktilität bei gleichzeitig hoher Tragfähigkeit des Bauteils. Der so erlangte biaxial homogene Werkstoff erlaubt zudem eine annähernd linear elastische Tragwerksanalyse. Das Ziel war, eine Schale zu fertigen, die so schlank und so leicht wie möglich ist. Mithilfe eines parametrischen Formfindungsprozesses wurde ein System entwickelt, dessen Lastabtrag, analog eines in der Hand gewölbten Blatt Papiers, fast ausschließlich über eine Membrantragwirkung stattfindet. Das Ergebnis ist eine Freiformschale ohne Stahleinbauteile mit einer Plattendicke an den Rändern von weniger als 24 mm [1].

Parapluie – Fabrication of an Ultra Thin Concrete Shell by Activating Membrane Effects Parapluie is an ultra thin architectural concrete shell structure for a bus stop shelter designed for a serial production by multiple reuse of the formwork. It is made of ultra-high-performance-concrete that is reinforced with a layered micro mat reinforcement distributed over the whole cross section with zero distance to the outer surfaces. This material composition leads to a highly ductile behavior that is substantiated by the biaxial homogenous cross section layout that allows a linear elastic structural analysis. The aim was to achieve a concrete shell that is as slender and lightweight as possible. By a parametric form finding process a system was developed that is able to transfer the loads of the shell mostly by membrane effects with the analogy of the structure of a sheet of paper. The result is a concrete shell with no steel embedded items and an edge thickness of less than 24 mm.

ergab sich die Aufgabenstellung, eine Schale zu entwickeln, die bei großer Spannweite so schlank und so leicht wie möglich ist. Die Entwicklung des Bauwerks erfolgte in einer Zusammenarbeit des Ingenieurbüros Bollinger + Grohmann Ingenieure, schneider + schumacher Planungsgesellschaft und DUCON.

Allgemeines

Die architektonische Idee für den Parapluie (Bild 1) ist eine Sichtbetonschale, die zusammen mit einer Sitzkonstruktion und einem gläsernen Windschutz als Haltestellenüberdachung dienen soll. Der Parapluie ist durch die multiple Verwendbarkeit der Betonschalung als Serienproduktion konzipiert. Um die Transport- und Montagebedingungen so einfach wie möglich zu gestalten, ist es wichtig, dass das System mit einfachen Mitteln vor Ort errichtet werden kann. Aufgrund dieser Randbedingungen

Das Ergebnis ist eine Betonschale aus einem weiterentwickelten UHPC (Ultra High Performance Concrete) mit einer projizierten Grundrissfläche von 1,70 m × 2,85 m. Durch die Wölbung wird das Regenwasser in die Einspannung der Schale geleitet und von dort über die hohle Stütze in den Grund abgeleitet. Die exzentrisch stehende Stütze besteht aus einer Verbundkonstruktion aus mikrobewehrtem Hochleistungsbeton und einem integrierten Stahlrohr, das gleichzeitig der Entwässerung dient. Schirm und Stütze sind durch eine Schraubverbindung kraftschlüssig miteinander verbunden. Der Schirm selbst kommt außer den Ankern für den Transport ohne Einbauteile aus und hat eine variierende Dicke von 24 mm an den Rändern bis 50 mm an der Einspannung.

2 2.1

Bild 1

Realisierter Prototyp des Parapluie Built prototype of the Parapluie

Formfindung des Parapluie Analoge Formfindung von Schalen

In der historischen Entwicklung der Architekturgeschichte zeigt sich ein kontinuierliches Bestreben, über Formfindungsprozesse die Grenzen vorhandener Materialien auszuschöpfen und materialseitige Randbedingungen als

BERICHT REPORT

DOI: 10.1002/best.201300071

P. Eisenbach, Ragunath V., M. Grohmann, K. Bollinger, S. Hauser: Parapluie – Realisierung einer ultraschlanken Betonschale durch Aktivierung einer Membrantragwirkung

Entwurfskriterium heranzuziehen. Das Pantheon in Rom ist ein frühes Beispiel für den Wunsch, einen großen Raum mit einer Schale zu überspannen.

schen Form und Tragverhalten, der in den Designprozess integriert wird, mit dem Ziel, die Geometrie der Struktur zu optimieren.

Die Entwicklung von leichten und weitgespannten Tragwerken fokussierte sich Anfang des 20. Jahrhunderts, als neue Technologien zur Herstellung von unkonventionellen Formen greifbar wurden. Die Entwicklung des Betons als beliebig formbaren Baustoff hat wesentlich dazu beigetragen, Formen von Schalen experimentell zu untersuchen und zu optimieren.

Die Grundform des Parapluie beschreibt eine Schüssel, die über eine rotierte Kurve erzeugt wird, die als Kontur der späteren Form dient. Diese Kurve ist die Basis für eine Serie von Kreisen mit variierenden Radien, die in der horizontalen Ebene verschoben werden können, um die asymmetrische Form zu generieren. Aus der so entstandenen Geometrie wird schließlich ein im Grundriss projiziertes Rechteck so herausgestanzt, dass die Exzentrizität betont und die Komplexität in den Kanten verdeutlicht wird, an denen der Formfindungsprozess des Parapluie visualisiert ist.

F ELIX CANDELA gilt als einer der Pioniere für die Entwicklung schlanker Betontragwerke. Einer seiner wesentlichen Beiträge ist das Heranziehen einfacher mathematischer Prinzipien wie den hyperbolischen Paraboloiden Hypar als Kriterium der komplexen Dachformen seiner Entwürfe. Vorteil war hier die Vereinfachung der Herstellung, da Schalungen dieser Formen mit geraden Paneelen gefertigt werden konnten. Anfang der 1950er-Jahre arbeitete CANDELA an einer Reihe von Schirmtragwerken, die auf früheren Studien F. AIMONDS basieren [2]. Diese Schirme bestanden aus vier Hyparflächen mit rechtwinkligen Seitenkanten, die untereinander verbunden werden konnten und somit große Dachflächen erzeugten. CANDELAS Experimente dienten als Grundlage für die Entwürfe einer Reihe von Kirchen, die 1953–1958 in Mexiko realisiert wurden [3]. Als weiterer Pionier für experimentelle Formfindungsprozesse von Schalen gilt HEINZ ISLER, bekannt für die ISLER-Schalen, die auf dem Prinzip der Hängemodelle basieren. Wird ein Seil lose an zwei Enden befestigt, entsteht eine Kettenlinie, die in ihrer Form durch das Aufbringen von Gewichten manipuliert werden kann und die Eigenschaft hat, Lasten ausschließlich über Zugkräfte, und somit in der invertierten Form über Druckkräfte abzutragen. Das Prinzip der invertieren Kettenlinie fand bereits im 17. und 18. Jahrhundert beim Bau von Kirchen mannigfach Anwendung, wurde jedoch von ISLER als experimentelles Formfindungswerkzeug eingesetzt. Diese Methode wurde umfassend von wegweisenden Architekten wie ANTONIO GAUDI, P IER LUIGI NERVI und F REI OTTO angewandt und hat somit die Architektursprache von Schalenstrukturen Anfang des 20. Jahrhunderts weitgehend geprägt.

2.2

Parametrische Formfindung

Die Form des Parapluie basiert auf dem Hintergrund von Schalentragwerken mit dem Hauptfokus auf der maximalen Ausnutzung bzw. Minimierung der Tragstruktur. Die Schale wurde wie bei den Experimenten der oben beschriebenen analogen Formfindung einer Vielzahl von Formuntersuchungen unterzogen, jedoch mithilfe der gegenwärtigen digitalen und parametrischen Entwurfsmethoden, die neue Möglichkeiten für die Entwicklung mehrfach gekrümmter Freiformschalen eröffnen. Der Prozess mündet in einem konstanten Austausch zwi54

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Um die Aspekte des Materials und des Tragwerks zu berücksichtigen und die statisch erforderliche Dicke darzustellen, werden zwei unabhängige Kurven erzeugt. So wird die Dicke der Schale an jeder Stelle je nach statischem Erfordernis einstellbar, und eine präzise Kontrolle der Kanten gestalterisch und strukturell möglich. Um ein optimales System zu generieren, wurden die Schale und die hyperboloide Schrägstütze als Gesamtsystem im 3DProgramm RhinoCeros und Grasshopper [4] parametrisch modelliert, sodass die Veränderung der einzelnen Faktoren für mannigfache Szenarien hinsichtlich architektonischer und struktureller Erfordernisse getestet werden konnte.

2.3

Parametrische Optimierung der Tragstruktur

Der Aufbau des Systems in Grasshopper erlaubt die Variation einzelner Parameter in vordefinierten Grenzen. Dadurch kann das System einer statischen Untersuchung in Echtzeit mithilfe des Plugins Karamba [5] unterzogen werden. Somit ist zusätzlich zum gestalterischen Prozess auch die Tragwerksanalyse innerhalb des Systems integriert und die gestalterische und tragwerksanalytische Abhängigkeit der Variablen vom Input der Ausgangsparameter bis zum finalen Output der Geometrie implementiert. In der Nachbereitung wurde das System einem evolutionären Optimierungsprozess unterzogen. Als Optimierungsfaktor wurde die Verformung quantifiziert und das Gesamtsystem mithilfe von Galapagos [6], einem evolutionär basierten Optimierungsalgorithmus, optimiert. Durch einen iterativen Prozess erprobt Galapagos verschiedene Varianten der gestalterischen Form, die anschließend tragwerksanalytisch im Karamba-Subsystem geprüft und nach ihrer Eignung sowie dem Grad der Optimierung bewertet werden. Die Erweiterung des parametrischen Grasshopper-Systems um Karamba ermöglicht interessante Optimierungsabläufe innerhalb des Formfindungsprozesses. Alle Einzelprozesse von der Gestaltungsgeometrie über die Tragwerksoptimierung bis hin zur Materialität können in Abhängigkeit voneinander abgestimmt werden. Dieser

Prozess hat eine hohe Effizienz, da eine nachträgliche Optimierung einer vorab festgelegten Form vermieden werden kann. So kann eine tragwerksoptimierte Form mit möglichst geringem Materialverbrauch erzeugt werden – eine Instrumentalisierung der gestalterischen Form zu einer tragfähig optimierten Form.

3 3.1

Planungsprozess Konstruktiver Aufbau des Parapluie

Die komplexe Form des Parapluie erfordert ein Umdenken bezüglich konventioneller Abläufe von Planung und Umsetzung, da 2D-Grundrisse und -schnitte ungeeignet sind, um die Konstruktionen zu beschreiben. Als Ergebnis wurde die Betonschalung über einen digitalen Datenaustausch mittels einer CNC-Fräse hergestellt. Da die Dicke und die Geometrie über die gesamte Schale variieren, wurden eine Ober- und eine Unterschalung gefertigt, um die Schale in größtmöglicher Präzision zu realisieren. Die Dachschale des Parapluie ist über eine Schraubverbindung an der in beide Achsen geneigten Stütze befestigt. Hierzu wurden am Kopfpunkt der Stütze Gewindestangen aufgeschweißt, welche die Schale durchdringen. Die Befestigung erfolgt über eine Verschraubung an der Schalenoberseite. Die Stütze ist eine hohle Verbundkonstruktion, bestehend aus einem Regenabflussrohr aus Stahl und einer dünnwandigen Ummantelung aus mikrobewehrtem Hochleistungsbeton. Der Stützenquerschnitt beträgt an der dünnsten Stelle 11,5 cm und an seiner gestalterischen Aufweitung am Kopfende 30 cm. Die Lasteinleitung in den Baugrund erfolgt über ein konventionelles Einzelfundament aus Stahlbeton in Ortbetonbauweise, welches die Drainage des Regenwassers beinhaltet.

3.2

Bild 2

Tragwerksanalogie eines Papierblatts Analogy of the structural system on a sheet of paper

che keinem Stabilitätsversagen ausgesetzt, wodurch die Bauteildicke bei Ausnutzung der Versagensspannung auf ein Minimum reduziert werden kann. Die entsprechende Druckzone des Systems ist in den stärker verwölbten Bereichen lokalisiert, deren Krümmung eine Behinderung eines Stabilitätsversagens gewährleistet. Ein Umkehren des Zug- und Druckbereichs (das System auf den Kopf stellen) würde zu einem Stabilitätsversagen der außen liegenden unverwölbten Kanten führen, die dann einer Druckbelastung ausgesetzt wären. Die Analogie des Papiersystems, das eine optimierte Struktur darstellt, um eine leichte und schlanke Schale zu entwickeln, wurde als Eingangskriterium für die Formfindung des Parapluie-Daches genutzt. In einem Optimierungsprozess wurde unter Berücksichtigung der architektonischen Randbedingungen ein System entwickelt, das die Plattenbiegemomente minimiert und bei dem der Lastabtrag über Flächennormalspannungen stattfinden kann. Durch ein Erzielen von fast ausschließlich axialen Zugspannungen an den Rändern der Schale konnten diese auf ein Minimum reduziert werden, da in diesem Bereich keinerlei Stabilitätsprobleme auftreten können (Bild 3). Die Dicke der Schale steigt affin zu den auftretenden Druckspannungen und den Einspannmomenten im Bereich der Lasteinleitung an, um einen Widerstand gegen Beulen und Durchstanzversagen zu ge-

Statisches System

Das statische System wurde als Membransystem entwickelt. Hierbei wurde die Traganalogie eines Blatts Papier herangezogen, dem zwischen den Fingern eine Verwölbung aufgezwängt wird (Bild 2). Ein solches Blatt Papier hat trotz seines dünnen Querschnitts eine hohe Steifigkeit, um sich selbst und sogar zusätzliche Lasten abzutragen, indem Flächennormalspannungen aktiviert und Flächenbiegungen ausgeschlossen werden. Ein komplett flaches Blatt Papier als Kragarmsystem trägt keinerlei Belastung, nicht einmal das Eigengewicht, da die statische Höhe in diesem Fall nur die vernachlässigbare Dicke des Blatts ist. Eine aufgezwängte Verwölbung gibt dem System eine statische Höhe, die von den oberen bis zu den unteren Randfasern reicht und je nach Stärke der Wölbung das Trägheitsmoment exponentiell erhöht und das System von einem Biegesystem in ein Membransystem überführt. Das so erhaltene System erhält in den Randbereichen Zugspannungen. Resultierend daraus sind die Randberei-

Bild 3

Die Hauptnormalkraftverteilung unter Eigengewicht zeigt, dass vor allem die Ränder der Schale durch die Membrantragwirkung überwiegend einer Zugbeanspruchung ausgesetzt sind und daher in ihrer Dicke minimiert werden können (rot = Zug; blau = Druck) The principal normal stress distribution caused by self weight approves that the edges of the shell are mainly exposed to tensile stresses so that their thickness can be reduced to a minimum (red = tension; blue = compression)

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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P. Eisenbach, Ragunath V., M. Grohmann, K. Bollinger, S. Hauser: Parapluie – Fabrication of an Ultra Thin Concrete Shell by Activating Membrane Effects

P. Eisenbach, Ragunath V., M. Grohmann, K. Bollinger, S. Hauser: Parapluie – Realisierung einer ultraschlanken Betonschale durch Aktivierung einer Membrantragwirkung

Bild 4

Die Hauptmomente unter Eigengewicht treten weitestgehend nur an der Lasteinleitungsstelle der Schale auf, was zeigt, dass die Schale keiner Plattenbiegung ausgesetzt ist In-plane bending moments caused by self weight occur to the greatest possible extent at the support where the load application causes local stress peaks

währleisten und um die Biegemomente aus der exzentrischen Position der Stütze aufzunehmen (Bild 4). Aus der Form der Schale resultierend steigt der Grad der zweifachen Krümmung in Richtung Einspannung kontinuierlich an, sodass eine natürliche Erhöhung des Beulwiderstands entsteht. Die leichte und kontinuierliche Erhöhung der Schalendicke von 24 mm auf 50 mm, die visuell kaum wahrnehmbar ist, erhöht die Biegekapazität der Schale gerade so, dass in der Einspannung, bei der konzentrierte Lastspitzen auftreten, keine Stahleinbauteile oder dergleichen nötig sind.

4 4.1

Material Materialkomposition und Mechanische Eigenschaften

Um eine Schale zu fertigen, deren Dicke auf ein Minimum reduziert ist, sind an die Materialeigenschaften große Festigkeiten bei zugleich hoher Duktilität gefordert. Zusätzlich müssen die Randbedingungen des Herstellungsprozesses einer mehrfach gekrümmten Fläche mit multiplen Krümmungsradien durch die freie Formbarkeit des Werkstoffs erfüllbar sein.

Bild 5

Spannungsausnutzung im Grenzzustand der Tragfähigkeit – durch den homogenen Querschnittsaufbau kann die Bemessung annähernd anhand einer bilinear-elastischen Materialannahme erfolgen Stress utilisation plot of the ultimate limit state – the homogeneous setup of the cross sections allows approximately a bilinear elastic structural design

Der Baustoff besteht aus einer mehrlagigen, räumlich verknüpften Mikroarmierung, die homogen über den Gesamtquerschnitt des Bauteils verteilt ist. Dieser zweiachsig-homogene Querschnittsaufbau erlaubt eine annähernd bilinear-elastische Bemessung über eine Vergleichsspannungsanalyse (Bild 5). Um einer möglichen Korrosion entgegenzuwirken, sind die oberflächennahen Bewehrungslagen aus Edelstahl. DUCON® steht für DUctile CONcrete und ist ein Synonym für die extreme Duktilität und hohe Energieabsorption des Materials. Die international patentierte Technologie setzt sich aus einer räumlichen Mikroarmierung (MicroMat) und einem selbstverdichtenden ultrahochfesten Beton zusammen [7, 8]. Die gezielte Anordnung der räumlich verknüpften Mikroarmierung erlaubt eine homogene Verteilung der Bewehrung über den Betonquerschnitt bei zugleich geringer Betondeckung (Bild 6).

Das Material, welches diese Anforderungen erfüllt, ist DUCON, ein mikrobewehrter, ultrahochfester Beton. Tab. 1

Materialkennwerte des verwendeten Betons Material characteristics of the used concrete

Mechanische Eigenschaft

Wert

Druckfestigkeit Biegezugfestigkeit Zentrische Zugfestigkeit Schubtragfähigkeit Elastizitätsmodul Bauteildicken Duktilitätsfaktor Rissweiten

90–200 N/mm² (Cube) 16–75 N/mm² 9–20 N/mm² 3–16 N/mm² > 35 000 N/mm² ≥ 10 mm > 10 < 0,10 mm

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bild 6

Homogene Bewehrungsverteilung bis an die Randbereiche des Querschnitts Homogeneous set up of the reinforcement from top- to bottom fibres of the cross section

Über diesen Aufbau kann zusätzlich durch gezielte Anordnung der Zuschläge oder optionaler Verdrängungskörper die Steifigkeit des Baustoffs reguliert werden. Es entsteht eine Art Siebeffekt, bei dem größere Zuschläge an der Infiltrationsseite platziert werden und feinere Zuschläge sich über den Querschnitt verteilen. Somit können der Elastizitätsmodul und der Kraftfluss in dem Baukörper gesteuert werden. Der Einsatz der gerichteten und durchgehenden Bewehrung ermöglicht im Vergleich zu UHPC und Faserbetonen deutlich höhere Tragfähigkeiten in Verbindung mit einer prognostizierbaren Rissbreitenbeschränkung und geringen Streuungen im Materialverhalten. Die Kombination aus hoher Tragwirkung bei gleichzeitig hoher Dauerhaftigkeit ist unter anderem die Grundlage für den Einsatz als dünne tragfähige Dichtschicht mit WHG-Anforderungen für LAU-Anlagen. Hierfür wurde eine allgemeine bauaufsichtliche Zulassung erteilt. Die hohe Energieabsorption bei den Lastfällen Explosion, Anprall und Erdbeben ermöglicht dünnwandige Nachrüstungen zum baulichen Schutz von bestehenden Gebäuden und kritischen Infrastrukturen.

4.2

Bild 8

Spannungs-Dehnungs-Diagramm für drei verschiedene Justierungen A, B, C von DUCON im Vergleich zu Normalbeton und eines typischen Faserbetons Stress-deflection diagram for three different adjustments A,B,C of DUCON in comparison to standard concrete and typical fiber reinforced concrete

Bild 9

Vier-Punkt-Biegeversuch eines DUCON Bauteils; t = 25 mm Four point bending test of a DUCON element; t = 25 mm

Tragfähigkeit und Duktilität

Die Bewehrung hat in diesem Anwendungsfall einen Durchmesser von 1,0 mm und einen Achsabstand von 12,5 mm in den Flächenrichtungen (Bild 7). In Plattendickenrichtung sind die Maschen mehrlagig bis zu den Oberflächen aufeinander geschichtet und räumlich verknüpft. Durch den besonderen Aufbau der Mikroarmierung wird eine hohe Duktilität gewährleistet. Bei großen Verformungen entsteht eine Mikrorissbildung, wobei die Risse im Abstand der Maschenweite sehr fein über die gesamte Länge der Zugzone verteilt sind. Das gewünschte Materialverhalten hinsichtlich Tragfähigkeit und Duktilität lässt sich einjustieren. Durch die Wahl von Stahlgüte, Stahlgehalt und Zusammensetzung der Mikroarmierung kann die Leistungsfähigkeit von extrem duktil bis hin zu hoher Tragfähigkeit eingestellt werden.

Dies wird durch die verschiedenen Verläufe der Last-Verformungskurven aus Biegezugversuchen veranschaulicht, vgl. Kurven A, B und C in Bild 8. Optional können auch andere Materialien neben der Stahlarmierung eingesetzt werden. Im Falle einer Leistungsfähigkeit gemäß Kurve C kann ein Duktilitätsgrad von 10 erreicht werden (Duktilitätsgrad = Bruchdehnung/Fließdehnung). Der dargestellte Biegezugversuch veranschaulicht die hohe Tragfähigkeit bei gleichzeitig großer Verformungsfähigkeit ohne schlagartiges Versagen gemäß Kurve C (Bild 9).

5 5.1

Bild 7

Die Mikro-Maschenarmierung vor der Weiterverarbeitung Micro mesh reinforcement prior to final assembly

Herstellungsprozess Herstellung und Montage der Betonschale

Zur Herstellung der Schale des Prototyps wurden zunächst die obere und die untere Schalung gefräst und die Kontaktflächen zum Beton mit einer Beschichtung versehen. Vor dem luftdichten Verschluss der Schalungshälften Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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P. Eisenbach, Ragunath V., M. Grohmann, K. Bollinger, S. Hauser: Parapluie – Fabrication of an Ultra Thin Concrete Shell by Activating Membrane Effects

P. Eisenbach, Ragunath V., M. Grohmann, K. Bollinger, S. Hauser: Parapluie – Realisierung einer ultraschlanken Betonschale durch Aktivierung einer Membrantragwirkung

Bild 10 Exakte Positionierung der Ober- und Unterschalung Exact positioning of lower and upper formwork Bild 12 Schraubverbindung der Stütze und der Schale Screwed connection between column and shell

Bild 11 Ansicht der Schale von unten am Kran hängend; die Perspektive lässt die exzentrische Stützenposition erkennen View on shell from below hanging on crane; perspective shows eccentric location of support area

(Bild 10) wurde die Mikroarmierung entsprechend der doppelt gekrümmten Schalungsform eingebaut. Die Betoninfiltration erfolgte über die Hochpunkte in der oberen Schalung. Die Herstellung der Hypar-Stütze erfolgte durch Infiltration von oben in die stehende Schalung. Nach der Aushärtungszeit der Betonschale und der Stütze wurde der Prototyp vor Ort montiert und eine reale Einbausituation hergestellt. Das Grundkonzept der einfachen und zügigen Montage konnte dabei verifiziert werden. Zunächst wurde die geneigte Stütze in ein Köcherfundament gesetzt und im Anschluss am Fußpunkt vergossen. Danach wurde die Dachschale per Kran auf die Gewindestangen der Stütze gesteckt und anschließend an der Schalenoberseite verschraubt (Bilder 11 und 12).

5.2

Belastungstest

Während des Planungsprozesses wurden die Schneelasten als maßgebende Verkehrslast nach DIN EN 1991-1-4 auf die Zone 2 mit einer maximalen geodätischen Höhe von 520 m u.NN (z. B. München) limitiert. Die daraus resultierende Schneelast ergibt sich dadurch zu 58

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Bild 13 Belastungstest des Parapluie; die Größe der Last entspricht der Bemessungslast unter Berücksichtigung der Teilsicherheitsfaktoren der Lastseite und der Materialseite Test loading of Parapluie, the magnitude of the test load corresponds to the design load by taking into account the safety factors on the load and the material side

Sk = μ · sk = 0,8 · [0,25 + 1,91 · ((520 + 140)/760)²] = 1,35 kN/m². Die entsprechende Bemessungslast ist die charakteristische Last multipliziert mit dem Sicherheitsfaktor der Lastseite γQ = 1,5 und Sicherheitsfaktor der Materialseite γM = 1,2 (aufgrund des homogenen Materialaufbaus und der daraus resultierenden niedrigen Streuung pendelt sich der Wert bei γM = 1,07 – 1,17 ein). Daraus ergibt sich ein globaler Sicherheitsfaktor von γgl = γQ· γM = 1,8.

Der auskragende Teil der Schale hat eine projizierte Grundrissfläche von

gebnis zeigt, dass das ganze System während der Belastung im elastischen Bereich geblieben ist und somit bedenkenlos als Haltestellendach eingesetzt werden kann.

Aref = 1,95 m · 1,70 m = 3,30 m². Daraus ergibt sich die aufzubringende Last des Belastungstests: G = Sk · γgl · Aref = 8,02 kN (gerundet auf 850 kg). Im Rahmen eines Belastungstests direkt im Anschluss an die Montage des Parapluie (Bild 13) wurde diese definierte Verkehrslast von 850 kg mithilfe von Streusalzsäcken auf einer Europalette aufgebracht. Dadurch, dass die Last nicht sukzessive, sondern auf einmal mit einem Gabelstaplerhub aufgebracht wurde, entstanden zuvor nicht berücksichtigte dynamische Zusatzlasten. Mit dem Gewicht von 850 kg auf der Schale waren keinerlei visuelle Schäden oder Risse wahrnehmbar. Das Er-

Fazit

Mit der gelungenen Umsetzung der Konzeption des Parapluie konnte ein hochtragfähiges zweiteiliges Schalensystem mit geringem Montageaufwand realisiert werden. Das Beispiel zeigt, dass die parametrische Optimierung von Betonschalen unter Ausnutzung der Membrantragwirkung zu Bauteilen mit größerer Schlankheit oder größeren Spannweiten mit noch komplexeren Geometrien führen kann. Die Aktivierung von Membranzugspannungen in Verbindung mit der Wahl eines mikrobewehrten Hochleistungsbetons eröffnet dabei eine Reihe neuer Gestaltungsmöglichkeiten für architektonische Ansätze in Formfindungsprozessen ultraschlanker Betonschalen.

Literatur [1] EISENBACH, P.; GROHMANN, M.; BOLLINGER, K.; R AGUNATH V.; HAUSER, S.: PARAPLUIE – Ultra Thin Concrete Shell Made of UHPC by Activating Membrane Effects. International Association for Shell and Spatial Structures (IASS) Symposium, Wroclaw, 2013. [2] AIMOND, F.: Étude statique des voiles minces en paraboloide hyperbolique travaillant sans flexion. Publications, International Association for Bridge and Structural Engineering (IABSE) 4 (1936). [3] MARIA, E.; GARLOCK, M.; BILLINGTON, D. P.: Félix Candelas’s legacy. Proceedings of the International Association for Shell and Spatial Structures (IASS) Symposium, Valencia, 2009. [4] RUTTEN, D.: Grasshopper-Generative Modeling for Rhino. www.grasshopper3d.com. [5] P REISINGER, C.: Linking Structure and Parametric Geometry. Architectural Design Special Issue: Computation Works: The Building of Algorithmic Thought, 83 (2): pp. 110–113; Jon Wiley&Sons, London 2013. [6] RUTTEN, D.: Galapagos: On the logic and limitations of generic solvers. Architectural Design Special Issue: Computation Works: The Building of Algorithmic Thought, 83 (2): pp. 132–135; Jon Wiley&Sons, London 2013. [7] HAUSER, S.: Hochfester Faserbeton – SIMCON NEU/ DUCON. Dissertation, Institut für Statik, TU Darmstadt, Darmstadt, 1999. [8] WÖRNER, J.-D.; HAUSER, S.: DUCON, ein innovativer Hochleistungsbeton. Beton und Stahlbetonbau 94 (1999), Hefte 2 und 3, S. 66–75 und S. 141–145. Autoren

Dipl.-Ing. Philipp Eisenbach B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH Westhafenplatz 1 60327 Frankfurt am Main peisenbach@bollinger-grohmann.de

M.A. (AAD) Ragunath Vasudevan schneider+schumacher Planungsgesellschaft mbH Poststraße 20a 60329 Frankfurt am Main ragunath.vasudevan@schneider-schumacher.de

Prof. Dipl.-Ing. Manfred Grohmann B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH Westhafenplatz 1 60327 Frankfurt am Main office@bollinger-grohmann.de

Prof. Dr.-Ing. Klaus Bollinger B+G Ingenieure Bollinger und Grohmann GmbH Westhafenplatz 1 60327 Frankfurt am Main office@bollinger-grohmann.de

Dr.-Ing. Stephan Hauser DUCON Europe GmbH & Co. KG Farmstraße 118 64546 Mörfelden-Walldorf info@ducon.de

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DOI: 10.1002/best.201300069

BERICHT

Olaf Mertzsch

Entwicklung der Spannbetonvorschriften in der DDR 50 Jahre TGL 0-4227 Die Spannbetonbemessung in der DDR wurde zunächst durch die DIN 4227 bestimmt. Im Jahr 1964 erfolgte die Einführung der TGL 0-4227. Diese Norm erlaubte auch die Spannbetonbemessung im Zustand II. In den 1970er-Jahren wurde mit dem „Einheitliches technisches Vorschriftenwerk Beton“ (ETV Beton) ein Bemessungsverfahren auf der Grundlage des semiprobabilistischen Sicherheitskonzepts entwickelt und 1981 verbindlich eingeführt. Die seinerzeitigen Berechnungsansätze entsprechen weitgehend den Annahmen des heutigen Eurocodes.

Development of prestressed concrete rules in the GDR – 50 years TGL 0-4227 The pre-stressed concrete calculation in the GDR was defined by the DIN 4227 for the first time. In 1964 the TGL 0 4227 was introduced. This standard also allowed for the dimensioning of prestressed concrete in state II In the seventies, the uniform technical rules and regulations concrete (ETV Beton) was developed as a design method based on the semi-probabilistic safety concept, and introduced in 1981 obligatory. These former calculation approaches are similar to the assumptions of today’s eurocodes.

Einführung der DIN 4227 (10/53) in der DDR

Im Oktober 1953 erfolgte die Herausgabe der ersten deutschen Spannbetonvorschrift mit der Bezeichnung „DIN 4227 – Spannbeton; Richtlinie für Bemessung und Ausführung“. Die Arbeit an dieser Norm wurde 1943 unter der Leitung von Prof. RÜSCH aufgenommen. Ihm ist es zu verdanken, dass beim Nachweis der Bruchsicherheit erstmals das Traglastverfahren zur Anwendung kam. Darüber hinaus wurden ebenfalls Gebrauchstauglichkeitsnachweise gefordert. Die Frage, ob ein entsprechender Bruchsicherheitsnachweis dem tatsächlichen Tragverhalten gerecht wird, wurde bereits 1926 in [1] diskutiert. In der damaligen Sowjetunion war die sogenannte n-freie Bemessung (Traglastverfahren) 1938 mit dem Ziel der Stahleinsparung eingeführt worden [2]. Da Anfang der 1950er-Jahre die fachliche Orientierung bei der Berechnung und Planung von Baukonstruktionen in der DDR noch vorwiegend auf die DIN-Vorschriften ausgerichtet war, erfolgte 1954 die Verbindlichkeitserklärung der DIN 4227 [3] für die DDR. Hierbei wurde festgelegt, dass die nach DIN 4227, Abschnitt 2, geforderten Zulassungen vom Ministerium für Aufbau, Abteilung Baurecht und Bauaufsicht für jedes Bauvorhaben einzeln erteilt werden müssen (Einzelfallzulassung). Die Verbindlichkeitserklärung der mit dieser Norm verbundenen DIN 1045 („Beton und Stahlbeton – Bemessung und Ausführung“), Ausg. April 1943, war bereits 1952 erfolgt. Sie wurde 1962 durch die TGL 11422 [4] ergänzt, diese regelte die Anwendung des Traglastverfahrens im Stahlbetonbau. Die Einführung der TGL 11422 ist im Wesentlichen auf die Arbeit von Prof. BRENDEL zurückzuführen. Die Grundlagen für das Traglastverfahren gemäß TGL 11422 einschließlich des Sicherheitskonzepts sind in [2] ausführlich dargelegt. 60

Einflüsse auf die Entwicklung der TGL 0-4227 (05/63)

Die Entwicklung des Spannbetonbaus in der DDR war zunächst durch die Zusammenarbeiten im Deutschen Ausschuss für Stahlbeton (DAfStb) und im Deutschen Betonverein E.V. (DBV) geprägt. Darüber wurde sie über die Mitarbeit im CEB auch durch die europäische Forschung beeinflusst. Eine kritische Bestandsaufnahme zu den Möglichkeiten einer verstärkten Nutzung des Spannbetons in der DDR kann [5] entnommen werden. In diesem Beitrag benennt Dr. HAMPE (später Professor in Weimar) folgende Punkte, die für eine verstärkte Nutzung des Spannbetons erforderlich sind: – Erforschung der Grundlage und Bereitstellung von Grundwerten – Schaffung einer Materialbasis – Schaffung der technischen Voraussetzungen – Schaffung einer Entwurfskapazität – Schaffung einer Ausführungskapazität – Bereitstellung der gesetzlichen Grundlagen (Bestimmungen und Zulassungen) Für die Entwicklung der Normung im Spannbetonbau war das „Institut für Stahlbeton“ in Dresden zuständig. Die Arbeiten wurden durch die Veröffentlichungen von ZERNA [6] und ABELES [7] beeinflusst. In diesen Arbeiten werden Ansätze zur Spannbetonbemessung im Zustand II dargelegt. So werden in [7] drei Arten des Vorspanngrades unterschieden: – Typ I – Volle Vorspannung (Unter Gebrauchslast ist jedwede Rissbildung zu vermeiden.) – Typ II – Beschränkte Vorspannung (Unter üblichen Gebrauchslasten sind Risse, die unter

tersuchungen zur TGL 11422 [4] von einem Sicherheitsbeiwert γ = 1,70 ausgegangen. Der Teilsicherheitsbeiwert ergab sich demnach aus folgenden Ansätzen: – Einfluss der Modellunsicherheit: um1 = 1,25 – Einfluss der Lastunsicherheit: um2 = 1,10 … 1,40 ≈ 1,25 – Materialseitige Unsicherheiten: Stahl: ue = 0,90 Beton: ub = 0,60 … 0,65 = 1/1,67 … 1/1,54 Ausgehend von den vorhergehenden Annahmen ergibt sich der Sicherheitsbeiwert in Bezug auf die resultierende Stahllage mit γ = γ s = 1,25 · 1,25/0,9 = 1,74 ≈ 1,70. Der Reduktionsfaktor für die Betonfestigkeit kann mit ρ = 0,60/0,90 … 0,65/0,90 = 0,67 … 0,72 ≈ 0,675 angenommen werden. Die maximale Betonrandspannung erhält man entsprechend mit maxσ bR = –0,675 · W28. Bild 1

Vergleichende Betrachtungen nach [9] Comparative analysis [9]

selten auftretenden Gebrauchslasten entstehen, geschlossen.) – Typ III – Teilweise Vorspannung (Auch unter üblichen Gebrauchslasten können Risse auftreten.) Darüber hinaus hatte, neben der CNiP II-C [8], die Forschung am Lehrstuhl von Prof. MLOSCH einen entscheidenden Anteil an der weiteren Entwicklung der Spannbetonbemessung. Ziel war hier eine Reduzierung der erforderlichen Betonstahlbewehrung, die sich z. B. gemäß DIN 4227 aus der Zugkeildeckung ergab. Im Ergebnis der Untersuchungen war festzustellen, dass der Spannungszuwachs Δσz bei einer Berechnung nach Zustand II um ca. 35 % geringer ausfällt als bei einer Berechnung nach Zustand I (Ansatz der vollen Zugkeildeckung), Bild 1. Ausgehend von den zuvor genannten Arbeiten wurde am „Institut für Stahlbeton“ unter der Leitung von Dr. RICKENSTORF (dieser war auch Oberassistent bei Prof. MLOSCH und später Professor an der TU Dresden) das Konzept der „Teilweisen Vorspannung“ gemäß TGL 0-4227 entwickelt. Die ersten Grundsätze zur Nachweisführung von gerissenen Spannbetonquerschnitten wurden bereits in [9] dargelegt.

3 3.1

Die TGL 0-4227 (05/63) und ihre Anwendung Grundsätzliches und Spannbeton im Zustand I

Die TGL 0-4227 [10] gliedert sich in zwei Teile, den Teil 1 – „Berechnung nach Zustand I“ und den Teil II – „Berechnung nach Zustand II“. Der Teil I entspricht im Wesentlichen der DIN 4227 [3], Unterschiede ergaben sich vor allem beim Tragsicherheitsnachweis. So wurde hier auf der Grundlage der Un-

Darüber hinaus wurden, aufgrund der nur geringen Anzahl der zur Verfügung stehenden Spannstähle, die mechanischen Eigenschaften des Spannstahls direkt angegeben. Die zusätzliche Spannstahldehnung ε bz,T durfte maximal mit 7 ‰ in Ansatz gebracht werden.

3.2

Spannbeton im Zustand II

Der Teil II der TGL 0-4227 [3] umfasste sechs Abschnitte (auf ca. viereinhalb Seiten). In diesem Teil wurden nur die Grundsätze und erforderlichen Nachweise angegeben. So wurde z. B. festgelegt, dass beim Nachweis der Durchbiegung die zulässige Biegeordinate durch den Projektanten selbst festzulegen ist. Zur Erläuterung der Spannbetonbemessung im Zustand II wurde durch das „Institut für Stahlbeton“ parallel das Heft „Spannbeton Berechnung nach Zustand II; Erläuterungen zur TGL 0-4227“ [11] herausgegeben. Im Rahmen dieses Heftes wurden in elf Kapiteln (einschließlich Literaturverzeichnis) die Zusammenhänge der Bemessung dargestellt. Nachfolgend wird auf einige maßgebliche Aussagen und Ansätze eingegangen. Im Kapitel 2 (Einführung) wurden im Wesentlichen die grundsätzliche Einordnung des Berechungsansatzes in Bezug auf die Bemessung im Zustand I und die Stahlbetonbemessung (Bild 2) sowie das Sicherheitskonzept dargelegt. Entgegen den Annahmen für den Zustand I wurde auch hier von einem einheitlichen Sicherheitsbeiwert ν = 1,70 ausgegangen. In der 3. Auflage 1977 [11] war auch eine Aufspaltung des Teilsicherheitsbeiwerts in einen Sicherheitsbeiwert für die Eigenlast (1,30 ≤ νs,g1 ≤ 1,70) und einen Sicherheitsbeiwert für die Nutzlast (1,40 ≤ νs,g2+p ≤ 1,70) entsprechend TGL 11422 [4] (Ausg. 03/64) vorgesehen. Die zweite Auflage des Heftes war 1968 als Beitrag des Fachverbandes Bauwesen zum 8. Kongress der Internationalen Vereinigung für Brückenund Hochbau in New York erschienen. Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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Bild 4

Bild 2

Spannungszustand von Betonkonstruktionen in AbhĂ¤ngigkeit vom Vorspanngrad [11] Stress state of concrete constructions, depending on the degree of prestressing [11]

Zur Spannungsermittlung von vorgespannten Betonquerschnitten im ZustandÂ II ist die kubische Gleichung der Form zu lĂśsen.

K03 AK02 BK0 C

Im KapitelÂ 4 (Sicherheit gegen Erreichen der Traglast) wurden das Nachweiskonzept

Q s Â&#x2DC; Mz,q d Mz,T

(1)

1,70 Mi,g Mi,p MIi,v MIi ,M MIi,t

Q s Â&#x2DC; Ni,q

1,70 Ni,g Ni,p

(3)

FĂźr den Sonderfall des Rechteckquerschnitts ergeben sich die Koeffizienten zu: A = 3Îą; B = 6 Âˇ (Ez/Eb) [Îą ( Îź1 + Îź2)+Îź1 + Îł Âˇ Îź2]; C = â&#x20AC;&#x201C;6 Âˇ (Ez/Eb) [Îą ( Îź1 + Îł Âˇ Îź2) + Îź1 + Îł 2 Âˇ Îź2]; Îą = â&#x20AC;&#x201C;(yiN â&#x20AC;&#x201C; yio)/h mit yiN = Ni,v+q+Ď&#x2022;/Mi,v+q+Ď&#x2022;; Îł = hâ&#x20AC;˛/h

und die maĂ&#x;gebenden Beanspruchungskombinationen dargestellt

Q s Â&#x2DC; Mi,q

Spannungsermittlung im Zustand II â&#x20AC;&#x201C; Plattenbalkenquerschnitt nach [11] Stress determination in state II â&#x20AC;&#x201C; flanged cross section after [11]

(2) NIi,v

NIi ,M

NIi,t

Die anzusetzende Spannungs- und Dehnungsverteilung kann Bild 3 entnommen werden, die BerechnungsansĂ¤tze zur Ermittlung der resultierenden Betondruckkraft wurden ebenfalls angegeben. DarĂźber hinaus enthielt [11] Hilfsmittel zur Berechnung der FormĂ¤nderungsgrĂśĂ&#x;en Îľ bo,T (maximale Betonstauchung), Îľ b1,T (Betondehnung in HĂśhe der Zugbewehrung) und Îľ b2,T (Betondehnung in HĂśhe einer mĂśglichen Druckbewehrung). Die grundlegenden ZusammenhĂ¤nge zur Ermittlung der Beton- und Stahlspannungen wurden im KapitelÂ 6 (Spannungsermittlung im Zustand II) aufgezeigt, dieses Kapitel bildete das eigentliche HerzstĂźck der NachweisfĂźhrung im ZustandÂ II, Bild 4.

Zur vereinfachten LĂśsung dieser Gleichung wurde ein entsprechendes Berechnungsnomogramm zur VerfĂźgung gestellt, Bild 5. Die ZusammenhĂ¤nge zur Ermittlung der Rissweite enthielt KapitelÂ 7. Den Berechnungsansatz zeigt Gl. (4). w1 mit: a cw m1, m2 E1

1,25 Â&#x2DC; a Â&#x2DC; cw

'V z1,v q M E1

m1 m2

(4)

maĂ&#x;gebender Rissabstand Beiwert zur BerĂźcksichtigung der Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen Beiwerte zur BerĂźcksichtigung der Herstellungstechnologie und des Belastungsbeginns ElastizitĂ¤tsmodul der Zugbewehrung

'V z1,v q M

V z1,v q M V (0) z1,v q M

Aufgrund der noch geringen Erfahrung wurden die zulĂ¤ssigen Rissbreiten auf der sicheren Seite liegend angesetzt. So durften die Rissbreiten von Bauteilen im Freien 0,25Â mm (unter HĂśchstlast) bzw. 0,10Â mm (unter Mittellast) nicht Ăźbersteigen.

Bild 3

Spannungsverteilung in der Biegdruckzone [11] Stress distribution in the flexural compression zone [11]

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Bei der Berechnung der Durchbiegung (KapitelÂ 8) wurde zwischen der maximalen Verformung (kurzzeitig), der Langzeitverformung und der nachtrĂ¤glichen Verformung unterschieden. Gl. (5) zeigt beispielhaft den Berechnungsansatz fĂźr die Langzeitverformung.

Ď&#x2022;1 Ď&#x2022;2

3.3

Beiwert zur BerĂźcksichtigung des statischen Systems KriechmaĂ&#x;, vom Zeitpunkt der Vorspannung bis zum Zeitpunkt der Durchbiegungsermittlung KriechmaĂ&#x;, vom Zeitpunkt der Aufbringung der Dauerlast bis zum Zeitpunkt der Durchbiegungsermittlung

Anwendung der TGL 0-4227

Betrachtet man das Anwendungsgebiet des Spannbetons in der DDR, so stellt man fest, dass es sich zum groĂ&#x;en Teil um FertigteillĂśsungen handelt. Hier sind vor allem die vom VEB Betonleichtbaukombinat entwickelten Spannbetonmaste, aber auch die VT-Falten mit Spannweiten bis zu 36Â m oder die HP-Schalenelemente zu nennen. All diese Elemente wurden auf der Grundlage der TGLÂ 0-4227 bemessen. Des Weiteren wurden in dieser Zeit die in groĂ&#x;er StĂźckzahl hergestellten Spannbetondecken- und Dachelemente sowie Spannbetonbinder entwickelt. Im BrĂźckenbau erfolgte die Anwendung der beschrĂ¤nkten Vorspannung erst Ende der 1960er-Jahre, als Beispiel ist hier die HochbrĂźcke in Wismar zu benennen.

Spannbetonbemessung nach ETV Beton

(ETV Beton = Einheitliches Technisches Vorschriftenwerk Beton)

Bild 5

fv q M

ÂŞ 1 kMvM(0) ÂŤ i,v M k MqM i,q k ÂŤ Jq l2 ÂŤ M1 ÂŤ k M(0) kMgMi,g E b J i ÂŤ k Jg Mv i,v M ÂŤ M ÂŤ 2 kMd Mi,d Mi,g ÂŤÂŹ k Jd

mit: l EbJi Mi,g

Mi,q (0)

M i,v+Ď&#x2022; kJ

4.1

Nomogramm zur LĂśsung der kubischen Gleichung [11] Nomogram for the solution of the cubic equation [11]

Âş Âť Âť Âť Âť Âť Âť Âť ÂťÂź

(5)

StĂźtzweite Steifigkeit des ideellen Betonquerschnitts Biegemoment infolge stĂ¤ndiger Last zum Zeitpunkt des Vorspannens, jedoch ohne den Lastfall Vorspannung Biegemoment unter der grĂśĂ&#x;ten Gebrauchslast (HĂśchstlast), jedoch ohne den Lastfall Vorspannung Biegemoment infolge der mittleren Vorspannung unter BerĂźcksichtigung von Kriechen und Schwinden Beiwert zur BerĂźcksichtigung des Vorspanngrades kJ = 1,00 volle Vorspannung kJ = 0,85 beschrĂ¤nkte Vorspannung kJ = 0,70 teilweise Vorspannung

Entwicklung des ETV Beton

Die weitere Entwicklung im Spannbetonbau der DDR wurde im entscheidenden MaĂ&#x;e durch die Zusammenarbeit im RGW (Rat fĂźr gegenseitige Wirtschaftshilfe) bestimmt. Erwartet wurde neben einer langfristigen StabilitĂ¤t des Standardsystems die ErschlieĂ&#x;ung materialĂśkonomischer Effekte, so wurden die erzielbaren Einsparungseffekte mit im Mittel ca.Â 6 % angenommen [12]. Eine wesentliche Grundlage in Bezug auf das Sicherheitskonzept bildete der RGW Standard ST 25-73 â&#x20AC;&#x17E;GrundsĂ¤tze fĂźr die Berechnung von Baukonstruktionen und GrĂźndungenâ&#x20AC;&#x153;, vgl.Â auch [13]. FĂźr die Bemessung im Spannbeton wurde zunĂ¤chst von der SNiP II-C, 1-62 [8] ausgegangen. Diese wurden ergĂ¤nzt durch die dem CEB-Model Code 78 zugrunde liegenden Annahmen und der im Rahmen der Teilkomplexstudien erarbeiten Forschungsergebnisse. Die Entwicklung des ETV Beton erstreckte sich Ăźber einen Zeitraum von ca. zehn Jahren, hierbei sind folgende Eckpunkte zu nennen: â&#x20AC;&#x201C; 1972 Erarbeitung der Konzeption zum ETV Beton â&#x20AC;&#x201C; 1973 Erarbeitung einer Komplexstudie â&#x20AC;&#x201C; 1974 Beauftragung der Teilkomplexstudie (Teilkomplexe vgl. Abschn. 4.2) Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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TGL 33406 TGL 33407

TGL 33408

Betonbau, Hilfsmittel fĂźr die NachweisfĂźhrung Betonbau, Nachweis der Trag- und NutzungsfĂ¤higkeit aufgrund experimenteller Erprobung Betonbau, Korrosion und Korrosionsschutz

4.3

Wesentliche Berechnungsannahmen im Rahmen des ETV Beton 4.3.1 Allgemeines BildÂ 6

Ă&#x153;berblick Ăźber das Vorschriftenwerk im Betonbau 1972, [14] Summary of the rules and regulations in concrete construction 1972, [14]

â&#x20AC;&#x201C; ca. 1978 Erste Probeanwendungen â&#x20AC;&#x201C; 1981 EinfĂźhrung zum 1. Juli (Stichtag) Um die Anzahl der zu Ăźberarbeitenden Vorschriften zu ermitteln, erfolgte zunĂ¤chst eine Bestandsaufnahme des aktuellen Vorschriftenwerks, BildÂ 6. Die Erarbeitung der Teilkomplexe erfolgte federfĂźhrend durch das â&#x20AC;&#x17E;Institut fĂźr Stahlbetonâ&#x20AC;&#x153; in Dresden. DarĂźber hinaus waren die Institute der Bauakademie der DDR, die Technische UniversitĂ¤t Dresden, die Hochschule fĂźr Bauwesen Leipzig, die Ingenieurhochschule Wismar sowie das Bau- und Montagekombinat Ost beteiligt.

4.2

Aufbau und Inhalt des ETV Beton

Nachfolgend wird auf einige wesentliche Annahmen, die im Rahmen der Bemessung gemĂ¤Ă&#x; ETV Beton getroffen wurden, eingegangen. BezĂźglich der Annahmen zum Sicherheitskonzept und den zugehĂśrigen Teilsicherheitsbeiwerten (last- und materialseitig) sei auf [15] und [16] verwiesen. Betrachtet man die Teilsicherheitsbeiwerte auf der Einwirkungsseite, so fĂ¤llt insbesondere der sehr geringe Wert fĂźr die Eigenlast von Beton-, Holz- und Metallkonstruktionen (nÂ = Îł G = 1,1) [17] auf. Will man diesen Ansatz mit DINÂ ENÂ 1990 [18] vergleichen, so ist zu beachten, dass gemĂ¤Ă&#x; Gl.Â (6.10b) (in Deutschland gemĂ¤Ă&#x; NA nicht anwendbar) unter bestimmten Bedingungen eine Reduktion des Teilsicherheitsbeiwerts fĂźr die stĂ¤ndige Einwirkung mĂśglich ist, vgl.Â Gl.Â (6). Setzt man fĂźr den Reduktionsbeiwert Îž einen Wert von Îž = 0,85 ein, so erhĂ¤lt man ebenfalls einen resultierenden Teilsicherheitsbeiwert von Îł g = 1,15, weitere AusfĂźhrungen vgl.Â [15]. Ed ÂŞ Âş E ÂŤ [ jJ G,j Gk,j J pP k J Q,1Q k,1 J Q,i\ 0,i Q k,i Âť ÂŤ j t1 Âť i !1 ÂŹ Âź

ÂŚ

(6)

Der ETV Beton gliederte sich in folgende Teilkomplexe: A Berechnung und bauliche Durchbildung, TGL 33401 bis TGL 33408 B Herstellung und AusfĂźhrung, TGL 33411 bis TGL 33422 C PrĂźfung und Kontrolle, TGL 33431 bis TGL 33450 D Spezialbauwerke und Sonderkonstruktionen, TGL 33461 bis TGL 33467 E Erhaltung und Rekonstruktion, TGL 33451 bis TGL 33454 F Bauelemente, TGL 33481 bis TGL 33623 MaĂ&#x;gebend fĂźr die Bemessung im Spannbetonbau ist der TeilkomplexÂ A, dieser gliederte sich in folgende Vorschriften (auf die einzelnen Vorschriftenteile kann hier nicht eingegangen werden): TGL 33401 TGL 33402 TGL 33403 TGL 33404 TGL 33405

Betonbau, Bauunterlagen Betonbau, Berechnungsgrundlagen Betonbau, Festigkeits- und FormĂ¤nderungskennwerte Betonbau, SchnittgrĂśĂ&#x;en- und Verformungsberechnung Betonbau, Nachweis der Trag- und NutzungsfĂ¤higkeit

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4.3.2 TGL 33402 â&#x20AC;&#x201C; Berechnungsgrundlagen BezĂźglich der Nachweisbedingung entsprachen die Annahmen des ETV Beton weitgehend denen im Rahmen der Eurocodes (EC). So war nachzuweisen, dass die vorhandene Beanspruchung S(Fu) kleiner oder gleich der aufnehmbaren Beanspruchung (S(R)) ist (S(Fu)Â â&#x2030;¤ S(R)). Hierbei wurden entsprechend den heutigen Eurocodes die GrenzzustĂ¤nde der TragfĂ¤higkeit (GZT) und der NutzungsfĂ¤higkeit (GZN) unterschieden.

4.3.3 TGL 33403 â&#x20AC;&#x201C; Festigkeits- und FormĂ¤nderungskennwerte Zur Ermittlung der Festigkeitskennwerte des Betons wurde von der Betonprismenfestigkeit (Rnb) ausgegangen, diese entspricht annĂ¤hernd der Zylinderdruckfestigkeit. Die Betonprismenfestigkeit wurde aus der im Labor ermittelten BetonwĂźrfeldruckfestigkeit (Rn) bestimmt, Rnb = 0,728Rn. Die WĂźrfel hatten eine KantenlĂ¤nge von 150Â mm/150Â mm/150Â mm. Dieses Vorgehen kann mit dem heutigen Vorgehen gemĂ¤Ă&#x; Eurocode verglichen werden.

Tab. 1

Anpassungsfaktoren Adjustment factors

Anpassungsfaktor

Erfasster Einfluss

Funktion/Zahlenwert

mb1

Ermüdung; Lastspielzahl ≥ 2 · 106

0,65 + 0,50 · k ≤ 1,0; k = min sb/max sb

mb2

Hohe Belastungsgeschwindigkeit

1,20

mb3

Unbewehrte und konstruktiv bewehrte Konstruktionen

0,80 + 0,20 · (vorh. ms/min ms)

mb4

Wände und Stützen (|e|/h ≤ 0,50)

0,80 … 0.95

mb5

Langzeitwirkung der Belastung bei gedrückten Bauteilen

0,90 + 0,10 (Nu – Nu,d)/Nu ≤ 1,0

mb6

Zweiachsige Beanspruchung in Abhängigkeit vom Hauptspannungsverhältnis

Druck – Druck: 1,00 … 1,25 Zug – Druck: 1,00 … 0,10

mb7

Verminderte Plastische Formänderung ≥ Bk 55

gesonderte Annahmen

mb8

Fertigteilrippendecken; Glasstahlbeton; Stahlsteindecken

0,70; 0,60; 0,60

Der Bemessungswert der Betondruckfestigkeit ergab sich zu: Grenzzustände der Tragfähigkeit Rn R nb R b R 0b m b mb b kb Jb

(7)

Grenzzustände der Nutzungsfähigkeit Rb = Rnb · mb Die Materialfaktoren kb (Druck) bzw. kbt (Zug) wurden wir folgt angesetzt: Bild 7

→ Druck → Zug

kb = 1,30; kbt = 1,50

Die Anpassungsfaktoren m b

m b,i ergaben sich unter i

Ansatz der Werte gemäß Tab. 1, weitere Angaben vgl. [19] und [20]. Wie Tab. 1 zeigt, wurde hierbei eine relativ große Spannweite der Anpassungsfaktoren verwendet. Für den resultierenden materialseitigen Teilsicherheitsbeiwert ergab sich somit im Grenzzustand der Tragfähigkeit eine Spannweite von:

k b/m b

1,08…1,81

(8)

γ b = kb/mb = 1,08 Lastfall Explosion γ b = kb/mb = 1,30 Lastfall Biegung γ b = kb/mb ≈ 1,50 … 1,81 Lastfall Biegung mit Längskraft bzw. Längskraft allein Vergleicht man diese Werte mit den Annahmen im EC2 [21] (γ c/α = 1,50/0,85 = 1,76), so ist festzustellen, dass die Werte für druckbeanspruchte Bauteile sehr gut übereinstimmen. Bei überwiegend auf Biegung beanspruchten Bauteilen wurde der Teilsicherheitsbeiwert im ETV Beton deutlich geringer angesetzt. Dies ist darauf zurückzufüh-

Verlaufsfunktion nach ETV Beton und EC Distribution function to ETV-Beton and EC2

ren, dass in diesem Fall aufgrund der geringen dauernden Auslastung der Betondruckfestigkeit zum einen ein Dauerstandversagen nicht zu erwarten ist und zum anderen durch die konstruktive Verbügelung der Druckzone ein mehraxialer Spannungszustand entsteht, der wiederum die Aufnahme größerer Betondruckspannungen ermöglicht. Eine ausführliche Darlegung zur Berechnung der Kriechzahl und der Schwindverformung kann [19] entnommen werden. Für die Kriechzahl ergaben sich Werte im Bereich von ϕ ⬁ ≈ 2,0 … 4,0, die unterschiedlichen Verlaufsfunktionen nach ETV Beton und EC2 zeigt Bild 7.

4.3.4 TGL 33404 – Schnittgrößen- und Verformungsberechnung Gemäß TGL 33404 war bei der Schnittgrößenermittlung im Allgemeinen die Elastizitätstheorie anzuwenden. Abweichend hiervon sollte die Schnittgrößenermittlung auf der Grundlage der Plastizitätstheorie erfolgen, wenn: Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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– theoretische und/oder experimentell begründete Methoden dafür vorliegen, die die Besonderheiten des Stahlbetons in Bezug auf Verformungs- und Rissverhalten berücksichtigen, – vorwiegend ruhende oder plötzliche Lasten (z. B. Explosion) auftreten, – in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit Rissbildung auftritt und eine ausreichende Verformbarkeit durch begrenzte Druckzonenausnutzung und eine ausreichende Dehnungseigenschaft der Zugzone gewährleistet ist. Ausgehend von diesen Grundsätzen erfolgte die Schnittgrößenermittlung von Durchlaufsystemen und mehrachsig gespannten Platten grundsätzlich auf der Grundlage der Plastizitätstheorie. Die Auslastung der Betondruckzone (kxR = bez. Druckzonenhöhe) war hierbei auf – Stabtragwerke – Plattentragwerke

Bild 8

Spannungsverteilung für die Vorspanngrade I bis III Stress distribution for prestress grade I to III

Bild 9

Modell zur Ermittlung der aufnehmbaren Querkraft [23] Model for the shear resistance

kxR ≤ 0,7 kxR,1 kxR ≤ 0,5 kxR,1

zu begrenzen (kxR,1 = kxR-Wert für den die Rechenfestigkeit des Stahls auf Zug voll ausgelastet ist). Darüber hinaus sollte die Duktilität des plastischen Gelenks durch die Einhaltung der Mindestbewehrung und die Verwendung von warmgewalzten oder thermisch verfestigten Stählen erreicht werden. In TGL 33404 wurden ebenfalls die Grundsätze der Verformungsberechnung angegeben.

4.3.5 TGL 33405/02 – Konstruktionen aus Spannbeton Die Bemessung nach TGL 33405/02 basierte auf den schon in TGL 0-4227 dargestellten Annahmen, es wurden ebenfalls drei Vorspanngrade unterschieden, Bild 8. Im VG II und VG III wurde im Grenzzustand der Tragfähigkeit von einer rechteckigen Spannungsverteilung in der Betondruckzone ausgegangen, vgl. auch [19]. Im Grenzzustand der Nutzungsfähigkeit und im VG I wurde eine dreieckförmige Spannungsverteilung angesetzt. Im Gegensatz zum CEB-Model Code 78 (Fachwerkanalogie) erfolgte der Querkraftnachweis auf der Grundlage der Schrägschnitttheorie, vgl. [22] und [23]. Entsprechend Bild 9 wurde hierbei zwischen Vertikalbügeln, Aufbiegungen und Schrägbügeln unterschieden. Die aufnehmbare Querkraft konnte demnach entsprechend Gl. (9) bestimmt werden. Q1

D1 E1 R bt b0 h p

(9)

In Gl. (9) bedeutet:

α1 = 0,30 für Balken und Plattenbalken α2 = 0,5 für Voll- oder Hohldeckenplatten

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E1 1

0,5

(0) â&#x2C6;&#x2018;Phi

ÂŚ

2,5

(0) Phi

ÂŚ

A pi R s

ÂŚ

Mu,1 Nu h p1 0,5h

ÂŚ P

ÂŚ

(0) hi N u

(0) Phi

A si

Die Bewehrung gemĂ¤Ă&#x; EC2 erhĂ¤lt man zu:

Ât 1,0 ÂŽ h pi 0,5h ÂŻd 2,0

26,5 15,02 1,5 (gemĂ¤Ă&#x; Nachrechnungsrichtlinie des BMVBS) MEds

Summe der Horizontalkomponente der Vorspannung im offenen System

PEds

DarĂźber hinaus war der Nachweis der Mindestbewehrung erforderlich, diese ergab sich entsprechend Gl. (10). min Pp

ÂŞ ÂŤ ÂŤ (0) Âˇ 0 Â§ Vp ÂŤ R 0bt Rb 1 1 0,73 1 1 0,81 Â¨ Â¸ Â&#x2DC; ÂŤ 0 2 0 Â¸ 0 Â¨ Rb Â§ Rp ÂŠ Rp Âš ÂŤ Âˇ V (0) p ÂŤ Â¨ 1 0,73 0 Â¸ Â¨ÂŠ R p Â¸Âš ÂŤ ÂŹ

4.4

Âş Âť Âť Âť Âť (10) Âť Âť Âť Âź

Vergleich ETV Beton und EC2

Die Berechnungsannahmen zeigt Bild 10. Hiervon ausgehend ergibt sich die erforderliche Bewehrung gemĂ¤Ă&#x; ETV Beton zu: Mus = MEds = 810 Âˇ 106 Âˇ 1120 Âˇ 1220 Âˇ (662 â&#x20AC;&#x201C; 565) = 942,5 Âˇ 106 Nmm m

942,5 Â&#x2DC; 106 19,6 Â&#x2DC; 1600 Â&#x2DC; 6622

k xR

[

0,0711

942,5 Â&#x2DC; 106 15,02 Â&#x2DC; 1600 Â&#x2DC; 6622

0,0895

0,0939

100 662

0,151

15,02 Â&#x2DC; 1660 Â&#x2DC; 435 1220 422 mm 2 (4 Â&#x2021;12mm) 662 1120 435 0,0939 Â&#x2DC;

Ein Vergleich der Berechnung zeigt, dass sich die unterschiedlichen erforderlichen Bewehrungsmengen (erfÂ As, ETV = 2,55Â cm2 < erfÂ As, EC2 = 4,22Â cm2) im Wesentlichen aus den AnsĂ¤tzen fĂźr den Teilsicherheitsbeiwert des Betons ergeben. Das gleiche Bild zeigt sich auch beim Nachweis der QuerkrafttagfĂ¤higkeit in Bezug auf die GrĂśĂ&#x;e der maximalen QuerkrafttragfĂ¤higkeit und der TragfĂ¤higkeit ohne Querkraftbewehrung. Einzig bei der Ermittlung der eigentlichen QuerkrafttragfĂ¤higkeit kommt das unterschiedliche Berechnungsmodell zum Tragen. Die erforderliche Querkraftbewehrung ergibt sich demnach zu: 1,1 R sv

Av 100 662

0,85

810 Â&#x2DC; 106 Â&#x2DC; 1120 Â&#x2DC; 1220 Â&#x2DC; 662 565 942,5 Â&#x2DC; 106 Nmm

1 1 2 Â&#x2DC; 0,0895

erfA s

0,06869

1 1 2 Â&#x2DC; 0,0686

26,5 N/mm 2; fcd

fck

Âł

K(x)Q ur(x) dx h p(x)

65,9 Â&#x2DC; 103 Â&#x2DC; 600 662

0,151

1,1 Â&#x2DC; 430

152,8 mm 2

mit: erfA s

19,6 0,0711 Â&#x2DC; Â&#x2DC; 1660 Â&#x2DC; 430 1220 255 mm 2 (3Â&#x2021;12 mm) 662 1120 430

K(x)

ÂŞ 0,3E1 Âş ÂŞ0,6 0,267[(x)Âş ÂŤ1 Âť ÂŹ Âź [(x) Âź ÂŹ

Q ur

178,5; 'x

60 cm; hs

0,369

66,2 cm

GemĂ¤Ă&#x; EC2 [21] ergibt sich eine erforderliche Querkraftbewehrung von Asw = 218,2Â mm2. Somit sind im vorliegenden Beispiel gemĂ¤Ă&#x; ETV Beton nur 70 % der Querkraftbewehrung gemĂ¤Ă&#x; EC2 erforderlich.

Bild 10 Berechnungsannahmen [24] Assumptions of the calculation

Zusammenfassung

Es bleibt festzuhalten, dass die Normung im Spannbetonbau der DDR sowohl den Stand der nationalen als auch der europĂ¤ischen Forschung widerspiegelte. Insbesondere in Bezug auf die aktuelle Diskussion der wirklichkeitsnahen Nachrechnung von bestehenden Betonkonstruktionen kann ein Blick in die Berechnungsannahmen des Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

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ETV Beton hilfreich sein. Im besonderen Maße betrifft dies die Annahmen zum Teilsicherheitskonzept und den hier sehr differenzierten Annahmen zum materialseitigen Anpassungsfaktor.

Dank und Widmung

Vortrag wollte ursprünglich Prof. WOLFGANG KRÜGER halten, der am 04.01.2013 verstorben ist und dem dieser Beitrag gewidmet ist. Mein besonderer Dank gilt Herrn Dipl.-Ing. HORST GERSTNER, der mich mit seinen Hinweisen zur Spannbetonnormung in der DDR sowohl bei der Vorbereitung des Vortrags als auch dieses Beitrags unterstützt hat.

Der Beitrag ist die schriftliche Zusammenfassung eines Vortrags im Deutschen Technikmuseum in Berlin. Diesen

Literatur [1] MAYER, M.: Die Sicherheit der Bauwerke und ihre Berechnung nach Grenzkräften anstatt nach zulässigen Spannungen. Verlag J. Springer, Berlin 1926. [2] BRENDEL, G.: Stahlbetonbau; Unter Berücksichtigung des Spannbetons; Grundlagen der Theorie und Praxis. 4. Auflage, Teubner Verlagsgesellschaft. Leipzig 1963. [3] DIN 4227: Spannbeton – Richtlinie für Bemessung und Ausführung. Ausgabe 10/1953. [4] TGL 11422: Bauwerke und Fertigteile aus Beton und Stahlbeton, Berechnungsgrundlagen – Traglastverfahren. Ausgabe 07/1962 und Ausgabe 03/1964. [5] HAMPE, E: Aufgaben und Forderungen der bauausführenden Betriebe bei der Durchsetzung des Spannbetonbaus in der DDR. Bauplanung-Bautechnik 1960. [6] ZERNA, W.: Teilweise vorgespannte Betonkonstruktionen. Beton- und Stahlbetonbau 51 (1956), Heft 12, S. 265–267. [7] ABELES, P. M.: Teilweise vorgespannte Betonkonstruktionen. Der Bauingenieur 39 (1958), Heft 3, S. 77–84 und Heft 5, S. 183–190. [8] SNiP II-C, 1-62: Beton- und Stahlbetonkonstruktionen. Moskau 1962. [9] RICKENSTORF, G.; GERSTNER, H.: Risssicherung im Spannbeton; Bauplanung. Bautechnik 15 (1961), Heft 12, S. 595– 599. [10] TGL 0-4227: Spannbeton, Berechnung und Ausführung. Ausgabe 05/1963. [11] RICKENSTORF, G. et al.: Spannbeton Berechnung nach Zustand II; Erläuterungen zur TGL 0-4227. VEB Verlag für Bauwesen, Berlin 1964 (3. Auflage Berlin 1977). [12] GERSTNER, H.; HAUPT, W.: Materialökonomische Effekte des Bewehrungsstahleinsatzes durch Anwendung des ETVBeton. Bauplanung-Bautechnik 36 (1983), Heft 6. [13] BEYER, W. O.; BÖTTCHER, J.; DRIGERT, K.-A.: Kommentar zum Standard St 25-73 des RGW „Grundsätze für die Berechnung von Baukonstruktionen und Gründungen“. RGW SKB Moskau 1972.12; Bauakademie der DDR, 1974. [14] SCHMIDT, H.; KÖRNER, Chr.; GERSTNER, H.: Zur Ausarbeitung des Einheitlichen Technischen Vorschriftenwerks für den Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau. BauplanungBautechnik, 1976.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

[15] WIESE, H.; CURBACH, M; ALL-JAMOUS, A.; ECKFELD, L.; P ROSKE, D.: Vergleich des ETV Beton und DIN 1045-1. Beton- und Stahlbetonbau 100 (2005), Heft 6, S. 246–248. [16] GERSTNER, H.; JÄGER, W.; NGUYEN, S. H.: Kann der Mauerwerksbau noch vom ETV Beton der ehrmaligen DDR profitieren? Mauerwerk 11 (2007), Heft 4, S. 190–198. [17] TGL 32274: Lastannahmen für Bauwerke. Ausgabe 09/1978. [18] DIN EN 1990: Grundlagen der Tragwerksplanung. Ausgabe 12/2010. [19] KRÜGER, W.; SCHUBERT, L.: Spannbetonberechnung im Zustand II nach DDR-Vorschriften. Beton- und Stahlbetonbau 84 (1989), Heft 5, S. 109–115 und S. 147–153. [20] TREMEL, H.; GERSTNER, H.: Beton-Stahlbeton-Spannbeton, Berechnung und Ausführung. VEB Verlag Bauwesen, Berlin 1985. [21] DIN EN 1992 + Nationaler Anhang – Eurocode 2: Bemessung und Konstruktion von Stahlbeton- und Spannbetontragwerken. Ausgabe ab 12/2010. [22] SCHRÖDER, K.: Beitrag zur Bemessung der Querkraftbewehrung für Stahlbetonrechteckbalken mit gleichbleibender Höhe unter Beachtung schweißtechnisch bedingter Bewehrung. Dissertation, Wismar 1978. [23] SCHRÖDER, K.: Grundlagen der Querkraftsicherung von Balken, Platten und Kragarmen nach TGL 33405/1. Bauplanung–Bautechnik 36 (1982), Heft 6. [24] SCHUBERT, L.; REIS, E.: Biegebeanspruchte vorgespannte Bauteile (VG III) bei vorwiegend ruhender Belastung. Teil 2, Leipzig 1986. Autor

PD Dr.-Ing. habil. Olaf Mertzsch Landesamt für Straßenbau und Verkehr M-V Erich-Schlesinger-Straße 35 Pf 161262 18025 Rostock olaf.mertzsch@sbv.mv-regierung.de

BAUKONGRESS 2014 in Wien Termin und Ort: 3. und 4. April 2014, Austria Center Vienna – www.baukongress.at

Eröffnungsveranstaltung – 3. April 2014, 9.00–10.30 Uhr Moderation PAUSER Michael Geschäftsführer der Österreichischen Bautechnik Vereinigung

Verleihung des Österreichischen Technologiepreises 2014 KRAMMER Peter Präsidiumsmitglied der Österreichischen Bautechnik Vereinigung

Begrüßung und Einleitung SEBL Alfred Vorstandsvorsitzender der Österreichischen Bautechnik Vereinigung

Verleihung des Europäischen Betonbaupreises 2014 PAUSER Michael Vorsitzender der Europäischen Vereinigungen für Beton- und Bautechnik

Eröffnung durch die Stadt Wien LUDWIG Michael Wohnbaustadtrat der Stadt Wien

WIEN SAAL E1 SAAL E2 08:30 09:00 Eröffnungsveranstaltung 09:30 Verleihung des Europäischen Betonbaupreises 10:00 (Session 1) 10:30 Kaffeepause 11:00 11:30 Forschung & Entwicklung 12:00 (Session 2) 12:30 13:00 13:30 Mittag 14:00 Hochbau Infrastruktur 14:30 Projektvorschau Projektvorschau 15:00 Exkursionen (Session 3.2) (Session 3.1) 15:30 Hochbauten um den Kaffeepause 16:00 Hauptbahnhof Wien, 16:30 Verlängerung der U1 Hochbau Infrastruktur 17:00 Planung & Ausführung Planung & Ausführung 17:30 (Session 4.1) (Session 4.2) 18:00 18:30 19:00 19:30 20:00 20:30 21:00 BAUKONGRESS Gala Dinner 21:30 22:00

04.04.2014 SAAL E1

SAAL E2

Erneuerbare Energien Green Building (Session 5.1)

Hohlraumbau (Session 5.2)

Kaffeepause Planen & Bauen Planen & Bauen Nachbarländer International (Session 6.1) (Session 6.2)

Ausstellung

08:00 08:30 09:00 09:30 10:00 10:30 11:00 11:30 12:00 12:30 13:00 13:30 14:00 14:30 15:00 15:30 16:00 16:30 17:00 17:30 18:00 18:30 19:00 19:30 20:00 20:30 21:00 21:30

03.04.2014

Ausstellung

02.04.2014

BAUKONGRESS 2014

BAUKONGRESS 2014 Verleihung des Europäischen Betonbaupreises Alle zwei Jahre wird der Europäische Betonbaupreis (European Concrete Award) von der European Conrete Societies Network (ECSN) vergeben. Am Donnerstag, den 3. April 2014 wird während der Eröffnungsveranstaltung dieser sowohl für die Kategorie Hochbau (Building), als auch Tiefbau (Civil Engineering) verliehen. Eine inter-

national besetzte Jury bewertet die Nomminierungen nach den Kriterien Design, Konstruktion und Form, Nachhaltigkeit, Innovation und harmonisches Einbinden in die Umgebung. Man darf gespannt sein, welche Länder diesen begehrten europäischen Preis heimbringen.

Technische Exkursionen Am Mittwoch, 2. April 2014, finden zwei Fachexkursionen statt.

Exkursion E1 – Neuer Lebensraum für 30.000 Menschen Das Gesamtprojekt Hauptbahnhof Wien mit einer Größe von 109 ha ist die für Wien derzeit bedeutendste Baumaßnahme. Es geht bei diesem Projekt nicht nur um eine Verkehrsstation, sondern um die Entwicklung eines gesamten Stadtviertels! Das Stadtbild erfährt eine neue Prägung und auch die umliegenden Gebiete werden von dieser Entwicklung positiv beeinflusst werden. Mit Büroflächen im Ausmaß von 550.000 m², 5.000 neuen Wohnungen für rund 13.000 Menschen sowie Schulen und Kindergarten wird dort eine Stadt in der Stadt mit hoher Qualität für eine Wohn- und Arbeitsbevölkerung von rund 30.000 Menschen entstehen.

Exkursion E2 – Verlängerung der Verkehrsader U1 Die Verlängerung der U1 in den Süden sieht eine Weiterführung der Linie U1 von der derzeitigen U1 Endstation Reumannplatz nach Oberlaa vor. Die Trasse des Bauabschnittes U1/10 „Troststraße“ der U1-Verlängerung verläuft unterirdisch über den gesamten Baulosbereich in Tieflage und verläuft entlang der Favoritenstraße bis zur bestehenden Abstell- und Wendeanlage und zur bestehenden Station Reumannplatz. Der Bauabschnitt teilt sich in einen neu zu errichtenden Tunnelbauabschnitt und einen umzubauenden Teil.

Baukongress-Dinner im Wiener Rathaus Am Donnerstag, 3. April, veranstaltet der Bürgermeister der Stadt Wien gemeinsam mit der Österreichischen Bautechnik Vereinigung das Baukongress-Dinner im Wiener Rathaus. Neben den kulinarischen Spezialitäten wird unter dem Motto „Steppen, Singen, Schmähführen“ wird der Wiener Michael Seida auf einmalig österreichische Art zeigen, was er von Entertainergrößen wie Frank Sinatra und Fred Astaire gelernt hat.

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Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.1 Bauforschung, Strategie der ASFiNAG – Roadmap bis 2020 EBERL Gerhard ASFiNAG Bau Management GmbH Entsprechend der Vision der ASFINAG, im europäischen Vergleich 2020 zu den führenden Autobahnbetreibern zu gehören, ist einer der Schwerpunkte auch die Entwicklung und der Einsatz technologischer Neuerungen. Aus diesem Grunde wurde neben der laufenden Forschungsarbeit in den diversen Bereichen des Straßenwesens eine Roadmap für den Zeitraum bis 2020 entwickelt, die Grundlage für die zukünftigen Forschungsaktivitäten der ASFINAG darstellen soll. Auf der Basis eines größtmöglichen Nutzens für den Kunden, den Autofahrer, wurden aus einer Vielzahl von interessanten Themenfeldern einige mit besonders hoher Priorität herausgegriffen, welche künftig vorrangig bearbeitet werden sollen. Wesentlich bei der Durchführung der Forschungsprojekte soll der Praxisbezug sein, der dann auch in der Umsetzung in den Projekten zum Ausdruck kommt. Leitsatz soll sein, dass nur ein Forschungsprojekt das auch zu einer Umsetzung in der Praxis führt ein erfolgreiches Forschungsprojekt ist. Die ASFINAG plant in den nächsten Jahren den begonnenen Weg der gemeinsamen Forschungsarbeit mit dem BMVIT und der ÖBB fortzusetzen und ähnlich wie in den Jahren 2012 und 2013 im Rahmen von großen Calls zielorientiert kontinuierlich Forschung und Entwicklung zu betreiben. Das Ergebnis der Erarbeitung der Roadmap wird in der Präsentation dargestellt werden.

Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.2 Herausforderungen bei der Betonherstellung mit Tunnelausbruchsmaterial am Beispiel Koralmtunnel WAGNER Hanns ÖBB-Infrastruktur AG Der Bau des 32,9 km langen, zweiröhrigen Koralmtunnels wird neben den tunnelbautechnischen Anforderungen während des Vortriebs von Herausforderungen im Bereich der Betontechnologie geprägt. Eine dieser maßgeblichen Herausforderungen ist die Herstellung unterschiedlicher Betone mit Gesteinskörnungen aus aufbereitetem Tunnelausbruchmaterial. Beim Hauptbaulos KAT 2 des Koralmtunnels, das zum Großteil mit zwei Doppelschild-Tunnelbohrmaschinen aufgefahren wird, fällt Tunnelausbruchsmaterial aus 15 resp. 17 km Tunnelvortrieb an. Bei einem Ausbruchsquerschnitt von ca. 80 m² fallen somit allein aus den kontinuierlich aufzufahrenden Tunnelabschnitten im Baulos KAT 2 ca. 2,5 Mio m³ Ausbruchsmaterial (fest) an. Aufgrund der projektspezifischen Randbedingungen ist von Seiten der ÖBB-Infrastruktur AG die Verwendung von Tunnelausbruchsmaterial für die Betonherstellung vorgesehen. In einem aufwendigen Prozess werden aus dem Ausbruchsmaterial Gesteinskörnungen für die Herstellung von unterschiedlichen Betonsorten im Baulos gewonnen. Neben den geologischen Bedingungen – aufgefahren wird der zentrale Kristallinkomplex der Koralpe, in dem Paragneise dominieren – ist insbesondere die Transportlogistik über Förderbandsysteme sowie die Sieb- und Aufbereitungstechnologie eine wesentliche Herausforderung bei der Umsetzung dieser Anforderung. Bei den maßgeblich im Baulos KAT 2 verwendeten Betonsorten, bei den Gesteinskörnungen aus Tunnelausbruchsmaterial verwendet werden, handelt es sich um Tübbingbeton, Innenschalenbeton, Beton für den Innenausbau (Sohlplatte, Randweg, Bankett) und Spritzbeton.

Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.3 Zerstörungsfreie, onlinebasierende Betonfestigkeitsmessung auf der Baustelle REINISCH Alexander Doka Industrie GmbH Seit Jahren ist in der Bauindustrie der Trend zur fortschreitenden Industrialisierung des Bauprozesses zu beobachten. Es gilt von der Planung über die Arbeitsvorbereitung bis hin zur Ausführung die Prozesse zu beschleunigen, Kosten zu sparen und dabei die Qualität der Ausführung zu erhalten. Um diese Ansprüche durchzusetzen, bedarf es einer Effizienzsteigerung im Bauprozess. Um Prozesse zu optimieren, muss man wissen, an welcher Stelle eine Änderung vorzunehmen ist. Aus diesem Grund muss man die wesentlichen leistungsspezifischen Kennwerte im Prozess messbar bzw. evaluierbar machen. Einer der wichtigsten Kennwerte in der Betonbauweise ist die Erhärtungs- bzw. Festigkeitsentwicklung des „jungen“ Betons. Eine

Vielzahl von Entscheidungen im Bauprozess sind von der Entwicklung Festigkeit des Betons abhängig. Um diese prozessrelevanten Entscheidungen zielsicher treffen zu können, ist es großer von Wichtigkeit, möglichst genau die tatsächliche Betonfestigkeit im Bauteil zu kennen. Es gibt eine Vielzahl von Methoden zum Nachweis der Festigkeit, welche in der Genauigkeit sowie im Aufwand stark variieren. Die Technologie des onlinebasierenden Echtzeitmonitorings der Temperatur- und Festigkeitsentwicklung hat den Bauherrn, Bauunternehmern und Betonherstellern ermöglicht, den Bauprozess im Bereich der Betonierarbeiten einfach zu dokumentieren (Qualitätssicherung) und in einem zweiten Schritt möglicherweise zu optimieren. Betonmonitoring ist ein weiterer wichtiger Schritt in Richtung „Integrales Bauen“ und leistet seinen Beitrag für eine moderne Qualitätssicherung am Bau.

Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.4 Anwendung von UHPC bei der Ertüchtigung von Bestandsbrücken in Österreich HADL Philipp Technischen Universität Graz Ultrahochleistungsbetone (UHPC) haben das Potenzial, herkömmliche Bauweisen zu ergänzen und zu verbessern. Die Grundidee beim Einsatz von UHPC bei der Sanierung und Ertüchtigung von Bestandsbrücken besteht darin, mit einer dünnen UHPC Schicht die Tragfähigkeit und Dauerhaftigkeit von herkömmlichen Stahlbetonbauteilen zu verbessern. Bekannte Schwachstellen und Mängel, wie z. B. eine undichte Abdichtung können so in Zukunft auf ein Minimum reduziert werden. Das vorliegende Paper soll die Anwendung von UHPC bei der Sanierung und Ertüchtigung von einer Straßenbrücke in Österreich darstellen. Mit der Durchführung dieses Pilotprojektes konnte die Praxistauglichkeit der Laborentwicklungen erprobt werden. In Zusammenarbeit mit einem Brückenbaubetreiber wurde eine Bestandsbrücke im hochrangingen Straßennetz mittels Aufbeton aus ultrahochfestem Beton ohne Abdichtung und bituminösen Belag in ein integrales und somit wartungsarmes Tragwerk umgebaut. Für den Einsatz des UHPC mit Carbonfasern, welcher am Institut für Betonbau entwickelt wurde, waren umfangreiche Misch- und Bauteilversuche notwendig. Insbesondere die Herstellung des Betons im Transportbetonwerk, die lange Verarbeitungszeit durch den Transport auf die Baustelle, sowie die Überbauquerneigung von ∼4 % und die Anforderungen an die Oberflächenqualität stellten eine Herausforderung für die Betontechnologie dar. Weiters erfolgte eine detaillierte Dokumentation der Bauarbeiten und der Umsetzung der Details vor Ort.

Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.5 BIM – Building Information Modeling WAGNER Gernot PORR Design & Engineering GmbH Ziel war es, ein System zu entwickeln, das Erleichterung bringt – koordinierbar, multifunktional, nachvollziehbar und kostenoptimiert – und im Konzern eingesetzt werden kann. Natürlich sollte es auch verständlich sein. Viele Bauherren haben mit dem Bauen an sich nichts zu tun – speziell für diese Gruppe soll etwas geschaffen werden, womit nachzuvollziehen ist, was der Architekt, die Baufirma oder andere Fachplaner produzieren. Die dreidimensionale Planung, die vier- (Zeit) und fünfdimensionale (Kosten) Planung ist in aller Munde. Nun soll das System weiterentwickelt werden, um hier einen nächsten Schritt zu setzen. Ziel ist es, die Baustellenlogistik zu detaillieren. Mit dem Modell und den dazugehörigen Tools soll direkt auf der Baustelle eine Leistungsfeststellung angeboten werden. Das System ermöglicht des Weiteren die Vorfertigung mit entsprechenden Codes für die Zuordnung auf der Baustelle. Mitte 2014 wird der erste Anknüpfungspunkt zur CNC-Maschine aufgebaut werden. So werden zum Beispiel Stiegengeländer modelliert, an die Maschine übermittelt und dort gefertigt. In den letzten zwei Jahren wurde dieses System entwickelt und laufend ausgebaut. Wir werden weiter arbeiten und weiter forcieren und neue Produkte daraus gewinnen. Wir wollen ein offenes System und uns nicht von anderen Systemen abgrenzen. Es gibt sehr viele Softwaresysteme am Markt. Wenn man aber in die Detailprüfung geht, tauchen doch sehr große Probleme auf. Es hat ein halbes Jahr gedauert, die passende Software zu finden. Unsere Software lässt es zu, weitere Produktentwicklungen voran zu treiben. Auf der Expo Real in München werden wir ein ergänzendes Tool für die Immobilienbranche vorstellen.

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BAUKONGRESS 2014

Session 2

Session 2/Session 3.1

Session 2 – Forschung & Entwicklung – Nr: 2.0.6 Kooperative Projektabwicklung FISCHER Peter STRABAG AG Die Konzentration im Planungs- und Bauausführungsbereich liegt häufig in den rechtlichen und wirtschaftlichen Aspekten des Bauwesens. Juristen werden vermehrt bei der Gestaltung und Verhandlung der Verträge eingesetzt, um die Weichen zugunsten des jeweiligen Unternehmens zu stellen sowie bei komplexen Bauvorhaben die Projektabwicklung von Anfang an rechtlich im Rahmen des Claim Managements begleiten zu können. Die technischen Aspekte hingegen finden nur noch am Rande der Projektabwicklung Beachtung. Die Zusammenarbeit der Projektbeteiligten im Planungs- und Ausführungsbereich ist mehr von Konfrontation als von Kooperation gekennzeichnet. Konflikte eskalieren und werden zunehmend in langwierigen und kostenintensiven Gutachter- oder in Gerichtsverfahren ausgetragen. Mit der aktuellen Situation sind daher viele Projektbeteiligte unzufrieden. Für die Österreichische Bautechnik Vereinigung ist das ein Grund, sich gemeinsam mit Auftraggeber, Auftragnehmer, Ingenieurbüros und der Wissenschaft der Thematik der „Kooperativen Projektabwicklung“ zu widmen und ein Merkblatt mit Empfehlungen zu erstellen. Ziel dieses Merkblattes ist es, gegenseitiges Verständnis und Respekt der Projektbeteiligten zu fördern sowie durch die ausgewogene Berücksichtigung von Mensch, Technik und Wirtschaft zu einer optimalen Zusammenarbeit und dadurch zum allseitigen Projekterfolg zu führen.

Session 3.1 – Hochbau – Projektvorschau – Nr: 3.1.1 Danube Flats – Leben am Wasser JARISCH Wolfdieter S+B Gruppe AG Direkt an der Neuen Donau soll in den nächsten zwei Jahren ein neues Landmark für Wien gebaut werden: Mit dem neuen Wohn-Ensemble „Danube Flats“, geplant am Standort des ehemaligen Cineplexx-Kinos gleich neben der Reichsbrücke, entstehen auf bis zu 47 Geschoßflächen und mit einer Höhe von 150 Metern rund 500 frei finanzierte Eigentums- und Vorsorgewohnungen sowie Wohnungen für einkommensschwächere Menschen. Damit werden die „Danube Flats“ mit ihrem Wohnturm und drei kleineren Wohngebäuden im Umfeld nicht nur zu einem neuen architektonischen Highlight am Wiener Donauufer – durch die vielfältigen Impulse und Investitionen in moderne und anrainerfreundliche Infrastruktur setzt die Neugestaltung des Areals auch starke Akzente für die unmittelbare Umgebung der Wiener Donaustadt. Neben einer als Erholungsplaza gestalteten „Grünen Erlebnis-Zone“ im „Danube Flats“-Areal werden zahlreiche neue Einrichtungen und Services die Lebensqualität für die Bewohner, aber auch für den angrenzenden Bezirk, beträchtlich steigern und „Danube Flats“ zu einem Vorzeigeprojekt für zukunftsorientierten Wohn- und Städtebau machen. Zahlreiche Vormerkungen – darunter auch von einigen Bewohner aus der Umgebung – sprechen für das starke Interesse der Wienerinnen und Wiener an diesem Projekt. Es ist geplant, das Hochhaus in einer sehr kurzen und straffen Bauzeit zu errichten. Aufbauend auf einer sinnvollen Gestaltung der Tiefbauarbeiten, wird in weiteren Schritten ein hoher Vorfertigungsgrad mittels Fertigteilen (Stütze, Wände, Decken), teilweise über mehrere Stockwere, die Bauzeit im Vergleich zu anderen Hochhäusern deutlich reduzieren. Weiters wird eine intelligente Auswahl der Stützensysteme und-materialien, sowie die Kreierung neuer Systeme vor allem im Fassaden- und Außengeländerbereich zur raschen Bauführung beitragen.

Session 3.1 – Hochbau – Projektvorschau – Nr: 3.1.2 Wo Wien künftig wächst – Sieben neue Stadtteile AL-RAWI Omar Stadt Wien, Stadtentwicklungssprecher Da Wien weiter wächst, werden die Weichen für neue Stadtentwicklungsgebiete gestellt: Sieben Areale in den Bezirken Floridsdorf, Liesing, Favoriten und Landstraße sollen bebaut und dadurch attraktiver werden. Geplant sind auf insgesamt 177 Hektar 13.400 – größtenteils geförderte – Wohnungen für bis zu 33.000 Menschen. Auf dem 20 Hektar großen Gebiet in Floridsdorf, wo sich noch das Gaswerk Leopoldau befindet, sollen künftig 1.400 Wohnungen bis zu 3.500 Menschen Platz bieten. Im selben Bezirk befindet sich das

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Donaufeld. Auf einem 60-Hektar-Areal sollen in einer ersten Phase dort circa 2.000 Wohnungen für bis zu 5.000 Städter entstehen, insgesamt sind sogar 6.000 Unterkünfte angedacht. In Landstraße wird der Franzosengraben weiterentwickelt. Auf einem 59 Hektar großen Gebiet sind circa 2.500 Wohnungen für 5.000 Menschen vorgesehen. Auch in Favoriten befinden sich zwei Grätzel, die von den Stadtplanern attraktiv gemacht werden sollen: Beim Viola Park sind auf zwölf Hektar rund 800 Wohnungen für 1.800 Menschen vorgesehen. Aufgewertet werden soll auch der Verteilerkreis – vor allem als Bürostandort. In Liesing nehmen sich die Verantwortlichen das bereits zum Teil bebaute Entwicklungsgebiet In der Wiesen zur Brust, konkret den Ostbereich. Auf 15,8 Hektar könnten bis zu 1.200 Wohnungen für bis zu 3.500 Personen errichtet werden. Auf einem sieben Hektar großen Areal in Atzgersdorf im selben Bezirk sind wiederum bis zu 1.500 Wohnungen für 4.500 Bewohner angedacht. Zusätzlich zu den sieben Arealen, die nun in Angriff genommen werden, werden derzeit auch unter anderem beim Hauptbahnhof, Nordbahnhof oder beim Nordwestbahnhof und in der Seestadt Aspern Tausende neue Wohnungen geschaffen. Die Stadtplanung arbeite derzeit allein in den großen Entwicklungsgebieten an 31.000 Unterkünften für bis zu 70.000 Menschen, hieß es.

Session 3.1 – Hochbau – Projektvorschau – Nr: 3.1.3 Schaffung eines neuen Ortskerns in Graz RITTER Markus C&P AG Schaffung eines neuen Ortskerns inmitten eines bestehenden Gefüges aus Industrie-, Gewerbe-, Wohn- und Sportstätten, welcher zukünftig einen überregionalen Knotenpunkt für Wohnen, Handel und Gewerbe, sowie für Verkehr darstellen wird. Eine Durchwegung des Areals für Fußgänger und Fahrradfahrer ist sowohl in Nord-SüdRichtung als auch in Ost-West-Richtung möglich. Durch das Öffnen von Gebäudeteilen im Erdgeschoss entstehen öffentliche und halböffentliche Verbindungen, welche durch das Areal führen und zu den Eingängen leiten. Zusätzlich zum klassischen Individualverkehr sollen für die Bewohner und Benutzer des neu geschaffenen Wohnund Arbeitsquartiers ein Car-Sharing Konzept, sowie eine für alternative Antriebe benötigte Infrastruktur in Form von E-Tankstellen zur Verfügung gestellt werden. Entscheidende Kriterien für die Konzeption und Positionierung der Gebäude waren neben der Reaktion auf die Lärmbelastung, die Flexibilität der Grundrisse, die Wirtschaftlichkeit sowie die Orientierung und Belichtung der Wohnungen. Sowohl die Wohnungs- als auch die Bürobereiche sind nach einem Rastersystem aufgebaut, welches optimale Flexibilität gewährleistet. So ist es möglich, den Flächenschlüssel einfach an die Gegebenheiten des Marktes anzupassen und Wohnungen sowie Büros zu teilen bzw. zusammenzulegen. Für die Gebäude wird aus wirtschaftlichen Gründen eine weitgehend zweihüftige Erschließung vorgeschlagen mit durchwegs natürlicher Belichtung. Wohn- und Bürobereiche werden durch gemeinsame Treppenhäuser erschlossen, von wo aus sich dann separate Erschließungen für die unterschiedlichen Funktionen verzweigen. Dadurch werden Vertikalerschließungen effizient genutzt, ohne eine ungewollte Durchmischung der Funktionen in Kauf nehmen zu müssen.

Session 3.1 – Hochbau – Projektvorschau – Nr: 3.1.4 Orbi-Tower WAIBEL Urs IWS TownTown AG Mit insgesamt 19 Bürogebäuden ist TownTown eine der TOP-Business Locations im Zentrum von Wien. TownTown prägt heute die Skyline im dritten Wiener Gemeindebezirk entscheidend mit und liegt in direkter Nähe zum Erholungsgebiet Prater. Ab sofort wird das letzte Bauwerk in TownTown in Angriff genommen, das Hochhaus ORBI Tower mit rund 28.000 Quadratmetern gesamter Bruttogeschoßfläche (über Niveau Piazza). Die Fertigstellung ist Ende 2016 geplant. Der Bebauungsplan für den letzten Bauplatz von TownTown sieht einen städtebaulichen Schwerpunkt in Form eines 102,5 Meter hohen Hauses über Piazzaniveau vor. Die Baufluchtlinien definieren dabei einen kreuzförmigen Bauplatz, auf dem zwei unterschiedlich hohe Quader verschränkt angeordnet werden können. Der Entwurf von Zechner & Zechner Architekten weicht von den Baufluchtlinien ab. Die Grenzmaße der Höhe werden teils unter- und teils überschritten. In Summe reduzieren sich die bebaute Fläche über der Piazza und die Gesamthöhe des Gebäudes.

Eine Vorgabe des Projektentwicklers war die effiziente Nutzung von Energie, Wasser und anderen Ressourcen. Für eine hohe Energieeffizienz sorgen ein erhöhter Wärmeschutz und Luftdichtheit der Gebäudehülle, die Nutzung thermischer Speichermassen, ein regelbarer außenliegender Sonnenschutz, optimierte transparente Fassadenteile und die Lichtumlenkung zur Senkung des Beleuchtungsenergiebedarfs. Die Fassade wird als einschalige Elementfassade mit bandartig angeordneten Kastenfenstern ausgebildet.

Session 3.2 – Infrastruktur – Projektvorschau – Nr: 3.2.1 Stadttunnel Feldkirch – Vier Tunnel und ein bergmännischer Kreisverkehr BRAZA Bernhard Amt der Vorarlberger Landesregierung Die Stadt Feldkirch in Vorarlberg liegt aufgeteilt in mehrere Stadtteile zwischen mehreren Bergen und Hügeln und wird durch die Illschlucht geteilt. Am Schnittpunkt zwischen dem industrialisierten Rheintal und dem Walgau sowie nahe der Grenze zur Schweiz und Liechtenstein gelegen, führt diese Topographie zu erheblichen Verkehrsbelastungen. Um die Anrainer im ausgewiesenen IG-Luft Sanierungsgebiet zu entlasten, wurde nach unzähligen Variantenuntersuchungen im Rahmen eines Bürgerbeteiligungsverfahrens eine nicht alltägliche Bestvariante, bestehend aus 4 Tunnelarmen, einem bergmännischen Ringtunnel mit angeschlossener Lüftungskaverne sowie einem Schrägschacht mit Lüftungskopfbauwerk ausgewiesen. In den stadtischen Portalbereichen sind mehrere Brückenbauwerke, Portalwannen, Radunterführungen und Kreuzungsumbauten vorgesehen. Das Land Vorarlberg als Bauherr wird bei diesem Vorhaben, das für einen DTV von bis zu 15.000 Fz/d ausgelegt ist, in mehreren Punkten neue Wege gehen: – vermutlich der 1. bergmännische Kreisverkehr innerhalb der EU (Vergleichsprojekte nur in Norwegen bekannt). Außendurchmesser 72 m, 1 Fahrstreifen mit 2 Sicherheitsstreifen und Innendurchmesser 60 m – Aufweitung der zum Kreisel führenden vier Tunnel auf einer Länge von jeweils 70 m – Zwischendecke im Kreisverkehrsbereich und den Fahrstreifenaufweitungen – zentrale Lüfterkaverne mit bis zu 180 m² Ausbruchsfläche 320 m langer Schrägschacht mit anschließendem Lotschacht (70 m Raise-boring) zum Kopfbauwerk – Gesamtsystemlänge ca. 3900 m – vier parallele Wartungs- und Rettungsstollen (2800 m), deren Querschläge über ein neues System von Schiebetoren mit den Haupttunnelästen verbunden sind; sowie ein Fluchtstiegenhaus – Mitverlegung von 3 × 110 kV-Leitungen der VKW-Illwerke AG unter der Fahrbahn – Schuttertransport über ein Förderband über die Felsenauschlucht zu einem zu reaktivierenden Gleis mit Bahnverladung – Rückbaumaßnahmen im untergeordneten innerstädtischen Straßennetz.

Session 3.2 – Infrastruktur – Projektvorschau – Nr: 3.2.2 Die Wasserkraftprojekte der TIWAG HERDINA Johann TIWAG-Tiroler Wasserkraft AG Im Vortrag wird ein kurzer Überblick über die Wasserkraftausbau Projekte der TIWAG Tiroler Wasserkraft AG gegeben. Ein Programm mit sechs Großprojekten und einigen kleineren Projekten mit einer Gesamtinvestitionssumme von über 2,5 Mrd € soll in den nächsten Jahren umgesetzt werden, um den Wirtschaftsstandort Tirol zu sichern und für die Zukunft einen Beitrag zur europäischen Energiewende zu leisten. Diese Vorhaben sollen insbesondere folgende Ziele erreichen: – Nutzung der Wasserkräfte des Tiroler Oberlandes in einem Ausmaß, das den rechtlichen und politischen Zielvorgaben Tirols, Österreichs und der EU für den Ausbau erneuerbarer Energiequellen dient und ebenso die Versorgungssicherheit sowie den Klimaschutz fördert. – Optimierte Sicherung aller anderen Nutzungsansprüche und öffentlicher Interessen – einschließlich des Hochwasserschutzes – Geringe ökologische Auswirkungen der im WWRP für das Tiroler Oberland enthaltenen Standorte

– Durch die Kombination der Projekte wird sichergestellt, dass die ökologische Situation im gesamten Innverlauf gegenüber dem heutigen Zustand – etwa hinsichtlich Schwall – sogar deutlich verbessert wird. – Mehr Planungssicherheit und Hintanhaltung eines „Projektwildwuchses“ auf Jahrzehnte.

Session 3.2 – Infrastruktur – Projektvorschau – Nr: 3.2.3 „Alles auf Schiene“ – von Wien nach Klagenfurt in rund 2 1/2 Stunden GSCHNITZER Heinz ÖBB-Infrastruktur AG Als eine der wichtigsten Nord-Süd-Transversalen Europas und östlichster Alpenübergang verbindet der Baltisch-Adriatische Korridor die Ostsee mit der Adria. Er durchläuft Polen, Tschechien, die Slowakei, Österreich sowie Italien und vernetzt über die ehemalige Bruchlinie Europas hinweg wieder aufstrebende Wirtschaftsregionen dreier neuer Mitgliedsstaaten mit wirtschaftlich bedeutenden Agglomerationen in Österreich und Norditalien. Er trägt so dazu bei, dass Europa wieder zusammenwächst. Der Korridor bildet wichtige Hinterlandverbindungen von der Ostsee und der Adria zu den Wirtschaftsräumen Warschau, Oberschlesiens und Mährens, Ost- und Südösterreichs (Wien, Obersteiermark, Graz und Klagenfurt- Villach) sowie Norditaliens. Darüber hinaus stellt er eine wichtige Verknüpfung mit anderen prioritären Achsen des Transeuropäischen Verkehrsnetzes (TEN-V) her. Beispielsweise im Knoten Wien mit der TEN 17-Achse Paris – Wien – Bratislava. Er ist somit eine der wichtigsten transeuropäischen Eisenbahnachsen sowohl für den Personen-, als auch für den Güterverkehr. 455 km des Baltisch-Adriatischen Korridors verlaufen durch Österreich. Sein heutiger Ausbauzustand entspricht dabei nur abschnittsweise den Anforderungen an eine leistungsfähige internationale Fernverkehrsverbindung. Dies ist vor allem auf die topographische Gegebenheit zurückzuführen: der Korridor durchquert in Österreich die Alpen. In Österreich sind daher drei Schlüsselprojekte des Korridors bereits in Umsetzung bzw. Planung: Der neue Hauptbahnhof Wien, der rund 26 km lange Semmering-Basistunnel, die Koralmbahn (Graz – Werndorf – Klagenfurt), eine 130 km lange Neubaustrecke.

Session 3.2 – Infrastruktur – Projektvorschau – Nr: 3.2.4 Die nächsten großen ASFiNAG-Bauvorhaben BRANDTNER Gernot ASFiNAG Bau Management GmbH Die ASFINAG hat mit der Erstellung der Rahmenpläne 2012–2017 aufgrund der Wirtschaftslage sämtliche Projekte auf deren Dringlichkeit und Wichtigkeit geprüft, um dem langfristigen Ziel der Entschuldung der ASFINAG sowie dem Sparauftrag der österreichischen Bundesregierung Rechnung zu tragen. Aufgrund dessen war es notwendig, bestimmte Projekte zu verschieben, auf ein wirtschaftlich und finanziell reduziertes Maß zu redimensionieren oder in andere Kompetenzen zu übertragen. Trotz Redimensionierung des Bauprogramms investiert die ASFINAG aber weiterhin rd. EUR 1 Mrd pro Jahr in ihr Straßennetz, wobei Maßnahmen zur Erhöhung der Verkehrssicherheit, zur Erhaltung des bestehenden Netzes sowie zum gesetzlich verankerten Tunnelsicherheitsausbau Priorität haben. Das Investitionsvolumen des sechsjährigen Rahmenplans in den Jahren 2012-2017 beträgt EUR 6,8 Mrd. Bei den Neubaustrecken liegt der Schwerpunkt in der Errichtung von Teilen europäischer Verbindungen und zwar der S10, der A5 Nord Autobahn und der S7 Fürstenfeld Schnellstraße. Der Baubeginn für diese Projekte wird innerhalb der nächsten zwei Jahre erfolgen. Im Bereich des Tunnelsicherheitsausbaus, bei der ein zweiröhriger Ausbau vorgesehen ist, stellt die Pyhrn Autobahn mit drei Tunnelprojekten einen Schwerpunkt dar, die nicht nur im innerösterreichischen Verkehrsnetz eine wichtige Stellung im Verkehrsnetz einnimmt, sondern eine weit darüber hinausgehende internationale Bedeutung im Europäischen Verkehrsnetz einnimmt. Schwerpunkt bei den Generalerneuerungen liegt hinsichtlich des Investitionsvolumens in den kommenden Jahren, mit den Projekten „Knoten Prater“ und „Hochstraße Inzersdorf“, in Wien.

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

BAUKONGRESS 2014

Session 3.1/Session 3.2

Session 4.1

Session 4.1 – Hochbau – Planung & Ausführung – Nr: 4.1.1 Produktionshalle in Rekordzeit umgesetzt SCHMATZER Johann STRABAG AG STRABAG errichtete in nur elfmonatiger Bauzeit eines der weltweit größten und modernsten Kompaktmaschinenwerke. Im Mai 2011 fand der Spatenstich statt. Im Mai 2012 konnten die ersten Baumaschinengeräten und Kompaktbaumaschinen des Herstellers Wacker Neuson vom Band laufen. Das weltweit agierende Produktionsunternehmen mit Hauptsitz München hat seit Jahren einen österreichischen Sitz in Leonding bei Linz. Produktionshallen mit 46.500 m² und Büro- und Ausstellungsflächen mit 10.000 m² sollten entstehen. In Anbetracht der Größe der Baustelle und einer knapp bemessenen Bauzeit von nur zwölf Monaten stellte die Projektrealisierung für alle Beteiligten eine erhebliche Herausforderung dar, vor allem die Terminvorgabe mit dem Fertigstellungstermin April 2012. Nach dem Beginn der Bauarbeiten im Mai 2011 konnte nach nur vier Monaten Bauzeit Dachgleiche für den rund 50.000 m2 großen Industriekomplex gefeiert werden. Zum Ende des Jahres waren rund 80 % des Bauauftrages umgesetzt und im April 2012 wurden die Generalunternehmerarbeiten mit einem Auftragsvolumen von rund € 30 Mio. und nach nur elf Monaten Bauzeit abgeschlossen. Die Gesamtinvestitionssumme in eines der größten und modernsten Kompaktmaschinenwerke der Welt beläuft sich einschließlich Grundstückserwerb und Erschließung auf rund € 65 Mio. Im Endausbau plant Wacker Neuson die Beschäftigung von 600 Mitarbeitern. In den neuen Fertigungshallen ist es nun möglich, Produktionsprozesse zu optimieren und mit neuesten Technologien, wie beispielsweise einer Lackieranlage mit Pulverbeschichtung und einer Sandstrahlanlage, die Qualität der Produkte zu stärken.

Session 4.1 – Hochbau – Planung & Ausführung – Nr: 4.1.2 DC-Tower 1 PAGITZ Manfred STRABAG AG Der Vortrag beschäftigt sich mit den verschiedenen Aspekten des Fassadenbaus, beginnend von der Angebotslegung bis zur Fertigstellung der Gebäudehülle. Die spezielle geografische Lage, die Höhe des Bauwerkes, die spezielle Geometrie sowie die nutzungsbedingten Anforderungen des Investors erforderten zahlreiche innovative Lösungen im Bereich der Fassade. Er zeigt die technische Entwicklung der Gebäudehülle, beginnend mit der ausgeschriebenen doppelschaligen Ausführung bis hin zu der letztendlich ausgeführten einschaligen Fassade unter Beibehaltung der vorgegebenen, gestaltungstechnischen und bauphysikalischen Parameter. Eine Besonderheit stellt der speziell für dieses Gebäude entwickelte Fassadenlüfter dar, welcher vollständig in das Fassadensystem integriert wurde. Diese Neuentwicklung ermöglicht die Integration einer natürlichen Belüftung in die Gebäudehülle, ohne dass sich diese in der Gebäudeansicht sichtbar abzeichnet. Die spezielle Bauart der Lüftungseinheit erlaubt eine natürliche Belüftung auch bei Regen und verhindert die üblichen Zugerscheinungen, welche bei herkömmlichen Öffnungselementen auftreten. Weiters wird über die Entwicklung des bei diesem Gebäude eingesetzten Schwingungstilgers berichtet. Dieser dient zur Reduzierung der windinduzierten Gebäudeschwingungen und somit der Komfortverbesserung für die Nutzer des Gebäudes.

Session 4.1 – Hochbau – Planung & Ausführung – Nr: 4.1.3 Seestadt Aspern WUSITS Stefan PORR Bau GmbH Auf dem ehemaligen Flughafen Aspern, welcher mit der Errichtung 1912 einst zu den modernsten Flughäfen Europas zählte und wo einst Erzherzog Karl I bei der Schlacht von Aspern im Jahre 1809 mit österreichischen Truppen Napoleon erstmals in seiner Laufbahn besiegte, begann mit 02.05.2013 im 22. Bezirk die größte Wohnbauinitative der Stadt Wien – Die Seestadt Aspern. Die Seestadt Aspern ist eine Stadt in der Stadt, im Zentrum Europas, urban und im Grünen mit viel öffentlichem Raum und gro-

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ßen Freiflächen. In der Mitte liegt der See, der alles verbindet. Mit seinen Uferanlagen und der Promenade bildet er den Kern der Stadt, wird der Treffpunkt für die Bewohnerinnen und Bewohner sein und für alle die hier arbeiten. Über einem Zeitraum von zwei Jahrzehnten werden in drei Errichtungsetappen bis zum Jahr 2030 auf einer Grundfläche von 2,40 Mio. m² (entspricht der Größe des 7+8. Gemeindebezirk) 8.500 Wohneinheiten für 20.000 Bewohnerinnen und Bewohner errichtet sowie 20.000 Arbeitsplätze, eine U-Bahn, ein Bahnhof sowie eine Verbindung zur bestehenden A 23 durch eine leistungsfähige Stadtstraße, geschaffen. Die Hälfte der Grundfläche ist öffentlicher Raum mit Straßen, Plätzen, Grün und Erholungsflächen. Derzeit ist die Firma Porr Bau GmbH vertreten durch die Hochbauniederlassung Wien mit der Errichtung von 4 Wohnhausanlagen (J8 + J9 + D5A + D12) mit einer Gesamtwohnungsanzahl von 630 Wohnungen und einer Wohnnutzfläche von ca. 46.000 m² beauftragt, wobei die Vergabe von noch einigen Bauplätzen gerade in der Abschlussphase ist.

Session 4.1 – Hochbau – Planung & Ausführung – Nr: 4.1.4 Die Überbauung der U-Bahn-Station „Kendlerstraße“ KALIX Stephan FCP Fritsch, Chiari & Partner ZT GmbH In diesem Beitrag werden die Herausforderungen vom Konzept über die Detailplanung bis zur Ausführung unter Berücksichtigung der Auflagen der verschiedenen Projektbeteiligten (Wiener Linien, ÖBB und Bauherr) mit folgenden Besonderheiten vorgestellt: – Abteufung der Bohrpfähle in sehr geringem Abstand zu den bestehenden Tunnel- und Schlitzwandbauwerken der ÖBB und der Wiener Linien. – Ausführung der Bohrpfähle im Nahbereich zu Bestandsbauwerken der Wiener Linien mit elektrisch nicht leitender, glasfaserverstärkter Kunststoffbewehrung wegen Korrosionsgefahr durch Streuströme. – Ausführung setzungsarmer Bohrpfähle mit Pfahlfußverpressungen – Schalltechnische Entkoppelung der Überbauung des Schachtes aufgrund der möglichen Körperschallübertragung vom U-BahnBetrieb in das neue Wohn- und Bürogebäude – Nur sehr kleine Querschnittshöhen möglich, wodurch lokal hohe Bewehrungsgehalte und hohe Betongüten notwendig wurden.

Session 4.1 – Hochbau – Planung & Ausführung – Nr: 4.1.5 Bauarbeiten für die Austragung der FIS Alpinen Ski-WM in Schladming MANDL Peter Peter Mandl ZT GmbH Für die Austragung der FIS Alpinen Skiweltmeisterschaft 2013 in Schladming wurden im Zielbereich mehrere Bauvorhaben realisiert. Bei dem 2008 fertiggestellten Parkhaus sind 460 Stellplätze auf 6 Ebenen verteilt. Das gesamte Gebäude ist in den Hang hineingebaut. Die einzelnen Decken sind als Stahl-Beton Verbunddecken hergestellt die auf Stahlbeton Stützen und den Stahlbetonwänden der Kerne gelagert. Neben der statischen Optimierung wurde eine Brandsimulation durchgeführt als Grundlage für eine Heißbemessung. Herzstück für die Adaptierung der bestehenden Talstation bildet der „Loop“. Beim Loop handelt es sich um eine 30–35 cm dicke gekrümmte Stahlbetonschale als Flachdecke, die auf Verbundstützen punktgelagert ist. Die leicht schräg stehenden Stützen werden im Bereich vom Umbau durch die bestehenden Decken hindurch in die Gründung geführt. Der „Loop“ überdacht die im Bestand untergebrachten und erweiterten Büroräumlichkeiten, die Seilbahnhalle sowie den Servicebereich für die Nutzer, Flächen für ein Geschäftslokal und ein Studio für den ORF. Beim Servicedeck handelt es sich um eine zwei geschossige Tiefgarage unterhalb vom Zielraum und einem ebenerdigen VIP-Bereich. Das Bauwerk ist in vier Bauteile unterteilt, die jeweils durch Bauteilfugen voneinander getrennt sind. Das Tragsystem des Servicedecks ist eine punktgestützte Flachdecke mit einem Stützenraster von ca. 8,25 × 8,25 m. Beim Skygatewurden Insgesamt 130 to Stahl für das 32 Meter hohe mit ca. 30° gegen die Vertikale geneigte räumliche Stahlfachwerk aus Rundrohren verarbeitet. Die Konstruktion ist damit auch ein eindrucksvolles Beispiel für die Möglichkeiten des Werkstoffs Stahl. Auf einer Höhe von ca. 14 m wurde eine eingehauste Plattform hergestellt.

Session 4.2 – Infrastruktur – Planung & Ausführung – Nr: 4.2.1 Autobahn und Baukultur – Gestaltungsinitiative der ASFiNAG KLEISER Michael ASFiNAG Bau Management GmbH Die perfekte Autobahn muss mehrere Aspekte erfüllen: Sie muss sicher und praktisch angelegt sein – und sie muss sich gleichzeitig in ihrem Erscheinungsbild bestmöglich in der Landschaft einfügen. Autobahntrassen, Lärmschutzwände, Brücken, Tunneln, Rastplätze, Mautstationen und andere Hochbauten hinterlassen aufgrund ihrer Größe und Funktion markante Spuren; sie sind daher nicht nur eine technische, sondern auch eine gestaltgebende Herausforderung. Im Rahmen der 2010 gestarteten Gestaltungsinitiative bildete die ASFINAG einen Gestaltungsbeirat aus internen und externen Experten aus den Bereichen Architektur, Landschaftsarchitektur und Raumplanung sowie Vertretern der Architektenkammer. Als strategischer Ansatz setzte das Unternehmen auf organisatorische und strukturelle Vorgaben bei der Projektabwicklung und lässt den Kreativen gleichzeitig viel Raum für innovative (Gestaltungs-)Ideen. Das 2.175 Kilometer lange Straßennetz der ASFINAG verfügt über 1.250 Kilometer Lärmschutzwände und ca. 5000 Brücken, deren Erneuerungszyklen eine Bandbreite von 15 bis 20 Jahren bzw. bis zu 50 Jahren erreichen. Ein wesentliches Kriterium der Gestaltungsinitiative war von Anfang an auch das Thema Wirtschaftlichkeit. Eine frühzeitige und zwischen allen Disziplinen abgestimmte Planung ermöglicht effiziente und kostengünstige Lösungen. Im Streckenneubau schenkte die ASFINAG dem Gestaltungsaspekt bereits durch einige Wettbewerbe große Aufmerksamkeit, aus denen harmonisierte und identitätsstiftende Gestaltungskonzepte über alle erforderlichen Baumaßnahmen entlang der Strecke resultierten. Positive Kundenreaktionen bestätigten den eingeschlagenen Weg.

Session 4.2 – Infrastruktur – Planung & Ausführung – Nr: 4.2.2 Querverschub der neuen Carl-Ulrich-Brücke ESCHEU Josef PORR Deutschland GmbH Die Carl-Ulrich-Brücke über den Main verbindet die Städte Frankfurt und Offenbach. Aus Gründen der Sicherheit und der Abwicklung des Verkehrs sowie unter Beachtung der übersehbaren Verkehrsentwicklung wird das bestehende Bauwerk durch einen Neubau ersetzt. Da der Verkehr nur kurzzeitig unterbrochen werden darf, ist vorgesehen, Oberstrom neben der Trasse den neuen Überbau auf Hilfsstützen und provisorischen Pfeilern zu errichten und diesen – nach Abbruch des Bestandüberbaues – in die Endlage einzuschieben. Die bestehende Trasse im Grundriss bleibt unverändert. Die Herstellung des Bauwerks erfolgt grundsätzlich unter Aufrechterhaltung des öffentlichen Straßenverkehrs. Es ist eine vierwöchige Vollsperrung vorgesehen. Der Querverschub erfolgt auf Verschubbahnen aus Cr-Ni-blechbespannten Stahlplatten, die im Stahlbeton der Hilfspfeilerscheibe bzw. Riegel eingebettet und verankert sind. Die Verschublager bestehen aus teflonbeschichteten Neoprenplatten mit darüberliegenden Elastomerkissen. Die erforderlichen Zugkräfte zufolge Gleitreibung werden an jeder Pfeilerachse von entsprechenden Horizontalpressen aufgebracht. Die Sicherung gegen horizontale Verschiebung in Brückenlängsrichtung erfolgt mittels Seitenführungen am Pfeiler Achse 20 und 30 jeweils auf der Randfeldseite. Das Abstapeln ist achsweise mit Stapelpressen und Stapelböcken vorgesehen. Die Lage des Überbaues ist während des Abstapelvorganges durch geeignete Festhaltekonstruktionen an den Widerlagern zu sichern.

Session 4.2 – Infrastruktur – Planung & Ausführung – Nr: 4.2.3

rung erfolgt im Bereich der Stillgewässer der Seidendorfer Bucht. Beidseits des Tragwerkes schließen Tunnelbauwerke an. Zur Ausführung gelangt eine Taktschiebebrücke, wobei der Bemessung eine Entwurfsgeschwindigkeit vom 200 km/h und eine Ausbaugeschwindigkeit von 250 km/h zugrunde gelegt werden. Die Gesamtlänge des Tragwerkes beträgt 600 m mit einer Unterteilung in 4 Einzeltragwerke Aufgrund der vom Wasserbau vorgegebenen Pfeilerstandorte ergeben sich auch für die Einzeltragwerke unterschiedliche Stützweiten zwischen 50 m bis 70 m. Aus Gründen der Gebrauchstauglichkeit, Dauerhaftigkeit und Erhaltungsfreundlichkeit wurde ein Tragwerk aus Spannbeton gewählt. Zufolge des angewandten Bauverfahrens (Taktschieben) besitzt der Überbau einen Hohlkastenquerschnitt mit konstanter Trägerhöhe. Die Trägerhöhe beträgt aufgrund der Projektrandbedingungen 4,74 m – in Anbetracht der maximalen Stützweite von 70m für das gewählte Bauverfahren keine unwesentliche Herausforderung. Als Pfeilerform wurde eine ebenflächige Kristallform gewählt, die den Pfeilerkopf von einem achteckigen Schaft in ein Quadrat überführt. Abgesehen von den herausfordernden Tragwerksabmessungen ist als außergewöhnliche Besonderheit des Entwurfs das Einschieben des Tragwerkes hervorzuheben. Durch den Umstand, dass das Tragwerk in Endlage in 4 Einzeltragwerke getrennt werden muss, ist die Ausbildung von 3 (temporären) Ortbetonverbindungen erforderlich. Diese temporären Verbindungen erfolgen mittels verbundloser Spannglieder, deren Planung und Ausführung, in Verbindung mit allen notwendigen Bauzustandsmanipulationen, an alle Projektbeteiligten höchste Anforderungen stellt.

Session 4.2 – Infrastruktur – Planung & Ausführung – Nr: 4.2.4 U1/10 „Troststraße“ – eine Herausforderung für Projektmanagement und Planung SUCHMANN Christoph Wiener Linien GmbH & Co KG GARTNER Ilse Ingenieurbüro ste.p ZT-GmbH Die Verlängerung der U1 Richtung Süden bis 2017 ist Bestandteil der 4. Ausbauphase der Wiener U-Bahn. Dadurch werden die PerAlbin-Hannsson-Siedlung mit einer der größten städtischen Wohnhausanlagen in Wien und Stadtentwicklungsgebiete im Süden von Wien direkt an die Hauptschlagader des öffentlichen Verkehrs Wiens angebunden. Die größte Stadttherme Europas, die Therme Oberlaa, und der Campus der FH Wien werden leichter erreichbar sein. Insgesamt wächst die U1 in den nächsten Jahren vom Reumannplatz um 4,6 km und fünf Stationen. Mit 19,2 km ist sie dann die längste U-Bahn-Linie Wiens. Die neu zu errichtende Trasse des Bauabschnittes U1/10 „Troststraße“ schließt an die bestehende Station und Abstell- und Wendeanlage Reumannplatz an und verläuft unterirdisch über den gesamten Baulosbereich in Tieflage. Die Tunnelröhren kommen bereichsweise in nicht konsolidierten Lößlehmen zu liegen. Zur ausreichenden Setzungsreduktion ist es daher notwendig den horizontalen DSV Schirm zum Schutz des Ausbruchs der Stationsröhre auf vorweg hergestellte vertikale DSV Säulen aufzulagern um die Kräfte in tragfähige Kiesschichten abzuleiten. Ebenso sind vor Vortriebsbeginn umfangreiche Fundamtertüchtigungen der Bebauung herzustellen um eine sichere Unterquerung zu gewährleisten. Die Stationsschächte der U-Bahn-Station Troststraße führen bis 4 Geschoße unter der Geländeoberfläche und werden zweischalig in Deckelbauweise mit aufgelösten Bohrpfählen hergestellt. Die offene Bauweise ist aufgrund der innerstädtischen Randbedingungen unter beengten Platzverhältnissen auszuführen. Die über der Station liegende Straßenbahn ist während der gesamten Bauphase zweigleisig aufrecht zu erhalten. Für das Bauphasenkonzept waren umfangreiche Verkehrsuntersuchungen in Abstimmung mit der zuständigen Behörde erforderlich.

Die Drauquerung der Koralmbahn – eine außergewöhnliche Taktschiebebrücke

Session 4.2 – Infrastruktur – Planung & Ausführung – Nr: 4.2.5

OBERLECHNER Gerhard ÖBB-Infrastruktur AG

S10 – Bogenbrücke nach Cruciani-Bauweise

FRITSCH Michael FCP Fritsch, Chiari & Partner ZT GmbH Im Zuge der Errichtung der Koralmbahn, als direkte Verbindung zwischen Graz und Klagenfurt, stellt das Objekt MA26 – die Drauquerung – ein wesentliches Herzstück dar. Das Objekt überbrückt das Drautal im Bereich des Völkermarkter Stausees. Die Linienfüh-

SEMPELMANN Franz ASFiNAG Bau Management GmbH RUPP Josef HOCHTIEF Construction Austria Die ASFiNAG hat die Arbeitsgemeinschaft Hochtief Construction und GK construction mit den Bauleistungen im Baulos 4.2 auf der

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BAUKONGRESS 2014

Session 4.2

Session 4.2/Session 5.1 S10 beauftragt. Hierbei handelt es sich um das nördlichste Baulos auf der S10, welches auch den nördlichen Teil der Umfahrung Freistadt bildet. Kernstück des Bauloses 4.2 ist das Objekt F48 Feldaisttalbrücke. Hierbei handelt es sich um eine Bogenbrücke mit einer Fahrbahnlänge von 250 m und einer Bogenspannweite von 145 m. Die Bogenbrücke ist in zwei Richtungsfahrbahnen aufgeteilt und hat im Scheitelpunkt eine Höhe von ca. 60 m über dem Talboden. Jede Richtungsfahrbahn wird durch 10 Pfeiler gestützt und einer mittleren Spannweite von Pfeiler zu Pfeiler von 25 m. Errichtet wird die Bogenkonstruktion mit der von der Arbeitsgemeinschaft vorgeschlagenen Alternative im Zuge des Vergabeverfahrens. Hierbei handelt es sich um das sogenannte Cruciani-Lehrgerüst Bauweise. Zunächst wird das Lehrgerüst für die Richtungsfahrbahn Linz eingesetzt, nach Fertigstellung des ersten Bogens abgesenkt und mittels Querverschub wird dann der Bogen für die 2. Richtungsfahrbahn hergestellt. Durch die Alternative Errichtung der Bogenkonstruktion durch die Arbeitsgemeinschaft konnte die Massigkeit des Bogen-Hohlkastens erheblich verringert werden. Des Weiteren konnte auch der Querschnitt des Fahrbahntragwerkes dahingehend optimiert werden, dass anstatt eines mehrfach verschieblich gelagerten Hohlkastens ein integrales Plattentragwerk zur Ausführung kommt. Durch die hohe Persistenz und ungünstige Orientierung der im Granitgestein der Talflanken angetroffenen Trennflächen mussten im Zuge der Bauabwicklung auch hangstabilisierende Maßnahmen ausgeführt werden. Die Lösungsfindung und Ausführung der hangstabilisierenden Maßnahmen hat die ausführende Arbeitsgemeinschaft und den Auftraggeber zusätzlich vor Herausforderungen gestellt.

Session 5.1 – Erneuerbare Energie – Green Building – Nr: 5.1.1 Eurogate – Höchstes Augenmerk auf ökologische Aspekte im Wiener Wohnbau KLEINER Thomas PORR Bau GmbH Anfang Mai 2010 erhielt die ARGE Eurogate Bauplatz 6, bestehend aus den Firmen ALPINE Bau GmbH und Porr Bau GmbH, den Auftrag als Generalunternehmer die Passiv-Wohnhausanlage Eurogate Bauplatz 6 zu errichten. Das gegenständliche Projekt ist ein Teil der größten Passivhausanlage Europas, welche zwischen 2010 und 2013 von mehreren Bauträgern auf dem Gelände des ehemaligen Aspangbahnhof errichtet wird, und somit ein weiteres Beispiel dafür, dass die Passivhaustechnologie auch beim mehrgeschossigen Wohnbau erfolgreich umgesetzt werden kann. Das ökologische und auch nachhaltige Konzept hat nicht nur bei der Haustechnik Einzug gehalten. Erstmalig im mehrgeschoßigen Passivhaus-Wohnbau wurde eine hinterlüftete Metallfassade ausgeführt, welche mit Dämmstärken zwischen 28 und 34cm ausgestattet wurde. Neben der Wohnküche wurden die Wohnungen (teilweise als „split level“ – Wohnungen) mit 2–3 Zimmern mit zumindest einer Loggia ausgestattet. Ein hoher Wohnkomfort konnte mit einer ökologischen und kompakten Bauweise durch den Architekten Albert Wimmer in Einklang gebracht werden. Trotz teilweiser Tiefengründungen und einer aufwendigen elastischen Lagerung auf Grund des unterirdisch angrenzenden ÖBB-Tunnels der S7, konnten die bestellten 150 Wohneinheiten und die Tiefgarage mit 140 Stellplätzen nach nur 19 Monaten Bauzeit Mitte Jänner 2012 schlüsselfertig an die Mieter und den Bauträger die „Arwag Wohnpark Eurogate Vermietungsgesellschaft m.b.H“ erfolgreich und zu aller Zufriedenheit übergeben werden.

Session 5.1 – Erneuerbare Energie – Green Building – Nr: 5.1.2 Green Buildings – Rahmenbedingungen und Trends in der Smart City Wien VOGL Bernd Magistrat der Stadt Wien – Energieplanung Die Stadt Wien setzt auf eine ambitionierte Smart City Strategie und möchte weiterhin Vorreiter im Energie- und Gebäudebereich im internationalen Maßstab sein. Die Ausgangslage und die Ziele der Smart City Wien stehen daher am Anfang der Betrachtungen. Danach wird eine Übersicht über die bestehenden und zukünftigen Anforderungen an Gebäude in Wien gegeben, welche Rolle die Energieplanung in der smarten Stadtentwicklung spielt bzw. spielen wird

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und wie konkrete Projekte der Stadt dazu aussehen. Die Stadt Wien verfolgt bei Gebäuden seit langem eine ambitionierte Effizienzstrategie und wird bis 2020 diesen Weg fortsetzen. Anhand von Beispielen und interessanten Zahlen wird ein Überblick über den Bausektor aus Energiesicht gegeben. Dabei wird auch ein Blick auf die Wärmeversorgungssysteme der Stadt geworfen. Im zweiten Teil des Vortrags werden die zukünftigen Entwicklungen und Vorhaben dargestellt. In Zukunft werden Regelungen zur Nutzung von erneuerbaren Energien am Standort eingeführt und Energiekonzepte für neue Stadtteile zum Standard. Gebäude die supereffizient mit Strom, Wärme und Mobilität umgehen und mit einem Minimum an Energie aus öffentlichen Netzen auskommen sind das erklärte Ziel. Die „Ichwerde-versorgt“-Mentalität soll abgelöst werden durch die smarte Nutzung von Energiequellen am Standort der Gebäude. Das ist die Herausforderung vor der wir alle stehen!

Session 5.1 – Erneuerbare Energie – Green Building – Nr: 5.1.3 Erweiterung Raiffeisenhaus FERCHER Frank STRABAG AG STEININGER Christian Vasko + Partner Ingenieure Erster Schritt der Planung im Projekt Raiffeisen-Klimaschutz-Hochhaus war die allumfassende Reduktion der Energieverbräuche für die thermische Konditionierung (Lüftung, Wärme/Kälte), die Warmwasserbereitstellung und die dafür benötigten elektrisch betriebenen Hilfssysteme der technischen Gebäudeausstattung. Herzstück der technischen Gebäudeausrüstung ist eine Kraft-Wärme-Kälte Kopplung auf Biogasbasis (ca. 300 kW elektrische Leistung), die neben der Photovoltaikanlage einen Großteil des zu erwartenden Strombedarfs abdeckt. Mit der Abwärme des Gasmotors der Kraft-WärmeKopplung wird in einer Absorptionskältemaschine Kaltwasser erzeugt und für die im Bürohochhaus erforderliche Kühlleistung verwendet. Im Versorgungskonzept wurde die Nutzung von Geothermie, die Nutzung des Donaukanalwassers sowie die Nutzung der Abwärme des Rechenzentrums vorgesehen. Neben zahlreichen Maßnahmen der Verbrauchsoptimierung wie natürliche Belüftung über die Klimafassade in den Übergangszeiten, Tageslichtoptimierung und umfassende Optimierungen bei den Arbeitsmitteln wurde in Summe ein leistungsfähiges System etabliert, welches konventionelles Energiesystem nur mehr im Minimalausmaß benötigt. Unabhängig von der optimalen Erzeugung der notwendigen Energie, ist es das oberste Ziel, für die Nutzer optimale raumklimatische Verhältnisse zu schaffen. Insgesamt wurde mit dem Zubau zum Raiffeisengebäude zweifellos ein „Musterhochhaus“ hinsichtlich Nutzerkomfort, Energieverbrauch und CO2 Bilanz errichtet. Durch die Visualisierung der Energieverbräuche wird das Gebäude „transparent“ und ein echter Vergleich zwischen Systemen und anderen Gebäuden ist möglich.

Session 5.1 – Erneuerbare Energie – Green Building – Nr: 5.1.4 „amRietpark“ Schlieren – Nachhaltiges Bauen in der Schweiz WILKEN Dieter STRABAG AG Eine Besonderheit des Gebäudes ist das moderne Energie- und Nachhaltigkeitskonzept. Das Schweizer Qualitätslabel Minergie-Eco geht über die üblichen Anforderungen internationaler Zertifizierungen hinaus und verbindet Energieeffizienz mit Komfort, Gesundheit und Bauökologie. Für das Gebäude „amRietpark“ wurde jedoch das Zertifikat Minergie-P-Eco angestrebt, das die Ansprüche von Minergie-Eco abermals übertrifft. Minergie-P-Eco verlangt weitere Reduktionen im Energiebedarf, womit den Anforderungen einer 2000Watt-Gesellschaft entsprochen werden soll. Damit folgt man einem Trend, der längst nicht mehr nur von einer Minderheit Umweltbewusster gefordert wird. Gleichzeitig wird aber den höchsten technischen Standards und Komfort unserer Zeit entsprochen. Um all dem gerecht zu werden, muss konsequent geplant, konzipiert und gebaut werden. Als Totalunternehmer – verantwortlich für den gesamten Prozess von der Planung bis zur Ausführung – konnte die STRABAG AG nicht nur Schnittstellen vermeiden und Qualität sichern, sondern auch ressourceneffizient und mit minimaler Verschwendung die gesamte Leistungspalette von Spezialtiefbau,

Erdbau, Rohbau bis hin zu Logistik und Ausbau abdecken. Auch die Zusammenarbeit zwischen dem Bauherrn Halter AG, Architekten und den Ausführenden war von Professionalität, Fairness, Partnerschaft und Transparenz gekennzeichnet. Redundanzen konnten so vermindert und die Qualität für das Minergie-P-Eco-Label erreicht werden. Im Schweizer Hochhausbau stellt diese Zertifizierung eine Premiere dar.

Session 5.1 – Erneuerbare Energie – Green Building – Nr: 5.1.5 Nachhaltigkeit am Beispiel des Campus WU SAMMER Günther Vasko + Partner Ingenieure Am Beispiel des Neubaus des Campus WU Wien, der am ehemaligen Messegelände an der Grenze zum Wiener Prater errichtet wird, wird gezeigt, dass auch für Großprojekte im Bereich des Bürohausund Hochschulneubaus eine nachhaltige Energieversorgung mit erneuerbaren Energieträgern und die Umsetzung des Green Building Gedankens machbar. Das Herzstück der Energieversorgung der neuen WU Wien ist die Nutzung von Grundwasser, sowohl zur Versorgung mit Kälte als auch mit Wärme. Hierfür wird die größte Anlage zur thermischen Grundwassernutzung in Wien mit einer Leistung von maximal 150 l/s, was einer Kälteleistung bzw. Heizleistung von etwa 3 MW entspricht, errichtet. Die Nutzung des Grundwassers zur Kälteversorgung erfolgt direkt, nur durch einen Trennwärmetauscher getrennt, ohne zwischengeschaltete Kältemaschinen. Dadurch fällt lediglich der Pumpenstrom zur Kälteversorgung an und es können extrem hohe Leistungsziffern (50 bis 80) erreicht werden. Um eine direkte Nutzung zu ermöglichen, wird für die Kälteabgabe eine Bauteilaktivierung in den Betondecken vorgesehen, die mit dem für die Kälteversorgung relativ hohen Temperaturniveau des Grundwassers das Auslangen findet. Die Nutzung des Grundwassers für Heizzwecke erfolgt über Heiz-/Kältemaschinen, die Wärme auf einem Niedertemperaturniveau bereitstellen, um möglichst hohe Leistungsziffern zu erreichen. Aus diesem Grund werden die Abgabesysteme überall wo dies technisch sinnvoll ist, auf dieses Niedertemperaturnetz ausgelegt. Da „Green Buildings“ oder „Blue Buildings“ mehr als reine Energieeffizienz sind, wurden am Campus WU von Beginn auch sämtliche sonstigen Aspekte, welche wesentlich für die Nachhaltigkeit eines Gebäudes sind, entsprechend berücksichtigt. Durch die konsequente Umsetzung all dieser Vorgaben und Ziele über den gesamten Planungs- und Bauprozess wird es mit Abschluss der Arbeiten für alle Objekte am Campus eine Green Building Zertifizierung nach ÖGNI geben.

Session 5.2 – Hohlraumbau – Nr: 5.2.1 S10 – Tunnel Götschka – auf dem Weg von Linz nach Budweis GAULHOFER Hans PORR Bau GmbH Die ASFINAG hat die Bauleistung für den Tunnel Götschka an der künftigen S 10 Mühlviertler Schnellstraße vergeben. Der Auftrag wird der Porr Tunnelbau GmbH als Bestbieter mit ihrem Hauptangebot in Höhe von 128.657 Mio. Euro erteilt. Die Verkehrsfreigabe für das Baulos ist gemeinsam mit der Gesamtverkehrsfreigabe der S 10 Süd (Unterweitersdorf – Freistadt Nord) imJahr 2015 geplant. Weiters wurde die Porr Tunnelbau GmbH auch mit den Bauleistungen für die Umfahrung Freistadt Süd (Baulos 4.1) an der künftigen S 10 betraut. Das Unternehmen erhielt den Auftrag als Bestbieter mit einem Hauptangebot in Höhe von 83.827 Mio. Euro. Die Verkehrsfreigabe des Bauabschnitts ist für Herbst 2014 geplant. Die Errichtung des Tunnels Götschka ist der größte Einzelbauauftrag in der Geschichte der heimischen Autobahngesellschaft ASFINAG. Der Tunnel wird rund 4,4 km zwischen den Gemeinden Unterweitersdorf und Matzelsdorf nordöstlich von Linz verlaufen und gemäß den Anforderungen an die Verkehrssicherheit mit zwei Röhren errichtet. Die Oströhre in Fahrtrichtung Prag wird wegen der Steigung dreispurig (zwei Fahrstreifen plus eine Kriechspur), die Weströhre in Fahrtrichtung Linz zweispurig errichtet. Die beiden Tunnelröhren mit einer Gesamtlänge von 8,8 km werden mit modernster Sicherheitstechnik ausgerüstet. Bis 2017 werden bedarfsgerecht 6,8 Mrd. Euro im Autobahnen- und Schnellstraßennetz investiert. Davon entfallen bis zu ihrer Verkehrsfreigabe im Jahr 2015 718 Mio. Euro auf den Neubau der 22 km langen S 10 in Oberösterreich.

Session 5.2 – Hohlraumbau – Nr: 5.2.2 Marmaray Projekt Istanbul – Tunnelbau unter schwierigen Bedingungen KURZWEIL Hans-Christian iC consulenten ZT GmbH Das Kunstwort „Marmaray“ zusammengesetzt aus Marmara (Meer) und Ray (türkisch für Schiene) beschreibt bereits die Intention des Projektes eine Schienenverbindung in Istanbul entlang des Marmarameeres zu errichten. Dabei wird mit dem Marmaray Projekt die bestehende Eisenbahnstrecke entlang dem Marmarameer zwischen den Orten Halkali auf der europäischen Seite und Gebze auf der asiatischen Seite auf einer Länge von fast 80 km ausgebaut und modernisiert. Das Kernstück der Strecke, der Bauabschnitt BC1, befindet sich in Istanbul und besteht aus einem 13,6 km langen und neu zu errichtenden Tunnelabschnitt, welcher unter anderem die historische Altstadt von Istanbul, sowie auch den Bosporus unterquert. Westlich und östlich des zentralen Abschnittes BC1 wird die bestehende S-Bahnstrecke ertüchtigt. Der Vortral beschreibt die besonderen Herausforderungen bei Planung und Ausführung dieser Bauwerke, wobei jedes Bauwerk für sich seine eigenen spezifischen Besonderheiten und Probleme aufweist. Es werden die Herausforderungen während Planung und Ausführung beschrieben und die bautechnischen Lösungen bzw. die Anwendung und Entwicklung von Zusatzmaßnahmen unter den gegebenen schwierigen Boden- und Randbedingungen vorgestellt.

Session 5.2 – Hohlraumbau – Nr: 5.2.3 U-Bahn Wien, Bauabschnitt U1/9 „Altes Landgut“ PROHAZKA Wolfgang STRABAG AG Die bestehende U-Bahnlinie U1 verläuft von Norden nach Süden quer durch Wien. Die Verlängerung der Linie U1 Richtung Süden umfasst 5 Stationen bis zur neuen Therme Oberlaa. Um das zukünftige Stadterweiterungsgebiet Rothneusiedl später ebenfalls an die UBahn anbinden zu können, werden die baulichen Notwendigkeiten für eine Abzweigung mitberücksichtigt. Das Baulos U1/9 „Altes Landgut“ wird in Tieflage errichtet und hat eine Gesamtlänge von ca. 685 m. Die beiden Stationsschächte werden in Deckelbauweise, die Strecken- und Stationstunnel in bergmännisch in Neuer Österreichischer Tunnelbauweise hergestellt. Die U-Bahn Linie 1 verläuft über den ganzen Baulosbereich U1/9 in Tieflage. Der Stationsschacht „Altes Landgut“ ist der Startschacht für die in geschlossener Bauweise Richtung Süden vorgetriebenen Streckenröhren sowie für die in geschlossener Bauweise Richtung Norden vorgetriebenen Stationsröhren. Die Außenwände werden in zweischaliger Bauweise hergestellt wobei als äußere Schale eine 1m dicke Schlitzwand ausgeführt wird, die im Bauzustand als Baugrubensicherung dient. Der Vortrieb erfolgt mittels NÖT mit genereller Anwendung von Spießen. Die Ausbruchsfläche der Stationstunnel misst 77,60 m2, die der Streckentunnel 37,74 m2. Die Spritzbetondicke der Außenschale ist für die Stationstunnel mit 30 cm und für die Streckentunnel mit 25 cm vorgesehen. Die Dicke der Innenschale ist sowohl bei den Stationstunneln als auch bei den Streckentunneln mit 40 cm vorgesehen. Unter dem Autobahntunnel der A23 erfolgt der Vortrieb unter einem Rohrschirm und teilweise in den angrenzenden Randbereichen mit Spießsicherung. Sowohl Außen- als auch Innenschale werden dicker ausgebildet als in den Regelbereichen.

Session 5.2 – Hohlraumbau – Nr: 5.2.4 Generalerneuerung einer bestehenden Tunnelröhre – Technische und logistische Herausforderungen am Beispiel Bosrucktunnel KRANZELMAYER Wolfgang ÖSTU-STETTIN Hoch- und Tiefbau GmbH Zum Ausbau des jetzt zweispurigen Bosrucktunnels gehören der Bau der 5.425 m langen, zweispurigen Weströhre mit 5 Pannenbuchten (160 m² Ausbruchfläche), 11 Querschlägen (davon 5 befahrbar; 45/50 m²), 43 Notruf- und 48 Feuerlöschnischen, sowie die Sanierung der bestehenden Oströhre. Mit dem Vollausbau des Bosrucktunnels und Betrieb in beiden Röhren im Richtungsverkehr wird künftig ein stauträchtiges Nadelöhr auf der A9 Pyhrn-Autobahn (E57 Nürnberg-Zagreb) beseitigt. Nach Baubeginn Ende 2009 und

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BAUKONGRESS 2014

Session 5.1/Session 5.2

Session 5.2/Session 6.1 Inbetriebnahme der 2. Röhre 2013 ist der Vollbetrieb nach Sanierung der Bestandsröhre 2015 vorgesehen. Die Weströhre wird mit 95-135 m² Ausbruchquerschnitt von beiden Portalen aus bergmännisch vorgetrieben (Bild 3, 4) – mit Kalottenvortrieb und nachlaufendem Strossen- und Sohlausbruch. Je nach angetroffenen Gebirgsverhältnissen und Bergwasserzufluss hat der Regelquerschnitt des Tunnels eine offene Sohle, ein flaches oder tiefes Sohlgewölbe und bei druckhaftem Gebirge einen Kreisquerschnitt.

Session 5.2 – Hohlraumbau – Nr: 5.2.5 Bau des Pumpspeicherkraftwerkes Reisseck II – eine Herausforderung im Hochgebirge HAGER Andreas G. Hinteregger & Söhne Baugesellschaft m.b.H. VERBUND erweitert und modernisiert die bestehenden Kraftwerksanlagen im Kärntner Maltatal und Mölltal. Das neue Pumpspeicherkraftwerk Reißeck II wird ab 2014 die bisherige Leistung der Anlagen um rund 40 % steigern. Damit wird ein Großteil der in Österreich benötigten Leistung zu Spitzenverbrauchszeiten gedeckt. Mit dem Pumpspeicherkraftwerk Reißeck II investiert VERBUND nicht nur in den Ausbau der erneuerbaren Energien, vielmehr entsteht im Kärntner Mölltal in Verbindung mit den Kraftwerken Malta und Reißeck eine der leistungsstärksten Wasserkraftwerksgruppen Europas. Das hochalpine Projektgebiet für das Pumpspeicherkraftwerk Reißeck II erstreckt sich im Mühldorfer Graben in einer Höhe bis zu 2.300 Meter (m), wo der Große Mühldorfer See im späteren Kraftwerksbetrieb die Funktion des Oberbeckens erfüllen wird. Das Kavernenkraftwerk Reißeck II wird auf 1.585 m Seehöhe vollständig im Berg errichtet und ist mit 2 leistungsstarken Pumpturbinen ausgestattet. Wie ein gewöhnliches Speicherkraftwerk wird Reißeck II bei hohem Strombedarf Spitzenstrom erzeugen, indem das Wasser aus dem Großen Mühldorfer See über den im Berg verlaufenden Triebwasserweg auf die beiden Turbinen geleitet wird, die jeweils einen Generator antreiben. Das abgearbeitete Wasser wird in einem Unterbecken aufgefangen. Beim Projekt Reißeck II laufen die Montagearbeiten derzeit auf Hochtouren.

cke über die Weichsel mit einer Länge von 540 m, einer 296 m langen Schrägseilbrücke und mehreren Vorlandbrücken, sowie Zufahrten mit der Gesamtlänge von 1333 m zusammen. Die Hauptbrücke besteht aus zwei Stahlbögen mit einer Spannweite von je 270 m und einer abgehängten 24 m breiten orthotropen Fahrbahnplatte. Mit diesen Spannweiten kann die Stahlbogenbrücke zu den größten Bogenbrücken in Europa gezählt werden. Die Vorland- und Zufahrtsbrücken wurden als Stahlverbundkonstruktionen geplant. Die längste von den Zufahrtsbrücken wurde als Schrägseilbrücke ausgebildet. Die 540 m lange zweifeldrige Bogenbrücke ist das Herzstück des Bauvorhabens. Die Montage dieser Brückenkonstruktion stellte eine besondere Herausforderung dar und erfolgte gemäß der Unternehmervariante. Die Herstellung der parabelförmigen Stahlbögen erfolgte auf einem Montageplatz in der Nähe der Einbaustelle. Die einzelnen ca. 30 bis 50 Tonnen schweren Bogenelemente wurden mit Tiefladern auf die Baustelle transportiert, auf Montageunterstützungen abgesetzt und zu Reduzierung der Montagehöhe zu Halbbögen mittels Schweißverfahren zusammengesetzt wurden. Danach erfolgte der Verschub der Halbbögen zur der nahegelegenen Andockstation, wo die Bogenhälften mit Hilfe eines Montageturms angehoben und zu einem vollem Bogenpaar zusammengeschweißt wurden. Unter Einhaltung von strengen Vorraussetzungen, betreffend der Wind- und der Strömungsgeschwindigkeit sowie der Wassertiefe konnte das erste Bogenpaar mit rund 3000 Tonnen Anfang April 2013 auf die vorgesehene Position eingeschwommen und auf die Widerlager abgesetzt werden.

Session 6.1 – Planen & Bauen Nachbarländer – Nr: 6.1.3 The new network arch bridge in Prague VITEK Jan L. Metrostav a.s.

Das Kraftwerk Nant de Drance liegt im Kanton Wallis auf dem Gebiet der Gemeinde Finhaut zwischen Martigny und Chamonix. Nant de Drance, das seinen Namen von einem Gebirgsbach übernommen hat, nutzt das Gefälle zwischen den Stauseen Vieux Emosson (2.225 Meter ü. M) und Emosson (1.930 Meter ü. M) zur Produktion von Spitzenenergie. Die Anlagen des Kraftwerks werden in einer 190 Meter langen und 52 Meter hohen Maschinenkaverne im Inneren des Berges gebaut. Diese liegt auf 1.700 m Höhe ü. M. und ist mit den unterirdischen Druckstollen verbunden, durch die das Wasser gepumpt oder turbiniert wird. Erreicht wird die Kaverne durch einen 5,6 Kilometer langen Stollen. Der Eingang liegt im Tal neben dem SBB Kraftwerk Le Châtelard. Im Rahmen des Neubaus des Pumpspeicherwerkes Nant de Drance sind ein ca. 5.6 km langer Zugangstunnel, eine Maschinenkaverne, eine Trafokaverne und zwei parallele Triebwasserwege, bestehend aus Ein- und Auslaufbauwerken, Unter- und Oberwasserdruckstollen sowie vertikale und teilweise gepanzerte Druckschächte zu erstellen. Weiter wird die Staumauer Vieux Emosson um 20 m erhöht. Das Kraftwerk soll voraussichtlich ab dem Jahr 2017 schrittweise in Betrieb genommen werden.

The new bridge crossing the Vltava River will be completed at the end of 2013. The network arch bridge carries two tram tracks, four road lanes and two pedestrian lanes. The bridge has two spans. The main span crossing the river is 200.4 m long, while the side span is only 40.4 m long. The individual spans are supported on the common pier, but they are structurally almost independent. The hybrid structure of the main span is formed by a flat steel tied arch, which carries the prestressed concrete deck using inclined hangers made of steel bars. The arch is extremely flat; its rise/span ration is only 1/10. The bridge deck is composed of precast transversal beams and of prestressed cast in situ thin slab. The two ties have a composite steel concrete section and they are prestressed by six cables, each of them has 37 strands. The 200 hangers are anchored into the steel arch on the upper end and into the composite arch tie at the bottom. The width of the concrete deck is about 30 m. The pedestrian lanes are located on the steel cantilevers which are anchored to the concrete deck. The complete width of the bridge is about 36 m. The side span is made completely of cast in situ concrete. The two main longitudinal girders carry transversal beams of the similar shape as those in the main span and the slab. The structure is heavily prestressed in both, in longitudinal and transversal directions. A great attention was paid to the appearance of the bridge. The details of the railing, illumination but also the shape of the bridge was significantly influenced by the architectural requirements. The unusual structure of the bridge required non-traditional way of construction. The structure is rather light, but unfortunately is not able to work properly, until it is completed. Many construction alternatives were investigated. Finally it was found as the most effective to built the bridge deck first, using temporary supports in the river and stiffening steel truss, and then to assemble the steel arch. The concrete deck formed a stiff platform for transport and welding of individual arch elements which were later lifted and welded together. After installation of the hangers, the temporary supports in the river and the stiffening truss could have been removed. Finally the steel cantilevers were connected to the bridge deck and the bridge could have been completed.

Session 6.1 – Planen & Bauen Nachbarländer – Nr: 6.1.2

Session 6.1 – Planen & Bauen Nachbarländer – Nr: 6.1.4

Neue Weichselbrücke in Torun (Polen)

Das „Aquatikon“ in Glattpark Zürich

BINDEK Eugen STRABAG AG

PEKIC Davor PORR Suisse AG

Der Bau der neuen Straßenbrücke in Torun ist die größte Brückenbaustelle in Polen. Das Bauvorhaben setzt sich aus einer Hauptbrü-

Im Zürcher Glattpark entsteht ein Bürohaus, welches neue Massstäbe in Hinblick auf Energieeffizienz, Nachhaltigkeit, Flexibilität, Viel-

Session 6.1 – Planen & Bauen Nachbarländer – Nr: 6.1.1 Speicherkraftwerk Nant de Drance, Schweiz – Errichtung von zwei 400 m tiefen Druckschächten ZMÖLNIG Martin ÖSTU-STETTIN Hoch- und Tiefbau GmbH

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seitigkeit und Innovation setzt, jedoch nicht auf alt bewehrtes verzichtet. Höchste technische Innovation und Effizienz stehen im Aquatikon für die lebendige Vision. Durch die Salinen nimmt die Gebäudetechnik massgeblich Teil an der Gestaltung des Gebäudes. Das rieselnde Wasser in den Salinen dient nicht nur zur Beruhigung, auch Dämpfung und Kühlung wird mit dieser Technologie erreicht. Durch die „Verdunstungskühlung“ (adiabatische Kühlung) kann die Umluft im Gebäude um bis zu 5° abgekühlt werden. Das hierfür verwendete Wasser stammt vom „Himmel“, das Regenwasser wird in einer rund 1000 Kubikmeter grossen Zisterne gespeichert und dem Wasserkreislauf der Salinen zugeführt. Die Salinen sind nur ein Teil um minimale Energiekosten zu generieren. Durch den Einsatz dreier weitere regenerative Quellen (Erdsondenfeld, Wärmepumpen und Photovoltaik) für die Energiegewinnung wird dieses Gebäude einen bis zu 60 Prozent kleineren Energieverbrauch gegenüber herkömmlichen Verwaltungsgebäuden aufweisen. Um Spitzen abdecken zu können und oder auch jedem Mieter gerecht werden zu können, wird das Gebäude noch zusätzlich an das Fern-Wärme bzw. Kältenetz der Stadt Opfikon angeschlossen. Um eine Überhitzung des Gebäudes zu vermeiden kommen bei der Aussenfassade elektrochrome Gläser zu Einsatz, wie auch eine thermische Bauteilaktivierung (Heizung + Kühlung) vorgesehen wurde.Durch die zusätzlicher Zertifizierung der Labels Minergie P Eco (national) und LEED Platinum (international) wird ein nachhaltiges GREENBUILDING für die Zukunft sichergestellt. Planungs- und Koordinationsprozesse, die bei einem hoch technologisch konzipierten Bauwerk wie dem Aquatikon den Schlüssel zur erfolgreichen Umsetzung bilden, werden mit Building Information Modeling – kurz BIM – effizient umgesetzt.

Session 6.1 – Planen & Bauen Nachbarländer – Nr: 6.1.5 EZB Frankfurt – Herausfordernde Schalungslösungen für eine selbstkletternde „Hochhausfabrik“ DAUBNER Stefan Deutsche Doka Schalungstechnik GmbH Imposant schraubt sich der neue Hauptsitz der Europäischen Zentralbank (EZB) als Doppel-Büroturm mit über 40 Stockwerken in den Frankfurter Himmel. Nach den Entwürfen des Wiener Architekturbüros COOP HIMMELB(L)AU umfasst das Gebäudeensemble neben dem 185 Meter hohen Wolkenkratzer auch die unter Denkmalschutz stehende, ehemalige Großmarkthalle und ein sogenanntes Eingangsbauwerk. Die Rohbauarbeiten für diese architektonische Attraktion, mit dem Potential sich zu einem neuen Wahrzeichen von Frankfurt am Main zu entwickeln, wurden durch die Ed. Züblin AG ausgeführt. Sie beauftragte die Deutsche Doka GmbH mit der Planung und Lieferung sowie mit der Montage und Demontage der kompletten Schalung. Vorteile dieser Schalungslösungen lagen bei der Rohbauerstellung der EZB in der Unabhängigkeit von den Kränen, die somit insbesondere für den Einbau der Stahlbauteile für die Interchangeplattformen und der diagonalen Stahlstreben im Atrium eingesetzt werden konnten. Für den Bau der EZB kamen nahezu alle DokaSelbstklettersysteme zum Einsatz. Das neu entwickelte Schutzschild Xclimb 60 mit komplett mietfähiger Rahmeneinhausung Xbright erfüllte während der gesamten Rohbauphase die hohen Anforderungen an die Arbeitssicherheit. Zum kranunabhängigen Umsetzen der Deckentische kamen insgesamt vier selbstkletternde Tischhubsysteme TLS zum Einsatz, die bis zu Windgeschwindigkeiten von 64 km/h jeweils 4 Geschosse anfahren konnten. Sie folgten dem Baufortschritt sowohl an den geraden, als auch an den geneigten und verdrehten Fassaden. Die senkrechten Kerne des Nordund Südturms wurden den Geschossdecken vorauseilend mit insgesamt 4 Selbstkletterplattformen SCP hergestellt. Komplett eingehaust kam die Selbstkletterschalung SKE 50 plus als nachlaufende Arbeitsbühne im Bereich der Geschossdecken zum Einsatz. Der geneigte Kern des Nordturms wurde mit der Selbstkletterschalung SKE 100 im Decke-Wand-Verfahren hergestellt. Die SKE 100 Bühne im Atrium wurde dabei so konstruiert, dass sie die Neigungsänderung des Kerns von 8,9° in die Lotrechte ohne Umbau, direkt vor Ort in fast 140 Meter Höhe, ebenfalls vollziehen konnte. Mit dieser selbstkletternden „Hochhausfabrik“ wurde ein 6-Tages-Takt je Geschoss sichergestellt und die hohen Anforderungen an Termintreue, Qualität und Baustellenunterstützung konnten jederzeit erfüllt werden.

Session 6.1 – Planen & Bauen International – Nr: 6.2.1 Spezifische Anforderungen an die Betontechnologie bei Großbauvorhaben in Schwellen- und Transformationsländern DÖLZLMÜLLER Johannes Pöyry Infra GmbH Die Intensive Bautätigkeit und die rasche Entwicklung der österreichischen Energieinfrastruktur in den Nachkriegsjahren , sowie die speziellen Probleme verursacht durch die fordernde Topographie und die mikroklimatischen Verhältnisse haben dazu geführt, dass von den Ingenieuren Phantasie und technische Lösungen gefordert wurden, die nicht von der Strange kamen und manche Innovation, die uns heute selbstverständlich erscheint, wurde durch unermüdlichen Forschergeist geboren. Ein zentrales Thema vor allem bei den großen Talsperren in den Alpen war dabei die Betontechnologie, einschließlich logistischer Fragestellungen und das damit verbundene Prüfwesen. In dieser Pionierzeit liegt die Basis für das umfassend Wissen und das Know How sowie die hervorragende Position, die sich österreichische Ingenieure auf diesem Wissensgebiet erworben haben. Am Beispiel einiger spannender internationaler Großkraftwerksbauten wird dargestellt, welche Aufgabenstellungen auftreten können und die Lösungen dazu werden vorgetragen. Der geographische Bogen der behandelten Bauwerke spannt sich von Kraftwerksbauten am Euphrat in der Türkei, in Laos und Peru, über Schwarzafrika nach Südost- und Osteuropa. Fachlich umfasst sind die qualitative und quantitative Beurteilung von Bindemitteln, Zuschlagstoffen und deren Verfügbarkeit an den Gewinnungsorten, die Entwicklung geeigneter Rezepturen für die benötigten Betonsorten auf Basis der verfügbaren Ausgangsstoffe, die Einstellung von Aufbereitungs- und Mischanlagen, das Entwickeln von Prüfplänen und die Qualitätskontrolle auf der Baustelle sowie die Ausbildung der örtlich verfügbaren Fach- und Hilfskräfte. Den Abschluss bilden Empfehlungen zur Nachbehandlung und in vielen Fällen leider auch geeignete Sanierungsmaßnahmen, wenn Schäden infolge nicht eingehaltener Vorgaben oder resultierend aus Qualitätsabweichungen auftreten.

Session 6.1 – Planen & Bauen International – Nr: 6.2.2 Ein universelles Referenzmodell zum Bewerten von Verträgen im Projektgeschäft LULEI Frank STRABAG AG Es wird das aus der Erfahrung der täglichen Praxis entwickelte „Referenzmodell Contracts“ vorgestellt, welches in innovativer und anschaulicher Weise den gemeinsamen Wesenskern aller denkbaren Verträge im Projektgeschäft abbildet. Die Analyse und Bewertung von Verträgen werden dadurch beträchtlich erleichtert. Das Referenzmodel eignet sich darüber hinaus als Grundlage zur ganzheitlichen Bewertung von technischen, wirtschaftlichen und vertragsrechtlichen Risiken eines Projekts. Nicht nur einzelne Experten, sondern nahezu sämtliche Projektbeteiligte müssen den Vertrag kennen und verstehen. Schließlich steuert der Vertrag die gesamte Wertschöpfungskette. Wie die Erfahrung zeigt, sind wirtschaftliche Verluste auf Projekten oft nicht zuletzt auf Defizite im Erfassen und korrektem Umsetzen der vertraglichen Gegebenheiten zurückzuführen. International aufgestellte Baukonzerne setzen vielfältige Projektverträge in unterschiedlichen Ländern, Rechtssystemen und Kulturkreisen um. Dabei ist die Dokumentation und Weitergabe der gewonnenen Erfahrungen entscheidend für den Erfolg bei zukünftigen Projekten. Das vorgestellte Referenzmodell löst das Scheinproblem mangelnder Vergleichbarkeit dieser verschiedenen Verträge und hat sich in der Praxis bei deren einheitlicher Analyse, Bewertung und Dokumentation ausgezeichnet bewährt. Darüber hinaus zeichnet sich ein erweitertes Anwendungsfeld des Referenzmodells ab. Wie ausführlich erläutert, ist es eine Hauptaufgabe von Projektverträgen, den Parteien die Verantwortung für Risiken zuzuweisen. Es ist somit stets der Vertrag, der ins Zentrum jeder umfassenden Risikobetrachtung gestellt werden muss. Das Referenzmodell eignet sich daher auch ideal als Grundlage zur ganzheitlichen Bewertung von technischen, wirtschaftlichen und vertragsrechtlichen Risiken eines Projekts.

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BAUKONGRESS 2014

Session 6.1

Session 6.1 – Planen & Bauen International – Nr: 6.2.3 Metro Doha – Green Line – eine besondere Herausforderung im Mittleren Osten HOLZHUBER Michael PORR Bau GmbH Die Arge PORR-SBG-HBK erhält einen Auftrag im höheren zweistelligen Millionenbereich für die Ausführung aller vorbereitenden Maßnahmen zum Bau der Metro Doha. Der Auftrag beinhaltet Abbrucharbeiten von Gebäuden, Leitungsumlegungen, Einrichten von Logistikflächen, Aushub, Baufeldfreimachungen und sonstige unterstützende bauliche Maßnahmen. Der temporäre Straßenbau sowie die Leitungsumlegungen bedürfen dabei umfangreichen Vorlaufarbeiten in Bezug auf Planung und Genehmigung durch die Behörden. Generaldirektor Karl-Heinz Strauss zeigt sich von diesem Erfolg begeistert: „Katar entwickelt sich immer mehr zum zentralen Knotenpunkt der gesamten Region. Schon heute übersteigen die Investitionen in die Infrastruktur die der anderen Länder im Nahen Osten, die Fußball-Weltmeisterschaft wird hier noch für zusätzlichen Antrieb sorgen. Für die PORR ist der Schritt nach Katar eine einmalige Chance von diesem aufstrebenden Wirtschaftsraum zu profitieren. Unser Know-how und die jahrzehntelange Expertise im Infrastrukturbereich helfen uns als kompetenter und verlässlicher Partner wahrgenommen zu werden.“ Die PORR präsentiert sich im Nahen Osten als Experte, Premiumanbieter und Infrastrukturspezialist, insbesondere im Bahnund Tunnelbau. Die internationale Expansion wird selektiv, profitabel und professionell ausgerichtet, ein Hauptaugenmerk liegt dabei auf einem strikten Risikomanagement. Katar ist als Markt aus mehreren Gründen interessant. Zum einen bieten die Infrastrukturinvestitionen des Landes große Möglichkeiten für technisch führende Bauunternehmen, darüber hinaus wird die kommende Weltmeisterschaft noch für zusätzliche Bauvorhaben sorgen. Zum anderen ist die Finanzierung dieser Projekte durch die hohen Kapitalreserven des Landes auch langfristig gesichert. Mit den Vorbereitungsarbeiten für die Metro Doha ist die PORR, vor den zu erwartenden Investitionen in Infrastruktur und Stadien im Zuge der Fußball- Weltmeisterschaft 2022, gut positioniert. Die lokalen Partner HBK (Katar) und SBG (Jeddah, Saudi-Arabien) sind international erfahren und arbeiten seit Jahrzehnten erfolgreich in der Region.

Session 6.1 – Planen & Bauen International – Nr: 6.2.4 Niagara Tunnel Project – eine bautechnische und vertragliche Herausforderung GSCHNITZER Ernst STRABAG S.p.A Nach mehr als sieben Jahren Bauzeit ist nun das Niagara TunnelProjekt in Betrieb genommen worden. Das Schleusentor am Auslauf des Tunnels wurde in Anwesenheit von Projektbeteiligten des Auftraggebers Ontario Power Generation, der örtlichen Bauaufsicht

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von Hatch Mott MacDonald/Hatch Acres und des österreichischen Baukonzerns STRABAG geöffnet. Nachdem 24 Stunden Wasser ungehindert durch den 10,1 km langen Wasserzuleitungstunnel in der Nähe der berühmten Wasserfälle am Niagara Fluss geflossen ist, gilt das Jahrhundert-Bauwerk mit einem Bauvolumen von € 900 Mio. als fertig gestellt. In den nächsten Monaten wird die Baustelleneinrichtung zurückgebaut, Flächen begrünt und Bürogebäude demontiert. Das Niagara Tunnel-Projekt wurde im Sommer 2005 an STRABAG vergeben und der Vortrieb mittels Tunnelbohrmaschine (TBM) im September 2006 planmäßig aufgenommen. Bereits nach kurzer Strecke verhinderten extrem schwierige geologische Verhältnisse den geregelten Vortrieb mit der bis heute weltweit größten offenen Hartgesteinsmaschine. Technische Sondermaßnahmen, Umbauarbeiten an der TBM und innovative Lösungen mussten gefunden werden, um den 14,4 m Durchmesser großen Tunnel weiter vorzutreiben.

Session 6.1 – Planen & Bauen International – Nr: 6.2.5 Erneuerung der Botlek Hubbrücke, Niederlande SCHEDLER Robert VCE Vienna Consulting Engineers ZT GmbH Die neue Botlek Hubbrücke ist eine der größten Hubbrücken der Welt und befindet sich derzeit in Bau, wobei die Fertigstellung für 2015 vorgesehen ist. Es handelt sich um eine doppelte Hubbrücke, die wesentlicher Bestandteil der zu erweiternden Autobahn A15 von Vaanplein nach Maasvlakte im Hafen von Rotterdam ist, wobei das Gesamtprojekt im Rahmen eines PPP (DBFM) Vertrages realisiert wird. Die neue Brücke stellt zwei schiffbare Öffnungen mit einer Breite von jeweils ca. 90 m und einer Höhe von 14,60 m im Regelbetrieb für Autobahn- und Eisenbahnverkehr und im gehobenen Zustand eine Höhe von 45,60 m für große Schiffe zur Verfügung. Das Hubgewicht je Brücke beträgt ca. 5.000 t, wobei die Hubzeit ca. 90 sec. betragen wird. Um derartige Gewichte in so kurzer Zeit bewegen zu können wird ein gegengewichtsneutrales Hubsystem eingesetzt. Dieser Beitrag soll Informationen über die Gesamtfunktionalität der Hubbrücke, die Planungsvorgaben, die Einwirkungen durch Eisenbahn- und Autobahnverkehr auf einer Brücke, die Hubvorgaben, die Dimensionierung der wesentlichen Bauteile wie Fundierung, Türme, Gegengewicht und Stahlhubträger geben. Während der Bauherstellung muss die extrem nahe liegende bestehende Hubbrücke jederzeit für den Verkehr passierbar bleiben. Die Stahlhubbrücke mit orthotroper Fahrbahnplatte und einer Spannweite von ca. 92 m erhält zur optimalen Lastabtragung drei Fachwerksebenen je Brücke um die Brückenbreite von ca. 50 m realisieren zu können. Pro Hubturm sind 16 Hubseile mit Durchmesser 90 mm erforderlich. Aufgrund der großen Abmessungen der Hubbrücken, vor allem in Brückenquerrichtung, müssen die auftretenden Deformationen aufgrund von Temperaturänderungen, Windkräften und möglichen Setzungen besonders beachtet werden. Dies gilt ganz besonders auch für die Führung der Hubbrücke in den Türmen sowie deren Lager und Fahrbahnübergänge.

Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten

Aus dem Inhalt Die FDB veröffentlicht ihr überarbeitetes Merkblatt Nr. 3 .............. 1. DAfStb-Jahrestagung mit 54. Forschungskolloquium ................. Offenes Kolloquium zum 65. Geburtstag von Prof. Bernd Isecke .. Qualitätsoffensive für das Eigenheim .................................................

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NACHRICHTEN

Die FDB veröffentlicht ihr überarbeitetes Merkblatt Nr. 3 „zur Planung vorgefertigter Stahlbetonfassaden 10/2013“ Im Rahmen ihrer technischen Facharbeit für den konstruktiven Betonfertigteilbau gibt die FDB ihr aktualisiertes Merkblatt Nr. 3 „zur Planung vorgefertigter Stahlbetonfassaden“ heraus. Dieses Merkblatt ist eine Planungshilfe für den fachgerechten Entwurf einer Fassade (Tragwerk, Ausbildung, Gestaltung und Planung). Bei der umfangreichen Aktualisierung wurden im Wesentlichen die Kapitel 6 „Bauphysik“ und Kapitel 7 „Hinweise zur Nachhaltigkeit“ aufgenommen. Das Kapitel Bauphysik behandelt den Brandschutz, den Wärmeschutz (Energieeffizienz), den Feuchteschutz und die Luftdichtheit. Die Hinweise zum Wärmeschutz und zur Energieeffizienz beinhalten beispielsweise Konstruktionsgrundsätze zur energetischen Optimierung von Sandwichfassaden. Besonders

einfach wird die Ermittlung des U′-Wertes, der die zusätzlichen Wärmeverluste aus Anker- und Fugensystemen beim Einsatz von gedämmten Fugen berücksichtigt: Eine leicht verständliche Tabelle ermöglicht die schnelle Vordimensionierung der Wärmedämmung. Betrachtungen zur Nachhaltigkeit runden das neue Merkblatt Nr. 3 ab. Das FDB-Merkblatt Nr. 4 (11/2011) widmet sich der Befestigungstechnik von vorgefertigten Betonfassaden mit den Schwerpunkten Fassadenausbildung, Verankerung, Planung, Ausführung und Beratung. Detaillierte Informationen zu Fassaden im Betonfertigteilbau stellt die FDB-Homepage www.fdb-fertigteilbau.de in der Rubrik „Architekturbeton“ zur Verfügung. Hier findet man die Fotogale-

rie von Objekten und Hinweise auf Informationsmaterial (Literatur etc.). In der Herstellersuche werden im Fachbereich Fassaden alle FDB-Mitglieder, die Produkte in diesem Fachbereich herstellen, mit ihren Kontaktdaten aufgelistet. Die FDB-Merkblattsammlung kann in der FDB-Geschäftsstelle abgerufen oder von der Homepage im Einzelnen je nach Bedarf heruntergeladen werden. Themen sind u. a. Sichtbeton, Korrosionsschutz, Planungs- und Zeichnungsfehler, Brandschutz, Ladungssicherung, Passungsberechnungen und Toleranzen sowie Architekturbeton. Planungshinweise zum Nachhaltigen Bauen mit Betonfertigteilen mit dem Sachstand 05/2013 vervollständigen dieses kostenlose Informationsangebot der FDB.

NACHRICHTEN

1. DAfStb-Jahrestagung mit 54. Forschungskolloquium Unter dem Motto „Innovationen in Beton – Forschung & Praxis treffen sich“ fand am 7. und 8. November 2013 das 54. Forschungskolloquium des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton (DAfStb) unter der Leitung der RUBLehrstühle für Baustofftechnik, Prof. Dr.Ing. ROLF BREITENBÜCHER, und für Massivbau, Prof. Dr.-Ing. PETER MARK, an der Ruhr-Universität Bochum statt. Zur Eröffnung der Tagung sprachen Herr Prof. Dr.-Ing. BREITENBÜCHER als einer der Organisatoren, Herr Prof. Dr.-Ing. JÜRGEN SCHNELL als Vorsitzender des DAfStb sowie der Rektor der Ruhr-Universität, Herr Prof. Dr. ELMAR WEILER, in einer entspannten Atmosphäre zu den anwesenden Tagungsteilnehmern. Abgerundet wurde die Eröffnungsfeier – da man sich im Ruhrgebiet befand – durch

den durchaus humoristischen Auftritt des Bergmannschors „MGV BlumenthalHaard“ aus Recklinghausen, der bei allen Anwesenden großen Anklang fand. Mit etwa 70 Einzelbeiträgen von Forschern in Promotionsvorhaben aus dem gesamten deutschsprachigen, aber auch dem internationalen Bereich zeigte sich innerhalb des anschließenden Forschungskolloquiums die Breite und Aktualität der Forschung im Betonbau, sowohl auf dem Gebiet des konstruktiven Ingenieurbaus als auch auf dem Gebiet der Baustofftechnik. Die angesprochenen Themen ließen sich den folgenden Gebieten zuordnen: – Leicht Bauen mit Beton – Dauerhaftigkeit und Bewertung von Betonbauteilen

– Monitoring und Instandsetzung von Bauwerken – Übertragbarkeit von Simulation und Experiment – Innovative Materialien, Bemessungsund Konstruktionsansätze Modellierung hochleistungsfähiger Werkstoffe und numerische Simulationsansätze – Beton unter dynamischer Beanspruchung – Neue Prüfverfahren Neu war an der Bochumer Veranstaltung, dass parallel zum traditionellen Forschungskolloquium im Rahmen der 1. Jahrestagung des DAfStb gleichzeitig auch Foren für Ingenieure in der Baupraxis angeboten wurden. Die neuesten Entwicklungen in den Regelwerken aus den Bereichen Stahlbeton- und Spannbeton-

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell

haltiges Programm geboten werden konnte, über den eigenen „Tellerrand“ hinaus zu schauen und in einer angenehmen Atmosphäre einen intensiven Austausch zu pflegen. Ergänzt wurde die Möglichkeit des interdisziplinären Austauschs noch durch eine Abendveranstaltung am ersten Abend, zu der alle Tagungsteilnehmer herzlich eingeladen waren und zahlreich erschienen sind. Viele nutzten die Möglichkeit, den ereignisreichen Tag bei einem zünftigen Abendessen und einem Glas Wein noch einmal Revue passieren zu lassen und sich für den zweiten Tag zu stärken, an dem nochmals zwei Vortragsblöcke, am Vormittag und Nachmittag, anstanden und erfolgreich durchgeführt wurden.

Eröffnung der Tagung durch den Bergmannschor MGV Blumenthal-Haard

bau, Betontechnik und Brückenbau wurden von führenden Experten vorgestellt und mit den Anwesenden kritisch diskutiert. Diese Vortragslinie zog sich parallel

zu den forschungsbezogenen Vorträgen durch die gesamte Veranstaltung, so dass den rund 300 Teilnehmern – Forschern wie Praktikern – gemeinsam ein reich-

Zum Abschluss der Tagung richteten noch einmal Herr Dr.-Ing. UDO WIENS und Herr Prof. Dr.-Ing. PETER MARK das Wort an die Anwesenden und resümierten über die vergangenen zwei Tage als vollen Erfolg, welcher nicht zuletzt aus dem Zuspruch und dem Lob der Tagungsteilnehmer für das neue Konzept der Veranstaltung resultierte.

NACHRICHTEN

Offenes Kolloquium anlässlich des 65. Geburtstags von Prof. Dr.-Ing. Bernd Isecke In diesem Jahr hat Herr Professor Dr.Ing. BERND ISECKE sein 65. Lebensjahr vollendet und blickt auf ein erfolgreiches Berufsleben zurück. Als im In- und Ausland anerkannter Fachmann auf dem Gebiet des kathodischen Korrosionsschutzes hat er an maßgeblicher Stelle die Erforschung und die Entwicklung gestaltet und ist für Akzeptanz und Verbreitung dieser Technik eingetreten.

Namhafte Wegbegleiter von Herrn Professor Dr. ISECKE spiegelten mit ihren Fachvorträgen das Wirken von Herrn Prof. Dr. ISECKE wider und trugen zum Gelingen des Kolloquiums bei. Herr Prof. Dr. rer. nat. habil. GÜNTER SCHMITT von der IFINKOR in Iserlohn, der das Kolloquium moderierte, hielt die Laudatio auf Herrn Professor Dr. ISECKE.

Dieses besondere Jubiläum nahm der fkks Fachverband Kathodischer Korrosionsschutz e.V. zum Anlass, um ein offenes Kolloquium zu Ehren von Herrn Professor Dr. ISECKE am Freitag, den 25. Oktober 2013 im Ottheinrichbau des Schlosses Heidelberg auszurichten. Im beeindruckenden Ambiente des Schlosses Heidelberg folgten mehr als 60 Fachleute aus allen Bereichen des Korrosionsschutzes den Vorträgen und erlebten eine in jeder Beziehung ganz besondere Tagung.

Herr Dr.-Ing. ANDREAS BURKERT von der BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung in Berlin, referierte über die Innovativen Methoden in der Korrosionsforschung an der BAM, Herr Prof. Dr. BERNHARD ELSENER von der ETH Zürich zum Thema Korrosion von Stahl-in-Beton: Mechanismen – Monitoring – Management, Herr Dr. rer. nat. ANDREAS ERBE vom Max Planck Institut für Eisenforschung in Düsseldorf über die Modellexperimente zur Reaktion von Schwefelwasserstoff mit Eisen, Herr

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Prof. Dr.-Ing. RALF FESER von der Fachhochschule Südwestfalen in Iserlohn über die Korrosion in Biogasanlagen, Herr Prof. Dr.-Ing. habil. Prof. h.c. ULF NÜRNBERGER aus Stuttgart zum Thema Rechtfertigen einzelne Korrosionsschäden im Spannbetonbau die Infragestellung dieser Bauweise?, Herr Univ.-Prof. Dr.-Ing. MICHAEL RAUPACH von der RWTH Aachen über die Modellierung der Schutzstromverteilung bei rückseitigem KKS, Herr Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. e.h. PETER SCHIEßL, München, über die Spannungsrisskorrosion vergüteter Spanndrähte in Bauwerken – ein Praxisfall und Herr Prof. Dr.-Ing. MICHAEL SCHÜTZE von der Dechema in Frankfurt zum Thema Minimal-invasiver Korrosionsschutz für neuartige Hochtemperaturleichtbauwerkstoffe. Das Kolloquium fand seinen Ausklang bei einem anschließenden Empfang.

BETON- UND STAHLBETONBAU aktuell

NACHRICHTEN

Qualitätsoffensive für das Eigenheim: „Expertennetzwerk Bauqualität“ geht in die 2. Runde Das Fachbereich-übergreifende „Expertennetzwerk Bauqualität“ hat seine Arbeit aufgenommen. Nach der Gründungsveranstaltung im Juni trafen sich dieser Tage 25 Vertreter aus der Industrie, Forschung, Bauunternehmen und Handwerk in Fulda zum Expertentreffen. Unter der Federführung des Vereins zur Qualitäts-Controlle am Bau e.V. (VQC, Göttingen) diskutierten die Fachleute, wie die Wertschöpfungskette auf dem Bau zum Wohle des Bauherren optimiert werden kann. „Dieser Schritt war längst überfällig und die große Resonanz zeigt, dass eine breit angelegte Qualitäts-Diskussion mehr als fällig ist, das sagte UDO SCHUMACHERRITZ, VQC-Vorsitzender, während des 2. Meetings des Expertennetzwerkes Bau-

qualität. 25 Vertreter aus der Bauwirtschaft, Forschung und Verbraucherschutz waren gekommen, um ihre Erfahrungen zu den Themen Bauleitung und Planung auszutauschen und zu diskutieren. Ziel des Expertennetzwerkes Bauqualität ist ein langfristiger Meinungsaustausch und ein entsprechender Abbau von Engpässen im Bauprozess. „Nur durch eine offene Kommunikation aller Beteiligten und professionelle Schwachstellenanalyse kann auf Dauer eine wirkliche Qualitätsoffensive gestartet werden – das Expertennetzwerk soll dafür die Plattform sein“. Als Aufgaben für die Zukunft nannte SCHUMACHER-RITZ den permanenten Erfahrungsaustausch und die systematische Erfassung aller Engpäs-

se im Bereich des Baus von massiven Einfamilienhäusern. Ziel sei zudem, gemeinsam Lösungsansätze zur nachhaltigen Qualitätssicherung zu finden und die Gewerke- übergreifende Kommunikation zu verbessern. Wie groß das Interesse an diesem Netzwerk bereits an der Gründungsveranstaltung war, zeigt nicht nur die Quantität der Interessenten. Alleine die große Bandbreite der Teilnehmer sei ein Indiz für die hohe Relevanz. Neben zahlreichen namhaften Industrievertretern war auch wie die Universität Kassel, die den Fachbereich Bauingenieurwesen beim Gründungstreffen vertrat, vertreten. Weitere Infos unter www.vqc.de.

BÜCHER

Roads and Bridges of the Roman Empire BAROW, HORST: Roads and Bridges of the Roman Empire. Stuttgart/London: Edition Axel Menges. 167 Seiten, mit ca. 400 Farbabbildungen und Handzeichnungen, Geb., 29 × 24 cm. ISBN 978-3-936681-53-6; 59,00 € Die Straßen und Brücken des römischen Imperiums sind ein Thema, mit dem sich historisch interessierte Architekten und Bauingenieure seit jeher beschäftigt haben. Noch immer herausragend aus der Reihe der einzelnen Publikationen ist JOSEF DURMS schwergewichtiger Band über „Die Baukunst der Etrusker. Die Baukunst der Römer“ in der Reihe des „Handbuchs der Architektur“ (Zweiter Teil, 2. Band, 2. Auflage 1905). Mit dem Blick des Architekten, der weniger an Plastik und Malerei interessiert ist, hat DURM sich intensiv mit Architektur und Baukonstruktion der Römer auseinandergesetzt und seine Beobachtungen während mehreren Studienreisen nach Italien in bewundernswerten, zumeist freihändig ausgeführte Zeichnungen festgehalten. In den letzten 100 Jahren sind durch die Arbeit der Archäologen eine ganze Reihe neuer Entdeckungen hinzugekommen – man kann es an der langen Literaturliste sehen, die BAROW am Schluss des Buches zusammengestellt hat. HORST BAROW, der Autor des vorliegenden Buches, hat sich anscheinend DURM als Vorbild genommen, um das für Nichtbauingenieure eher komplizierte Thema

anschaulich darzustellen. Auch hier finden wir erläuternde Handzeichnungen des Autors im Text und Fotos, die er selbst aufgenommen hat. HORST BAROW war Bauingenieur, hat an der TH Braunschweig studiert, war seit 1970 für die Firma Hochtief AG mit dem Bau der Nuklearkraftwerke in Biblis und Brunsbüttel beschäftigt; seit 1973 bis zu seiner Pensionierung 1985 hatte er eine leitende Funktion bei der Strabag Bau-AG in Köln inne und war zuständig für den Straßen- und Brückenbau in vielen Teilen der Welt. Seine Passion galt jedoch dem römischen Straßen- und Brückenbau, dessen Überresten er zusammen mit seiner Frau auf vielen Reisen während des Urlaubs nachspürte. Um diese Passion auf „wissenschaftliche“ Beine zu stellen, studierte er von 1986 bis 1991 Archäologie an der Universität Bonn. Bei seinen plötzlichen Tod 2010 war das geplante Buch fast fertig und das Material bereits soweit aufbereitet, dass der vorliegende Band in dieser Form erscheinen konnte. Das Buch beinhaltet eine umfassende Darstellung der einzelnen technischen Verfahren des römischen Straßen- und Brückenbaus, die mit erläuternden Handzeichnungen des Autors versehen sind. Es beginnt mit dem Straßenbau, der Planung und Vermessung, erläutert die Arbeiten im Steinbruch, den Transport der Steine, die dazu erforderlichen Maschinen und den Bau der Gerüste. Das römische Straßennetz wird detailliert in farbigen Landkar-

ten vorgestellt. Nach den Straßen folgen die Straßenbrücken, deren verschiedene Konstruktionen durch Handzeichnungen, Systemskizzen und eigene Fotos erläutert werden. Den abschließenden Teil bildet eine Auswahl von 60 Brücken, die ausführlich beschrieben und meistens durch mehrere Foto dokumentiert werden: Brücken in Nord- und Mittelitalien, Frankreich, Spanien und Portugal, Deutschland, Österreich und der Schweiz, dem Balkan und der Türkei, Nordafrika und dem Nahen Osten. Leider nur 60 Brücken, denn der Katalog umfasst 402 der noch bekannten Römerbrücken. Das Buch bringt selbstverständlich auch viel bereits Bekanntes. Das bleibt bei einem so interessantem Thema und der großen Anzahl noch erhaltener römischer Brücken, die durch ihre Größe und Schönheit immer große Aufmerksamkeit erregt haben, nicht aus. Doch hat HORST BAROW es geschafft, neben einem äußerst interessanten Lehrbuch über den römischen Straßen- und Brückenbau auch einen hervorragender Reiseführer zu den einzelnen Bauwerken zusammenzustellen. Blättert man das Buch durch, versteht man, warum ein Bauingenieur, der berufsmäßig selbst Straßen und Brücken baut, sich in der Freizeit so intensiv und ausdauernd mit seinen römischen Kollegen beschäftigt hat. HARTWIG SCHMIDT, Karlsruhe

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

VERANSTALTUNGSKALENDER

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Ostfildern 28. Januar

6. Kolloquium „Parkbauten“

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Lauterbach 28. bis 29. Januar

Zerstörungsfreie Prüfverfahren für Ingenieure der Bauwerksprüfung – VFIB-Wahlpflichtlehrgang zur Zertifikatsverlängerung

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 www.bauhut.de

Würzburg: 28. Januar Memmingen: 29. Januar Stuttgart: 30. Januar Haiterbach: 31. Januar München: 04. Februar

MEVA Schalungsseminare 2014 Schwerpunkt Sicherheit – Aufwandswerte beim Aufbau von Sicherheits und Schutzsystemen – technische Dienstleistungen und Arbeitshilfen online, mobil und vor Ort – Sichtbeton, Frischbetondruck und Betoniergeschwindigkeit

MEVA Schalungs-Systeme GmbH www.meva.de → Schalungsseminare 2014

Berlin

Vorträge beim VDI-Arbeitskreis Technikgeschichte – Durch statische Rechnung festzustellen – Vorbereitete Minenanlagen an Brücken, 30. Januar 2014 – Beten in Beton. Das „Führer-Sofortprogramm“ und der Luftschutzbunkerbau in Deutschland 1940–1945, 13. Februar 2014 – Genie-Offiziere als berufliche Vorläufer des modernen Bauingenieurs, 27. März 2014 – Frühneuzeitlicher Festungsbau und „Ingenieur-Wissenschaft“ – Technisches Wissen und seine Rolle in der Praxis des Festungsbaus sowie in der Traktatliteratur, 8. Mai 2014 – Der Gelehrte und der Manager. Franz Reuleaux (1829–1905) und Alois Riedler (1850-1936) in Technik, Wissenschaft und Gesellschaft, 22. Mai 2014

Arbeitskreis Technikgeschichte im VDI-Bezirksverein Berlin-Brandenburg e.V. Dr.-Ing. KARL-EUGEN KURRER karl-eugen.kurrer@wiley.com

Ostfildern 3. Februar

Die optimierte Baustellenabwicklung Konzeption der Bauabwicklung – Aufgaben der Projektvorbereitung bei Kalkulation, Angebotserstellung und beim Vertragsabschluss – Arbeitsvorbereitung für eigene gewerbliche Leistungen mit Zielvorgaben – Projektabwicklung unter besonderer Berücksichtigung der Logistik – Chancen und Vorgehensweise im Nachtragsmanagement – Grundlagen des Baustellen-Controllings – Gestaltung des Informationsflusses zwischen Technik und Betriebswirtschaft

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Lauterbach 3. bis 7. Februar 12. bis 16. Mai

Fachkundige Planung, Überwachung und Prüfung der Instandsetzung von Betonbauteilen nach ZTV-ING und RILI-SIB von der Bundesanstalt für Straßenbau (BASt) empfohlener Weiterbildungslehrgang

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 www.bauhut.de

Ostfildern 5. Februar

Schäden an Industrieböden Grundlagen: Haftungsfragen, Bauverträge, Planungsanforderungen – Belastungen der Bauelemente durch Strahlung, kontaminierte Böden, chemische Nutzung, Temperaturunterschiede, Eislasten, Streumittel, Wasser, Lasten – Baukonstruktionen – Schäden – Instandhaltung und Lebenszykluskosten

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Ostfildern 5. bis 7. Februar

KKSB (KKS in Beton)-Seminar zur Zertifizierung nach DIN EN 15257 aktuelle und geltende Regeln und Normen – notwendige Grundlagen zur Korrosion sowie zum Korrosionsschutz – Beispiele aus der Praxis – Grundlagen der Messtechnik beim KKSB

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

Berlin Start: 6. Februar, insgesamt sechs Module

Fachmediator/in Großgruppen und Planungsprozesse im öffentlichen Raum

Verband Beratender Ingenieure VBI www.akasor.de/vbi

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

VERANSTALTUNGSKALENDER

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

München-Ottobrunn, 11. Februar Hamburg, 25. Februar Berlin, 27. Februar Frankfurt am Main, 28. Februar Bochum, 11. März Nürnberg, 13. März

DBV-Regionaltagungen „Bauausführung“ 2014 Tragwerksplanung – Arbeitsvorbereitung – Betonherstellung – Bauausführung

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

Krefeld 12. Februar

Die intelligente Abdichtung – Planen und Herstellen von Abdichtungen nach DIN und anderen Regelwerken

BZB Akademie www.bzb.de

München 12. Februar Köln 25. März

Seminar „Stahlfaserbeton – neue Ansätze und DAfStb-Richtlinie“ Bekaert GmbH, Neu-Anspach Neue und erweiterte Einsatzmöglichkeiten von Stahlfaserbeton Tel.: 06081/44561137 durch die DAfStb-Richtlinie – Aktuelles zum Thema Forschung building.germany@bekaert.com und Entwicklung – praxisnahe Beispiele aus Sicht eines Tragwerksplaners

Wildegg 12. Februar 27. März

Von der Zustandsuntersuchung bis zur Instandsetzung von Betonwerken Grenzen und Möglichkeiten der verschiedenen Instandsetzungsverfahren – Schädigungsmechanismen und Schadenbilder – Zustandsuntersuchung – Instandsetzungsmaßnahmen – verschiedene Korrosionsangriffe – Ziel und Zweck von Instandsetzungsmaßnahmen – wichtigste Verfahren – praktische Beispiele

Bau und Wissen, Wildegg Tel.: +41 062 887 72 71 www.bauundwissen.ch/Flyer

Altdorf bei Nürnberg 17. bis 18. Februar

Schutz und Instandsetzung von Stahlbeton Sachkundige Planung und Ausführung nach aktuellen Regelwerken

Technische Akademie Wuppertal www.taw.de

Lauterbach 18. Februar

Praxisseminar Brückenprüfung: Lager + OSA 1. Prüfung und Instandsetzung von Brückenlagern und Fahrbahnübergängen 2. über die Brückenprüfung hinausgehende objektspezifische Schadensanalyse (OSA)

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 www.bauhut.de

Braunschweig 18. bis 19. Februar

Vom Schüttgut zum Silo Charakterisieren und Lagern von Pulvern und Schüttgütern – Schwerpunkt: Behälter, Trichter und Silos – Charakterisierung des Schüttgutes – verfahrenstechnische Siloauslegung zur Vermeidung von Problemen wie Brückenbildung oder Entmischung – Silostatik

Forschungsgesellschaft Verfahrens-Technik e.V. gvt-hochschulkurse@gvt.org www.gvt.org

Neu-Ulm 18. bis 20. Februar

58. BetonTage 2014: Beton – das smart material Aktuelle Entwicklungen im Bereich der Normung, der Baustoffe und Herstellungsverfahren – deren praktische Umsetzung im Werk

FBF Betondienst GmbH Tel.: +49 711 32732-326 www.betontage.de

Nürnberg 19. Februar

Nürnberger Fachdialog Windenergie

LGA Landesgewerbeanstalt Bayern www.lga.de

Ostfildern 24. Februar bis 2. April

Sachkundiger Planer für Schützen, Instandsetzen und Verstärken von Stahlbeton Weiterbildung im Sinne der DAfStb-Richtlinie unter Beachtung weiterer Regelwerke

Technische Akademie Esslingen www.tae.de

München 24. bis 25. Februar

12. Fachtagung Baustatik-Baupraxis an der TU München

TU München Prof. Dr.-Ing. KAI-UWE BLETZINGER www.baustatik-baupraxis.de

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

VERANSTALTUNGSKALENDER

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Essen 25. bis 26. Februar

Türme und Gründungen bei Windenergieanlagen – Towers and Foundations for Wind Energy Converters Entwurf und statische Nachweisen der Tragstrukturen von WEA – Schalenstabilität – Ermüdungsnachweise – konstruktive Details bei Verbindungen

HDT Essen Tel.: +49 (0) 201 1803 1 www.hdt-essen.de

München 25. Februar bis 01. März

BÜV-Fortbildungsveranstaltung Sachkundiger Planer im Bau-Überwachungsverein BÜV e.V. Bereich Schutz und Instandsetzung von Betonbauwerken Tel.: 030/3198 914 – 20 Leitthema: Beton in der Instandsetzung info@buev-ev.de theoretische und praxisbezogene Fachspezifika – Gruppenübungen

Frankfurt 26. bis 27. Februar

Fireprotec – Symposium mit Fachausstellung baurechtliche Aspekte des vorbeugenden Brandschutzes – Neuerungen und Änderungen der Anforderungen sowie deren Realisierung in der Praxis

Mesago Messe Frankfurt GmbH www.mesago.de/de/fireprotec

Berlin 4. März

Messen im Bauwesen Tagungsthema: „Neue Messtechnik und Anwendungsfälle“

BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Bildungswerk VDV schiefelbein@bw-vdv.de http://anmeldung.bw-vdv.de

Berlin, 12. März Hamburg, 9. Mai Frankfurt a. M., 25. Juni Stuttgart, 22. Oktober Nürnberg, 19. November

VBI/BDU-Seminare zum Thema „Übergabe und Nachfolge in Planungsbüros“ Wissen um die systematische Planung der Übergabe – steuerliche Aspekte – Informationen zur belastbaren Wertermittlung – Finanzierung und Fördermöglichkeiten

Verband Beratender Ingenieure VBI www.vbi.de

Lauterbach 17. März

Bauteilverstärkung mit Kohlefaserlamellen (CFK) Anwendung im Ingenieurbau, Brückenbau und Hochbau nach DIBt-RiLi

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 www.bauhut.de

Darmstadt 20. bis 21. März und 3. bis 4. April

Darmstädter Betonfertigteiltage 2014 Aspekte der Fertigung, des Transportes, der Montage und aktuelle Entwicklungen – einschlägigen Normen, Verordnungen und europäischen Regelungen

BetonMarketing West GmbH www.beton.org → Veranstaltungskalender

Lauterbach 24. bis 27. März

Bauüberwachung von Ingenieurbauten – Anwendung des Merkblatts M-BÜ-ING Schwerpunkt 1: „Beton, Betoninstandsetzungsbaustellen und Bauverfahren“ (BASt-Lehrgang) Schwerpunkt 2: „Stahlbau und -verbundbau, Beläge, Ausstattung, BÜ nach ZTV-FUG“ (BASt-Lehrgang)

Bauakademie Hessen-Thüringen e.V. Tel.: 069/95809-181 www.bauhut.de

Wien 3. bis 4. April

Österreichischer Baukongress (vormals Betontag) Österreichische Bautechnik Neueste Entwicklungstrends – Projektvorschauen, Ausführungen Vereinigung und Planungen für Verkehrsinfrastrukturbau und Hochbau – http://baukongress.at Projekte aus den Nachbarländern Österreichs sowie aus dem internationalen Bereich – Projekte der Energie- und Umwelttechnik

Wildegg/Schweiz 15. April

Zerstörungsfreie Prüfungen am Betonbauwerk Gängigste ZfP-Methoden – Vorstellung der Methoden und Geräte – wichtige Randbedingungen – aktuellste Normen und Merkblätter – Hilfen für die Auswertung und Interpretation der Resultate – Kontrollmethoden

Bau und Wissen www.bauundwissen.ch

Istanbul 21. bis 23. Mai

BIBM Kongress 21. Kongresses des Verbandes der europäischen Betonfertigteilhersteller – richtungsweisende Veranstaltung für die Beton- und Fertigteilindustrie

BIBM – Verband der europäischen Betonfertigteilhersteller www.bibmcongress.eu

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Impressum Die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ veröffentlicht Beiträge über Forschungsvorhaben und -ergebnisse sowie über Entwurf, Berechnung, Bemessung und Ausführung von Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonkonstruktionen im gesamten Bauwesen.

Produkte und Objekte Dr. Burkhard Talebitari Tel.: +49 (0)30 / 47031-273, Fax: +49 (0)30 / 47031-229 btalebitar@wiley.com

Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlich geschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremde Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung bleiben vorbehalten. Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind.

Gesamtanzeigenleitung Fred Doischer

Redaktion Prof. Dipl.-Ing. DDr. Dr.-Ing. E.h. Konrad Bergmeister Dipl.-Ing. Kerstin Glück Universität für Bodenkultur Wien, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82, A-1190 Wien Tel.: +43 (1)47654-5253, Fax: +43 (1)47654-5292 bust@iki.boku.ac.at Wissenschaftlicher Beirat Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Manfred Curbach TU Dresden, Institut für Massivbau D-01062 Dresden Tel.: +49 (0)351/46337660, Fax: +49 (0)351/46337289 manfred.curbach@tu-dresden.de Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirtsch.-Ing. Oliver Fischer TU München, Lehrstuhl für Massivbau D-80290 München Tel.: +49 (0)89/28923038, Fax: +49 (0)89/28923046 oliver.fischer@tum.de Dr.-Ing. Lars Meyer Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Postfach 110512 Kurfürstenstraße 129, D-10835 Berlin Tel.: +49 (0)30/236096-0, Fax: +49 (0)30/236096-23 meyer@betonverein.de Dr.-Ing. Karl Morgen WTM ENGINEERS GmbH Beratende Ingenieure im Bauwesen Ballindamm 17, D-20095 Hamburg Tel.: +49 (0)40/35009-0, Fax: +49 (0)40/35009-100 info@wtm-hh.de Verlag Wilhelm 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 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

Anzeigenleitung Annekatrin Gottschalk Tel.: +49 (0)30/47031-249, Fax: +49 (0)30/47031-230 annekatrin.gottschalk@wiley.com Verkauf von Sonderdrucken Janette Seifert Tel.: +49 (0)30 / 47031-292, Fax: +49 (0)30 / 47031-230, janette.seifert@wiley.com www.ernst-und-sohn.de/sonderdrucke Kunden-/Leserservice Wiley-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstr. 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49 (0)8001800536 (innerhalb Deutschlands) +44(0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49(0)6201606184 Schnelleinstieg: www.wileycustomerhelp.com Einzelheft-Verkauf: CS-Germany@wiley.com Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ erscheint mit 12 Ausgaben pro Jahr. Neben „Betonund Stahlbetonbau print“ steht „Beton- und Stahlbetonbau online“ im PDF-Format über den Online-Dienst WileyOnlineLibrary im Abonnement zur Verfügung. Bezugspreise

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Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilagen: Bildungszentren des Baugewerbes e.V., 47809 Krefeld

Beton- und Stahlbetonbau 109 (2014), Heft 1

Vorschau 2/2014 Zum Bild Gesamtansicht der Göltzschtalbrücke aus dem Jahr 2013 nach Abschluss der Arbeiten

T. Wilhelm, S. Scheerer, T. Hampel, T. Bauer, M. Müller Materialuntersuchungen an Hennigsdorfer Spannstahl aus Brückenbauwerken

O. Fischer, A. Müller, T. Lechner, M. Wild, K. Kessner Ergebnisse und Erkenntnisse zu durchgeführten Nachrechnungen von Betonbrücken in Deutschland

Th. Bösche, L. Buchmann, M. Sieber, K.-H. Döring Erneuerung des Gleistragwerks am Göltzschtalviadukt – 160-jährige Gewölbebrücke erhält einen modernen Fahrweg für den elektrifizierten Eisenbahnverkehr

D. Sanio, M. A. Ahrens, S. Rode, P. Mark Untersuchung einer 50 Jahre alten Spannbetonbrücke zur Genauigkeitssteigerung von Lebensdauerprognosen

A. Brunner, W. Frühauf, P. Kotz, T. Schantz, D. Windisch Planung und Bau einer semiintegralen Eisenbahnüberführung in Walzträger-in-Beton (WiB) Bauweise

V. Boros, B. Novák Zuverlässigkeitsanalyse von Massivbrücken für außergewöhnliche Bedrohungsszenarien

0198800006_pf

Änderungen vorbehalten

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www.ernst-und-sohn.de/Zeitschriften

Structural Concrete, ofﬁzielles Organ des fib (International Federation for Structural Concrete), bietet konzeptionelle Fachinformationen zur Konstruktion und Bemessung von Betontragwerken.

Joost C. Walraven, Agnieszka Bigaj-van Vliet The 2010 ﬁb Model Code for Structural Concrete: a new approach to structural engineering DOI: 10.1002/suco.201100025

Tian Sing Ng, Stephen J. Foster Development of a mix design methodology for high-performance geopolymer mortars DOI: 10.1002/suco.201200018

Aurelio Muttoni, Franco Lurati, Miguel Fernández Ruiz Concrete shells – towards efﬁcient structures: construction of an ellipsoidal concrete shell in Switzerland DOI: 10.1002/suco.201200058

Birgit Beckmann, Kai Schicktanz, Dirk Reischl, Manfred Curbach DEM simulation of concrete fracture and crack evolution DOI: 10.1002/suco.201100036

Thibault Clément, António Pinho Ramos, Miguel Fernández Ruiz,Aurelio Muttoni Design for punching of prestressed concrete slabs DOI: 10.1002/suco.201200028

Vladimir Cervenka Reliability-based non-linear analysis according to ﬁb Model Code 2010 DOI: 10.1002/suco.201200022

Structural Concrete

Akira Nishimura, Hiroshi Yamamoto, Yasuhiko Kimura, Hideki Kimura, Masashi Yamamoto, Atsumichi Kushibe Base-isolated super high-rise RC building composed of three connected towers with vibration control systems DOI: 10.1002/suco.201100011

Alejandro Pérez Caldentey, Hugo Corres Peiretti, Joan Peset Iribarren, Alejandro Giraldo Soto Cracking of RC members revisited: inﬂuence of cover, M/Us,ef and stirrup spacing – an experimental and theoretical study DOI: 10.1002/suco.201200016

Editor: Luc Taerwe (Belgium) Deputy Editor: Steinar Helland (Norway)

www.ernst-und-sohn.de/Structural-Concrete Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG

Kundenservice: Wiley-VCH Boschstraße 12 D-69469 Weinheim

Publisher: fib – International Federation for Structural Concrete

Journal of the fib

Volume 14, 2013 4 Ausgaben im Jahr

Indexed by Thomson Reuters (ISI). Impact Factor 2012: 0,289

Betonbauwissen kompakt seit 1906 Schwerpunkte: Unterirdisches Bauen – Grundbau – Eurocode 7 Unterirdisches Bauen ist heute, insbesondere für innerstädtische Verkehrswege und Großbauvorhaben, an der Tagesordnung. Hierin zeigt sich eindrucksvoll die Kunst der Bauingenieure, welche als „Erfolgsfaktor Ingenieurleistung“ auf komplexe Großprojekte Einﬂuss nehmen, so der ehemalige ÖBB-Infrastrukturvorstand DI Dr. G.-M. Vavrovsky in diesem Beton-Kalender. Diese Ausgabe bietet auf aktuellem Stand und gebündelt die gesamte Bandbreite der dabei involvierten Disziplinen und Teilfachgebiete und ermöglicht somit einen schnellen Überblick über Schnittstellen und den notwendigen qualiﬁzierten Ingenieurdialog bei der Planung und Umsetzung solcher Baumaßnahmen. In bewährter Weise wird die Eurocode-Kommentierung in Kurzfassungen für einfache Anwendungsfälle und die schnelle Orientierung fortgeführt. Passend zum Schwerpunkt werden DIN EN 1991 Teil 1-1 „Wichten, Eigengewicht und Nutzlasten im Hochbau“ (Eurocode 1) sowie DIN EN 1997 Teil 1 „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik“ (Eurocode 7) mit den zugehörigen Nationalen Anwendungsdokumenten erläutert. Hrsg.: Konrad Bergmeister, Frank Fingerloos, Johann-Dietrich Wörner Beton-Kalender 2014 Schwerpunkte: Unterirdisches Bauen – Grundbau – Eurocode 7 2013. 1286 S. € 174,–* Fortsetzungspreis: € 154,–* ISBN 978-3-433-03051-6 Auch als erhältlich

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