Beton- und Stahlbetonbau 5/2012 by Ernst & Sohn

5 107. Jahrgang Mai 2012 ISSN 0005-9900 A 1740

Beton- und Stahlbetonbau

- Ermüdung des Verbundes unter Querzug - Brandbeständiger UHPC für hochdynamische Beanspruchungen - Konstruktionsregeln für Parkbauten - Ertüchtigung eines Naturzugkühlturmes - Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen - Pioniere des Eisenbetonbaus in Deutschland

Inhalt

Bei der Carl Stahl GmbH gehören neue Anwendungsmöglichkeiten mit Edelstahlseilen und -seilnetzen zu den innovativsten Unternehmensbereichen. Nun erweitert das Edelstahlseilnetz X-TEND die statischen Vorteile des Seils in die räumliche Dimension. Es bietet Langlebigkeit und jene Transparenz, die dem Wunsch nach ästhetischer und doch fast unsichtbarer Absturzsicherung entspricht. So kommt X-TEND regelmäßig an Parkhaus-Fassaden im In- und Ausland zum Einsatz. Seine hohe Durchlässigkeit und der ungehinderte Durchgang von Luft und ggf. auch Wasser kommt der nach Bau- und Feuerschutzvorschriften gewünschten Klassifizierung als „offenes Parkdeck“ entgegen, was bauliche Erfordernisse an Ventilations- und Sprinkler-Systeme reduzieren hilft und Baukosten senkt. (Foto: Carl Stahl) (siehe Bericht S. A20–A21)

Beton- und Stahlbetonbau 5

107. Jahrgang Mai 2012, Heft 5 ISSN 0005-9900 (print) ISSN 1437-1006 (online) Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

Editorial 279

Karl Morgen Wa(h)re Ingenieure Fachthemen

280

Alexander Lindorf und Manfred Curbach Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

289

Jennifer C. Scheydt, Oliver Millon, Harald S. Müller und Klaus Thoma Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

302

Klaus Schöppel und Gerhard Stenzel Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

318

Felix Altmeyer, Joachim Weigl und Henning Scharf Sicherheitsanalyse und statisch konstruktive Ertüchtigung des Naturzugkühlturms Block E im Kraftwerk Niederaußem der RWE-Power AG Berichte

328

Patrick Fontana und Stephan Pirskawetz Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

335

Wieland Ramm Über die Anfänge des Eisenbetonbaus in Deutschland und die Pioniere der ersten Jahre Rubriken

peer reviewed journal: Beton- und Stahlbetonbau ist ab dem Jahrgang 2007 beim Web of Knowledge (ISI) von Thomson Reuters akkreditiert. Impact-Faktor 2010: 0,265

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357 369

aktuelles (s. a. S. 288, 317, 334) Veranstaltungskalender Stellenmarkt Produkte und Objekte

A4 A20 A27 A30 A34

Abdichtungstechnik Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen Behälterbau u. Bauten für Umweltschutz und Landwirtschaft aktuell Anbieterverzeichnis

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Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Produkte & Objekte Abdichtungstechnik

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Betonabdichtung bei erdberührten Bauteilen Die Magstadter StekoX® GmbH ist seit ihrer Gründung an zahlreichen Objekten auch im Frankfurter Raum beteiligt. So hat das Unternehmen für die beiden Hochhaustürme der Europäischen Zentralbank (EZB) die Fugenbleche, Injektionsschläuche sowie Abschalelemente mit eingeschweißten und beschichteten Fugenblechen für die Abdichtung der Untergeschosse geliefert. Auch das Kellergeschoss des neuen Flugsteigs A-Plus und die oberirdischen Wasserspeicher beim Frachtflughafen Cargo-City-Süd werden mit StekoX®-Produkten abgedichtet.

Bild 2. Einbausituation des Fugenbleches AquaproofX® 1 kombiniert mit Injektionssystem WaterproofX® 1 bei der Installation für die Wasserspeicher beim Frachtflughafen Cargo-City-Süd (Fotos: StekoX)

und der Abdichtung von StekoX® muss perfekt aufeinander geplant sein. Die Fugen zwischen den Schüssen werden von StekoX® abgedichtet und müssen der Enteisungsflüssigkeit standhalten. Hierbei wird u. a. das beschichtete Fugenblech AquaproofX® 1 in Kombination mit dem mehrfach injizierbaren Injektionssystem WaterproofX® 1 eingesetzt. Für den Einbau des beschichteten Fugenblechs AquaproofX® 1 war die schnelle Entwicklung einer speziellen Bügel-Konstruktion erforderlich. Bild 1. Die im Bau befindlichen oberirdischen Wasserspeicher beim Frachtflughafen Cargo-City-Süd in Frankfurt/M.

Bis 2012 wird auf dem Frankfurter Flughafen der neue Flugsteig A-Plus entstehen – ein 600 m langes, schlauchartiges Empfangsgebäude, an das die Flugzeuge direkt andocken werden. Der langgestreckte Bau ist komplett unterkellert. Mit der Abdichtung des Kellergeschosses wurde StekoX® beauftragt. Dabei kommen das beschichtete Fugenblech AquaproofX® 1, der Injektionsschlauch WaterpoofX® 1, die Dichtungsmasse FlexproofX® 1, die Polymer-Quellpaste SX 100 sowie die mit AquaproofX® 1 beschichteten StekoX®-Abschalelemente für Bodenplatten und Wände zum Einsatz.

Enteisungsflüssigkeit versus Fugenblech Nicht weit entfernt vom zukünftigen Flugsteig A-Plus entstehen derzeit am Waldrand beim Frachtflughafen Cargo-City-Süd drei oberirdische, ca. 30 m hohe Wasserspeicher, die Teil einer Abwasserreinigungsanlage (ARA) sind. Das Abwasser, das beim Enteisen der Flugzeuge entsteht, wird hier in riesigen Betonbehältern gespeichert und nach und nach in die Abwasserentsorgung gegeben. Die Speicherung der Enteisungsflüssigkeit stellt hohe Anforderungen an die Abdichtung der Behälter. Die Wände der vorgespannten Speichertürme werden in sogenannten „Schüssen“ als Ringschalung konstruiert. Der Abstand zwischen den einzelnen Schüssen beträgt 75 cm. Der Einbau von Spannlitzen

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Weitere Informationen: StekoX® GmbH Abdichtungstechnik, Blumenstraße 42/1, 71106 Magstadt, Tel. (0 71 59) 4 20 08 20, Fax (0 71 59) 4 20 08 90, info@stekox.de, www.stekox.de

Berlin: Stadt des Wassers – Herausforderung für den Bau Kanäle, Flüsse und Seen kennzeichnen die Hauptstadt der Deutschen. Mit den geeigneten Baumaterialien und Konzepten lässt sich stehendes und drückendes Grundwasser zuverlässig abwehren. Direkt am Bertolt-Brecht-Platz mit Wasserlage nahe Bahnhof Friedrichstraße und dem Regierungsviertel errichtet die Deutsche Immobilien AG am Zirkus 1 eine hochwertige Wohn-, Gewerbe- und Hotelanlage. Hinter der verspielten Außenfassade, die zehn Stockwerke über der Spree in den Himmel ragt, verbergen sich zwei innen gelegene, nach oben offene Atrien. Nach der Fertigstellung im Sommer 2012 sind ca. 11.200 m² für das Hotel, ca. 16.500 m² für Eigentumswohnungen und ca. 5.300 m² Büro-/Gewerbeflächen ergänzt durch eine Tiefgarage verfügbar. Viele Eigentumswohnungen sind bereits verkauft bzw. fest reserviert. Mit den Fatal Hotels ist auch ein Hauptmieter schon im Boot. Mit der DSI contec, einem Unternehmen der Dywidag-Systems International GmbH, fanden die Bauplaner einen kompetenten Partner und Lieferanten für die Bauwerksabdichtung. Schon während der Planungsphase unterstützte die Projektabteilung der DSI contec die Architekten mit einem umfassenden Abdichtungskonzept.

Frischbetonverbundsystem Preprufe® als Flächenabdichtung Um auf wirtschaftliche Weise eine hohe Dichtigkeit gegen drückendes Wasser sicher zu stellen, setzte man als außen liegende

geschlossene FlĂ¤chenabdichtung eine PreprufeÂŽ Frischbetonvon 2,0 bar (max. Druckbelastung 5,0 bar/2,5 Sicherheitswert = verbunddichtungsbahn als FlĂ¤chenabdichtung ein. Sie dient als 2,0 bar) bestĂ¤tigt. ergĂ¤nzende Abdichtung und entsprechend der hochwertigen Schneller Baufortschritt durch verlorene Schalung Nutzungsanforderung des GebĂ¤udes der Aufwertung einer wasrecostalÂŽ serundurchlĂ¤ssigen WU-Konstruktion zum wasserdichten GeFĂźr eine schnelle Bautaktung setzte man in den einzelnen BetobĂ¤ude. nierabschnitten bei der Abschalung ganz auf das verlorene PreprufeÂŽ ist eine mehrlagige, widerstandsfĂ¤hige HDPEDichtungsbahn, die aus einer druckempfindlichen Klebeschicht, Schalungssystem recostalÂŽ der DSI contec. Die Elementbauweieiner begehbaren, witterungsunempfindlichen Acryl-Beschichse generiert mit der profilierten Fugenausbildung in der Fugentung und einer entfernbaren Schutzfolie besteht. PreprufeÂŽ entkategorie â&#x20AC;?verzahntâ&#x20AC;? nach DIN 1045-1 bzw. EC 2 hĂśchste Tragwickelt eine einzigartige, vollflĂ¤chige Klebeverbindung mit dem fĂ¤higkeit. Im Sohlenbereich wĂ¤hlte man zur Abschalung das aufgebrachten Frischbeton und verhindert somit dauerhaft HinrecostalÂŽ 2000. Bis ca. 1.50 m HĂśhe ist dieser Schalungstyp im terlĂ¤ufigkeiten. Es entsteht eine geschlossene, wasser- und gasStandardprogramm selbsttragend. dichte sowie extrem dehnfĂ¤hige FlĂ¤chenabdichtung. Risse von FĂźr HĂśhen > 1.50 m wird die TragfĂ¤higkeit in SonderlĂśsunbis zu 5 mm kĂśnnen so ĂźberbrĂźckt werden. gen Ăźber werkseitig verstĂ¤rkte Strebenausbildungen gewĂ¤hrleisPreprufeÂŽ hat eine hohe chemische BestĂ¤ndigkeit und tet. Die DSI contec liefert gemĂ¤Ă&#x; Bautaktung vorgefertigte Elemente passgenau, immer einbaufertig just in time auf die BauschĂźtzt den Beton dauerhaft vor aggressiven Medien. Die FlĂ¤chenabdichtung ist Ăźber ein abP (allgemeines bauaufsichtliches PrĂźfzeugnis) der MPA NRW auf 5,0 bar Wasserdruck geprĂźft und bis zu einer WassersĂ¤ule von 2,0 bar einsetzbar. Am Zirkus 1 wurden Ăźber 5.000 mÂ˛ Dichtungsbahn verlegt. Dabei wurden alle Plandetails und Sondersituationen, die sich im Verlauf der Baustel. ! $ # # " / ! le ergeben haben, sicher durch ! den technischen Support der 1 (/ 0 . DSI contec begleitet, immer mit Blick auf eine einfache ! " # $ % & ' " # # ! Handhabung fĂźr die Verlegung % $( * $ + ! , ' - % auf der Baustelle. Mit dem Einsatz der Abdichtungsbahn lieĂ&#x; % $" ( ) # ! sich das Rissbreitenkonzept der (( # # Betonbauteile neu dimensionie " ! ren, was zu spĂźrbarer Stahlein$ .% & sparung fĂźhrte. FĂźr den Bauherrn erwies sich dieses Baukonzept als wirtschaftlich gĂźnstiger.

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Abdichtungstechnik

2-fache Sicherheit im Arbeitsfugenbereich Als Abdichtung fĂźr die ca. 2.500 lfm Arbeitsfuge im Beton wĂ¤hlte man das Abdichtungssystem contaflexactiv, welches Ăźber seine Sperrwirkung hinaus mit der Bentonit-Quelldichtung eine 2-fache Sicherheit im Arbeitsfugenbereich gewĂ¤hrleistet. Das verwendete Bentonit ist ein natĂźrliches Natriumbentonit mit hoher QuellfĂ¤higkeit und BestĂ¤ndigkeit. Das Daueraktivierungsverhalten in Wasserwechselzonen ist geprĂźft. Die Abdichtung erfolgt ohne VerzĂśgerung. Die Dichtwirkung der contaflexactiv-Produktlinie ist durch die MFPA Leipzig geprĂźft und durch ein abP (allgemeines bauaufsichtliches PrĂźfzeugnis) fĂźr eine max. Wasserdruckbelastung

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Abdichtungstechnik xactiv kombinieren lässt. Ob Aussparungen, Randschalung, Arbeits- und Dehnfugen oder Rückbiegeanschlüsse, praktisch alles ist in einer Komplettlösung in zahlreichen Sonderkonstruktionen möglich.

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Weitere Informationen: DYWIDAG-Systems International GmbH, NL contec, Südstraße 3, 32457 Porta Westfalica, Tel. (0 57 31) 76 78-0, Fax (0 57 31) 76 78 76, contec@dywidag-systems.com, www.contec-bau.de

Dauerhafte Abdichtung von Rissen Bild 1. Berlin, Am Zirkus 1 (Foto Deutsche Immobilien AG)

Risse können selbst trotz großer Sorgfalt bei Entwurf und Ausführung nicht vollständig vermieden werden. Langjährige wissenschaftliche Untersuchungen und die Erfahrungen der Praxis zeigen, dass Risse weder die Gebrauchstauglichkeit noch die Dauerhaftigkeit von Betonbauwerken beeinträchtigen, sofern sie fein verteilt sind und die Rissbreiten nebenstehende Richtwerte nicht überschreiten. Wegen besonderer Schadstoffbelastungen bzw. außergewöhnlicher Nutzungsbedingungen kann jedoch auch bei geringeren Rissbreiten das Füllen der Risse notwendig werden.

Rissursachen

Bild 2. Preprufe das Frischbetonverbundsystem mit abP für eine Flächenabdichtung

Bild 3. Sohlendetail, im System Preprufe eingebundene Querkraftkonsole während der Betonage (Fotos 2+3: DYWIDAG-Systems International GmbH, NL contec)

stelle. Das erlaubt eine sehr zügige, effektive und vor allem wirtschaftliche Herstellung der Sohlen- bzw. Fugenabschalung. recostal® ist ein herstellerseitig durchdachtes, baustellenoptimiertes Produktprogramm an verlorener Schalung, welches sich auf vielfältige Art und Weise mit dem Abdichtungssystem contafle-

– Risse im Frischbeton entstehen durch rasche Volumenverminderung der oberflächennahen Betonschicht im Zuge der Austrocknung (Schwinden). – Risse im erhärteten Beton entstehen bei Überschreitung der Zugfestigkeit durch Eigenspannungen, Zwang und äußere Belastung. Die Erfahrung zeigt, dass Risse in der Regel mehrere Ursachen haben. Sie werden unterschieden in: – Oberflächennahe Risse, die meist nur wenige Zentimeter tief sind und sich im Laufe der Erhärtung des Betons oft wieder schließen, und in – Trennrisse, die wesentliche Teile des Querschnittes erfassen oder das Bauteil ganz durchtrennen. Neben der Korrosionsgefahr für die Bewehrung stellen Trennrisse Fließwege für anstehendes Wasser dar. Zur genauen Erfassung von Rissen gehört neben der Rissbreitenmessung eine Zustandsbeschreibung des Bauteiles und der umgebenden Einflüsse wie der chemischen Belastung, der Luftfeuchtigkeit, auftretender Erschütterungen, etc. Rissbreitenänderungen lassen sich durch wiederholte Messungen bzw. mit Hilfe von Gipsmarken feststellen. Folgende Feuchtezustände werden unterschieden: a) trocken b) feucht (Farbtonveränderung) c) drucklos wasserführend (Wasser in feinenTropfen) d) unter Druck wasserführend (zusammenhängender Wasserfilm)

Sanierung Methoden der Rissinjektion sowie die Auswahl des Materials werden in Abhängigkeit von den genannten Kriterien festgelegt. Mit einer Injektion können verschiedene Ziele erreicht werden: – Schließen – Abdichten – Dehnfähiges Verbinden – Kraftschlüssiges Verbinden Die Ermittlung der Ursachen und eine sorgfältige Planung sollten jeder Injektion vorausgehen. Folgendes Injektionsmaterial kommt dabei zum Einsatz: a) Mit Polyurethanharzen wird eine begrenzt dehnfähige Verbindung der Rissflanken und ein abdichtendes Verfüllen erreicht.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Abdichtungstechnik

Je nach Beschaffenheit der Risse wird eine der folgenden Sanierungstechniken angewendet: a) Druckinjektion Die Bohrkanäle werden beidseitig entlang des Risses so angeordnet, dass der Riss in seiner Mitte gekreuzt wird. Das über Bohrpacker injizierte Material kann sich von der Mitte her über den gesamten Riss ausbreiten. Eine Verdämmung ist in der Regel nicht nötig. Der Injektionsdruck muss dem Bauteil angepasst werden, damit eine nachträgliche Aufweitung des Risses verhindert wird. Bei Ingenieurbauwerken orientieren wir uns dabei nach den Vorgaben der ZTVING, Teil 3 Abschnitt 5. Wenn Bohrungen zum Beispiel aus statischen Gründen nicht möglich sind, kann die Injektion über Klebepacker erfolgen. Diese werden auf der Riss-Oberseite angebracht. Eine Verdämmung verhindert das Auslaufen von Injektionsmaterial. Nach dem Aushärten des Dämmmaterials kann der Riss mit geringem Druck verpresst werden. b) Riss-Tränkung Oberflächennahe Risse werden auf waagerechten oder wenig geneigten Flächen drucklos gefüllt. Meist kommt dabei ein Epoxidharz zur Anwendung. Die Oberfläche kann durch Aufstreuen von Quarzsand abgedeckt werden. Durch die Tränkung wird neben der optischen Wirkung auch ein weiteres Eindringen von Schadstoffen durch den Riss verhindert. Weitere Informationen: EK Abdichtungstechnik GmbH, Salmdorfer Straße 1, 85540 Haar b. München, Tel: (0 89) 46 16 991-0, Fax (0 89) 46 16 991-23, zentrale@ek-abdichtung.de, www.ek-abdichtung.de

Neubau bei Landmaschinenhersteller mit Hydroshield Wenn es um Sicherheit gegen Schäden durch Grundwasser für ihren Verwaltungsneubau geht, dann setzt die Claas Kommanditgesellschaft auf Aktien mbH, einem der weltweit größten Hersteller von Landmaschinen, auf Hydroshield. Über 5000 m² Flächenabdichtung mit dem Voltex-Bentonit-System wurden eingebaut und bieten einen umfassenden Schutz gegen drückendes Grundwasser, Wasserschäden und Feuchtigkeit von unten beim darauf errichteten Bauwerk. Grundlage ist die Ausführung der Bauwerksabdichtung nach dem CETCO Systemkonzept. Dies ist die Voraussetzung für einen Versicherungsschutz mit einer Police von führenden Versicherungsunternehmen. Die Garantie von CETCO hat kein

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b) Schäumendes Polyurethanharz eignet sich zur schnellen VorAbdichtung bei stark wasserführenden Rissen, hat jedoch in der Regel keine dauerhaft abdichtende Wirkung. c) Mit Injektionszementen werden größere Risse oder Fehlstellen kraftschlüssig verbunden. Sie sind auf Druck belastbar. Der Einsatz gegen drückendes Wasser ist nur mit Hilfsmitteln möglich. d) Ein kraftschlüssiger Verbund wird mit Epoxidharz erreicht. Es eignet sich zum Schließen auch feinster Risse. Die Verwendung in feuchter Umgebung ist normalerweise nicht möglich.

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Abdichtungstechnik

Bild 1. Über 5000 m² Voltex-Bentonit-Dichtung schützen den Neubau von unten vor drückendes Wasser. Auch die Fugenblechen im Betonbau haben Bentonitschutz.

Bild 2. Seit 1963 wurden weltweit nahezu 100 Millionen Quadratmeter wasserdichte Membranen von AMCOL produziert. (Fotos: Cetco)

Euro-Limit, d. h. die finanzielle Haftpflicht im Rahmen der Garantie ist unbegrenzt. CETCO bietet von der Festlegung des Abdichtungssystems bis hin zur Installation der Abdichtung ein komplettes Paket einschließlich späterer Inspektionen am Bauwerk an. Materialien für die Abdichtung von hochwertig genutzten grundwasserbelasteten Stahlbetonbauwerken und Dienstleistungen in der Bauwerksabdichtung ist das Leistungsspektrum der CETCO Germany GmbH. CETCO steht für Colloid Environmental Technologies Corporation und gehört zur AMCOL International Corporation. AMCOL mit ihrem Hauptsitz in Hoffmans Estate, Illinois USA betreibt weltweit mehr als 68 Standorte und beschäftigt rund 1.750 Mitarbeiter in 26 Ländern. Seit 1963 wurden weltweit nahezu 100 Mio. m² wasserdichte Membranen von AMCOL produziert. Die CETCO ist ein führender Anbieter von Komplettlösungen im Bereich der gewerblichen Bauwerksabdichtung gegen drückendes Grundwasser. Das Unternehmen verfügt über die erforderlichen Ressourcen und Erfahrungen sowie über eine entsprechende Produktpalette, um jedem spezifischen Abdichtungsbedarf gerecht zu werden. Hinter allen Garantien des Herstellers stehen die Vermögenswerte eines diversifizierten Konzerns. Im Ergebnis ist eine hochwertige und vor allem nachhaltige Bauausführung sicher gestellt.

Bauherren und Architekten aber auch Banker, Investoren, Immobilienvermarkter und Neubauplaner sollten sich den Begriff Hydroshield merken. Denn bereits in der Planungsphase der technischen Ausführung eines Neubauprojektes ist CETCO involviert. Mit Hydroshield im Neubau erhalten Immobilienvermarkter ein weiteres Argument beim Anwerben von Investoren. Bei der Frage, wird mein Neubau auch in den nächsten Jahren unten trocken bleiben, können sich Bauherren entspannt zurücklehnen. Neubauten bis in der Beanspruchungsklasse 1 und/oder der Nutzungsklasse A werden mit einem zuverlässigen, weil aktivem System gegen drückendes Wasser ausgerüstet. Basismaterial der Voltex-Dichtungsbahnen ist der natürlich vorkommende Rohstoff Natriumbentonit. Verletzungen der Dichtungsbahn, beispielsweise ein Durchstechen der Dichtung mit einem Messer führen nicht zum Versagen der Abdichtung. Durch seine Eigenschaft bei Wasserzutritt einen enormen Quelldruck aufzubauen wird das Eindringen von Wasser in den Bau nachhaltig verhindert. Eine Materialermüdung gibt es nicht.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Weitere Informationen: CETCO Germany GmbH, Stodieks Bogen 1, 32584 Löhne, Tel. (0 57 32) 9 11 95-0, Fax (0 57 32) 9 11 95-20, christoph.rodinger@cetco.com, www.cetco.de

Abdichtungstechnik

Wärmedämmung an Weißen Wannen mit hochwertiger Nutzung Mit Einführung der DAfStb-Richtlinie „Wasserundurchlässige Bauwerke aus Beton“ im Jahre 2003 gibt es u. a. die Beanspruchungsklassen und Nutzungsklassen, die in der Planungsphase zu definieren sind. Auf der Grundlage der sachgerechten Wahl dieser Planungsgrößen kann ein qualitätsgerechter Beton ausgewählt werden. Wird wasserundurchlässiger Beton (WU-Beton) ausgewählt, sind eine Reihe von Anforderungsfaktoren aus baustofflicherer Sicht zu berücksichtigen bzw. ist die Qualität der Kommunikation zwischen dem beteiligten Bauherrn, Architekt, Tragswerksplaner, TGA-Planer, Bauphysiker, Bauführenden dabei von besonderer Bedeutung. Die Wirkungen der Baufeuchte erstrecken sich bei Betonbauteilen von Weißen Wannen auf eine Zeitspanne von mehreren Jahren nach der Herstellung des Betons. Im baufeuchten Zustand diffundiert eine beachtliche Menge Wasserdampf aus dem Beton in die Räume einer Weißen Wanne, was bei hochwertiger Raumnutzung unbedingt berücksichtigt werden muss. Durch eine Bilanz der Wasserdampfströme kann ermittelt werden, welche Raumluftfeuchte sich als Folge der Abgabe von Wasserdampf aus den WU-Betonbauteilen ergibt oder welcher Luftwechsel eingehalten werden muss, um eine bestimmte Raumluftfeuchte zu garantieren. Durch Dampfbremsen auf den raumseitigen Betonoberflächen kann die Feuchtebelastung der Räume durch Wasserdampfdiffusion reduziert werden. Die nach der Austrocknung der Baufeuchte im hygrisch stationären Zustand

Bild 1. Perimeterdämmschichten aus Schaumglas müssen zur Lagefixierung in der Bauphase und um ein Aufschwimmen bzw. Abrutschen an senkrechten Flächen zu verhindern, vollständig mit der später eingeerdeten Außenwand verklebt werden

durch die Betonbauteile in den Raum eindiffundierende Feuchte ist in der Regel unbedeutend und speziell nur dann zu beachten, wenn die Raumnutzung ohne oder mit geringem Luftwechsel erfolgen soll, also z. B. bei selten begangenen oder bewusst luftdicht ausgeführten Räumen. Bei einer Perimeterdämmung mit Schaumglas, das wasserdampfdicht ist, kann im hygrisch stationären Zustand kein Wasserdampf in die Weiße Wanne mehr von außen eindiffundieren.

Perimetersystem Schaumglas Das seit Jahrzehnten als Wärmedämmstoff im Bauwesen bekannte Schaumglas ist wegen der Dichtigkeit von Glas gegen flüssiges Wasser und diffundierende Wassermoleküle und wegen der geschlossenen Zellen von Schaumglas durchfeuchtungssicher. Außerdem ist es baupraktisch stauchungsfrei und drucksteif, im Vergleich zu anderen Dämmstoffen hoch belastbar und zeigt praktisch keine Formänderung im Belastungszustand bis zum Bruch. Ist in der Bauphase eine Beschädigung nicht ausgeschlossen, muss eine Schutzschicht eingebaut werden. Eine solche ist gegebenenfalls bei allen Arten von Dämmstoff vorzusehen, beispielsweise wenn grobkantiges Verfüllgut vor einer Perimeterdämmung in die Baugrube eingebracht wird. Schaumglas als Perimeterdämmung darf nach den vorliegenden bauaufsichtlichen Zulassungen bei Bodenfeuchtigkeit, nichtdrückendem Wasser und sogar bei ständig einwirkendem Druckwasser bis 12 m Eintauchtiefe verwendet werden. In Bereichen mit ständig oder lang anhaltendem Grundwasser sind die Schaumglasplatten vollflächig und vollfugig mit Bitumen oder Bitumenwerkstoffen zu verkleben (sog. Kompaktbauweise). Gegen Ungeziefer, Nagetiere und Termiten ist Schaumglas ebenfalls beständig. Außerdem ist es nichtbrennbar (Euroklasse A). Der Bitumen-Kaltkleber PC 56® WU ist entwickelt worden zur Verklebung von Schaumglas mit Beton-Bauteilen von Weißen Wannen, von Schaumglas mit Schaumglas an den Stirnflächen der Dämmplatten und als Deckanstrich für Schaumglasoberflächen. Der Kleber besteht im Wesentlichen aus einer polymervergüteten, wässrigen Bitumenemulsion, die nach dem Vermischen der beiden Komponenten in relativ kurzer Zeit (ca. 1 Tag) durch Wasserabgabe und hydraulische Abbindung verfestigt. Wie durch Untersuchungen an der Universität Dortmund nachgewiesen wurde, können mit Hilfe von PC® 56 WU auf Beton aufgeklebte Schaumglasplatten sich öffnende Risse im Beton überbrücken, wenn die

Abdichtungstechnik

Schöne Böden! Triflex Creative Design

Bild 2. Der Bodenbelag muss nicht unbedingt auf einem schwimmenden Estrich oder ähnlichem verlegt werden

„Kaum vorstellbar, dass das ein Balkonboden ist!“

Kreative Balkon- oder Terrassenoberflächen sind keine Kunst!

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

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Bild 3. Innen- und Außenecke der FOAMGLAS®-Passivhausdämmung PC® PERISAVE

Rissweite 0,6 mm nicht übersteigt. Dadurch kann die Dichtigkeit gegen flüssiges Wasser an solchen Rissen erhalten werden. Perimeterdämmschichten aus Schaumglas müssen zur Lagefixierung in der Bauphase und um ein Aufschwimmen bzw. Abrutschen an senkrechten Flächen zu verhindern, vollflächig mit der später eingeerdeten Außenwand verklebt werden. Verwendet man dazu den Kleber PC® 56 WU, erreicht man, dass bei einer Rissbildung – bei Einhalten einer maximalen Rissweite von 0,2 mm im WU-Beton – die Schaumglasdämmschicht mit dem Kleber den Riss mit einer dreifachen Sicherheit wasserundurchlässig überbrückt. An Bodenplatten ist in analoger Weise zu erwarten, dass ein Abstrich aus Heißbitumen auf den Schaumglasplatten durch die vertikale Pressung sich mit der Unterseite der Bodenplatte scherfest und unterwanderungssicher verbindet und ebenfalls eine Überbrückung von Rissen der o. g. Dimension gewährleistet. Verklebt man Schaumglas und WUBeton mit dem Spezialkleber PC® 56 WU – bzw. an horizontalen Flächen alternativ mit Bitumen –, entsteht ein kompaktes Schichtsystem, bei dem die Kleberschicht sowohl mit der „Schutzschicht“ bzw. Dämmschicht aus Schaumglas als auch mit dem abzudichtenden Untergrund aus WU-Beton in vollflächigem Haftverband steht. Dieser beidseitige Verbund erhöht die Sicherheit gegen Wasserdurchtritt sehr, weil eine

Umläufigkeit des einwirkenden Wassers ausgeschlossen ist und daher eine Undichtigkeit den Wasserdurchgang im Schaumglas, im Kleber und im WU-Beton an der gleichen Stelle zur Voraussetzung hätte, was nahezu ausgeschlossen sein dürfte. Die für das beschriebene Kompaktsystem notwendige, baupraktisch hohlraumfreie, allseitige Verklebung der Perimeterdämmplatten gelingt dauerhaft nur mit kleinformatigen Dämmplatten ohne Stufenfalz, wenn die Platten genügend steif sind und wenn der Kleber die richtige Konsistenz hat. Diese Bedingungen sind bei unbeschichteten FOAMGLAS®Dämmplatten in Verbindung mit dem Kleber PC® 56 WU erfüllt.

Fazit Es gibt verschiedene Möglichkeiten, eine Weiße Wanne in Bezug auf die Wasserundurchlässigkeit so zu komplettieren, dass eine hochwertige Nutzung ohne Einschränkungen incl. einer verminderten Wahrscheinlichkeit für eine in der Nutzungsphase entstehende Undichtigkeit möglich ist. Verwendet man jedoch das beschriebene System Schaumglas mit rissüberbrückendem Systemkleber PC® 56 WU, wird den Grundsätzen der gebäudeumfassenden Wärmedämmung, der Wirtschaftlichkeit und den bauphysikalischen Anforderungskriterien nach dem Stand der heutigen Technik bestens entsprochen. Der Systemanbieter komplettiert sein Portfolio zur gebäudeumfassenden Wärmedämmung mit Schalungselementen, welche ermöglichen, be-

Abdichtungstechnik

Weitere Informationen: Deutsche FOAMGLAS® GmbH, Dirk Vogt, Leiter Marketing + Technik, Freiheitstraße 11, 40699 Erkrath, Tel. (0211) 92 96 35 21, Fax (0211) 92 96 35 35, info@foamglas.de, www.foamglas.de

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reits in der Planung der Bodenplatte auch eine gebäudeumfassende Wärmedämmung mit einzubauen bzw. auszuführen. Damit wird eine sichere Bauweise, sowohl in Planung und Ausführung, realisiert.

Rissabdichtung, Fugenabdichtung und Betonfugenabdichtung Undichte Arbeitsfugen, Schwindrisse oder Setzrisse sind häufige Ursachen für erhebliche Bauwerksschäden. Mitunter führen diese Schäden sogar zur Nichterfüllung der ggf. geschuldeten DIN im Falle eines Weiße-Wanne-Konzeptes im Betonbau.

Beheizter Keller (Sockeldetail): dampfdichter Unterbau aus FOAMGLAS®- und

Bild 4. PC® PERISAVE-Elementen (Fotos/Grafik: Deutsche FOAMGLAS®)

Bodenaufbau von innen nach außen 1 Fußboden innen 2 Bodenplatte, WU-Beton 3 FOAMGLAS®-Platten vollflächig und vollfugig verklebt in Heißbitumen auf abgezogener Sauberkeitsschicht oder PE-Folie als Trenn- und Gleitlager auf FOAMGLAS® FLOOR BOARD Fugen verklebt, zulässig auf Feinsplitt/Sandbettung/Frischbeton

Mit dem VARIOSEAL-Injektionssystem garantiert der Hersteller einen dauerhaften Verschluss der betreffenden Schadstellen. Die Sanierung kann dehnfähig oder kraftschlüssig erfolgen, je nach Anforderung an das Bauwerk. Für die Abdichtung von Beton verfügt VARIOSEAL über ein Injektionsmaterial, das Bewehrungsstähle garantiert und nachgewiesen vor Korrosion schützt. Vorteile des Systems zum Abdichten für Risse und Fugen: – Abdichten ohne Aufgraben, gezielt an der zu sanierenden Stelle – Auch bei starker Salzbelastung einsetzbar – Wiederherstellung der Weißen Wanne – Auch gegen stark drückendes Wasser einsetzbar – Nachgewiesener Korrosionsschutz für Bewehrungsstahl – Umweltverträglichkeitsprüfung

Aufbau der Wand 4 PC® PERISAVE Randabsteller, geklebt mit PC® 56 WU 5 PC® PERISAVE Sockelblock 6 Wärmebrückenfreie Befestigungselemente 7 Vollflächige Verklebung mit PC® 56 WU 8 Noppenbahn

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Weitere Informationen: VARIOSEAL, G&G Abdichtungstechnik GmbH, Taunusring 1, 65205 Wiesbaden, Tel. (0 61 22) 70 40-0, Fax (0 61 22) 70 40-22, gg@varioseal.com, www.varioseal.com

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Neue Park-Ansicht Die 1989 restaurierten Hamburger Deichtorhallen genießen nicht nur in der Hansestadt hohes Ansehen. Die beiden ehemaligen Großmarkthallen mit ihrer eindrucksvollen Industriearchitektur zählen zu den größten und schönsten Ausstellungsräumen in Deutschland und sind international bekannt. Neben dem ‚Haus der Photographie’ befindet sich in der nördlichen Deichtorhalle die größte zusammenhängende Ausstellungsfläche für zeitgenössische Kunst in Europa.

Bild 2. Die große Fläche war ideal für den Einsatz des Kemperators. Diese von Kemper System entwickelte Verlegemaschine rationalisiert speziell auf größeren Flächen die Kemperol Verarbeitung.

Bild 1. Beim Durchlauf in der Maschine wird das Armierungsvlies vollflächig durchtränkt, durch ein Walzensystem geführt und faltenfrei auf der Fläche aufgebracht.

Im Rahmen von Sanierungsmaßnahmen wurde die Abdichtung, Isolierung und energetische Sanierung der gesamten Tiefgarage durchgeführt. Dabei dichtete man den Parkplatz vor dem ‚Haus Bild 3. Der Parkplatz vor dem ‚Haus der Photographie’ wurde mit Kemperol abgedichtet. Die Klinkermauern begrenzen ihn nach außen. (Fotos: Wolfgang Hauck Fotodesign/Kemper System)

der Photographie’ mit Kemperol BR ab. Die 2.500 m² große Betonfläche fungiert auch als Dach der Tiefgarage.

Klebearmierung Nachträgliches Verstärken von Stahlbeton

Doppeldecke mit Dehnfuge

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

Klebearmierung

Ingenieurleistungen

Hoch- und Ingenieurbau

Ludwig Freytag | Beratung · Bemessung · Ausführung GmbH & Co. Kommanditgesellschaft

Tel: 0441 / 9704 - 228 Fax: 0441 / 9704 - 114

A12 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Da sich unter der oberirdischen Parkfläche die Stellplätze der Tiefgarage befinden, sollte unterbunden werden, dass von oben Feuchtigkeit in die Bausubstanz gelangen kann. Die Zerstörung an der ca. 100 Jahre alten Betondecke der Tiefgarage war so weitgehend, dass eine neue Betondecke mit Gefälle aufgebracht werden musste. Diese 20 cm dicke Schicht wurde direkt auf die vorhandene Betondecke gegossen. Frischbeton verbindet sich nachträglich nicht mit ausgehärtetem Beton. Um potentielle Schubspannungen aufzunehmen, wurde die obere Platte außenseitig zweilagig als Dehnfuge mit eingelegter Schlaufe ausgebildet. Und um Feuchtigkeit jeden Weg nach unten zu versperren, wurde die gesamte Konstruktion auch an den Seiten fast 50 cm tief abgedichtet. Als verschleißfeste Nutzschicht kam zweilagig Gussasphalt zur Ausführung, deshalb entschied man sich für Kemperol BR. Diese hoch hitzebeständige Flüssigabdichtung kann ohne Funktionseinbuße mit 250 °C heißem Gussasphalt kombiniert werden und empfiehlt sich für Parkdecks mit starker Verkehrsbelastung. Gussasphalt allein ist in den Überlappungsbereichen nicht wasserdicht. Zu Beginn der Arbeiten wurden der neue Betonuntergrund kugelgestrahlt und vorhandene Ausbrüche mit Kempertec Kratzspachtel, ein Gemisch aus Kempertec EP-Grundierung und Kempertec KR Quarzsandmischung, egalisiert. Der gesamte

Abdichtungstechnik Untergrund erhielt eine haftvermittelnde Grundierung mit der Kempertec EPGrundierung mit Kempertec NQ 0408 Naturquarzeinstreuung, bevor die Kemperol BR M Abdichtung aufgebracht wurde. Kemperol BR M heiĂ&#x;t die zweikomponentige, vorbeschleunigte Produktvariante, die sich fĂźr die maschinelle Verarbeitung mit dem Kemperator eignet.

Rationalisierung der Verarbeitung auf groĂ&#x;en FlĂ¤chen Der Parkplatz bot ein ideales Einsatzfeld fĂźr den Kemperator, der speziell auf grĂśĂ&#x;eren FlĂ¤chen die Kemperol Verarbeitung rationalisiert. Die Verlegemaschine von Kemper System schafft in kĂźrzerer Zeit mehr FlĂ¤che als einzelne Mitarbeiter. Ein Vorteil, der sich auch in der Kalkulation niederschlĂ¤gt. Die Bedienung ist einfach und unkompliziert: Die Vliesrolle wird eingespannt und Kemperol in die Wanne eingefĂźllt. Beim Durchlauf in der

Maschine wird das Armierungsvlies vollflĂ¤chig durchtrĂ¤nkt, durch ein Walzensystem gefĂźhrt und faltenfrei auf der FlĂ¤che aufgebracht. Eventuell vorhandene Luftblasen werden mit der Perlonrolle ausgestrichen. Kemperol wurde auf der gesamte FlĂ¤che durchgehend einlagig verlegt und an den RĂ¤ndern der Tiefgaragenplatte ca. 50 cm nach unten gezogen. Den oberen Abschluss bildete die schleiĂ&#x;feste Nutzschicht, der zweilagig aufgebrachte Gussasphalt.

Weitere Informationen: Kemper System GmbH & Co. KG, HollĂ¤ndische StraĂ&#x;e 36, 34246 Vellmar, Tel. (05 61) 8 29 50, Fax (05 61) 82 95 10, post@kemper-system.com, www.kemperol.com

Schon von weitem sichtbar sind die groĂ&#x;zĂźgigen Balkone des siebengeschossigen Hochhauses in Ratingen. Seit 1971 bieten sie den Mietern unverstellte Aussichten auf die Ratinger WĂ¤lder und Wiesen. Allerdings trĂźbte ihr schadhafter Zustand die Freude der Bewohner â&#x20AC;&#x201C; trotz mehrfacher Sanierung waren viele Balkone wegen Absturzgefahr an der GelĂ¤nderbefestigung nicht nutzbar. Nach einem Regenschauer lief das Wasser nicht mehr ab, sammelte sich im Untergrund und fĂźhrte besonders in Frostperioden zu massiven SchĂ¤den auf der BetonoberflĂ¤che. â&#x20AC;&#x17E;Wir mussten einschreiten und die Balkone bis auf die Konstruktion zurĂźckbauen. Die FlĂ¤chen wurden bereits mehrfach saniert. Dabei wurde aber immer nur eine Schicht auf die andere aufgetragen, so dass am GelĂ¤nder inzwischen sogar Absturzgefahr bestandâ&#x20AC;&#x153;, beschreibt Werner Buchloh, GeschĂ¤ftsfĂźhrer

Das ÂŽ wird zur nachtrĂ¤glichen Abdichtung von Bewegungsfugen eingesetzt. Aufgrund der gegebenen Hohlkammern kann der Einbau zuverlĂ¤ssig und ohne groĂ&#x;en Aufwand erfolgen.

3 ÂŽ 20/25

SpaĂ&#x; an der Balkonsaison Aktuelle Brandschutzbestimmungen stellen erhĂśhte Anforderungen an die Sanierung von Balkonen. Wie diese schnell und langzeitsicher zu erfĂźllen sind, zeigt die hochwertige Balkonsanierung mit Triflex FlĂźssigkunststoff in Ratingen. Dort hat die SBS Special-Bautenschutz-Service GmbH aus MĂźlheim an der Ruhr die Balkone mit dem Balkon Beschichtungssystem Triflex BFS abgedichtet. Wert legte man dabei auf ein System, das alle Arbeitsschritte aus einer Hand ermĂśglicht, die Balkone schnell wieder begehbar macht und im Brandfall besonders widerstandsfĂ¤hig ist. Alle Anforderungen erfĂźllt hat Triflex BFS in der flammhemmenden Sondervariante S1.

profIl mIt grIp

der SBS Special-Bautenschutz-Service GmbH, die Ausgangssituation vor der Sanierung.

Sanierung aus einer Hand Nachdem die Verarbeiter die maroden BalkonoberflĂ¤chen aufwĂ¤ndig abgetragen hatten, war ein System gefragt, das sich schnell und einfach auftragen lĂ¤sst und die Balkone langzeitsicher abdichtet. Um zukĂźnftigen SchĂ¤den an den OberflĂ¤chen vorzubeugen und die erhĂśhten Brandschutzbestimmungen einzuhalten, wĂ¤hlte Buchloh das Balkon Beschichtungssystem Triflex BFS in der besonders schwer entflammbaren Variante S1. â&#x20AC;&#x17E;Alle unsere Anforderungen sollten bis ins Detail erfĂźllt werden, damit wir auf der Baustelle ohne VerzĂśgerungen arbeiten konnten. LĂśsungen des Herstellers mit FlĂźssigkunststoff haben sich bereits in vielen unserer Projekte bewĂ¤hrt. Wir wussten, dass wir bei allen Komponenten hohe ProduktqualitĂ¤t erwarten konntenâ&#x20AC;&#x153;, begrĂźndet Buchloh seine Entscheidung fĂźr das Balkon Beschichtungssystem.

3 ÂŽ 30/35 3 ÂŽ 40/45

8 9 _ Einfacher, schneller Einbau _ Sichere Lage in der Fuge Widerhakenprinzip _ AlterungsbestĂ¤ndig _ BestĂ¤ndigkeit gegen: UV, Ozon, Witterung und Licht â&#x20AC;&#x201C; ebenso gegen SĂ¤uren, Basen, Ketone und Alkohole _ StoĂ&#x;- und Eckverbindungen werden verklebt

Passgenaue Systemeigenschaften Die Beschichtung der Balkone mit BFS sorgt fĂźr naht- und fugenlose OberflĂ¤chen. Dank der Vliesarmierung werden selbst komplizierte Details mĂźhelos in die FlĂ¤che eingebunden. Extrem kurze AushĂ¤rtungszeiten der einzelnen Komponenten sind ein Vorteil fĂźr Mieter und Verarbeiter: Die komplette Sanierung ist innerhalb eines Tages mĂśglich, bereits zwei Stunden nach dem letzten Arbeitsgang sind die Balkone wieder voll nutzbar. Das System verbindet eine geringe Schichtdicke von 3 bis

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7776 56

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Abdichtungstechnik

Bild 1. Durchgehende Balkonstränge mit einer Gesamtgröße von 700 Quadratmetern an drei Seiten der Fassade wurden mit dem Balkon Beschichtungssystem Triflex BFS S1 saniert.

Bild 2. Vor dem Auftragen der Flächenbeschichtung werden alle Details wie Türanschlüsse, Stirnflächen und Tropfkanten mit Triflex ProDetail abgedichtet.

4 mm mit hoher mechanischer Belastbarkeit. Der ausgehärtete Flüssigkunststoff ist besonders witterungsbeständig und dichtet Balkone langzeitsicher ab. Das Einblasen von Triflex Microships in die noch frische Versiegelung wertet die Balkone auch optisch auf und schafft attraktive Wohnflächen.

Erhöhter Brandschutz auf 48 Balkonen Da die Balkone bis auf die Betonkonstruktion zurückgebaut wurden, sorgte die SBS GmbH, seit über dreißig Jahren eines der füh-

A14 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Bild 3. Dauerhaft dicht und mit einer flammhemmenden Beschichtung geschützt präsentieren sich die Balkone nach der Sanierung. (Fotos: Triflex)

renden Bautenschutzunternehmen im Ruhrgebiet, zunächst für die Instandsetzung des Bodens. Auf dem neuen Estrich konnte der Systemaufbau problemlos aufgetragen werden. Dank der kurzen Aushärtungszeiten des eingesetzten Flüssigkunststoffs war es möglich, eine Gesamtfläche von ca. 700 m², verteilt auf 48 Wohneinheiten, innerhalb weniger Wochen zu sanieren. Besonders bei der Abdichtung zahlreicher Details wie Stirnflächen, Tropfkanten und Türanschlüssen konnte die Triflex Lösung ihre Vorteile ausspielen. Für erhöhten Brandschutz sorgt der Verlaufsmörtel des Herstellers, Cryl RS 233 – in der flammhemmenden Sondervariante S1 – zusammen mit der Versiegelung der Fläche mit Triflex Cryl Finish S1. Im Rückblick auf die Sanierung betont der Geschäftsführer der SBS GmbH sowohl die Vorzüge des Systems in der praktischen Anwendung als auch die gute Kooperation mit dem Triflex Fachberater vor Ort. „Als spezialisierter Fachverarbeiter informieren wir uns ständig über die neuesten Systeme, um für jedes Projekt die besten Lösungen zu finden. Dazu arbeiten wir eng mit den Sachverständigen zusammen – eine Vorgehensweise, die auch beim Thema Brandschutz gemeinsam mit Triflex zu einem sehr guten Erfolg geführt hat“, fasst Buchloh die gelungene Balkonsanierung in Ratingen zusammen. Weitere Informationen: Triflex GmbH & Co. KG, Karlstraße 59, 32423 Minden, Tel. (05 71) 3 87 80 – 0, Fax (05 71) 3 87 80-7 38, info@triflex.de, www.triflex.com

Fertigung von gas- und wasserdichten Raumzellen aus Betonfertigteilen als Trafostationen Seit mehr als vier Jahrzehnten stellt die Firma EUDUR-Bau GmbH & Co. KG Komplettlösungen im Bereich der Betonkonstruktionen für Industrie-, Lärmschutz- und Fassadenbau her. Sie hat in dieser Zeit ihre Technologie- und Marktpräsenz stetig verbessert und erhielt 2011 den Auftrag zur Fertigung von Trafostationen, die im Bereich der unteren 80 cm wasserdicht auszuführen waren. Die Aufgabenstellung war, diese zum Teil bis zu 60 t schweren Stationen aus Stahlbeton-Wandplatten herzustellen. Zum einen musste eine kosteneffektive Verbindung der Wandplatten gefunden werden, die sowohl in der Produktion wie auch in der Montage das Optimum an Qualität und Kosten darstellt. Zum anderen musste der untere Bereich wasserdicht ausgeführt werden, dieses aber ohne einen gesonderten „Keller“, der auch in einem Glockengussverfahren hergestellt werden kann.

Betonfertigteile wasser- und gasdicht verbunden Klassische Verbindungen mit Schlaufensystemen, Fugenverguss, Beschichtungsund Quellmaterialien kamen hierfür nicht in Frage, denn es konnte mit den herkömmlichen Verfahren keine durchgängige Systemdichtheit gewährleistet werden. Eine Lösung für diese Fragestellung konnte die B.T. innovation GmbH in Magdeburg anbieten. Das Unternehmen ist als Ideengeber und Schrittmacher technischer Innovationen bekannt und verfügt über eine Systemlösung, die es ermöglicht, Betonfertigteile mit Hilfe

des speziellen Abdichtbandes RubberElast® wasser- und gasdicht zu verbinden. Das Dichtheitsprinzip beruht darauf, dass das Butyl-Kautschuk-Band RubberElast® durch das Eigengewicht der Bauelemente komprimiert wird und durch den entstehenden Anpressdruck die Fugen zuverlässig abdichtet. Eine weitere Lösung bietet der Hersteller mit dem neuartigen Spannsystem BT-Spannschloss®, welches in Verbindung mit dem RubberElast® sehr erfolgreich für dauerhafte konstruktive Verbindungen von Betonfertigteilen mit hohen Dichtheitsanforderungen, unter anderem auch im WU-Bereich, eingesetzt wird. Durch die Spannschlossverbindung kann das RubberElast® auf die erforderliche Fugenbreite komprimiert werden und dabei gleichzeitig ohne Einsatz von Zusatzwerkstoffen und weiteren Hilfsmitteln eine vollbelastbare, rationelle Verbindung von Betonfertigteilen bei einfacher und kostensparender Montage ermöglichen. Das Produkt RubberElast® wurde von der Materialprüfanstalt Braunschweig geprüft und das „Allgemeine bauaufsichtliche Prüfzeugnis“ (Nr. P-5147/5783MPABS) erteilt. Das Produkt BT-Spannschloss® besitzt die vom deutschen Institut für Bautechnik erteilte „Allgemeine bauaufsichtliche Zulassung“ (Z-14.1-599) und erfüllt damit auch die Vorrausetzungen für statische Nachweise der jeweils gewählten konstruktiven Verbindung.

Technik für die Rissinjektion

Injektionsvorrichtung mit Klebepacker

Service Planungsunterstützung Ausführungsunterstützung Sonderlösungen

Hochgradigen Qualitätsanspruch bei Raumzellenfertigung erfüllt Mit dem Einsatz der von B.T. innovation für den Markt entwickelten Produkte Universal-Klebepacker mit Flachkopfnippel

Vorteile Kein Öffnungsdruck Mit Querschiebeventil Freier Durchgang Ø 3 mm

DESOI GmbH

Bild 1. Einsatz des BT-Spannschloss®

Gewerbestraße 16 36148 Kalbach/Rhön +49 6655 9636-0 info@desoi.de www.desoi.de

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Abdichtungstechnik

Abdichtungstechnik cherlich einen entscheidenden Beitrag leisten und wird alles daran setzen, ihre Marktposition durch den Einsatz von innovativen Produkten und Ideen zu halten und zu festigen.â&#x20AC;&#x153;

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Weitere Informationen: B.T. innovation GmbH, Sudenburger Wuhne 60, 39116 Magdeburg, Tel. (03 91) 73 52-0, Fax (03 91) 73 52-52, info@bt-innovation.de, www.bt-innovation.de sowie EUDUR GmbH und Co. KG, Alte Ziegelei 1, 33442 Herzebrock-Clarholz, Tel. (0 52 45) 84 19-0, Fax (0 52 45) 84 19 30, info@eudur.de, www.eudur.de

Neue BroschĂźre zur Bauwerksabdichtungen

Bild 2. Raumzellen

Sichere und dauerhafte Bauwerksabdichtungen verspricht die neue Bauwerksabdichtungs-BroschĂźre von Mapei. Auf 24 Seiten vermittelt sie anschaulich, was hinter professionellen Bauwerksabdichtungen steckt und stellt gleichzeitig das Mapei-Bauwerksabdichtungssortiment vor â&#x20AC;&#x201C; incl. ...

Bild 3. Dichtband (Fotos: bt innovation)

konnten die fĂźr die Fertigung der Trafostationen gestellten Anforderungen bezĂźglich Wasser- und Gasdichtheit voll erfĂźllt werden und darĂźber hinaus sehr rationelle Produktionstechnologien bei der Fertigung der Raumzellen eingefĂźhrt und umgesetzt werden. Der Firma EUDUR-Bau ist mit dem Einsatz der neuen innovativen Produkte gelungen, den hochgradigen QualitĂ¤tsanspruch im Bereich der Raumzellenfertigung zu erfĂźllen und sich einen festen Marktanteil zu sichern. Christian Grochtmann, GeschĂ¤ftsfĂźhrer des Unternehmens EUDUR-Bau, antwortet auf die Frage, wie er die Entwicklung seines Unternehmens sieht: â&#x20AC;&#x17E;Im Bereich der Trafostationen und Raumzellen sehe ich einen zukunftstrĂ¤chtigen Markt. Die Fa. EUDUR kann hier durch ihr Know-How si-

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â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C;

Bitumendickbeschichtungen, Bitumenabdichtungsbahnen, zementĂ¤rer Abdichtung sowie ergĂ¤nzender Bitumenprodukte und zementĂ¤rer Produkte.

Die Anforderungen an eine professionelle Bauwerksabdichtung sind klar: Sie muss unter allen UmstĂ¤nden dicht sein â&#x20AC;&#x201C; und das auf Jahre hinaus. FĂźr die mĂśglichen LastfĂ¤lle ... â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C; â&#x20AC;&#x201C;

Bodenfeuchte nach DIN 18195-4, nichtstauendes Sickerwasser nach DIN 18195-4, aufstauendes Sickerwasser nach DIN 18195-6 und von auĂ&#x;en drĂźckendes Wasser nach DIN 18195-6

... stehen sichere und dauerhafte Bauwerksabdichtungssysteme zur VerfĂźgung. Alle wichtigen Produktinformationen zu diesen Themen finden sich in dieser neuen BroschĂźre. MĂśgliche LastfĂ¤lle und die sorgfĂ¤ltige Untergrundvorbereitung werden darin ebenso erlĂ¤utert wie sĂ¤mtliche Produkte des Mapei-Bauwerksabdichtungssortiments. Abgerundet wird die BroschĂźre mit dem AusfĂźhrungsprotokoll fĂźr die Herstellung von Abdichtungen mit kunststoffmodifizierten Bitumendickbeschichtungen (KMB), das auch Ăźber mapei.de > Service abrufbar ist. Die BroschĂźre â&#x20AC;&#x17E;Bauwerksabdichtungen â&#x20AC;&#x201C; sicher und dauerhaftâ&#x20AC;&#x153; kann per E-Mail an Mapei angefordert werden; zudem ist sie als PDF-Dokument downloadbar. Weitere Informationen: Mapei GmbH, Bahnhofsplatz 10, 63906 Erlenbach, Tel. (0 93 72) 98 95-0, Fax (0 93 72) 98 95-48, mailto@mapei.de, www.mapei.de

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Abdichtungstechnik

Bild 1. Fertig gestellte RampenflĂ¤che nach der Beschichtung mit INDUFLOORÂŽ CarPark-System OS8

Parkdeckabdichtung in nur zwei Tagen Eine schnelle Wiederinbetriebnahme war die Herausforderung, die bei der Sanierung eines Parkdecks im Mittelpunkt stand. DarĂźber hinaus traten im Laufe der Sanierungsarbeiten SchĂ¤den auf, die Ăźber das erwartete MaĂ&#x; hinausgingen. Trotzdem erfolgte die Abdichtung in nur zwei Tagen. Bei dem Objekt handelt es sich um frei bewitterte PKW-StellflĂ¤chen, die sowohl privat als auch gewerblich genutzt werden. Die ca. 270 mÂ˛ groĂ&#x;e ParkdeckflĂ¤che wird Ăźber eine geneigte Rampe (ca. 30 mÂ˛) befahren und wurde Ende der 1980er Jahre erbaut. Die FlĂ¤chen unterhalb des Parkdecks werden ebenfalls als PKW-ParkflĂ¤chen genutzt. Durch die mechanische Belastung des Befahrens und die chemische Belastung aus Streusalz waren die BetonoberflĂ¤chen in groĂ&#x;en Teilen stark beschĂ¤digt. Dadurch war es bereits zu Undichtigkeiten gekommen, die sich als Durchfeuchtung im Untergeschoss des Parkdecks zeigten. Die BeschĂ¤digungen waren so weit fortgeschritten, dass die Bewehrung in Teilbereichen bereits frei lag.

bandware (Breite bis 1,50 m) zum Einsatz, um alle mĂśglichen Detailpunkte abdichten zu kĂśnnen.

Abdichtung unter schwierigsten bauklimatischen Bedingungen Im Nachgang erfolgt die Abdichtung der ParkflĂ¤chen und der Rampe in zwei ArbeitsgĂ¤ngen mit der reaktiv- und schnellabbin-

TragfĂ¤higkeit in Teilbereichen sehr stark beeintrĂ¤chtigt Umfangreiche Betoninstandsetzungs- und AbdichtungsmaĂ&#x;nahmen des Obergeschosses waren notwendig. Aufgrund der erforderlichen ParkstellflĂ¤chen fĂźr angrenzende Gewerbe-objekte war eine schnellstmĂśgliche Fertigstellung innerhalb von drei Monaten unumgĂ¤nglich. Im Zuge der SanierungsmaĂ&#x;nahmen wurde festgestellt dass die TragfĂ¤higkeit in Teilbereichen sehr stark beeintrĂ¤chtigt war. Daher wurden zuerst die beschĂ¤digten und nicht mehr tragfĂ¤higen Betonschichten abgetragen. LĂścher in der tragenden Decke und freiliegende Bewehrung waren BeschĂ¤digungen, die mit einem PCC-Instandsetzungssystem wieder hergestellt werden mussten. Nach Fertigstellung der Betoninstandsetzung wurden im ersten Arbeitsgang die ParkflĂ¤chen und die Rampe, aufgrund mĂśglicher Restfeuchtigkeit im Beton, mit der starren DichtungsschlĂ¤mme AQUAFINÂŽ-1K abgedichtet. Um die Dichtigkeit an den aufgehenden Bauteilen, Ă&#x2013;ffnungen und Ă&#x153;bergĂ¤ngen sicherzustellen, wurden diese Bereiche zusĂ¤tzlich mit dem ASOÂŽDichtband-2000-S unter Verwendung der reaktiv abbindenden DichtungsschlĂ¤mme AQUAFINÂŽ-RS 300 abgedichtet. FĂźr diesen speziellen Einsatzbereich kamen Dichtmanschetten und Dicht-

Mit swellStrip, unserem Abdichtungsband aus Neopren-Kautschuk, ist der AnschluĂ&#x; zwischen alten und neuen GebĂ¤udeteilen von nun an Ihr kleinstes Problem. Die MFPA Leipzig hat das System schonungslos auf die Probe gestellt und bescheinigt im PrĂźfbericht eine Dichtigkeit von bis zu 4 bar Wasserdruck bei einer Fugenaufweitung bis zu 25%. Und das ganz ohne Bohren, DĂźbeln oder Flanschen. Den PrĂźfbericht und viele weitere Informationen finden Sie auf unserer Website.

Gut fĂźr Ihr Bauwerk. Schlecht fĂźr alles FlĂźssige. wba.de/swellstrip ! "#$ % &" #! "!

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Abdichtungstechnik

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Als Parkdeckbeschichtung kam anschließend “INDUFLOOR® CarPark-System OS8” zum Einsatz, um die Oberflächen vor chemischer und mechanischer Belastung zu schützen. Dipl.-Bauing. Hilmar Zittlau Weitere Informationen: SCHOMBURG GmbH, Aquafinstraße 2–8, 32760 Detmold, Tel. (0 52 31) 9 53-00, Fax (0 52 31) 9 53-1 23, info@schomburg.de, www.schomburg.de

Bild 2. Beschädigungen und freiliegende Bewehrung

Tragwerksplanung für bemannte Mars-Raumfahrt Das Deutsche Zentrum für Luft- und Raumfahrt (DLR) lässt in Köln-Wahn ein Forschungsgebäude errichten und nennt die Forschungseinrichtung :envihab (enviromental habitat). Dort soll ab 2013 die bemannte Raumfahrt zum Mars vorbereitet und die Forschung für die Öffentlichkeit erlebbar gemacht werden. Den :envihab-Rohbau erstellt die Adolf Lupp GmbH & Co. KG aus Nidda, für die Tragwerksplanung verpflichtete DLR das renommierte Kölner Büro IDK Kleinjohann GmbH & Co. KG. :envihab liegt auf dem DLR-Gelände am Flughafen Köln-Bonn. Der Zweckbau aus Stahlbeton ist eingeschossig mit Abmessungen von ca. 95,0 × 53,0 × 8,5 m und einer Nutzfläche von ca. 3.500 m². Das Berliner Architektenbüro Glass Kramer Löbbert und Uta Graf Architekten entwarfen die Pläne. Die Dachkonstruktion wird als geschosshohes Stahlfachwerk ausgeführt und innerhalb der Dachkonstruktion die technischen Anlagen platziert.

Für Forschung auf international höchstem Niveau

Bild 3. Verklebung der speziell angefertigten “Breitware” aus dem ASO®-Dichtband2000-S mit AQUAFIN-RS300 (Fotos: Sachverständigenbüro Hagner)

denden Dichtungsschlämme AQUAFIN®-RS300. Um die erforderliche Trockenschichtdicke von 2,0 mm zu erreichen, wurden lediglich 3,0 kg AQUAFIN®-RS300 pro m² benötigt. Mit diesem Material ist es möglich, unter schwierigsten bauklimatischen Bedingungen eine Abdichtung herzustellen. Die Applikation erfolgt im Streich-, Spachtel-oder Spritzverfahren ohne Grundierung, auch auf mattfeuchten Untergründen. Die sehr schnelle Aushärtung erfolgt auch unter extremen Bedingungen, z. B. niedrigen Temperaturen oder hoher Luftfeuchtigkeit. Etwa drei Stunden nach der Applikation ist das Material durch Regen belastbar, bei einer Abdichtung im erdberührten Bereich kann das Anfüllen des Bauwerks bereits nach ca. 24 Stunden erfolgen. Die Abdichtungsarbeiten an diesem Objekt konnte innerhalb von zwei Tagen fertig gestellt werden. Das Material gab dem Planer und dem Ausführungsbetrieb an diesem Objekt eine höhere Anwendungssicherheit, da die Fertigstellung unter Zeitdruck stattfinden musste. Nach Abschluss der Abdichtungsarbeiten erfolgte das betonieren der lastverteilenden Spezialbetontragschicht. Der verwendete Beton wurde bewehrt, mit entsprechenden Betonzusatzmitteln vergütet und in einer Schichtdicke von i. M. 16 cm eingebaut.

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Dem Konzept :envihab liegt die komplexe Fragestellung nach einem Lebenserhaltungssystems und der Wechselwirkung von Mensch und Umwelt aus medizinischer, biologischer und psychologischer Sicht zu Grunde. Envihab soll die Voraussetzungen für Forschung auf international höchstem Niveau schaffen. Acht Module sind auf der Hauptnutzungsebene angeordnet: Hörsaal, Service, Untersuchungsräume, Psychologie, Funktionsräume/MRT, Schlaflabor, Unterdruckraum sowie die Zentrifuge. Bis zu zwölf Probanden können ab Frühsommer 2013 den gleichen kontrollierten Umweltbedingungen ausgesetzt werden.

Bild 1. Im :envihab (enviromental habitat) des Deutschen Zentrums für Luft- und Raumfahrt (DLR) in Köln-Wahn soll ab 2013 die bemannte Raumfahrt zum Mars vorbereitet und die Forschung für die Öffentlichkeit erlebbar gemacht werden.

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Abdichtungstechnik

Bild 2. Das gesamte Gebäude wurde mit einer durchlaufenden, 0,60 m starken Betonplatte in WU-Bauweise als „weiße Wanne“ gegründet.

Bild 3. Detailansicht der Haus-in-Haus-Konstruktion

Sichtbeton bis SB 4 ausgeschrieben Für die Außenwände des optisch markanten Hauses wurde Sichtbeton bis SB 4 ausgeschrieben. Nach dem Schalungskonzept der Firma Lupp kam Betoplan Top-Schalhaut des Herstellers Westag & Getalit AG zum Einsatz. Das Konzept berücksichtigte Einflüsse wie Schalungs- und Schalhautauswahl, Betonzusammensetzung, Schalungsmusterplan, Abstandhalter, Schalungsfugenausbildung, Ankerkronen, Trennmittel.

Große Druckunterschiede, Spannweiten und Auskragungen Die Räume im begehbaren Souterraingeschoss werden aus einzelnen variabel anzuordnenden Zellen gebildet, zwischen denen der Öffentlichkeit zugängliche Wege angeordnet sind. In Stahlbetonbauweise wird die untere Nutzebene hergestellt, begrenzt von erdberührten Außenwänden, die von schmalen Zugängen in der Souterrainebene durchbrochen werden. Erhöhte Nutzlasten im Unterdruckraum (Druckunterschied von mehr als 700 hPa) sowie große zu überbrückende Spannweiten (bis zu 20,00 m) und Auskragungen waren die besonderen, tragwerksbezogenen Herausforderungen. Dipl.-Ing. Norbert Schmitz, Prokurist bei IDK Kleinjohann: „Für das Dachtragwerk entwickelten unsere Fachleute eine spezielle Verbundkonstruktion, bei der die geschosshohen, stählernen Fachwerkträger mit der Stahlbetondeckenplatte der Dachkonstruktion zusammenwirken und auf allen Gebäudeseiten bis zu ca. 4,70 m auskragen. Am Kopf der Außenwände unterhalb der Verbunddecke schließt sich zurückgesetzt ein seitlich umlaufendes Glasband an. Man gewinnt den Eindruck, das Dach würde schweben“. Als Stahlrahmenkonstruktionen werden die einzelnen Forschungszellen (Module) hergestellt. Flexible Tubes stellen innerhalb der Räume die Verbindung zu der erforderlichen Technik her. In der darüber liegenden Dachebene ist die gesamte technische Ausrüstung platziert. Zugänge auf das Dach, Lichtkuppeln und Rauchabzugsöffnungen durchstoßen den Dachbereich.

Gebäude als „weiße Wanne“ gegründet Das gesamte Gebäude wurde mit einer durchlaufenden, 0,60 m starken Betonplatte in WU-Bauweise als „weiße Wanne“ gegründet. Um eine Übertragung der Schwingungen durch die Horizontalkräfte im Zentrifugenraum zu vermeiden, ist die Bodenplatte unterhalb des Verankerungspunktes des Zentrifugenarms, in dem die Kräfte eingeleitet werden, von der Gesamtbodenplatte durch eine Fuge entkoppelt. Die Stahlbetonwände des Raumes stehen dabei noch auf dem durchlaufenden Bereich der Bodenplatte. Das Nutzgeschoss wird aus einer freien Stahlbetonwannenkonstruktion gebildet. D. h. die an das Erdreich grenzenden, et-

Bild 4. Nordwestansicht: Die Stahlfachwerkträger sind montiert und Rot lackiert. Das umgebende Gelände wird bis in Höhe des Glasbandes angeschüttet. (Fotos: 1,3 und 4 IDK Kleinjohann; 2 DLR)

wa 4,00 m hohen Außenwände erfahren keine weitere Auflast und nehmen als Kragwände den Erddruck auf. Innerhalb dieser Wanne stehen in den Tragachsen die je vier ca. 5,50 m hohe Stahlinnenstützten, die den Oberbau tragen. Die Nutzebene liegt abgesenkt im umgebenden Gelände eingebettet. Zwischen Geländeoberkante und Dachkörper verläuft das rd. 1,20 m hohe verglaste Lichtband.

Erfahrung aus fast 50 Jahren Außerhalb des Hauptgebäudes gibt es einen weiteren, weitgehend unterirdischen Nebenbereich für Technik in Stahlbetonbauweise. Unterhalb der Bodenplatte wird dieser Techniknebenbereich durch einen Versorgungstunnel an die vorhandenen Technikschächte angebunden. Zur Anbindung des Neubaus an das bestehende Gebäude 24 wurde unter der Straße ein Tunnel konzipiert. Dipl.-Ing. Norbert Schmitz: „Mit der Erfahrung aus fast 50 Jahren und über 2.500 erfolgreich realisierten Projekten gibt IDK Kleinjohann fundierte Antworten auf komplexe technische Fragestellungen. Als beratende Ingenieure für das Bauwesen konzentrieren wir uns auf den Kunden und dessen spezielle Aufgabenstellung. Für ihn entwickeln wir Konzepte auf höchstem technischen Niveau unter Berücksichtigung von Nachhaltigkeit, Ökologie und Wirtschaftlichkeit“. Weitere Informationen: IDK Kleinjohann GmbH & Co. KG KÖLN, Clemensstraße 10, 50676 Köln, Tel. (02 21) 92 16 37-0, Fax (02 21) 92 16 37-59, info@idk-koeln.de, www.idk-koeln.de

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen

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Vom Draht zum Seil zur Leichtbauarchitektur Bei der Carl Stahl GmbH im baden-württembergischen Süssen steht neben dem traditionellen Kerngeschäft in der Seil- und Hebetechnik der Produktbereich Architektur-Seile und –Seilnetze im Fokus der täglichen Arbeit. Entwicklungen immer neuer Anwendungsmöglichkeiten mit Edelstahlseilen und Edelstahlseilnetzen gehören zu den innovativsten Bereichen des Unternehmens. Bauaufsichtliche Zulassungen des DIBT Berlin liegen sowohl für das Edelstahlseilnetz X-TEND für die Anwendungen als vertikale und horizontale Absturzsicherung (Nr. Z-14.7-506), als auch für I-SYS Seilzugglieder und Seilkonfektionen vor - für letztere gilt seit 2010 auch die europäische Zulassung (ETA10/0358). Die bauaufsichtlichen Zulassungen erleichtern die unabhängige Planung und bieten Sicherheit bei der Anwendung.

Statische Vorteile des Seils in räumliche Dimension erweitert Das Edelstahlseilnetz X-TEND erweitert die statischen Vorteile des Seils in die räumliche Dimension, und bietet Langlebigkeit und Transparenz. Es besteht aus Edelstahlseilen unterschiedli-

Bild 3. Sidney Airport Recitifications (Fotos: Carl Stahl)

cher Durchmesser sowie aus kraftschlüssig verpressten Klemmen aus Kupfer verzinnt oder aus Edelstahl, und hält bei geringem Eigengewicht hohen Lasten und starken Spannungen stand. Dies ist vor allem im Außenbereich, und bei Auftreten von Wind-, Schnee- und Eislasten von Bedeutung. So entstehen weltweit Geländerfüllungen, Absturzsicherungen, Abtrennungen, Rankhilfen und Fassadengestaltungen, Netze für Hubschrauberlandeplätze, bis hin zu Zoogehegen und begehbaren Großvolieren. Das Edelstahlseilnetz überzeugt bei Fassaden als vollflächige bzw. raumhohe Absturzsicherung, ohne zusätzliche Geländerstruktur oder Handläufe, bei gleichzeitiger Funktion als wenig sichtbare Tragstruktur für eine Fassadenbegrünung. Die Transparenz entspricht dem oft geäußerten Wunsch nach einer ästhetischen und doch fast unsichtbaren Absturzsicherungslösung.

Transparente Netzfassade als Absturzsicherung

Bild 1. Parkhaus Schiffbauergasse, Potsdam

So kommt X-TEND regelmäßig an Parkhaus-Fassaden im Inund Ausland zum Einsatz. Die hohe Durchlässigkeit des Produktes und der ungehinderte Durchgang von Luft und gegebenenfalls auch Wasser kommt der nach Bau- und Feuerschutzvorschriften gewünschten Klassifizierung als „offenes Parkdeck“ entgegen, was wiederum bauliche Erfordernisse an Ventilationsund Sprinkler-Systeme reduzieren hilft und zu einer Senkung der Baukosten führt. Im Falle einer begrünten Fassade und entsprechend der Wahl der Bepflanzung verändert sich die Optik und Funktion je nach Saison: im Sommer dient die grüne Hülle als natürlicher Schattenspender, im Winter lässt sie durch gefallene Blätter viel Licht ins Innere der Gebäudes.

Parkhäuser am Flughafen BBI Berlin-Brandenburg Aktuell arbeitet Carl Stahl am Bau von 5 Parkhäusern am neu entstehenden Flughafen „BBI“ Berlin-Brandenburg mit. Auf vertikalen Flächen von mehr als 25.000 m² wird X-TEND Netz als raumhohe Absturzsicherung der Parkdecks, sowie als Schutz der bauseitigen Textilfassade vor Vandalismus eingebaut. Zudem dient das Edelstahlseilnetz speziell auf dem Flughafengelände als Reflektionsmaßnahme für Radarstrahlung, sowie zur Einhaltung der sogenannten Sicherheitslinie, d. h. der auf Flughäfen geforderten Trennung von Luft- und Landseite.

Kreativität in 2D und 3D Bild 2. Bad Brückenau, Parkgarage Staatsbad

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Das Edelstahlseilnetz weckt Aufmerksamkeit und Kreativität für zwei- und drei-dimensionale Anwendungen. Keine Idee ist

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außergewöhnlich genug, um nicht von den X-TEND Spezialisten bei Carl Stahl auf Machbarkeit geprüft und einer möglichst wirtschaftlichen Lösung zugeführt zu werden. Exakte Berechnungen und geleitete Kräfteverläufe sind die Voraussetzungen für langfristig funktionierende Netz- und Seiltragwerke. Neben Herstellung, Lieferung und Montage bietet Carl Stahl auch Entwurf, Statik und Planung an. Weitere Informationen: Carl Stahl GmbH, Sparte ARC, Tobelstraße 2, 73079 Süssen, Tel. (0 71 62) 40 07-30 00, Fax (0 71 62) 40 07-88 10, carlstahl@carlstahl.com, www.carlstahl-architektur.de

Parkhaus mit vorgespannten Elementdecken 274000 m3 umbauter Raum, 73000 m2 Gesamtfläche, 4577 Stellplätze auf fünf Parkdecks: Das neue Parkhaus im Werk Neckarsulm der Audi AG bietet nicht nur einen imposanten Anblick, sondern spielt auch eine wichtige Rolle im Konzept für die Verkehrsführung rund um das Werk. Die mit der schlüsselfertigen Realisierung beauftragte Klebl-Unternehmensgruppe setzte bei diesem Projekt auf eine bewährte Eigenentwicklung – die S-dec®-Elementdecke mit Vorspannung. Das im September 2010 fertiggestellte Parkhaus hilft nachhaltig, die Verkehrsflüsse auf der am Audi-Werk vorbeiführenden Kreisstraße K 2000 zu entzerren. Am Ostrand des Werksgeländes gelegen, ersetzt es den alten Hauptparkplatz im Süden und

Bild 1. Das Parkhaus im Werk Neckarsulm der Audi AG von Süden

sorgt für eine Trennung der Personal- und Materialflüsse: Sämtliche Mitarbeiter kommen nun aus dem Osten ins Werk, während angeliefertes Material und produzierte Fahrzeuge von und nach Norden und Süden an- und abtransportiert werden (Bild 1). Das aufwendige Gesamtkonzept erforderte eine Reihe besonderer Maßnahmen. So ermöglichen zwei neue Rampen sowie ein Kreisel nun eine kreuzungsfreie Zufahrt von der Kreisstraße zum Parkhaus. Besonderes Augenmerk lag außerdem auf dem Schallschutz zur Entlastung der Anwohner. Insgesamt dämpfen ca. 6500 m2 Schallschutzfassade und 74000 m2 Schallschutzdecken das Klappern der Autotüren und Roll- und Motorengeräusche beim Schichtwechsel.

Die Vorteile ➡ Kein Glätten der Betonoberfläche erforderlich

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen

Bild 2. Rampenauffahrten als Betonfertigteilen

Bild 4. Die Besonderheit der Elemente ist die definierte Oberflächenrauigkeit der Verbundfuge (Fotos: Klebl)

8,5 m unterstützungsfrei

Bild 3. Vorgespannte Elementdecke

Für das Projekt mit einem Auftragsvolumen von ca. 23,5 Millionen € produzierte Klebl neben den 16,3 m langen Stahlbetonaußenstützen auch die jeweils 44 t schweren Brückenträger der Rampenauffahrten als Sonderbauteile (Bild 2). Die verkehrstechnischen Gegebenheiten am Standort des neuen Parkhauses wurden zur größten Herausforderung beim Bau: „Das Parkhaus steht vor dem Tor 6 des Werks, ca. 335,00 m lang, und die Zufahrten liegen seitlich der Kreisstraße K 2000“, erläutert Projektleiter Albert Schuster die Situation. „Der Verkehr auf der K 2000 und ins Werk musste während der Bauzeit weiterlaufen. Außerdem mussten wir die Baustelle besonders absichern, damit auf keinen Fall ein Bauteil auf die Straße fallen konnte.“ Der Aufwand hat sich gelohnt: Mittlerweile ermöglichen die Rampen und ein Kreisel direkt über der Kreisstraße einen reibungslosen Verkehrsfluss mit kreuzungsfreiem Anschluss in beide Fahrtrichtungen an die K 2000. Neben der Zufahrt zum Tor 6 des Werks wurde auch der gefasste Durchlass der Sulm an dieser Stelle überbrückt.

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Für die Parkdecks fertigte das Unternehmen mehr als 4600 S-dec®-Platten. Durch ihre hohe Tragfähigkeit bei großer Spannweite waren sie ideal geeignet für das Parkhaus in Neckarsulm (Bild 3). Mit dieser vorgespannten Elementdecke lassen sich bis zu 8,5 m unterstützungsfrei überbrücken, mit einer Mittelunterstützung sind problemlos 12 m möglich. Dies beschleunigt die Bauausführung erheblich, da der Zeit- und Montageaufwand für die ansonsten notwendige Unterjochung entfällt. Auch indirekt tragen sie zu einer kürzeren Bauzeit bei: Durch den Verzicht auf eine Unterjochung kann sofort darunter weitergearbeitet werden, sobald die Deckenelemente verlegt sind. So lassen sich weitere Gewerke zeitnah ausführen. Außerdem erreichen die Halbfertigteilplatten ihre Entspannfestigkeit 16 Stunden nach ihrer Produktion und können einwirkende Lasten auch im Bauzustand aufnehmen. Stabilität und Festigkeit nach der Montage sind durch die geradlinige Spannbett-Vorspannung im sofortigen Verbund sicher gestellt. Die Platten enthalten eine konstruktive Querbewehrung, durchgehende Gitterträger sind nicht nötig. Die S-dec®-Elemente sind dadurch besonders geeignet für Industriebauten, wo die Unterjochung durch die großen Raumhöhen aufwendig ist. Daneben lassen sie sich bei Sanierungsmaßnahmen einsetzen, wo eine Unterstützung nicht möglich ist. Im Werk Penning nahe Passau produziert die Klebl GmbH auf drei Spannbahnen mit jeweils 100 m Länge pro Tag S-dec®Elemente mit einer Gesamtfläche von bis zu 700 m2. Für die optimale Fertigung ist das CAD-Planungssystem mit der Produktionsstraße verbunden.

Weitere Informationen: Klebl GmbH, Gößweinstraße 2, 92318 Neumarkt, Tel. (0 91 81) 9 00-0, Fax (0 91 81) 9 00-2 05, klebl@klebl.de, www.klebl.biz

Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen

Totalsanierung unter Zugzwang

Selbst wo die nötigen finanziellen Mittel für Instandhaltungsund Modernisierungsmaßnahmen vorhanden sind, wird oft nur halbherzig agiert, weil man dem Irrglauben aufsitzt, Betonbauteile seien für die Ewigkeit gemacht. Hier geht es aber nicht allein um Substanz- und Werterhalt, sondern ebenso um die Unversehrtheit der Parkgäste sowie um den Schutz eingestellter Fahrzeuge vor Beschädigung durch Beton-Abplatzungen.

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Parkhausexperten weisen immer wieder, aber oft vergeblich, auf den bedenklichen Zustand ungeschützter und unzureichend gewarteter Betonbauteile hin. Im bayerischen Günzburg haben nun die Stadtwerke als Betreiber einer stark frequentierten Tiefgarage in der City auf den fachmännischen Rat erfahrener Bautenschützer aufgeschlossen reagiert und erforderliche Instandsetzungsmaßnahmen in Auftrag gegeben.

Bild 1. Unterlassungssünden der Vergangenheit: Weder bei der Errichtung der Tiefgarage noch zu einem späteren Zeitpunkt waren die Betonflächen beschichtet worden. Das machte nach 25 Jahren eine Totalsanierung des Gebäudes unausweichlich.

Modernisierungsstau mit Folgen Gefährlich für die Statik der Betonbauteile in Parkhäusern sind vor allem Tausalze, die durch feinste Risse in der Oberfläche eindringen und zersetzend wirken. Das führt zur Korrosion des Armierungsstahls, mit der Folge von Lochfraß an der Bewehrung und irgendwann des Versagens der Stahlarmierung. Besonders tückisch daran ist, dass das Schadensausmaß oft erst bemerkt wird, wenn es schon fast zu spät für Instandsetzung ist. In der Günzburger Tiefgarage war seit der Errichtung des Gebäudes 1986/87 kaum etwas für den Erhalt der Bausubstanz getan worden. Weitgehend noch im Urzustand präsentierten sich etwa die vor Nässe und Verschleiß bis dato nie geschützten Fahrspuren. Auch die Decken und Wände waren betongrau, von

Rostfahnen überzogen, unwirtlich. Wäre die Tiefgarage nicht so zentral gelegen, hätte mancher sein Fahrzeug wohl eher anderswo abgestellt.

Komplexe Sanierungsplanung Keineswegs harmlos war denn auch das Schadensbild: Weit fortgeschrittene Chloridkorrosion durch fehlende Beschichtung und undichte Fugenprofile hatte mehrere Bereiche der Tiefgarage erheblich in Mitleidenschaft gezogen. Etliche Betonbauteile wiesen Abplatzungen und fortgeschrittene Schädigungen auf. Besonders im Fugenbereich der Decken kam es zur Gefährdung von Passanten und Fahrzeugen durch herabfallende Betonteile

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ParkhĂ¤user, Parkdecks und Tiefgaragen

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rol Industrial Solutions aus Ober-Ramstadt, im werkseigenen FarbDesignStudio einen sehenswerten Gestaltungsentwurf ausarbeiten lassen. In ihm orientiert sich die Farbgebung der Decken und WĂ¤nde einschlieĂ&#x;lich der Bereichsmarkierungen am Boden an GĂźnzburgs Stadtfarben Rot und WeiĂ&#x;, wĂ¤hrend sich die Parktaschen und Fahrspuren in abgestuften GrautĂśnen prĂ¤sentieren. â&#x20AC;&#x17E;Die Verarbeitungseigenschaften der gewĂ¤hlten Bautenschutzprodukte wurden den Anforderungen vor Ort voll und ganz gerecht. Auch der begleitende Service von DISBON vor, wĂ¤hrend und nach der Applikation war wie immer wieder beispielhaft zuvorkommendâ&#x20AC;&#x153;, betont Bauleiter Dieter Offner.

OS 8 auch auf den Zwischendecken RissĂźberbrĂźckende Systeme sind wesentlich kostenintensiver als starre Beschichtungen. Daher liegt es nahe, starre Systeme auch auf zur Rissbildung neigenden UntergrĂźnden einzusetzen. Obgleich Risse in der Beschichtung dabei nicht zu vermeiden sind, kann die Dichtigkeit der FlĂ¤che durch entsprechend hĂ¤ufige Begehungen und Ausbesserungsarbeiten aufrechterhalten werden. Trotz hĂśherer Kosten ergeben sich bei der Erstbeschichtung nicht unerhebliche Einsparungen. Ein weiterer Vorteil der OS 8Beschichtungsvariante: starre Systeme, speziell in Verbindung mit einer ErhĂśhung der VerschleiĂ&#x;schichtdicke, sind wesentlich dauerhafter und robuster als elastische Systeme, was ein nennenswertes Einsparpotenzial erschlieĂ&#x;t. Dabei gilt es, die Kosten fĂźr die Erstbeschichtung, fĂźr Neubeschichtungen durch nutzungsbedingten VerschleiĂ&#x; sowie fĂźr Wartungs- und ReparaturmaĂ&#x;nahmen auf eine vordefinierte Nutzungsdauer hin zu betrachten. In GĂźnzburg fiel diese Betrachtung eindeutig positiv zugunsten einer OS 8-Beschichtung der Zwischendecken aus.

VerschleiĂ&#x;schichtdicke erhĂśht

und Wasserdurchtritt. Ursache hierfĂźr war die Undichtigkeit der Bauwerksfugen und Risse im Boden- und Deckenbereich. Der Betonboden im Untergeschoss und die Zwischendecke waren so stark angegriffen, dass die Stahlarmierung freigelegt, entrostet, gegen Durchrosten geschĂźtzt und die BetonflĂ¤chen Schicht fĂźr Schicht wieder aufgebaut werden mussten. Das von der IPG Instandsetzungsplanungs GmbH ausgearbeitete Konzept sah vor, die vielgenutzte Tiefgarage bei laufendem Parkbetrieb in Teilabschnitten zu sanieren und dabei zugleich lichttechnisch und energetisch umfassend auf neusten Stand zu bringen.

Bereits bei der Erstbeschichtung einer FlĂ¤che mit einem starren Beschichtungssystem kann dessen NutzbarZeit â&#x20AC;&#x201C; die Zeitspanne von der Applikation bis zur Erneuerung â&#x20AC;&#x201C; deutlich verlĂ¤ngert werden, wozu die Schichtdicke der VerschleiĂ&#x;schicht zu erhĂśhen ist. Damit geht allerdings ein erhĂśhter Materialverbrauch einher, der sich finanziell scheinbar negativ auswirkt. Bei Erstellung eines umfassenden Wirtschaftsplans erweist sich die ErhĂśhung der Schichtdicke aber als zweckdienlich, da sie die NutzbarZeit verlĂ¤ngert und den Kostenaufwand senkt. Dieser ganzheitliche Ansatz kam fĂźr die Altstadt-Tiefgarage in der

Beschichtungen mit Sachverstand gewĂ¤hlt Um eine zeitgemĂ¤Ă&#x;e optische Wirkung zu erzielen, hatte der Hersteller hochwertiger DISBON-Bautenschutzprodukte, Capa-

Bild 2. Aufbruch der Betondecke: Chloridkorrosion und Carbonatisierung machten es erforderlich, den Boden bis zur Bewehrung freizulegen und Schicht fĂźr Schicht wieder neu aufzubauen.

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Bild 3. Rutschgefahr gebannt: Damit kein Parkgast ausrutscht, wurde die Bodenbeschichtung aus Epoxidharz vollflĂ¤chig mit Splitt bestreut.

Es ermöglicht außerdem aufgrund des hohen Lichtindex den Strombedarf für Leuchtmittel merklich zu reduzieren. Bei gleichbleibender Beleuchtung ergeben sich zwischen einer Standard-Objektfarbe und dem hochgradig reflektierenden DisbonProdukt Unterschiede von gut und gerne 10 Lux = 30 % mehr Helligkeit gegenüber herkömmlichen Anstrichmitteln. Auf die gesamte NutzbarZeit jedes einzelnen Parkhauses betrachtet, können längere Wartungsintervalle und die optimierte Lichtsituation auf den Parkdecks insgesamt etwa ein Drittel der ansonsten anfallenden Betriebskosten einsparen. Achim Zielke M. A.

Bild 4. Hell, freundlich, attraktiv: Nach erfolgreichem Abschluss der Totalsanierung stehen Parkgästen in der Günzburger Altstadt-Tiefgarage 220 Kurzzeit- und 130 Dauerstellplätze auf zwei Parkebenen zur Verfügung. (Fotos: Harald Reusmann für DISBON, Ober-Ramstadt)

Günzburger City in Betracht und wurde mit hochwertigen Disbon-Bautenschutzprodukten umgesetzt. Besonders auch bei der Anwendung für Fugen ist eine genaue Betrachtung der Materialeignung notwendig. Alternativ zu konventionellen Fugenprofilen werden heute elastische und hochbelastbare Spritzfolien eingebaut, die in Verbindung mit einer Vlieseinlage zum Einsatz kommen, wie etwa das DisbonFugenabdichtungssystem. Es basiert auf Polyurethan, wurde vielfach auf seine Eignung geprüft und verfügt über alle erforderlichen Zulassungen. In der Günzburger Tiefgarage erhielt es aufgrund seiner hohen NutzbarZeit und Wirtschaftlichkeit ebenso den Vorzug wie bei unzähligen weiteren Instandsetzungen als feuchteresistente Abdichtung großer Flächen. „Was selbst der aggressiven Umgebung in Faultürmen von Biogasanlagen widersteht, kann für den Einsatz im Bereich stark beanspruchter Bodenfugen nur von Vorteil sein“, betont Christoph Dorscheid, techn. Manager bei DISBON.

Lichtausbeute optimiert Bei Decken- und Wandanstrichen kommt es auch auf geringe Verschmutzungsneigung sowie hohe, das Licht bestmöglich reflektierende, Helligkeit der Farbe an. Dem Anspruch wird in Günzburg Disbon OS 6331 Reflect gerecht: Diese neuartige, speziell auf Betonoberflächen abgestimmte, Wand- und Deckenfarbe verfügt über die Zulassung als OS 4 Beschichtungssystem. Sie optimiert durch ihr hohes Reflexionsvermögen die Lichtausbeute und senkt – bei besonders geringer Verschmutzungsneigung – die Energiekosten nachhaltig. Laut Hersteller ist mit dem DisbonProdukt eine etwa 50 % längere NutzbarZeit zu erreichen.

Weitere Informationen: Caparol Industrial Solutions GmbH, Roßdörfer Straße 50, 64372 Ober-Ramstadt, Tel. (0 61 54) 71-6 82, Fax (0 61 54) 7 14 08, info@disbon.de, www.disbon.de

Bodenbeschichtungssystem für Parkhäuser und Tiefgaragen Bodenflächen in Parkhäusern und Tiefgaragen sind in extrem hohem Maße mechanischen und chemischen Belastungen ausgesetzt. Um unter diesen Bedingungen ihre Lebensdauer zu verlängern und Ausfallzeiten zu vermeiden, ist ein guter Oberflächenschutz unabdingbar. Mit Silikal EP OS-8 bietet sich hier ein hochbelastbares 2-Komponenten-Boden-beschichtungssystem auf Epoxidharzbasis an, das laut Hersteller auch unter härtesten Bedingungen optimale Leistung garantiert. Am stärksten belastet ist bei den Parkflächen in Parkhäuser die oberste Ebene, da sie neben der permanenten mechanischen Beanspruchung durch die schleifenden Bewegungen, etwa durch Abrollen von Autoreifen aller Breiten und Profile, sowie dem Angriff von Ölen, Säuren und Salzen auch freier Bewitterung und UV-Strahlen ausgesetzt ist. Um in diesem aggressiven Umfeld auf Dauer bestehen zu können, müssen die Bodenflächen mit einem hoch belastbaren, UV-stabilen Beschichtungs-system geschützt werden. Parkflächen in geschlossenen Räumen, also auf Zwischenebenen und in Parkbuchten, sind vor Witterungseinflüssen weitgehend geschützt und daher weniger stark belastet als die frei bewitterten Parkebenen, obgleich sie dem Angriff von Tausalzen ausgesetzt werden. Auch Kurven, Wendeplätze und Rampen erfahren größte mechanische Belastungen, müssen sicher und stabil sein. Auf Dauer kommt in einem Parkhaus daher kein Rohboden – sei er aus Estrich oder Beton – ohne angemessenen Schutz aus.

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Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen

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Parkhäuser, Parkdecks und Tiefgaragen

Bild 1. Mit der Bodenbeschichtung „Silikal OS 8“ sind Parkhäuser und Tiefgaragen grundlegend gegen die enormen Strapazen des Alltags gewappnet.

Bild 1. Systemaufbau StoCretec OS 8.5 – das laut Hersteller erste diffusionsoffene Bodensystem für Parkhäuser mit Zulassung nach OS 8 gemäß DIN V 18 0 26.

Bild 2. Bodenbeschichtung in einem Parkhaus mit „Silikal EP OS 8“ System. (Fotos: Silikal)

Bild 2. Beschichtete Parkhausfläche. (Fotos: StoCretec)

„Silikal EP OS-8 “, das eigens für Parkhäuser zugelassenes Bodenbeschichtungssystem, leistet einen entscheidenden Beitrag, dass sämtliche Parkflächen – innen wie außen, Zu- und Ausfahrten – „für eine kleine Ewigkeit abgehärtet sind“. Der porendichte Belag widersteht extremen mechanischen Belastungen ebenso wie vielen Säuren, Laugen, Salzen und Fetten. Von elementarer Bedeutung ist dabei die RohbodenGrundversiegelung mit SILIKAL OS-8 Spezialgrundierung, ein farbloses, niedrigviskoses 2-Komponenten-System auf Epoxidharzbasis mit hoher Verträglichkeit gegenüber Feuchtigkeit. Weitere Informationen: Silikal GmbH, Ostring 23, 63533 Mainhausen, Tel. (0 61 82) 92 35-0, Fax (0 61 82) 92 35-40, mail@silikal.de, www.silikal.com

Erste diffusionsoffene ParkhausBeschichtung gemäß OS 8 Das Parkhaus-System OS 8.5 von StoCretec hat jetzt laut Hersteller als erstes und bislang einziges diffusionsoffenes Bodensystem die Zulassung gemäß OS 8 nach DIN V 18026 erhalten. Es schützt den Beton der Bodenplatte vor Eindringen von Schadstoffen auch bei aufsteigender Feuchtigkeit. Grundsätzlich muss eine Bodenbeschichtung im Parkhaus das Eindringen von Wasser und den eventuell darin gelösten Tausalzen in die Böden aus Stahlbeton zuverlässig und dauerhaft verhindern. Genauso wichtig ist eine zuverlässige Lösung des Problems aufsteigender Feuchtigkeit, beispielsweise aufgrund fehlender oder mangelhafter Abdichtung zum Untergrund. Hier besteht u.a. die Gefahr einer Ablösung der Beschichtung.

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Für diese Fälle sind Schutzsysteme mit leistungsfähigen Produkten gefordert. StoCretec bietet nun eine bisher einzigartige Lösung: Ein wasserdampfdurchlässiges Beschichtungssystem gemäß OS 8 nach DIN V 18026. Das geprüfte Parkhaus-System bietet zuverlässigen Schutz mit folgenden Eigenschaften: – diffusionsoffen – mechanisch belastbar – Deckversiegelung in verschiedenen Farbtönen – lösemittelfrei und umweltfreundlich – mit Wasser verdünnbar – Übereinstimmungszertifikat nach DIN V 18026, Oberflächenschutzsystem OS 8

System-Aufbau StoCretec OS 8.5 – – – –

Grundierung: StoPox WG 100 Verlaufspachtel: StoPox WG 100 mit StoQuarz 0,1–0,5 mm Absanden mit StoQuarz 0,3–0,8 mm Deckversiegelung: StoPox WL 100 (zweimal) 30 Zeilen/ca. 1.500 Zeichen Bodenplatten sind insbesondere durch aufsteigende Feuchtigkeit Belastungen ausgesetzt. Hier spielen die last- und temperaturbedingten Rissbewegungen eine geringere Rolle, die sonst bei Fahr- und Stellflächen in Parkhäusern und Tiefgaragen auftreten. Daher müssen die Oberflächen der Bodenplatte anders geschützt werden, als die Böden der weiteren Parkdecks.

Weitere Informationen: StoCretec GmbH, Gutenbergstraße 6, 65 830 Kriftel, Tel. (0 61 92) 4 01-1 04, Fax (0 61 92) 4 01-1 05, info.stocretec.de@stoeu.com, www.stocretec.de

Behälterbau u. Bauten für Umweltschutz und Landwirtschaft

Die Instandsetzung von Industriebodenflächen, insbesondere während des laufenden Betriebs, stellt den planenden Ingenieur und die ausführende Bauunternehmung vor verschiedene Probleme, die oft eine kurzfristige Ausführung scheitern lassen. – Betriebsstillstandzeiten für die Dauer der baulichen Maßnahme sind kaum möglich bzw. verursachen enorme Kosten. – Vorhandene Einbauten sind zu berücksichtigen und müssen in den neuen Bodenaufbau einbezogen werden. – Dickwandige Aufbaukonstruktionen erfordern erhebliche Veränderungen im Bereich vorhandener Anschlusshöhen. – Risse und Fugen in der Altbodenfläche müssen geschlossen bzw. sicher überbrückt werden. – Da eine Vielzahl von Industriebodenflächen auch Anforderungen des Wasserhaushaltsgesetzes in punkto Dichtheit genügen müssen, sind neben den mechanischen Belastungen auch Dichtheitsanforderungen zu beachten.

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Hochleistungsfaserbeton (SIFCON) zur Ertüchtigung von Industriebodenflächen

Bild 1. Schnittbild einer SIFCON-Probe

WIR HABEN UNS DARAUF SPEZIALISIERT IHREN BETONBODEN ZU SANIEREN

In den 90er Jahren wurden auf Anregung der chemischen Industrie an verschiedenen deutschen Universitäten umfangreiche Forschungen zu dem Thema Betonbau beim Umgang mit wassergefährdenden Stoffen betrieben [1]. In diesem Zusammenhang wurden auch Möglichkeiten der Instandsetzung und Ertüchtigung von bestehenden Betonflächen untersucht, die den Anforderungen aus dem Wasserhaushaltsgesetz nicht mehr genügten. Hierfür hat sich SIFCON, ein zementgebundener Hochleistungsmörtel mit extrem hohem Stahlfaseranteil, als besonders geeignet erwiesen, insbesondere wenn neben der erforderlichen Dichtheit betriebsbedingt hohe Anforderungen an die mechanische Widerstandsfähigkeit der Oberfläche gestellt werden müssen [2 + 3]. Aufgrund der Erkenntnisse aus den zugehörigen Forschungsvorhaben wurden in der Richtlinie Betonbau beim Umgang mit wassergefährdenden Stoffen des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton (DAfStb-Rili BUwS) [4] „Flüssigkeitsdichte nichttragende Dichtschichten nach Eindringprüfung“ aufgenommen. Der Einsatz solcher Dichtschichten ist generell an eine Zulassung geknüpft. Um nicht

Vom Stahlfaserdichtschichtbeton zur Ertüchtigung von Konstruktionen, die den Anforderungen des WHG genügen müssen. Bis zum Fließestrich für die planebene und abriebfeste Oberfläche in Tiefgaragen. Von abriebfest bis undurchlässig gegen Grund- und Oberflächenwasser bzw. dicht gegenüber wassergefährdenden Stoffen.

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Behälterbau u. Bauten für Umweltschutz und Landwirtschaft

Bild 3. Edelstahlaufkantung Bild 2. Konsistenzbestimmung der Slurry mit der Fließrinne

für jedes Objekt eine Zulassung für den Einzelfall erwirken zu müssen, konnte durch eine allgemeine bauaufsichtliche Zulassung des DIBT ein breites Anwendungsgebiet abgedeckt werden.

Der Baustoff: SIFCON (slurry infiltrated fiber concrete) Die Schicht aus Hochleistungsfaserbeton besteht aus einer Stahlfaserstreuung, die mit einem Hochleistungsfließmörtel gefüllt wird. Die zum Einsatz gelangenden Fasern sind gekröpfte Stahldrahtfasern mit bauaufsichtlicher Zulassung. Die nachträglich aufgebrachte 5 mm faserfreie Verschleißschicht bildet den Abschluss (Bild 1). Auf Grund des hohen Faseranteils von ca. 10 Vol.-% (entspricht rd. 800 kg/m³) können die Stahlfasern nicht mehr mit konventionellen Methoden einem Bindemittel beigemischt, sondern müssen auf den vorhandenen Untergrund zu einem Teppich ausgestreut werden, der anschließend mit dem Fließmörtel (Slurry) gefüllt wird. Auf Grund der Beanspruchung des Baustoffs werden an die Slurry nachfolgende Anforderungen gestellt: – Enorm fließfähig, um einen hohlraum freien Baustoff zu gewährleisten – w/z-Wert < 0,45 – Kein Entmischen/Bluten – 28 Tage Biegezugfestigkeit von 25 N/mm² – Keine zusätzliche Verdichtung nach Einbau

Nach umfangreichen Untersuchungen und dem Einsatz eines PCE-Fließmittels konnten diese Eigenschaften erreicht werden. Zum baupraktischen Nachweis der Fließfähigkeit der Slurry wird vor und auch während des Einbaus eine Konsistenzbestimmung mit Hilfe einer Fließrinne vorgenommen (Bild 2). Die Fließeigenschaft gilt als ausreichend, wenn ein Fließmaß von 84 cm pro 60 Sekunden nicht unterschritten wird. Für die Verwendung als Dichtschicht im Bereich von LAU-Anlagen ist in der bauaufsichtlichen Zulassung eine Schichtstärke von mind. 50 mm (45 mm + 5 mm) vorgeschrieben. Als reine Verschleißschicht, an die keine Dichtheitsanforderungen gestellt werden, kann diese Schicht auch dünner ausgeführt werden. Als zweckmäßig hat sich hier eine mind. Schichtdicke von 25 mm (20 mm + 5 mm) erwiesen.

Randanschlüsse, Rohrdurchführungen, Pumpensümpfe, Fugen Zur Ertüchtigung vorhandener Anlagen genügt es oft nicht, nur die vorhandene Bodenfläche zu sanieren. Zur Sicherstellung eines erforderlichen Auffangvolumens sind Durchdringungen der Dichtkonstruktion, Pumpensümpfe sowie Anschlüsse zu aufgehenden Bauteilen sicher und dicht auszuführen. Als geprüfte Lösungen stehen verschiedene Ausführungen zur Verfügung: Verkleidungen aus Edelstahl bzw. Fugenanschlüsse mit zugelassenen Fugenfüllstoffen (Bilder 3–6). Arbeitstaktfugen werden durch Abschalen und nachträglichem Ausspülen des Fugenanschlusses (10–15 Stunden nach Herstellung) mit Freilegen des Faserbetts vorbereitet. Beim nächsten Abschnitt werden die Fasern angestreut, wobei sich diese mit den herausstehenden Fasern des ersten Abschnitts gut verklammern.

Zusammenfassung Dünnwandige Schichten aus Hochleistungsfaserbeton (SIFCON) sind extrem widerstandsfähig gegenüber mechanischen Belastungen und können aufgrund einer bauaufsichtlichen Zulassung auch für die Ertüchtigung von Abdichtungskonstruktionen, die den Anforderungen des Wasserhaushaltsgesetzes genügen müssen, eingesetzt werden. Für den Hochleistungsfaserbeton gibt es aufgrund der geringen erforderlichen Schichtdicke

A28 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Bild 4. Pumpensumpf

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Behälterbau u. Bauten für Umweltschutz und Landwirtschaft

TERMINGERECHT

HERGESTELLT

Bild 5. Rohrdurchführung

Bild 6. Anschluss an vorhandene Bauteile (Foto/Abb.: Quinting)

und des extrem duktilen Verhaltens mit dem einhergehenden Widerstand gegen mechanische Beanspruchungen eine Vielzahl von Einsatz-möglichkeiten. Anhand von Beispielen aus der Praxis werden die Herstellung solcher SIFCON-Schichten beschrieben und Detaillösungen vorgestellt. Dipl.-Ing. Bernd Wagner, Quinting Zementol GmbH Literatur [1] Betonbau beim Umgang mit wassergefährdenden Stoffen – Sachstandsbericht. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 416, Beuth-Verlag, Berlin 1991. [2] Lehmberg, M.: Dichtschichten aus hochfestem Faserbeton, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 465, Beuth-Verlag, Berlin 1996. [3] Wienke, B.: Stahlfaserbeton für Dicht- und Verschleißschichten auf Betonkonstruktionen. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 468, Beuth-Verlag, Berlin 1996. [4] DAfStb-Richtlinie ”Betonbau beim Umgang mit wassergefährdenden Stoffen” Ausgabe 10/2004 Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Beuth-Verlag, Berlin 2005.

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.

Weitere Informationen: Quinting Zementol GmbH, Talstraße 8, 59387 Ascheberg-Herbern, Tel. (0 25 99) 74 12-0, Fax (0 25 99) 74 12-25, info@quinting.com, www.quinting.com

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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econstra – expo of construction engineering

Diese und weitere Themenschwerpunkte sind Gegenstand der INGENIEURBAUTAGE 2012, die parallel zur econstra in den Konferenz- und Veranstaltungsräumen der Messe Freiburg stattfinden

Karriereforum – Chancen nutzen

Als europaweit erste Fachmesse für den Ingenieurbau öffnet die econstra vom 25. bis 27. Oktober 2012 ihre Pforten auf dem Gelände der Messe Freiburg. Neben dem zukunftsweisenden Markt der Bauwerksinstandsetzung werden insbesondere die Bereiche Infrastruktur, Tunnelbau, Brückenbau, Grundbau, Rückbau und Entsorgung ins Zentrum des Interesses gerückt. Darüber hinaus wird dem bautechnischen Brandschutz ein zentraler Platz zugewiesen, schließlich stehen Innovation und Nachhaltigkeit im Vordergrund der Veranstaltung. Präsentiert werden innovative Baustoffe und Baugeräte aus all diesen Themenbereichen. Die econstra 2012 umfasst des weiteren Themen wie beispielsweise Infrastruktur, Anlagenbau, Bauverfahren, erneuerbare Energien und Consulting; sie richtet sich in erster Linie an Fachpublikum. Hersteller treffen hier ebenso ihre Zielgruppe wie ausführende Unternehmen. Planer (Ingenieur- und Architekturbüros) präsentieren sich auf dieser Messe zusammen mit öffentlichen Auftraggebern, Verbänden und Hochschulen.

INGENIEURBAUTAGE 2012 – das Rahmenprogramm der econstra Parallel zur econstra finden in Freiburg die Ingenieurbautage statt. Es werden theoretisch fundierte und praktisch orientierte Vorträge von anerkannten Fachleuten aus dem In- und Ausland präsentiert. Thematische Schwerpunkte sind der Ingenieurbau und damit die breit gefächerten Tätigkeiten des Bauingenieurwesens wie auch Nähe und Verhältnis zu benachbarten Fachgebieten. Im Fokus der Veranstaltung liegt die Vermittlung von Fachwissen, aber auch die Demonstration praxisnaher Anwendungen. So finden neben Vorträgen auch anwendungsorientierte Schulungen und Workshops statt, thematisiert werden dabei unter anderem Sicherheitsstandards, die hohe Komplexität der technischen Ausrüstung und selbstverständlich auch die Produkte, Baustoffe und Methoden an sich.

A30 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Studierende und Auszubildende finden auf der econstra einen informativen Querschnitt durch die Branche und realistischen Einblick in das Arbeitsumfeld und die damit zusammenhängenden Möglichkeiten im Bauingenieurwesen. Denn auch wenn ein Fachkräftemangel zu verzeichnen ist, erweist sich erfolgreiche Jobvermittlung häufig als schwierig. www.ingFinder.de, das Karriereportal der econstra hilft dabei. Ob bei der Entscheidung zum Studium, zur Ausbildung oder Weiterbildung oder bei der Suche nach einem (neuen) Arbeitgeber, das Portal ist Karriereplattform für Architektur und Ingenieurbau. Weitere nützliche Angebote: Neuigkeiten, Ausschreibungen für Wettbewerbe, Bau- und Gewerbeleistungen und ein Veranstaltungskalender. Ein Bonus ist die Tatsache, dass ingFinder.de nicht nur auf Online-Aktivitäten beschränkt ist, sondern als offizielles Karriereportal der econstra, der Fachmesse für Ingenieurbau und Bauwerksinstandsetzung, auch real erlebbar gemacht wird. Vom 25. bis zum 27. Oktober 2012 bringt ingFinder.de auf der Messe Freiburg im angegliederten Karriereforum ausstellende Unternehmen ins Gespräch mit Fachkräften und Nachwuchstalenten. Aussteller erhalten schon im Vorfeld die Möglichkeit über das Karriereforum kostenfreie Stellenanzeigen zu schalten.

econStar – der Innovationspreis für den Ingenieurbau Im Zuge der Parallelveranstaltung INGENIEURBAUTAGE wird der econStar 2012 verliehen. Der Innovationspreis wird, wie das live moderierte Karriereforum ingFinder.de, im Zentralfoyer des Messegeländes übergeben. Gewürdigt werden hervorragende Leistungen im Ingenieurbau. Der Preis verhilft somit neuen Entwicklungen zu Geltung und Anerkennung.

Weitere Informationen: Freiburg Wirtschaft Touristik und Messe GmbH & Co. KG, Europaplatz 1, 79108 Freiburg, Tel. (07 61) 38 81-31 20, Fax (07 61) 38 81-30 06, henrik.bollmann@fwtm.freiburg.de

aktuell

Consense 2012 – Internationale Fachmesse und Kongress für nachhaltiges Bauen, Investieren und Betreiben

In fünf Jahren hat sich die internationale Fachmesse Consense für nachhaltiges Bauen, Investieren und Betreiben zusammen mit dem dazugehörigen Kongress zu einer festen Größe entwickelt. Hier treffen namhafte Hersteller auf ausgewiesene Fachleute und diskutieren drängende Fragen sowie zukunftsweisende Lösungsansätze. Am 19. und 20. Juni 2012 sind die Messe Stuttgart und die Deutsche Gesellschaft für Nachhaltiges Bauen (DGNB) wieder Gastgeber der einzigartigen Plattform und setzen auf eine weiter steigende Internationalisierung. Die Consense findet 2012 zum fünften Mal statt und belegt: Das Thema Nachhaltigkeit ist ein wesentlicher Wirtschaftsfaktor geworden. Die hohe Resonanz der Besucher unterstreicht die Bedeutung, die Bau- und Immobilienwirtschaft dem Thema beimessen. Allen voran die Gruppe der Ingenieure, Planer und Architekten, gefolgt von Investoren und Projektsteuerern, die zu den wesentlichen Gästen der Veranstaltung gehören. Namhafte Austeller haben für 2012 bereits ihr Kommen zugesagt, darunter Hochtief, BASF, Goldbeck und Leonhard Weiß sowie die Hersteller Caparol, Keimfarben und Upofloor Oy. Zum dritten Mal ist die Sonderschau „Consense Material“ von raumPROBE am Start. Sie gibt einen Überblick über die ganze Bandbreite innovativer Materialien, die in und am Bau eingesetzt werden können.

Fachmesse und von DGNB organisierter Kongress Ein Erfolgsrezept der Consense ist die Verbindung von Fachmesse und Kongress. Sie werden an beiden Messetagen auf einer attraktiven Aktionsfläche zusammengeführt. In „Forum“ und „Stage“ treffen sich Kongressredner und Aussteller mit den Messebesuchern. Konkret heißt das, Aussteller haben im „Forum“ die Möglichkeit, spannende Produkte und neuartige Angebote gezielt vorzustellen und Messebesucher wie Kongresspublikum können Referenten und innovative Entwicklungen auf der „Stage“ hautnah erleben. Das alles wird im an-

spruchsvollen Ausstellerbereich der Messe präsentiert. Der internationale Kongress wird von der DGNB gestaltet und organisiert. Im Plenum sind Vordenker und kompetente Köpfe der Bau-, Betreiber- und Immobilienwirtschaft zu erleben. U. a. hat für dieses Jahr der frühere Klima-Generalsekretär der Vereinten Nationen Yvo de Boer sein Kommen zugesagt. Heute ist er als Berater bei KPMG tätig und spricht bei der Consense zum Themenkomplex der „Nachhaltigen Gesellschaft“. Freuen dürfen sich die Kongressteilnehmer zudem auf Ken Yeang, der Vorreiter ökologischen Designs in der Architektur – sowohl von Städten als auch von Wolkenkratzern. Die Möglichkeit, einzelne Themen konzentriert zu vertiefen, bieten begleitende Workshops, die auf die unterschiedlichen Zielgruppen abgestimmt sind. Die offizielle Eröffnung des Kongresses übernehmen am ersten Veranstaltungstag Prof. Manfred Hegger, Präsident der DGNB, und Jane Henley, CEO des World Green Building Council WGBC. Der jährliche Kongress des WGBC mit Experten aus über 80 Ländern findet im Rahmen der Consense und erstmals in Deutschland statt. Ein Höhepunkt von Fachmesse und Kongress ist die Verleihung von DGNB Zertifikaten und Vorzertifikaten für besonders herausragend geplante Objekte und Quartiere. Diese findet auch in diesem Jahr öffentlich statt. Die DGNB organisiert exklusiv die begleitende Sonderschau „DGNB International“. Hier lässt sich anhand von konkreten Projekten Schritt für Schritt nachvollziehen, wie das DGNB System in verschiedenen Ländern adaptiert und angewendet wird. Für Besucher besteht die Möglichkeit, die Messe unabhängig vom Kongress zu besuchen – aber auch Kombikarten sind erhältlich. Weitere Informationen: Landesmesse Stuttgart GmbH, Messepiazza 1, 70629 Stuttgart, Tel. (07 11) 1 85 60-0, Fax (07 11) 1 85 60-24 40, info@messe-stuttgart.de, www.messe-stuttgart.de

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Neue Möglichkeiten für die 3D-Modellierung Mit Tekla Structures 18 stellt der Hersteller die neue Version seiner Building Information Modeling (BIM) Software vor. Sie bietet erweiterte und verbesserte Möglichkeiten für die Darstellung, Modellierung und das Management von Bauprojekten und vereinfacht so die Zusammenarbeit aller Mitwirkenden. Diese neue Version ist ab sofort unter www.teklastructures.com verfügbar.

Bild 2. Tekla Structures 18 stellt interaktive Kataloge zur Erzeugung und Bearbeitung von Bewehrungsformen und -verlegungen zur Verfügung. (Abb.: Tekla)

Bild 1. Die Auswahl der Arbeitsebenen ist eine der neuen, intuitiv bedienbaren 3D-Modellierungsfunktionen in Tekla Structures 18.

Einfache Zusammenarbeit, umfassende Kommunikation und optimierte Arbeitsabläufe sind entscheidende Faktoren für den Erfolg eines Bauprojektes. Tekla Structures 18 bietet seinen Nutzern einen erweiterten Funktionsumfang mit verbesserten Kommunikations- und Modellierungsfunktionen. Architekten, Lieferanten, Subunternehmer, Planer und Konstrukteure bis hin zu den Handwerkern vor Ort profitieren hiervon gleichermaßen. Das Resultat sind genauere, detailliertere Modelle, die ein effizienteres Projektmanagement und damit kürzere Bauzeiten ermöglichen.

Zum erweiterten Funktionsumfang der neuen Version gehört ein Task Manager, mit dem die Zeit- und Aufgabenverwaltung in das Konstruktionsmodell integriert wird und der den Import von Daten aus anderen Projektmanagement-Programmen ermöglicht. Auch die Interoperabilität mit anderen Programmen wird mit der neuen Software vereinfacht: Beim Export des Modells aus Tekla Stuctures 18 in das IFC-Format (Industry Foundation Classes*) gibt es detaillierte Auswahlmöglichkeiten, so dass beispielsweise nur ein einzelnes Objekt aus dem Modell oder ausgewählte Daten exportiert werden können. Außerdem bietet Tekla Structures 18 erweiterte Werkzeuge zur 3D-Modellierung, mit denen sich zum Beispiel die Form eines Bauteils einfacher und intuitiver erzeugen und verändern lässt. Die optimierte Zeichnungserstellung sorgt für eine hochwertige Dokumentenqualität und der hohe Automatisierungsgrad reduziert die Fehlerquote signifikant. Die verbesserte Unterstützung des DSTV-Formats für den Stahlbau und der Unitechnik-Schnittstelle für die Produktion von Stahlbetonfertigteilen sorgt für präzise Ergebnisse. „Das schnellere und einfachere Modellieren mit Tekla Structures 18 bringt unseren Kunden deutliche Wettbewerbsvorteile. Dies und die anderen Vorteile von Building Information Modeling, wie Kosten- und Zeitersparnis während des Ausschreibungsprozesses sowie die einfachere Verwaltung von Konstruktionsprojekten, werden unseren Kunden helfen, ihre Gewinnmargen bei Projekten zu erhöhen“, erklärt Risto Räty, Executive Vice President der Tekla Corporation. Die BIM (Building Information Modeling) Software Tekla Structures wurde im Jahr 2004 vorgestellt und kommt bei Bauexperten auf der ganzen Welt zum Einsatz. Unzählige Gebäude, Brücken, Sportkomplexe und andere Bauwerke wurden mit Tekla Structures modelliert, geplant und errichtet. Zudem arbeitet Tekla Structures nahtlos mit Tekla BIMsight zusammen, der Freeware für die Koordination von Bauprojekten. * Industry Foundation Classes sind ein offenes Dateiformat der Initiative buildingSMART und ermöglichen den Austausch von Modelldaten zwischen verschiedenen BIM- und CAD-Programmen. Weitere Informationen sowie Videos: Tekla GmbH, Maria Rink, Rathausplatz 12–14, 65760 Eschborn, Tel. (0 61 96) 47 30-8 30, Fax (0 61 96) 47 30-8 40, maria.rink@tekla.com, www.tekla.com, www.teklastructures.com, www.teklabimsight.com

A32 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Neue Schnittstelle zu Bentley ProStructure, basierend auf ISM-Technologie Dlubal und Bentley entwickeln eine neue Version der Schnittstelle und liegen mit den erweiterten DatenaustauschMöglichkeiten voll im Trend von BIM (Building Information Modeling). Auf dem Bentley-User-Meeting in Friedrichroda bei Erfurt wurde die neue Schnittstelle erstmalig offiziell vorgestellt. Integrated Structural Modeling (ISM) verbindet sämtliche Bentley-Produkte und ermöglicht so umfassende DatenaustauschSzenarien zu allen Produkten, welche diesen Standard unterstützen. Mit der Implementation der ISM-Schnittstelle in RFEM und RSTAB können sich daher Dlubal-Anwender auf neue Möglichkeiten des Modellaustausches zwischen ProSteel, ProConrete und anderen Bentley-Applikationen freuen. Die neue Schnittstelle funktioniert in beide Richtungen.

RFEM-Modell in die ISM-Datei geschrieben, so kann der Anwender im ISM-Viewer sofort alle Änderungen, neuen Bauteile oder gelöschten Teile erkennen. Es ist dem Anwender überlassen, welche Änderungen in die Datenbank aufgenommen werden sollen. Somit hat der Anwender volle Kontrolle, was im Modell passiert. Das Revisionsmanagement erlaubt sogar ein Rollback auf einen früheren Stand des Modells. Derzeit liegt ISM in der Version 2.0 vor. Für zukünftige Entwicklungen ist auch an die Übergabe von Bewehrung für Stahlbetonteile gedacht. Weitere Informationen: Ing.-Software Dlubal GmbH, Am Zellweg 2, 93464 Tiefenbach, Tel. (0 96 73) 92 03-0, Fax (0 96 73) 92 03-51, info@dlubal.com, www.dlubal.de sowie: Bentley Systems International Limited, 2 Park Place, Upper Hatch Street, Dublin 2, Ireland, Tel. +353 1 436 4600, Fax +353 1 416 1261, www.bentley.com

Magazingebäude für das Bundesarchiv Am Hauptstandort des Bundesarchivs auf dem Gelände der ehemaligen Preußischen Hauptkadettenanstalt in Berlin-Lichterfelde wurde im vergangenen Sommer der Neubau eines Magazingebäudes mit neuem Eingangsbereich fertig. Der neue Haupteingang ist ganz aus Glas. Er soll nicht nur die Transparenz eines Bundesarchivs in einem demokratischen Staat verkörpern, sondern auch architektonisch eine Brücke zur teilweise vorhandenen Altbausubstanz aus traditionellem Berliner Backstein schlagen. Die flächige Gründungsplatte des Gebäudes wurde unterseitig mit FOAMGLAS® Boards F gedämmt, die trocken auf Sandboden mit Ausgleichssplitt verlegt wurden. Bei Sandboden erweist sich der druckfeste und stauchungsfreie Dämmstoff als Unterlage für eine sichere Gebäudestatik besonders von Vorteil. FOAMGLAS® ist Wärmeschutz und Kapillarsperre in einem.

ISM-Schnittstelle mit Modell in RFEM (oben), ISM-Viewer (Mitte) und ProStructure (unten) (Abb.: Dlubal)

ISM-Datenbank mit Viewer und 3D-PDF-Ausgabe Kernstück der ISM-Technologie ist der ISM-Viewer V8i, der derzeit kostenlos von Bentley bezogen werden kann. ISM bietet Dlubal eine umfangreiche API zum Zugriff auf die ISM-Datenbank. RFEM- und RSTAB-Modelle können direkt in das ISMRepository geschrieben werden, auf das alle anderen Applikationen mit ISM-Anbindung Zugriff haben. Im ISM-Viewer werden die Modelle visualisiert und jedes Bauteil kann analysiert werden. Erstmalig können Dlubal-Anwender auch Flächenbauteile wie Wände und Platten oder auch Profile mit veränderlichen Querschnitten auf diese Weise nach ProSteel und ProConcrete exportieren. Ein nützliches zusätzliches Feature des ISM-Viewers ist die Ausgabemöglichkeit in ein 3D-PDF-Dokument.

Bautafel Bauherr: Bundesamt für Bauwesen und Raumordnung Architekten: Stephan Braunfels Architekten BDA, NL Berlin; Ramsi Kusus Ausführung: 2007–2011 Anwendung: FOAMGLAS® Boden- und Perimeterdämmung, lastabtragend, 4224 m2, FLOOR BOARD, Typ F, Dicke 60 mm, lose verlegt; 700 m2, FOAMGLAS® Platten, Dicke 60 mm, verklebt Nutzschicht: Betonplatte

Revisionsmanagement in ISM Die ISM-Datenbank ist in der Lage, Modelländerungen und Updates chronologisch zu verwalten. Wird z. B. ein geändertes

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Anbieterverzeichnis Produkte & Dienstleistungen Abdichtungstechnik

adicon® Gesellschaft für Bauwerksabdichtungen mbH Max-Planck-Straße 6 63322 Rödermark Tel. (06074) 8951-0 Fax (06074) 895151 info@adicon.de www.adicon.de

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

EK Abdichtungstechnik GmbH Salmdorfer Straße 1 85540 Haar b. München Tel: 089-4616991-0 Fax: 089-4616991-23 zentrale@ek-abdichtung.de www.ek-abdichtung.de

Abstandhalter

Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (0 52 25) 87 99-0 Fax: (0 52 25) 8799-201 E-Mail: info@mconstruct.de Internet: www.mconstruct.de MOSO-MBA Ankerschienen MOSO-Betonbewehrung und Bewehrungskonstruktionen Anker- und Anschweißplatten Kantenschutzprofile und Verkleidungen Denkmal- und Altbausanierungsbefestigungen Spezialbefestigungen für Tunnel, Brücken und Kraftwerke Dübelsysteme und Normteile aus Edelstahl Rostfrei

Balkondämmelemente

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

Ankerschienen

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

Deutsche Kahneisen Gesellschaft mbH Nobelstraße 51 D-12057 Berlin Tel. (0 30) 6 82 83-02 Fax (0 30) 6 82 83-4 97 e-Mail: info@jordahl.de Internet: www.jordahl.de Ankerschienen, Befestigungs-, Bewehrungsund Montagetechnik A34

n Kopfbolzendübel

KÖCO Köster + Co. GmbH Spreeler Weg 32 D-58256 Ennepetal Tel. (0 23 33) 83 06-0 Fax (0 23 33) 83 06-38 E-Mail: info@koeco.net www.koeco.net

Betonanlagen

Befestigungstechnik n Ankerschienen

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

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Doubrava Deutschland GmbH Beton- und Aufbereitungsanlagen Raiffeisenstraße 7–9 D-70839 Gerlingen Tel.: +49 (0) 7156 17740-19 Fax: +49 (0) 7156 17740-40 uwe.schnitzler@doubrava.at www.doubrava.at

01069 Dresden Tel. (03 51) 21 06 69-0 www.Litterer.de CFK-Klebearmierung Spritzbeton

Bewehrung

Ancon GmbH Bartholomäusstraße 26 90489 Nürnberg Tel: +49 (0) 911 955 1234 0 Fax: +49 (0) 911 955 1234 9 E-mail: info@anconbp.de Internet: www.anconbp.de/beton Betonstahl-Kupplungssysteme Nichtrostende Bewehrung Querkraftdornsysteme Zugstangensysteme

n Bewehrungsanschlüsse

Betoninstandsetzung

adicon® Gesellschaft für Bauwerksabdichtungen mbH Max-Planck-Straße 6 63322 Rödermark Tel. (06074) 8951-0 Fax (06074) 895151 info@adicon.de www.adicon.de

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

n Bewehrungssystem

Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (05225) 8799-0 Fax: (05225) 8799-201 E-Mail: info@mconstruct.de Internet: www.mconstruct.de MOSO-MBA Ankerschienen MOSO-Betonbewehrung und Bewehrungskonstruktionen Anker- und Anschweißplatten Kantenschutzprofile und Verkleidungen Denkmal- und Altbausanierungsbefestigungen Spezialbefestigungen für Tunnel, Brücken und Kraftwerke Dübelsysteme und Normteile aus Edelstahl Rostfrei

Brückenbau

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

n Edelstahlbewehrung

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

n Schub- und Durchstanzbewehrung

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

CAD/CAM Multimateriallösungen

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

Carbonfaserbewehrung

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

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

Durchstanzbewehrung

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

Edelstahlbefestigungen

Fachliteratur

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

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Mauerwerksabfangungen

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

Rißinjektion n 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

Schubdorne

Schwingungsisolierung

Montagetechnik

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

Sanierung

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

Natursteinverankerungen

Querkraftdorne

adicon® Gesellschaft für Bauwerksabdichtungen mbH Max-Planck-Straße 6 63322 Rödermark Tel. (06074) 8951-0 Fax (06074) 895151 info@adicon.de www.adicon.de

Schalungstechnik

Software für das Bauwesen 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

A36

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

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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

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

n Bewehrungsplanung

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

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

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

Software für Statik und Dynamik

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

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

Spannbeton n Spannausrüstungen, Spannverankerungen und Zubehör

Trittschalldämmelemente

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

Stahlbau

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

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

Verbundbau

Verankerungen

n Softwarelösungen für den Verbundbau

n FassadenankerSysteme

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

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

Wilhelm Modersohn GmbH & Co. KG Eggeweg 2a 32139 Spenge Tel.: (0 52 25) 87 99-0 Fax: (0 52 25) 67 10 E-Mail: info@mfixings.de Internet: www.mfixings.de MOSO-Fassadenbefestigungen MOSO-Lochband Bewehrung MOSO-Fertigteilbefestigungen Konsolanker bis 25 kN Fassadenplattenanker bis 56 kN Gerüstverankerungen

Mit Ihrer Eintragung im Anbieterverzeichnis erreichen Sie planende und ausführende Bauingenieure. Kontakt: Tel. (030) 47031-249, Fax (030) 47031-230 Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

A37

Editorial

Wa(h)re Ingenieure Mit Sorge ist zu beobachten, wie Ingenieure immer mehr zur Ware werden. Sie werden von ihren Auftraggebern, häufig auch als Sub-Planer großer Unternehmen und Konzerne, möglichst zum günstigsten Preis eingekauft. Folgerichtig verhandeln sie ihren Auftrag daher oft auch mit der jeweiligen Einkaufsabteilung. Es steht dabei nicht der wahre Wert der Ingenieurleistungen, sondern der Preis für die Ware Ingenieurdienstleistung im Fokus der Verhandlung. Werte wie eine anspruchsvolle, mehrjährige akademische Ausbildung, Berufserfahrung, Verantwortungsbewusstsein für Sicherheit, Wirtschaftlichkeit, Qualität und Nachhaltigkeit von Bauwerken treten in den Hintergrund. Wahre Ingenieurtugenden wie Sorgfältigkeit und Innovationskraft bleiben auf der Strecke. Aber wie soll ein Einkäufer auch beurteilen, dass durch den Einsatz ingeniöser Kreativität das Gesamtoptimum von Baukosten und Ingenieurkosten nicht unbedingt durch die niedrigsten Ingenieurkosten erreicht werden kann? Dr.-Ing. Karl Morgen, WTM Engineers, Hamburg

Leider sind Ingenieure oft auch willfährige Partner. Man kann den Mitbewerbern durch Billigangebote Aufträge wegschnappen. Durch Selbst- und Mitarbeiterausbeutung, Weitergabe des Preisdrucks an eigene Nachunternehmer und ein geschicktes Claim-Management kann sich dennoch ein, wenn auch nur kurzfristiger, wirtschaftlicher Erfolg einstellen. Die ursprüngliche Rolle des Ingenieurs als Treuhänder seines Bauherrn, der unabhängig und frei von Interessen Dritter, wirtschaftlich abgesichert durch eine ausgewogene Honorarordnung stets das Wohl seines Bauherrn und die qualitätsvolle Betreuung des jeweiligen Bauvorhabens zur Maxime seines Handelns macht, geht mit diesem Verhalten leider immer mehr verloren. Nachdem uns der Computer aus der Rolle des Rechenknechts befreit hat und wir dadurch sehr viel an kreativer und gestalterischer Freiheit gewonnen haben, sind wir auf bestem Wege, durch unser Verhalten als unmündige Ingenieure, die ohnehin nur auf den Knopf des Computers zu drücken brauchen, wieder zum Rechenknecht der Investoren und Projektentwickler zu verkommen. Jeder Preis- und Termindruck wird duckmäuserisch hingenommen; man lässt sich eben kaufen. Das heißt Ingenieurleistung wird zur möglichst billigen Ware. Dies hat unser Berufsstand weder verdient, noch ist es angesichts der vor uns liegenden Herausforderungen ein zukunftsfähiges Berufsmodell. Wir brauchen kreative, geistig schöpferische Ingenieure mehr denn je. Es ist eine möglichst hohe Ingenieurkunst und nicht Kunsthandwerk gefragt. Und für Kunst bezahlt man ja bekanntermaßen auch mehr, als nur die reine Arbeitszeit und das Material. Ingenieure, lasst Euch nicht zur Ware verkommen!

279

Fachthemen DOI: 10.1002/best.201100089

Alexander Lindorf Manfred Curbach

Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug Es wurde ein Versuchsprogramm durchgeführt, bei dem die Erforschung des Verbundverhaltens zwischen Bewehrungsstahl und Beton unter kombinierter Beanspruchung aus Ermüdung und Querzug mit Rissbildung im Mittelpunkt stand. Die Untersuchungen für normalfesten und hochfesten Beton erfolgten an Ausziehkörpern mit einem durch Querzug hervorgerufenen Längsriss entlang des Bewehrungsstabes. Die hochzyklischen Versuche mit bis zu einer Million Lastwechseln beinhalteten vier verschiedene Schwingspiele mit variierenden Längsrissbreiten. Für den Vergleich der einzelnen Belastungsbedingungen wurde das Schlupfwachstum zwischen Bewehrungsstab und Beton in Abhängigkeit von der Lastwechselzahl herangezogen. Im Ergebnis stellte sich der Einfluss des Querzuges auf den Verbundwiderstand unter schwellender Belastung deutlich heraus. Je breiter der Längsriss war, desto stärker wuchs der Schlupf und desto eher versagte der Verbund. Auf der Grundlage des Schlupfwachstums wurden Dauerfestigkeitsdiagramme für die Bemessung gegen Verbundermüdungsversagen abgeleitet.

bundbrücken bestehen häufig aus einem Stahlhohlkasten, auf welchen eine Fahrbahnplatte aus Stahlbeton aufgebracht wird. Die Fahrbahnplatte erfährt über den Auflagern in Brückenlängsrichtung eine Zugbelastung, die zu einer Rissbildung entlang der Querbewehrung führt. Die Querbewehrung wird wiederum über den Stegen des Hohlkastens auf Zug belastet. Während die Zugbelastung in Brückenlängsrichtung durch das hohe Eigengewicht der Brücke annähernd konstant bleibt, unterliegt die Querbewehrung einer zyklischen Beanspruchung dominiert durch den Fahrzeugverkehr. Damit stellt sich die Frage, ob die bisherigen Berechnungsannahmen hinsichtlich der Ermüdung auch für Bauteile mit einem zyklisch beanspruchten, genau in einem Riss liegenden Bewehrungsstab Gültigkeit haben. Im Hinblick auf die zunehmende Verwendung von hochfesten Betonen bleibt diese Frage nicht nur auf Normalbeton beschränkt.

Experimental investigations on bond fatigue under transverse tension An experimental program was carried out, which focused on investigating the bond behaviour between reinforcing steel and concrete under combined loading due to fatigue and transverse tension. The investigations for both, normal strength concrete and high performance concrete were performed on pull-out specimens with a longitudinal crack along the reinforcing bar due to transverse tension. High cyclic tests, of up to one million load cycles, were carried out for four different load levels with varying crack widths. The increase in slip between reinforcing steel bar and concrete relative to the number of load cycles was taken into account to compare various loading conditions. The influence of transverse tension on bond resistance under repeated loading became evident. The wider the longitudinal crack widths, the greater the increase in slip was and the earlier bond failure occurred. Based on slip development predictions, constant life diagrams were derived for fatigue design against bond fatigue failure.

2 Verbundverhalten

1 Einführung Es gibt eine Vielzahl von Faktoren, die das Verbundverhalten zwischen Bewehrungsstahl und Beton beeinflussen. Dazu zählen unter anderem Beanspruchungen infolge Ermüdung und Querzug. Diese beiden Faktoren können getrennt voneinander oder auch, wie beispielsweise bei Verbundbrücken, gleichzeitig auftreten. Große Ver-

280

Der Einfluss einer Zugschwellbelastung auf den Verbund verdeutlicht sich mit wachsender Lastwechselzahl in einer Zunahme der Relativverschiebung (Schlupf) zwischen Bewehrungsstahl und Beton (Bild 1a). Die Belastungsbedingungen können durch die Verbundoberspannung τmax, die Verbundunterspannung τmin und die Mittelspannung τm beschrieben werden. Die Beziehung zwischen dem Schlupf und der Lastwechselzahl wird durch einen Kurvenverlauf mit drei typischen Bereichen beschrieben (Bild 1b): stagnierender Schlupfanstieg (Phase I), Übergang in eine stabilisierte, quasi-lineare Schlupfentwicklung (Phase II) und progressives Schlupfwachstum mit der Ankündigung eines Verbundversagens (Phase III). Gemäß Balázs [1] entspricht der Schlupfwert am Ende der Phase II ungefähr dem Schlupf s(τult) beim Erreichen der statischen Verbundfestigkeit τult, d. h. der maximalen Verbundspannung im statischen Ausziehversuch. Auf Grundlage der von Rehm und Eligehausen [2] durchgeführten Versuche wurde im CEB-FIP Model Code 1990 (MC 90) [3] ein Ansatz für die Schlupfentwicklung sn unter zyklischer Belastung aufgenommen. sn = s0 · (1 + n)b

(1)

Der Wert s0 entspricht dem Startschlupf, d. h. dem Schlupf zu Beginn der Schwellbelastung. Mit n wird die

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

τult

Schlupf s

Verbundspannung τ

Ermüdungsphasen

statische Belastung

τmax

III

sult

τmin Lastwechsel n s0 sult

Schlupf s

Lastwechselzahl n

Bild 1. Verbundverhalten unter a) statischer und b) zyklischer Belastung Fig. 1. Bond behaviour under a) monotonic and b) cyclic loading

fortlaufende Lastwechselzahl bezeichnet. Der Exponent b wurde zu einem konstanten Wert von 0,107 bestimmt. Koch und Balázs [4] beobachteten bei ihren Versuchen hingegen einen Anstieg des Exponenten b mit wachsendem Spannungsverhältnis τmax/τult. Dies wurde durch Sippel [5] bestätigt, der einen abschnittsweise linearen Zusammenhang ermittelte. Ein querzugbedingter Längsriss geht im statischen Ausziehversuch mit einer Abnahme der Verbundfestigkeit einher. Unter Schwellbelastung führt er zu einem Schlupfwachstum, welches ebenfalls über Gl. (1) mithilfe der Bestimmung von spezifischen Exponenten b abgebildet werden kann [6]. Der Ermüdungswiderstand einer Stahlbetonkonstruktion setzt sich aus der Ermüdungsfestigkeit der beteiligten Baustoffe und ihres Verbundes zusammen. Bei der Bauteilbemessung werden die Nachweise gegen Ermüdung für Betonstahl und Beton bisher getrennt geführt [3, 7, 8]. Ein Nachweis der Ermüdungsfestigkeit des Verbundes ist normativ bislang nicht vorgesehen. Im Hinblick auf das durch Querzug verursachte Vorhandensein von Längsrissen ist zu vermuten, dass die Ermüdungsfestigkeit des Verbundes abnimmt. Eine genaue Untersuchung zu dieser Problematik fand allerdings noch nicht statt.

3 Durchgeführte Versuche 3.1 Versuchsprogramm Um die Auswirkungen der Kombination von Querzug und Ermüdung auf den Verbund zwischen Beton und Beweh-

rungsstahl näher zu untersuchen, wurde am Institut für Massivbau der Technischen Universität Dresden ein entsprechendes Versuchsprogramm durchgeführt. Hauptbestandteil waren Versuche an speziell entwickelten Ausziehkörpern mit einem vorgegebenen Längsriss entlang des Bewehrungsstabes, welcher einer schwellenden Ausziehbelastung ausgesetzt wurde. Das Versuchsprogramm (Tabelle 1) umfasste die Untersuchung von zwei Schwingbreiten mit insgesamt vier verschiedenen Schwingspielen (Bild 2). Um einen sinnvollen Zusammenhang zu realen Belastungssituationen herzustellen, wurden die Belastungsschwingspiele der Verbundzone bzw. des auszuziehenden Stabes nicht über Verbundspannungen, sondern in Abhängigkeit von Stahlspannungen formuliert. Die gewählten Schwingbreiten orientieren sich einerseits mit Δσ = 200 MPa an den zulässigen Grenzschwingbreiten für den Nachweis der Stahlermüdung (DIN 1045-1 (07/2001) [7] mit ΔσR = 195 MPa bzw. MC 90 mit ΔσR = 210 MPa) sowie andererseits mit Δσ = 100 MPa an der oberen Grenze der vereinfachten Ermüdungsnachweise für den Bewehrungsstahl (DIN 1045-1 mit 70 MPa bzw. MC 90 mit 109 MPa). Für die zyklischen Ausziehversuche wurde eine Grenzlastwechselzahl von 1 Mio. Lastwechsel angestrebt, die das Erreichen der technischen Dauerschwingfestigkeit beschreibt. Die gewählten Schwingspiele wurden mit Längsrissbreiten infolge einer Querzugbelastung von w = 0,1 mm, w = 0,2 mm und w = 0,3 mm sowie ohne Querzug (w = 0,0 mm) kombiniert. Die Versuchsserien bestanden jeweils aus drei zyklischen Versuchen und einem stati-

Tabelle 1. Versuchsserien Table 1. Test series

Schwingspiel

Stahlspannung σ [MPa]

Rissbreite w [mm] Normalfester Beton (NSC)

Hochfester Beton (HPC)

σmin

σmax

Δσ

0,0

0,1

0,2

0,3

0,0

0,1

0,2

0,3

100

200

100

A101)

A11

A12

A13

C10

C11

C12

C13

100

300

200

A201)

A211)

A221)

A23

C20

C21

C22

C23

200

300

100

A30

A31

A321)

A33

C30

C31

C32

C33

200

A401)

A411)

A421)

A431)

C40

C41

C42

C43

S4 1)

200

400

mit Wiederholungsserie

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

281

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

Stahlspannung σ [MPa]

400 300 200 100 0 Zeit t

Bild 2. Untersuchte Schwingspiele Fig. 2. Investigated load levels

schen Vergleichstest. Alle Versuche wurden an einem Betonprisma der Abmessungen 300 mm × 160 mm × 160 mm mit einem zentrisch angeordneten Ausziehstab ds = 16 mm aus handelsüblichem BSt 500 S (B500A) und einer Verbundlänge von 10 ds durchgeführt. Die Bildung des Längsrisses entlang des Ausziehstabes konnte durch eine vorgegebene Querschnittsschwächung des Prismas sichergestellt werden (Bild 3). In Tabelle 2 sind die Materialkenndaten der verwendeten Betone aufgeführt. Alle Versuchskörper wurden nach dem Ausschalen sieben Tage unter feuchten Tüchern und anschließend bei Raumklima in der Versuchshalle gelagert.

Die zyklischen Versuche bis zu 1 Mio. Lastwechsel wurden in einer Prüfmaschine für zyklische Lasten bis maximal 250 kN durchgeführt. Bis zum Erreichen der Mittelspannung wurde die Belastung mit einer Belastungsgeschwindigkeit von 500 N/s statisch aufgebracht. Danach begannen die einstufigen, sinusförmigen Lastwechsel mit einer Frequenz von 5 Hz. Um ein ruckartiges Einschwingen zu vermeiden, waren bis zum Erreichen der vollen Spannungsschwingbreite fünf Stufen mit steigenden Amplituden zu je fünf Lastwechseln erforderlich. Der Querzug wurde über einen separaten Stahlrahmen auf vier Gewindebewehrungsstäbe mit 14 mm Durchmesser aufgebracht. Die Belastung der Querstäbe erfolgte durch einzelne Hohlkolbenzylinder, wobei die eingeleitete Kraft über den gesamten Versuch konstant blieb. Auf der Ober- und Unterseite des Probekörpers waren zur Einstellung und Kontrolle der Längsrissbreite induktive Wegaufnehmer (IWA) angeordnet. Die Verschiebung zwischen Ausziehstab und Beton wurde mit einem IWA auf der unbelasteten Stabseite bestimmt.

3.2 Versuchsergebnisse Der Einfluss der zyklischen Belastung wird durch die Schlupfzunahme am unbelasteten Stabende mit steigender Lastwechselzahl sichtbar. Das Schlupfwachstum ist ein unumkehrbarer Prozess und führt nach dem Überschreiten eines kritischen Wertes zum Verbundversagen. Somit ist die Schlupfentwicklung unter zyklischer Belas-

SCHNITT A-A

DRAUFSICHT

IWA Schlupf

A Querzugstäbe Ø14

300 mm

Ausziehstab Ø16

150

Querzug

IWA Rissbreite

160

100

Ausziehstab Ø16

160 80

Querzug

Rippenausrichtung

IWA Rissbreite reduzierter Querschnitt 100 × 160 mm

Ausziehkraft Bild 3. Verwendeter Versuchskörper Fig. 3. Applied test specimen

Tabelle 2. Betonkennzahlen, Mittelwerte Table 2. Concrete characteristics, mean values Betonsorte

fcm,cube [MPa]

fck,cube [MPa] fcm,cyl [MPa] fck [MPa]

fctm,sp [MPa]

fctm,sp/fcm,cube Ecm [MPa] Betonklasse

NSC

46,3

44,2

40,3

36,8

3,0

0,065

31 800

C35/45

HPC

75,7

78,2

58,7

52,4

4,5

0,059

33 900

C55/67

282

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

1,0

NSC HPC w = 0,3 mm 0,2 mm 0,1 mm 0,0 mm

0,6 0,4 0,2

0,0

0,0 0

3 4 2 Lastwechselzahl lg n

1,0

3 4 2 Lastwechselzahl lg n

1,0

0,8

Schlupf s [mm]

0,8

Schlupf s [mm]

0,8

Schlupf s [mm]

0,8

1,0

0,6 0,4 0,2

0,0

0,0 0

3 4 2 Lastwechselzahl lg n

Bild 4. Mittelwertkurven des Schlupfwachstums Fig. 4. Mean-value curves of slip increase

tung als Maß eines Schädigungsvorganges aufzufassen. In Bild 4 sind die gemessenen Abhängigkeiten zwischen Schlupf und Lastwechselzahl als Mittelwertkurven für alle zyklischen Ausziehversuche dargestellt. Der Einfluss der Querzugbelastung und der damit verbundenen Längsrissbreite wird in einer Verringerung der Verbundqualität deutlich. Mit zunehmender Rissbreite steigt sowohl der Startschlupf als auch das Schlupfwachstum, was den fortlaufenden Schädigungsvorgang letztendlich beschleunigt. Der Einfluss des Schwingspiels zeigt sich in einer Abhängigkeit des Startschlupfes von der Höhe der Mittelspannung sowie in einer Abhängigkeit des Schlupfwachstums von der Spannungsschwingbreite. Je höher die Mittelspannung σm des Schwingspieles ist, desto höher ist der Startschlupf. Je größer die Spannungsschwingbreite Δσ ist, desto stärker wächst der Schlupf. Ein Versagen des Verbundes durch Stabauszug konnte nur für Versuche der Serien A42 und A43 beobachtet werden. In den Versuchen der Serie A23 wurden jedoch sehr große Schlupfwerte erreicht, sodass hier zumindest von einer Gefahr des Verbundversagens nach nur wenigen weiteren Lastwechseln auszugehen ist. Bei den Versuchen mit der größeren Spannungsschwingbreite von Δσ = 200 MPa (Schwingspiele S2 und S4) traten vermehrt Ermüdungsbrüche des Bewehrungsstabes vor dem Erreichen der 1 Mio. Lastwechsel auf. Dieses Ergebnis bestätigt die in DIN 1045-1 (08/2008) [7] vorgenommene Verringerung der Dauerfestigkeitsgrenze für Bewehrungsstahl von

195 MPa auf 175 MPa. Gemäß DIN EN 1992-1-1 [8] liegt dieser Wert bei ΔσR = 162,5 MPa. Die an den Versuchen mit normalfestem Beton (NSC) festgestellten Beobachtungen hinsichtlich des Querzugeinflusses konnten mit den Versuchen an hochfestem Beton (HPC) bestätigt werden. Die Zunahme der Betonfestigkeit führt jedoch insgesamt zu geringeren absoluten Schlupfwerten. Das betrifft sowohl den Startschlupf als auch das sich anschließende Schlupfwachstum.

4 Verbundwöhlerlinien 4.1 Kriterien Die Ergebnisse der durchgeführten Versuche zeigen, dass mit wachsender Rissbreite entlang des Ausziehstabes die Ermüdungsfestigkeit des Verbundes sinkt. Um diesen Sachverhalt in eine sinnvolle Beziehung zum Ermüdungsverhalten von Bewehrungsstahl und Beton stellen zu können, ist eine geeignete Beschreibung für die Verbundermüdung zu finden. Ermüdungsnachweise beruhen im Allgemeinen auf Wöhlerlinien, wobei jedoch teilweise stark voneinander abweichende Ansatzfunktionen zur analytischen Beschreibung Verwendung finden. Neben der Ansatzfunktion muss auch ein geeignetes Kriterium für die Aufstellung der Wöhlerlinien des Verbundes festgelegt werden. Im Fall einer statischen Beanspruchung wird davon ausgegangen, dass der Grenzzustand der Tragfähigkeit bei einer bestimmten Verschiebung zwischen

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

283

Stahlstab und Beton erreicht ist, vgl. [6]. Für zyklische Ausziehlasten formulierte Roš [9] bereits ein vergleichbares Kriterium. Als „Grenze der Ermüdungs-Haftfestigkeit“ definierte er diejenige Spannungsgrenze, für welche bei 1 Mio. Lastwechseln der Bewehrungsstahl am unbelasteten Ende einen „Gleitweg“ von 0,1 mm erreicht. Es erscheint daher angebracht, das fortschreitende Schlupfwachstum infolge der Schwellbelastung durch die Festlegung eines bestimmten Schlupfzuwachses Δs zu begrenzen. Wird der Wert s0 + Δs erreicht, so kann vom Grenzzustand der Verbundermüdung ausgegangen werden. Die nachfolgend aufgestellten Verbundwöhlerlinien basieren demnach nicht auf einem Verbundbruch, sondern auf einem Verformungskriterium. Als zulässiges Maß wird ein Schlupfzuwachs von Δs = 0,1 mm definiert. Dies geschieht in Anlehnung an das von Roš vorgeschlagene Kriterium, welches sich allerdings auf Schwingspiele mit nahe an Null liegenden Unterspannungen bezieht. Bei unterschiedlichen Belastungshorizonten der Unterspannung muss diese Forderung dem Schlupfzuwachs gelten. Höhere Werte werden als unzulässig betrachtet, da mit ihnen die Gefahr der Öffnung von zu breiten Rissen besteht. Mit den Parametern b und s0 in Gl. (1), welche mittels Regressionsanalyse ermittelt werden konnten [10], ist es nunmehr möglich, zu bestimmten, ausgewählten Schlupfwerten sx entsprechende Lastwechselzahlen n zu ermitteln. Für das der Verbundwöhlerlinie zugrunde liegende Verformungskriterium ergibt sich Gl. (2). 1/b

1/b

s +∆ s  s n = x  –1 = 0 s 0,1 mm  –1 mit ∆= s s  0   0

(2)

Im Vergleich zum Beton hat das Ermüdungsverhalten des Betonstahles die weitaus größere Bedeutung. Neben der Tatsache, dass die Übertragbarkeit anderer Ansätze auf die vorliegenden Versuchsergebnisse sehr problematisch erscheint [11], liegt es somit nahe, eine für den Verbund geeignete Beschreibung in Analogie zum Betonstahl zu formulieren. Damit könnte zudem ein direkter Bezug zwischen Betonstahl- und Verbundermüdung hergestellt werden. Im Folgenden soll daher die Erstellung von normierten Wöhlerlinien der Verbundermüdung ausgehend vom Ansatz nach Basquin [12] gezeigt werden.

Verbundspannung τmax [MPa]

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

12,5

NSC; w = 0,1 mm

10,0 7,5 5,0 2,5

τmin = 5,0 MPa τmin = 2,5 MPa

0,0

Regression Modell Gl. (6)

6 8 4 Lastwechselzahl lg n

Bild 5. Wöhlerlinien nach Basquin Fig. 5. S-N curves according to Basquin

Für normalfesten Beton mit w = 0,1 mm zeigt Bild 5 exemplarisch die aus den Versuchen erhaltenen Ergebnisse und die durch Regression auf Basis des Ansatzes nach Gl. (4) entsprechend erzeugten Wöhlerlinien im halblogarithmischen Maßstab. Dabei ist zu beachten, dass die Berechnung nach Gl. (2) mithilfe der spezifischen Beiwerte s0 und b nur für Lastwechselzahlen ab 1 Mio. durchgeführt wurde. Lastwechselzahlen < 1 Mio. konnten direkt aus den Messkurven entnommen werden. Eine Wöhlerlinie wird immer aus den Ergebnissen zweier Schwingspiele mit gleicher Unterspannung gebildet. Somit ist stets zwischen vier verschiedenen Querzugzuständen und zwei unterschiedlichen Unterspannungsniveaus zu unterscheiden. Die Ermüdungsnachweise für Betonstahl beruhen auf normativ festgelegten Wöhlerlinien, welche im doppeltlogarithmischen Maßstab durch zwei Geraden unterschiedlicher Neigung beschrieben werden. Bei diesen Wöhlerlinien handelt es sich um sogenannte normierte Wöhlerlinien, welche auf eine definierte Dauerfestigkeit (Quasi-Dauerfestigkeit oder technische Dauerfestigkeit) bezogen werden. Wird der Wöhlerlinienverlauf auf der Grundlage von Spannungsschwingbreiten ausdrückt, ergibt sich Gl. (5). –1/k

n  ∆ σ=∆ σ R ·  nR 

(5)

4.2 Normierte Wöhlerlinien Einen der einfachsten Ansätze zur Beschreibung des Zeitfestigkeitsbereiches einer Wöhlerlinie schlug Basquin mit Gl. (3) vor. σmax = C · nm

(3)

Angewandt auf die Verbundoberspannung τmax ergibt sich Gl. (4) τmax(n) = C · nm

(4)

Im doppeltlogarithmischen Maßstab würde diese Funktion eine Gerade beschreiben, bei welcher der Exponent m die Neigung und die Konstante C die relative Lage im Diagramm bestimmen.

284

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Der Wert ΔσR entspricht dabei dem definierten Dauerfestigkeitswert bezüglich einer Grenzlastwechselzahl nR. Da sich jedoch für Betonstahl kein scharfer Dauerfestigkeitsbereich (horizontaler Verlauf der Wöhlerlinie) abzeichnet, wurde dessen Wöhlerlinienverlauf von Haibach [13] derart modifiziert, dass von zwei Bereichen mit unterschiedlichen Neigungen auszugehen ist. Der Knickpunkt wird durch die Werte ΔσR und nR vorgegeben. Die Neigungen können durch die Neigungsexponenten k1 und k2 beschrieben werden, wobei k2 = 2 k1 – 1 festgelegt wurde. Die analoge Anwendung von Gl. (5) auf Verbundoberspannungen führt zu Gl. (6). –1/k

n  τmax (n) =τR ·   nR 

(6)

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

Ist die Wöhlerlinienfunktion nach dem Ansatz von Basquin bereits vorhanden, gilt:

eine lineare Beziehung zur eingestellten Rissbreite w gesetzt. Mithilfe dieser Linearisierung können die Wöhlerlinien in ein Bemessungsmodell integriert werden. Die Aufstellung des Bemessungsmodells erfolgt auf der Grundlage von normierten Wöhlerlinien des Verbundes gemäß Gl. (6) für das Kriterium eines zulässigen Schlupfzuwachses von 0,1 mm und einer Grenzlastwechselzahl von nR = 106. Die Tabelle 3 gibt die Parameter getrennt nach den Unterspannungen und Betonarten an. In Bild 6 sind die zugehörigen normierten Verbundwöhlerlinien grafisch dargestellt. Der Einfluss der Rissbreite wird in einer Abnahme der ertragbaren Oberspannungen ersichtlich. Der hochfeste Beton erträgt infolge seiner höheren Betonfestigkeit prinzipiell höhere Verbundoberspannungen. Jedoch nehmen diese mit steigenden Lastwechselzahlen im Vergleich zum normalfesten Beton stärker ab, was auf die erhöhte Sprödigkeit des hochfesten Betons zurückgeführt werden kann. Diese ist die Folge der nicht linear mit der Druckfestigkeit des Betons ansteigenden Zugfestigkeit. Die Wöhlerlinien weisen unterschiedliche Verläufe für die Unterspannungen auf, sodass im Gegensatz zu den normativen Annahmen bezüglich des Bewehrungsstahles eine Mittelspannungsabhängigkeit erkennbar ist (Bild 6). Die betonbedingten Unterschiede in den Verbundspannungen nehmen mit Zunahme der Rissbreite ab. Das Vorhandensein eines Längsrisses beeinflusst die Ermüdungsfestigkeit des Verbundes von hochfestem Beton in größerem Maße.

–1/k

n  C · n m =τR ·   nR 

(7)

Folgende Zusammenhänge können daraus abgeleitet werden: k =–

1 m

(8) –1/k

1  τR ·   nR 

m =C → τR =C · nR

(9)

Es kann demnach festgestellt werden, dass die normierte Wöhlerlinie relativ einfach aus den Parametern der Basquin-Funktion bestimmt werden kann, ohne dass sie eine andere Gestalt annimmt.

5 Zulässige Spannungsschwingbreiten Angesichts des Zieles der Erstellung von geeigneten Hilfsmitteln für eine Bemessung gegen die Ermüdung des Verbundes ist es wichtig, die erzielten Ergebnisse zu verallgemeinern. Aus diesem Grund werden die im Ansatz von Basquin enthaltenen Parameter m und C nachfolgend in

Tabelle 3. Normierte Verbundwöhlerlinien, Bemessungswerte (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, querbewehrt) Table 3. Normalised S-N curves, design values (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, transverse reinforcement) Hochfester Beton (HPC)

Rissbreite w [mm]

τmin = 2,5 MPa

τmin = 5,0 MPa

τmin = 2,5 MPa

τmin = 5,0 MPa

τR [MPa]

0,0

7,0

8,0

9,2

11,0

0,1

5,6

7,1

7,3

9,2

0,2

4,5

6,3

5,8

7,7

0,3

3,6

5,6

4,6

6,5

12,5

Verbundspannung τmax [MPa]

Normalfester Beton (NSC)

10,0 7,5 5,0 2,5 τmin = 2,5 MPa

0,0 2

5 6 4 Lastwechselzahl lg n

12,5 10,0 7,5 NSC HPC w = 0,3 mm 0,2 mm 0,1 mm 0,0 mm

5,0 2,5 0,0

τmin = 5,0 MPa

5 6 4 Lastwechselzahl lg n

Bild 6. Normierte Verbundwöhlerlinien nach Tabelle 3 Fig. 6. Normalised S-N curves for bond according to table 3

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

285

12,5

NSC

10,0 7,5 w= 0,0 0,1 0,2 0,3

5,0 2,5

12,5

Verbundspannung τmax [MPa]

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

HPC

10,0 7,5 w= 0,0 0,1 0,2 0,3

5,0 2,5

0,0

0,0 0,0

2,5 7,5 10,0 5,0 Verbundspannung τmin [MPa]

12,5

2,5 7,5 10,0 5,0 Verbundspannung τmin [MPa]

0,0

12,5

Bild 7. Goodmandiagramm für nR = 106 und Δs ≤ 0,1 mm (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, querbewehrt) Fig. 7. Goodman diagram for nR = 106 and Δs ≤ 0,1 mm (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, transverse reinforcement)

500 Oberspannung σmax [MPa]

Um die Mittelspannungsabhängigkeit der Verbundermüdung besser darstellen zu können, werden die Wöhlerlinien in Dauerfestigkeitsschaubilder nach Goodman für eine Grenzlastwechselzahl von 1 Mio. überführt (Bild 7). Die sogenannten Grenzlinien verbinden die Grenzspannungen τR, welche in den Wöhlerdiagrammen bei n = 106 abgelesen werden können. Der Schwingbereich, für welchen keine Überschreitung des Verformungskriteriums von Δs = 0,1 mm bis 1 Mio. Lastwechsel zu erwarten ist, befindet sich innerhalb der Zone, welche von der Mittellinie sowie der entsprechenden Grenzlinie der Verbundfestigkeit eingefasst ist. Dieser sogenannte Dauerfestigkeitsbereich schnürt sich mit zunehmender Längsrissbreite ein, sodass das Spektrum an zulässigen Schwingspielen eingeschränkt wird. Im Hinblick auf die Betonart kann festgestellt werden, dass beim hochfesten Beton die ertragbare Spannungsschwingbreite mit steigender Unterspannung verhältnismäßig schwach abnimmt, d. h. eine geringe Mittelspannungsabhängigkeit vorliegt. Demgegenüber nehmen die ertragbaren Spannungsschwingbreiten des normalfesten Betons mit zunehmender Unterspannung stark ab. Der Einfluss der Längsrissbreite verringert sich mit steigender Mittelspannung. Aufgrund der betonbedingt stark variierenden Grenzlinienanstiege ist eine Darstellung auf Basis bezogener Größen nicht möglich. In der Konsequenz bedeutet dies, dass eine Übertragung der ertragbaren Spannungsschwingbreiten auf andere Betonarten problematisch ist. Um jedoch genaue Aussagen darüber treffen zu können, ob ein Ermüdungsversagen durch den Betonstahl oder den Verbund hervorgerufen wird, ist es sinnvoll, die entsprechenden Wöhlerlinien in ein gemeinsames Dia-

NSC

ΔσR = 210 175 162,5

400 300 200

w= 0,0 0,1 0,2 0,3

100

σmin = 100 MPa

0 2

5 6 4 Lastwechselzahl lg n

σR [MPa]

DIN EN 1992-1-1 (12/2004)

106

DIN 1045-1 (08/2008)

9 9

CEB-FIP Model Code 1990

286

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Bild 8. Gesamtwöhlerschaubild Fig. 8. Overall S-N diagram

gramm zu überführen. Dabei sind allerdings die jeweiligen Bezugsgrößen der einzelnen Wöhlerlinien zu beachten. Während die Verbundwöhlerlinien auf der Oberspannung basieren, liegt den Wöhlerlinien des Betonstahles die Spannungsschwingbreite zugrunde. Die Aufgabe besteht darin, diese Bezugsgrößen in einen gemeinsamen Kontext zu stellen. Bei der in den durchgeführten Versuchen vorliegenden Verbundlänge von 10 ds gilt zwischen der Stahlspannung am belasteten Ende und der mittleren Verbundspannung τ die Beziehung gemäß Gl. (10). σd σ d σ τ= · s = · s = → σ=40 · τ 4 l b 4 10ds 40

Tabelle 4. Umrechnung der Dauerfestigkeitsschwingbreiten Table 4. Conversion of resisting stress ranges Gerade und gebogene Stäbe

ΔσR [MPa] σmin = 100 MPa

σmin = 200 MPa

162,5

262,5

362,5

106

175

275

375

106

210

310

410

(10)

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

500

ΔσR = 210 175 162,5

400 300

w= 0,0 0,1 0,2 0,3

200 100 0 0

100 300 400 200 Unterspannung σmin [MPa]

NSC

Oberspannung σmax [MPa]

500

0,8 fyk

400 300

w= 0,0 0,1 0,2 0,3

200 100 0

500

HPC

100 300 400 200 Unterspannung σmin [MPa]

500

Bild 9. Zulässige Schwingbreiten für nR = 106 und Δs ≤ 0,1 mm (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, querbewehrt) Fig. 9. Design stress ranges for nR = 106 and Δs ≤ 0,1 mm (ds ≥ 16 mm, lb ≥ 10 ds, transverse reinforcement)

Bei der Ermüdung von Betonstählen wird davon ausgegangen, dass nur die Spannungsschwingbreite, unabhängig von der Mittelspannung, für das Dauerschwingverhalten maßgebend ist. Diese Annahme ermöglicht es, Wöhlerlinien ebenfalls für entsprechende Dauerfestigkeiten auf Basis von Oberspannungen zu erzeugen. Die Tabelle 4 gibt die hierzu umgerechneten Werte an. Mithilfe dieser Angaben können die Wöhlerlinien der Betonstahl- und Verbundermüdung in einem gemeinsamen Schaubild dargestellt werden (Bild 8). Dabei wird deutlich, dass bei niedrigen Oberspannungen der als zulässig erachtete Schlupfzuwachs von 0,1 mm nicht vor Eintritt der Betonstahlermüdung erreicht wird. Jedoch ist bei hohen Oberlasten das Überschreiten der Schlupfzuwachsgrenze bereits weit vor dem Stahlermüdungsbruch zu erwarten. Dieser Effekt wird durch zunehmende Längsrissbreiten infolge entsprechender Querzugbeanspruchungen verstärkt. Die verminderte Ermüdungsfestigkeit des Verbundes gewinnt somit gegenüber der Betonstahlermüdung vermehrt an Bedeutung. Mithilfe von Bild 8 ist es möglich, Goodmandiagramme zu erstellen, welche sowohl für die Verbund- als auch die Stahlermüdung zugehörige Grenzlinien enthalten (Bild 9). Dieses Diagramm gilt für eine Grenzlastwechselzahl von 1 Mio. und kann für die Bemessung entsprechender Bauteile aus Stahlbeton verwendet werden. Da nach DIN 1045-1 und DIN EN 1992-1-1 die Stahlspannung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit die Grenze von 0,8 fyk nicht überschreiten soll, ist eine Begrenzung der Stahloberspannungen auf 400 MPa erforderlich. Bei der Anwendung des Goodmandiagramms gemäß Bild 9 ist zu beachten, dass die zulässigen Schwingbreiten anhand von Versuchen mit einer Verbundlänge von 10 ds ermittelt wurden. Für davon abweichende Verbundlängen ist mit einem veränderten Schlupfwachstum zu rechnen, welches in der Folge auch zu abweichenden Verbundwöhlerlinien führen würde. Die Verbundlänge von 10 ds kann aber als ein Grenzwert verstanden werden, der von den im realen Bauteil anzutreffenden Verankerungslängen nicht unterschritten wird. Sofern sichergestellt werden kann, dass das zu bemessende Bauteil eine Verbundlänge von lb ≥ 10 ds aufweist, liegen die zulässigen Spannungsschwingbreiten auf der sicheren Seite. Da aufgrund des vermuteten Einflusses des Stabdurchmessers nicht ausge-

schlossen werden kann, dass kleinere Stäbe bei gleichen Längsrissbreiten das Ermüdungskriterium möglicherweise eher erreichen, müssen die zulässigen Spannungsschwingbreiten auf Stabdurchmesser mit ds ≥ 16 mm beschränkt bleiben.

6 Schlussfolgerung Der Ermüdungswiderstand des Verbundes zwischen Bewehrungsstahl und Beton kann durch eine Querzugbeanspruchung im Bauteil erheblich beeinträchtigt werden. Deshalb muss hinterfragt werden, inwieweit das bisherige Vorgehen mit getrennt zu führenden Nachweisen der Ermüdung von Bewehrungsstahl und Beton dieser Problematik gerecht wird. Da bereits die Überschreitung einer bestimmten Relativverschiebung für den Verbund zwischen Stahl und Beton kritische Folgen hat, ist der Grenzzustand der Ermüdung über ein zulässiges Schlupfmaß zu definieren. Mit den hier entwickelten Wöhlerlinien des Verbundes wird deutlich, dass bei niedrigen Oberlasten der als zulässig erachtete Schlupfzuwachs von 0,1 mm nicht vor Eintritt der Stahlermüdung erreicht wird. Jedoch ist bei hohen Oberlasten das Überschreiten der Schlupfzuwachsgrenze bereits weit vor dem Stahlermüdungsbruch zu erwarten. Dieser Sachverhalt wird durch zunehmende Längsrissbreiten infolge einer Querzugbeanspruchung verstärkt. Die verminderte Ermüdungsfestigkeit des Verbundes gewinnt somit gegenüber der Betonstahlermüdung vermehrt an Bedeutung. Die im Beitrag vorgestellten Hilfsmittel machen eine sichere Bauteilbemessung gegen Verbundermüdung möglich.

Danksagung Die Autoren danken der Deutschen Forschungsgemeinschaft (DFG) für die Förderung der vorgestellten Untersuchungen (Projekt-Nr. CU 37/8-1 und CU 37/8-2). Literatur [1] Balázs, G. L.: Fatigue of bond. In: ACI Materials Journal 88 (1991), pp. 620–629. [2] Rehm, G.; Eligehausen R.: Bond of ribbed bars under high cycle repeated loads. In: ACI Journal 76 (1979), pp. 297–309. [3] Comité Euro-International du Béton (CEB): CEB-FIP Model Code 1990: Design Code. London: Thomas Telford, 1993.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

287

A. Lindorf/M. Curbach · Experimentelle Untersuchungen zur Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug

[4] Koch, R. and Balázs, G. L.: Slip Increase under cyclic and long term loading. In: Otto-Graf-Journal 4 (1993), pp. 160–191. [5] Sippel, T. M.: Zum Trag- und Verformungsverhalten von Stahlbetontragwerken unter Betriebsbelastung. Universität Stuttgart, Dissertation, 1996 (IWB Mitteilungen 1996/3). [6] Lindorf, A.; Lemnitzer, L. and Curbach, M.: Experimental investigations on bond behaviour of reinforced concrete under transverse tension and repeated loading. In: Engineering Structures 31 (2009), pp. 1469–1476. [7] DIN 1045-1: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton. Teil 1: Bemessung und Konstruktion. Berlin: Beuth, Ausgaben Juli 2001, August 2008. [8] 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 199211:2004. Berlin: Beuth, Oktober 2005. [9] Roš, M.: Die materialtechnischen Grundlagen und Probleme des Eisenbetons im Hinblick auf die zukünftige Gestaltung der Stahlbeton-Bauweise. Eidgenössische Materialprüfungs- und Versuchsanstalt für Industrie, Bauwesen und Gewerbe Zürich, 1950. [10] Lindorf, A.: Ermüdung des Verbundes von Stahlbeton unter Querzug. Technische Universität Dresden, Dissertation 2011 (Schriftenreihe KID Heft 26). [11] Lindorf, A. and Curbach, M.: S-N curves for fatigue of bond in reinforced concrete structures under transverse tension. In: Engineering Structures 32 (2010), pp. 3068–3074.

[12] Basquin, O. H.: The exponential law of endurance tests. In: Proceedings of the American Society for Testing and Materials 10 (1910), pp. 625–630. [13] Haibach, E.: Betriebsfestigkeit – Verfahren und Daten zur Bauteilberechnung. Berlin: Springer, 2006.

Dr.-Ing. Alexander Lindorf JORDAHL – Deutsche Kahneisen Gesellschaft mbH Nobelstraße 51 12057 Berlin a.lindorf@jordahl.de vormals Technische Universität Dresden Institut für Massivbau 01062 Dresden

Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Manfred Curbach Technische Universität Dresden Institut für Massivbau 01062 Dresden manfred.curbach@tu-dresden.de

Aktuelles Bundesverband Leichtbeton wird Teil des Innovationsclusters Die Bims- und Leichtbetonindustrie zählt zu den Branchen, die im Norden von Rheinland-Pfalz stark vertreten sind. Zahlreiche Betriebe stellen heute moderne Baustoffe her, die den Anforderungen an die neuesten Verordnungen in Sachen Klimaschutz und Energieeffizienz gerecht werden. Mit einem Marktanteil von fast 13 % gehört Leichtbeton zu den wichtigsten Mauerwerksbaustoffen. Baustoffe aus Leichtbeton sind sehr gut wärme- und schalldämmend. Sie brennen nicht, sind statisch voll belastbar und überall einsetzbar. Aufgrund des geringen Gewichts ist die Verarbeitung wirtschaftlich und schnell. Leichtbetonmauersteine oder -elemente können differenziert an unterschiedlichste Ge-

288

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

bäudeanforderungen angepasst werden. Der Baustoff eignet sich für Außen- und Innenwände, vom Keller bis zum Dach, und für Wohngebäude genauso wie für landwirtschaftliche, öffentliche oder Industriegebäude. Sein geringes Gewicht vereinfacht den Transport zur und auf der Baustelle und ermöglicht schnelles und präzises Arbeiten. Leichtbeton entsteht aus Zement, Wasser und Zuschlägen – entweder natürlichen Stoffen wie Bims oder Blähton oder gesundheitlich unbedenklichen Recyclingstoffen. Die Möglichkeit zum Einsatz von Recyclingstoffen bei der Herstellung bietet sonst kein anderer Baustoff in dieser Qualität und Wirtschaftlichkeit. Zwischen der Leichtbetonindustrie und dem Innovationscluster Metall-Keramik-Kunststoff ergeben sich zahlreiche interessante Schnittmengen, die bereits in konkreten Projekten und Kooperatio-

nen ihren Ausdruck finden. Ziel der Zusammenarbeit ist es, produktionsorientierte Lösungen sowie praxistaugliche Anwendungen zu realisieren. Hierzu zählen unter anderem Systemlösungen für Wände aus Leichtbeton mit integrierten Leerrohren und Elektrodosen; immerhin werden derzeit 36 Millionen Kunststoffdosen pro Jahr in Wänden verbaut. Bei der Oberflächenvergütung hochwertiger Betonprodukte durch Beschichtungen wird deren Fleckempfindlichkeit reduziert und die chemische Beständigkeit der Bauteile verbessert. Ein weiteres Beispiel ist die Herstellung von Produkten mit hohem Gleit- und Rutschwiderstand. Auf diesem Gebiet sind der Ausbau der Zusammenarbeit und die Gründung eines baustoffübergreifenden Kompetenzzentrums geplant. Th.

Fachthemen Jennifer C. Scheydt Oliver Millon Harald S. Müller Klaus Thoma

DOI: 10.1002/best.201200009

Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen Seit einigen Jahren setzt sich die Bundesregierung verstärkt mit den Auswirkungen extremer Ereignisse wie Naturkatastrophen, technische Großunfälle und insbesondere auch Terroranschläge auseinander. Infolgedessen wurde im Jahr 2007 das Programm „Forschung für die zivile Sicherheit“ durch das Bundesministerium für Bildung und Forschung (BMBF) ins Leben gerufen. Hierin sollten Lösungen für den Umgang mit derartigen Bedrohungsszenarien gesucht werden. Ein besonderes Gefährdungspotenzial besteht hierbei für Infrastrukturen des öffentlichen Verkehrs wie Tunnel oder Brücken, deren Ausfall schwere Folgen für die Versorgung der Bevölkerung haben kann. Um für den Fall der Extrembeanspruchung derartiger Infrastrukturbauwerke den größtmöglichen Schutz zu gewährleisten, muss die Tragfähigkeit der baulichen Strukturen verbessert werden. Das Forschungsvorhaben AISIS hat sich im Rahmen dessen mit der Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen befasst. Die erzielten Forschungsergebnisse sind nachfolgend dargelegt. Development of an ultra high strength concrete with increased resistance to fire and explosive loading In recent years, the German Government exceedingly deals with the consequences of extreme events such as natural disasters, technical accidents and terrorist attacks. In 2007, the program “Research for Civil Security” was set up by the German Federal Ministry of Education and Research (BMBF) which aimed at solutions for the handling of such menaces. Particularly the breakdown of public transport buildings (e. g. tunnels, bridges) is supposed to involve a drastic undersupply of general public in case of attack. To avoid that, the load bearing capacity of these buildings has to be enhanced. In this context, an ultra high strength concrete with increased resistance to fire and explosive loading was developed within the research project AISIS. The project results are presented within this article.

die „von wesentlicher Bedeutung für die Aufrechterhaltung wichtiger gesellschaftlicher Funktionen, der Gesundheit, der Sicherheit und des wirtschaftlichen oder sozialen Wohlergehens der Bevölkerung sind und deren Zerstörung erhebliche Auswirkungen (…) hätte, da diese Funktionen nicht mehr aufrechterhalten werden können“ [1]. Das Ziel des Projekts AISIS war zum einen die Entwicklung eines Lagebewertungssystems, das den Rettungsund Einsatzkräften im Katastrophenfall wesentliche Informationen über den Bauwerkszustand in Echtzeit zur Verfügung stellt. Damit soll den Rettungs- und Einsatzkräften eine umfassende Einschätzung der Situation am Unglücksort ermöglicht werden, sodass diese einen schnellen und zielgerichteten Einsatz durchführen können. Darüber hinaus wurde als weiteres Ziel die Erhöhung des Widerstands besonders gefährdeter Bauwerke gegenüber den extremen Einwirkungen infolge von Terroranschlägen, Naturkatastrophen oder Großunfällen verfolgt. Vor dem Hintergrund der Maximierung des Bauwerkswiderstands war das Institut für Massivbau und Baustofftechnologie (IMB) des Karlsruher Instituts für Technologie (KIT) mit der Entwicklung eines ultrahochfesten Betons (UHPC) betraut, der – neben einem gesteigerten Widerstand gegenüber hohen statischen oder korrosiven Lasten – zudem eine erhöhte Widerstandsfähigkeit gegenüber Brand- und hochdynamischen Beanspruchungen aufweist. Im Rahmen der Charakterisierung des am IMB entwickelten Betons wurden am Fraunhofer-Institut für Kurzzeitdynamik, Ernst-Mach-Institut (EMI), Untersuchungen zum Betonverhalten unter hochdynamischer Beanspruchung durchgeführt, während die Untersuchungen zur statischen Beanspruchung sowie zur Hochtemperatureinwirkung am IMB erfolgten.

2 Betonentwicklung 2.1 Ziele und Vorgehensweisen

1 Einleitung Beim Forschungsvorhaben AISIS (Automatisierte Informationsgewinnung und Schutz kritischer InfraStruktur im Katastrophenfall) handelt es sich um ein Verbundprojekt, das im Rahmen des Programms „Forschung für die zivile Sicherheit“ der Bundesregierung als Teil der HightechStrategie durch das Bundesministerium für Bildung und Forschung (BMBF) gefördert wurde. Als „kritische Infrastruktur“ werden in diesem Kontext Bauwerke bezeichnet,

Der Widerstand eines Materials gegenüber einer hochdynamischen Beanspruchung (z. B. Explosion) steigt mit zunehmender Duktilität, das heißt also mit zunehmendem Verformungsvermögen. Ein häufig angewendetes und zielführendes Vorgehen bei der Maximierung der Duktilität von Beton ist der Einsatz einer Faserbewehrung, wie eine breit angelegte Literaturstudie bestätigte (vergleiche hierzu [2]). Insbesondere Gemische verschiedener Stahlfasertypen – sogenannter „Fasercocktails“ – sind in der Lage,

289

J. C. Scheydt/O. Millon/H. S. Müller/K. Thoma · Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

2.2 Optimierung der unbewehrten Mörtelgrundlage (Phase 1 der Betonentwicklung) Die Optimierung der unbewehrten Mörtelgrundlage erfolgte ausgehend von einer am IMB entwickelten Rezeptur, deren Frisch- und Festmörtelverhalten hinreichend charakterisiert war und die sich bereits beim baupraktischen Einsatz bewährt hatte. Insgesamt wurden drei lokal verfügbare Zemente (CEM I 52,5 R (CEM 1), CEM I 42,5 R-HS/NA (CEM 2) und CEM I 52,5 N (CEM 3)) sowie zwei Fließmittel auf Polycarboxylatetherbasis (FM 1 und FM 2) hinsichtlich ihrer Eignung für die Betonentwicklung überprüft. Die Zusammensetzung der in Phase 1 untersuchten Mörtel ist Tabelle 1 zu entnehmen. Beim eingesetzten Mineralcompound handelt es sich um ein Ge-

800

Mörtel 1 (CEM 1 + FM 1) Mörtel 2 (CEM 2 + FM 1) Mörtel 3 (CEM 3 + FM 1)

600

τ [Pa]

das Verformungsvermögen von Beton zu steigern. Im Projekt AISIS war daher die Maximierung der Duktilität des Betons durch die Anwendung einer derartig abgestuften Stahlfaserbewehrung vorgesehen. Zur Erhöhung des Brandwiderstands von Beton werden meist Kunststofffasern eingesetzt. Diese schmelzen im Brandfall und hinterlassen ein Kapillarsystem, über das Wasserdampf entweichen kann, wodurch Sprengdrücke und daraus resultierende Abplatzungen und Querschnittsminderungen reduziert werden. Auch im Projekt AISIS sollte der Brandwiderstand des zu entwickelnden Betons auf diese Weise gesteigert werden, da bei explosiven Einwirkungen auch hohe Temperaturbelastungen vorzufinden sind. Darüber hinaus wurde grundsätzlich das Ziel verfolgt, die Wirtschaftlichkeit des zu entwickelnden Betons zu maximieren. Dies erfolgte vor allem durch die Reduktion der Anzahl an Ausgangsstoffen und nach Möglichkeit durch die Verwendung lokal verfügbarer Materialien. Hieraus resultierende Einbußen hinsichtlich der Verarbeitbarkeit bzw. der mechanischen Eigenschaften des Betons wurden zugunsten der Kostenersparnis in Kauf genommen. Die Betonentwicklung erfolgte in zwei Phasen. In Phase 1 wurden zunächst die unbewehrte Mörtelgrundlage (Größtkorndurchmesser 0,5 mm) des zu entwickelnden Betons im Labormaßstab hinsichtlich ihrer Fließfähigkeit optimiert und deren mechanische Eigenschaften bestimmt. Im Anschluss erfolgten in Phase 2 die Zugabe der Stahlfaserbewehrung und teilweise zusätzlich die Zugabe einer groben Gesteinskörnung (Kies, Größtkorndurchmesser 8 mm) sowie einer Polypropylenfaserbewehrung zur Erhöhung des Brandwiderstands. Die in Phase 2 hergestellten Betone wurden hinsichtlich ihrer Verarbeitbarkeit, ihres Verformungsvermögens (zunächst unter statischen Versuchsbedingungen) sowie ihres Hochtemperaturwiderstands bewertet.

Mörtel 4 (CEM 1 + FM 2) 400

Mörtel 5 (CEM 2 + FM 2) Mörtel 6 (CEM 3 + FM 3)

200

0,6

1,2

  η ∞ 0 –η · η τ=γ ∞+ p + γ 1 (c · )   mit τ γ·

η∞ η0 c p

(1)

Schubspannung [Pa] Scherrate [1/s] Unendlich-Viskosität [Pa · s] Nullviskosität [Pa · s] Cross-Konstante [s] Cross-Hochzahl [–]

Das Modell nach Cross geht davon aus, dass die Null-Viskosität η0 – also die dynamische Viskosität bei sehr klei-

Zement2) [kg/m³]

Fließmittel3) [kg/m³]

Wasser3) [kg/m³]

w/z3) [–]

(w/z)eq3) [–]

1330

760

38–49

186–207

0,28–0,33

0,21–0,25

bestehend aus Mikrosilika, Quarzmehlen und Quarzsand, Dmax = 0,5 mm (vergleiche hierzu [3]) CEM 1 bis CEM 3, vgl. Tabelle 2 ggf. Wasser und Fließmittel nachdosiert bis zur Verflüssigung des Mörtels

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

3,0

misch aus Quarzsanden und -mehlen sowie Mikrosilika, das am IMB speziell für den Einsatz in ultrahochfestem Beton entwickelt worden war, um die Anzahl der vorzuhaltenden Ausgangsstoffe und somit die Betonkosten zu reduzieren, vergleiche hierzu [3]. Zur Herstellung der Mörtel wurde ein Mörtelmischer nach DIN EN 196-1:2005-05 eingesetzt. Sofern die Mörtel beim vorgesehenen Wassergehalt (w/z = 0,28) nicht verflüssigt werden konnten, wurde Wasser und ggf. Fließmittel nachdosiert (vgl. Tabelle 1). Zur Beurteilung der Verarbeitbarkeit wurde das Mörtelausbreitmaß ohne Schlag in Anlehnung an DIN EN 1015-3:2007-05 bestimmt. Das Fließverhalten der Mörtel wurde außerdem mithilfe eines Rotationsrheometers charakterisiert. Hierbei wurde insbesondere die dynamische Viskosität η ermittelt. Die Fließkurven τ(γ· ) – also die Schubspannung τ in Abhängigkeit von der Scherrate γ· – der untersuchten Mörtel sind in Bild 1 dargestellt. Sie ließen sich durchgängig mithilfe des Modells nach Cross, vergleiche Gl. (1), beschreiben [4].

Mineralcompound1) [kg/m³]

290

2,4

Bild 1. Fließkurven der Mörtel 1 bis 6 Fig. 1. Flow curves of the mortars 1 to 6

Tabelle 1. Zusammensetzung der in Phase 1 untersuchten Mörtel Table 1. Composition of the investigated mortars (development phase 1)

1) 2) 3)

1,8

. γ [1/s]

J. C. Scheydt/O. Millon/H. S. Müller/K. Thoma · Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

Tabelle 2. Frisch- und Festmörtelkennwerte der in Phase 1 untersuchten Mörtel ohne Faserbewehrung Table 2. Properties of the investigated mortars in the fresh and hardened state (development phase 1, no fibre reinforcement) Mörtel

Beschreibung

Mörtel 1

CEM 13)

Mörtel 2

CEM

24)

CEM

35)

Mörtel 3 Mörtel 4

CEM 1

Mörtel 5

CEM 2

Mörtel 6

CEM 3

1) 2) 3) 5)

16)

Ausbreitmaß1) (ohne Schlag) [mm]

η0

η∞

135

1,8 · 104

488

143

4167

667

174

2470

103

110

97 FM 26)

Festigkeit2) [N/mm²]

Viskosität [Pa · s]

2,8 ·

105

6,4 ·

Druck Rc,7 Biegezug Rf,7

104

197

1693

109

245

447

114

nach DIN EN 1015-3:2007-05 nach DIN EN 196-1:2005-05 an Prismen (40 × 40 × 160 mm³) im Alter von 7 Tagen 4) CEM I 42,5 R-HS/NA CEM I 52,5 R 6) Fließmittel auf Polycarboxylatetherbasis CEM I 52,5 N

nen Scherraten – im Vergleich zur Unendlich-Viskosität η∞ – d. h. der dynamischen Viskosität bei sehr hohen Scherraten – deutlich größer ist, das Material jedoch keine Fließgrenze aufweist. Mit zunehmender Viskosität η verschlechtert sich das Fließverhalten des Mörtels, weshalb η einen möglichst geringen Wert annehmen sollte. In vorangehenden Untersuchungsprogrammen am IMB hatte sich gezeigt, dass Mörtel mit einem Ausbreitmaß von mindestens 250 mm ohne Schlag und einer Nullviskosität η0 von höchstens 1000 Pa · s zu gut verarbeitbaren ultrahochfesten Betonen führen. Aus den untersuchten Mörteln wurden Probekörper (Prismen, 40 × 40 × 160 mm³) hergestellt, deren Festmörtelverhalten (Druck- und Biegezugfestigkeit) im Mörtelalter von sieben Tagen nach Lagerung bei 20 °C und 90 % r. F. untersucht wurde. Die aus der rheologischen Untersuchung resultierenden Viskositäten η0 und η∞, die Mörtel-Ausbreitmaße sowie die Festmörtelkennwerte der untersuchten Mörtel sind in Tabelle 2 angegeben. Unbewehrte ultrahochfeste Mörtel weisen unter den gegebenen Lagerungsbedingungen im Betonalter von sieben Tagen erfahrungsgemäß Druckfestigkeiten Rc,7 im Bereich von 100 N/mm² und Biegezugfestigkeiten Rf,7 von mindestens 10 N/mm² auf. Wie aus Tabelle 2 hervorgeht, lagen somit alle Mörtel im geforderten Festigkeitsbereich. Der Einsatz des Zements CEM 1 führte unabhängig vom Fließmittel zu einer sehr hohen Viskosität und zu geringen Ausbreitmaßen, also zu einem ungünstigen Frischmörtelverhalten. Insbesondere aus der Kombination des Zements CEM 3 mit dem Fließmittel FM 2 (Mörtel 6) ergab sich ein günstiges Frischmörtelverhalten. Der unter dieser Kombination optimierte Mörtel 6 diente daher als Grundlage für die weiteren Versuche, die im Rahmen von Entwicklungsphase 2 (vgl. Abschn. 2.3) durchgeführt wurden.

2.3 Maximierung der Duktilität und des Hochtemperaturwiderstands (Phase 2 der Betonentwicklung) 2.3.1 Einsatz von Stahlfasern zur Maximierung der Duktilität Zur Überbrückung unterschiedlicher Rissbreiten sollte die eingesetzte Stahlfaserbewehrung möglichst vielfältig ab-

gestuft sein. Mikrorisse werden durch kurze, hochfeste Fasern überbrückt, während lange, duktile Fasern die Rissufer von Makrorissen miteinander verbinden [5]. Eine Übersicht über die im Rahmen des Projekts AISIS untersuchten Stahlfasertypen ist Tabelle 3 zu entnehmen. Neben geraden, unprofilierten Stahlfasern (Kurzfasern, Fasern 1 bis 3, Länge L = 6 bis 17 mm) wurden auch profilierte bzw. verformte Stahlfasern (Langfasern, Fasern 4 bis 11, L = 30 bis 40 mm) eingesetzt. Die Langfasern kamen bei gleichzeitiger Zugabe einer groben Gesteinskörnung (Kies, Dmax = 8 mm) zum Einsatz, da beim Einsatz einer Faserbewehrung in Kombination mit einer groben Gesteinskörnung die Faserlänge das Drei- bis Fünffache des Größtkorns betragen sollte [2]. Der Einsatz einer Stahlfaserbewehrung geht in der Regel mit einem Rückgang der Verarbeitbarkeit des Frischbetons einher. Die Einbußen hinsichtlich der Verarbeitbarkeit des Betons nehmen hierbei mit zunehmendem Verformungsgrad der Faser und zunehmendem Verhältnis zwischen Faserlänge L und -durchmesser D zu. Für die Verwendung von n verschiedenen geraden, unprofilierten Faserarten ist der Faserfaktor V nach Nakamura [6], vergleiche Gl. (2), ein geeigneter Kennwert zur Einstellung der Verarbeitbarkeit von Faserbetonen. Um eine gute Verarbeitbarkeit sicherzustellen, sollte der Faserfaktor einen Grenzwert Vgrenz von 220 nicht überschreiten [2]. n

i ·v ∑ Di i

(2)

i= 1

mit V Li Di vi

Faserfaktor [–] Länge der i-ten Faser [mm] Durchmesser der i-ten Faser [mm] Fasergehalt der i-ten Faser [Vol.-%]

Nach dem Anmischen der Feinkornbetone (Dmax = 0,5 mm) und Grobkornbetone (Dmax = 8 mm) wurde zunächst deren Verarbeitbarkeit anhand des Ausbreitmaßes mit Schlag nach DIN EN 1015-3:2007-05 untersucht. Wie aus Bild 2 hervorgeht, konnte anhand von Versuchen zur

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

291

J. C. Scheydt/O. Millon/H. S. Müller/K. Thoma · Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

Tabelle 3. Eigenschaften der im Rahmen des Projekts AISIS untersuchten Stahlfasertypen (Herstellerangaben) Table 3. Properties of the steel fibre reinforcement used within the project AISIS (manufacturer information)

Langfasern

Kurzfasern

Bezeichnung

Durchmesser D L/D [mm] [–]

Zugfestigkeit [N/mm²]

Faser 1

0,20

k. A.

Faser 2

0,15

2100

Faser 3

0,15

113

2044

Faser 4

0,60

k. A.

Faser 5

0,50

1200

Faser 6

0,70

> 1250

Faser 7

0,80

1200

Faser 8

1,7/0,51)

–

770

Faser 9

1,0

2400

2,0/0,51)

–

430

2,0/0,51)

–

800

Faser 10 Faser 11 1)

Länge L [mm]

Form

eckiger Faserquerschnitt; Angabe von Faserbreite/Faserdicke anstelle des Faserdurchmessers 300

Ausbreitmaß [mm]

250 200 150 100 50 0 0

100

150

200

250

300

350

400

450

Vgrenz Faserfaktor V [-]

Bild 2. Ausbreitmaß nach DIN 1015-3 in Abhängigkeit vom Faserfaktor V beim Einsatz eines Fasercocktails aus den Kurzfasern 1 bis 3 (Fasertypen vergleiche Tabelle 3) Fig. 2. Results of the slump test according to DIN 1015-3 against the fibre factor V (fibre cocktail consisting of the short fibres 1 to 3, for fibre types see Table 3)

Kombination der Kurzfasern 1 bis 3, die in diesem Beitrag nur auszugsweise wiedergegeben sind, der Grenzwert Vgrenz für den Faserfaktor nach Nakamura bestätigt werden. Zur Quantifizierung der Duktilität der Betone wurden verformungsgeregelte 4-Punkt-Biegezugversuche an Prismen (40 × 40 × 160 mm³) herangezogen. Da das Format der verwendeten Prismenschalungen zu klein war, um für die mit Langfasern bewehrten Grobkornbetone eine homogene Grobkorn- und Faserverteilung sicherzustellen, wurden aus den Grobkornbetonen Quader hergestellt (200 × 200 × 100 mm³), aus denen Prismen im Format 40 × 40 × 160 mm³ für die Prüfung herausgesägt wurden. Das Verformungsverhalten der Proben im Versuch wurde mittels induktiver Wegaufnehmer erfasst. Bis zu einer Ver-

292

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

formung von 2 mm betrug die Belastungsgeschwindigkeit 0,4 mm/min. Anschließend wurde diese auf 1 mm/min erhöht. Die Verformung wurde bis zu einer Gesamtverschiebung von 12 mm erfasst. Der Serienumfang betrug drei Probekörper. Als Maß für die Duktilität diente die Fläche unter den sich ergebenden Kraft-Verformungskurven, also die zugehörigen Integrale. Je größer das Integral ist, umso größer ist die Duktilität des Betons. Ferner wurde aus der im verformungsgeregelten 4-Punkt-Biegezugversuch ermittelten Maximallast die zugehörige Biegezugfestigkeit Rf,KV in Anlehnung an DIN EN 196-1:2005-05 bestimmt. In Bild 3 sind der Versuchsaufbau sowie exemplarisch die Ergebnisse des Kraft-Verformungsversuchs derjenigen Fein- und Grobkornbetone dargestellt, die ein besonders günstiges Verformungsvermögen aufwiesen. Die zugehörigen Frisch- und Festbetonkennwerte sind in Tabelle 4 wiedergegeben. Anhand von Bild 3 und Tabelle 4 ist erkennbar, dass die faserbewehrten Feinkornbetone ein größeres Ausbreitmaß (198 und 233 mm) als die Grobkornbetone (ca. 150 mm) und somit eine bessere Verarbeitbarkeit aufwiesen. Darüber hinaus erreichte der Feinkornbeton mit einer Kombination der Kurzfasern 1 bis 3 bei einem Fasergehalt von 4 Vol.-% und einem Mischungsverhältnis der Fasern von 1/1/1 (Beton 1) die maximale Duktilität gemessen am Integral der Kraft-Verformungskurve (49,9 N · m) sowie die maximale Biegezugfestigkeit Rf,KV (33,9 N/mm²). Die Duktilität des Grobkornbetons war um 30 bis 50 % geringer als diejenige des Feinkornbetons. Vor dem Hintergrund dieser Versuchsergebnisse erfolgte die weitere Betonentwicklung unter Zugrundelegung von Beton 1.

2.3.2 Einsatz von Polyproylenfasern zur Maximierung der Brandbeständigkeit Die bisherigen Versuchsergebnisse zur Auswirkung der Zugabe von Polypropylenfasern auf das Brandverhalten

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Kraft [kN]

Faser 1 + Faser 2 + Faser 3 Mischungsverhältnis Fasern: 1/1/1 Fasergehalt = 4 Vol.-%

Faser 1 + Faser 2 + Faser 3 Mischungsverhältnis Fasern: 1/1/1 Fasergehalt = 3 Vol.-%

4 (Faser 1 + Faser 2 + Faser 3) + Faser 9 Mischungsverhältnis Fasern: 1/3 3 Fasergehalt = 4 Vol.-%

Faser 9 Fasergehalt = 4 Vol.-%

Mörtel 6 + Fasern + Kies 2/8 mm

Mörtel 6 + Fasern

Fasern:

0 0

Verformung [mm] Bild 3. Kraft-Verformungsdiagramme der Betone 1 bis 4 mit unterschiedlich zusammengesetzter Stahlfaserbewehrung (Fasertypen vergleiche Tabelle 3) und Versuchsaufbau Fig. 3. Load-deformation behaviour of the concretes 1 to 4 with different types of fibre reinforcement (for fibre types see Table 3) and experimental setup Tabelle 4. Frisch- und Festbetoneigenschaften der in Phase 2 untersuchten Betone (vergleiche hierzu auch Bild 3, Werte in Klammern: Standardabweichung) Table 4. Properties of the investigated concretes in the fresh and hardened state (development phase 2, see also Fig. 3, standard deviation in brackets)

1) 2) 3)

Beton

Größtkorn Dmax [mm]

Ausbreitmaß1) [mm]

Integral2) [N · m]

Biegezugfestigkeit Rf,KV3) [N/mm²]

0,5

198

49,9 (3,6)

33,9 (2,3)

0,5

233

38,4 (3,1)

25,3 (3,9)

8,0

149

30,0 (6,8)

18,1 (0,9)

8,0

150

24,7 (8,5)

16,3 (5,1)

nach DIN EN 1015-3:2007-05 Fläche unter der Kraft-Verformungskurve ermittelt aus dem verformungsgeregelten 4-Punkt-Biegezugversuch an Prismen (40 × 40 × 160 mm³)

ultrahochfester Betone weichen voneinander ab. Während an der Universität Leipzig nach Zugabe von PP-Fasern sogar eine Verschlechterung des Brandwiderstands festgestellt wurde [7], zeigten an der Universität Kassel geprüfte ultrahochfeste Betone bei einer Zugabe von 0,3 bis 0,6 Vol.-% Polypropylenfasern einen ausreichenden Brandwiderstand [8]. Die Versuche zur Hochtemperaturbeaufschlagung am IMB wurden unter Einsatz einer eigens hierfür konzipierten, elektrisch betriebenen Hochtemperaturprüfeinrichtung (Bild 4) durchgeführt, d. h. es erfolgte keine direkte Beflammung der Proben. Aufgrund dessen wird im Folgenden der Begriff „Hochtemperaturwiderstand“ anstelle von „Brandwiderstand“ verwendet. Als Grundlage für die Prüfung des Hochtemperaturverhaltens im Rahmen des Projekts AISIS wurde zunächst die „Rijkswaterstaat-Brandkurve“ nach niederländischer Norm [9] gewählt (Bild 5). Mit Prüftemperaturen bis zu 1350 °C basiert diese Kurve auf der Annahme eines sehr

einwirkungsintensiven Lastfalls („worst case scenario“), wie dieser bei einem Tunnelbrand durchaus auftreten kann. In Vorversuchen zum Projekt AISIS war bei einer Maximaltemperatur von 1350 °C allerdings ein Schmelzen des Betons zu verzeichnen, was die mechanische Prüfung der temperaturbeaufschlagten Probekörper erheblich erschwerte. Daher wurde die „Rijkswaterstaat-Brandkurve“ für die weitere Hochtemperaturbeaufschlagung modifiziert, und es wurde eine Maximaltemperatur von 1200 °C gewählt. Hierdurch war die Formstabilität der Proben (Zylinder, d/h = 100/200 mm) weitgehend sichergestellt. Im Anschluss an die Erhitzung des Betons auf 1200 °C innerhalb eines Zeitraums von 60 Minuten war die Abkühlung auf 1000 °C innerhalb von weiteren 60 Minuten und letztlich die Abkühlung auf Raumtemperatur wiederum innerhalb von 60 Minuten vorgesehen (vgl. Bild 5). Im Anschluss an die Hochtemperaturbeaufschlagung erfolgte die Prüfung der Resttragfähigkeit der Betone und die Detektion der Veränderung des Porenraums im Beton.

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Hochtemperaturbereich

Abkühlbereich Probe

Probenbeschickung

Bild 4. Elektrisch betriebener Hochtemperaturofen des IMB Fig. 4. High-temperature furnace (electrically operated) of the IMB

1600

nach Rijkswaterstaat (T max = 1350 °C)

1400

Temperatur [°C]

1200 1000

Temperaturkurve „AISIS“ (T max = 1200 °C)

800 600 400 200 20 0

100

150

200

Zeit [min]

Bild 5. Temperatur-Zeitkurven für die Prüfung des Hochtemperaturwiderstands im Projekt AISIS Fig. 5. Time-heat curve applied for the high-temperature testing within the project AISIS

2.3.3 Resttragfähigkeit infolge der Hochtemperaturbeanspruchung Die Resttragfähigkeit des entwickelten Betons wurde anhand der Druckfestigkeit (Zylinder, d/h = 100/200 mm) nach DIN EN 12390-3:2009-07 im Anschluss an die Hochtemperaturbeanspruchung ermittelt. Vor der Druckfestigkeitsprüfung wurden die hochtemperaturbeaufschlagten Probekörper an den Stirnseiten planparallel geschliffen. Die untersuchten Probekörperserien unterschieden sich bezüglich der Zugabemengen an Polypropylenfasern (0 Vol.-%, 0,3 Vol.-% und 0,6 Vol.-% PP-Fasern), die in Anlehnung an Literaturempfehlungen gewählt wurden [8]. Parallel zu den hochtemperaturbeaufschlagten Probekörpern wurden im selben Betonalter auch normgerecht (DIN EN 12390-2:2009-08) gelagerte Referenzproben mit gleichem PP-Fasergehalt geprüft. Das Erscheinungsbild der Probekörper vor und nach der Hochtemperaturbeauf-

294

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

schlagung ist Bild 6 zu entnehmen. Tendenziell war eine Abnahme der Deformationen und Abplatzungen der Betonproben mit zunehmendem PP-Fasergehalt festzustellen. Die Druckfestigkeit der Zylinder lag vor der Hochtemperaturbeaufschlagung im Bereich zwischen 130 und 140 N/mm² (Bild 7). Der mit 86 % stärkste Rückgang der Druckfestigkeit infolge der Hochtemperaturbeaufschlagung war für die Prüfkörper ohne PP-Faserzusatz festzustellen. Ein Zusatz von 0,3 bzw. 0,6 Vol.-% PP-Fasern führte zu einem leicht geringeren Rückgang der Druckfestigkeit um 81 %. Mit einer verbleibenden Druckfestigkeit von 26 N/mm² wies der Beton AISIS somit immer noch eine Festigkeit im Bereich normalfester Betone auf, die keiner Hochtemperaturbeanspruchung ausgesetzt waren. Hieraus resultiert eine vergleichsweise hohe Resttragfähigkeit der beeinträchtigten Tragkonstruktion, wodurch eine erhöhte Sicherheit der Einsatzkräfte während der Rettungsarbeiten gewährleistet ist.

2.3.4 Veränderung des Porenraums infolge der Hochtemperaturbeanspruchung Die Untersuchung der Veränderung des Porenraums infolge der Hochtemperaturbeanspruchung erfolgte mithilfe der Quecksilberdruckporosimetrie. Für die Prüfung wurden kleine Bohrkerne (d/h = 15/20 mm) aus dem Probeninnern der in Bild 6 dargestellten Zylinder entnommen. Im Vorfeld der Prüfung wurden die Bohrkerne 12 Stunden bei 105 °C getrocknet. Der maximale Intrusionsdruck betrug 2060 bar. Die Auswertung der Messung erfolgte unter Zugrundelegung eines Kontaktwinkels von 141,3° sowie einer Oberflächenspannung des Quecksilbers von 0,485 N/m. Die Ergebnisse sind in Bild 8 dargestellt. Wie hieraus hervorgeht, war infolge der Hochtemperaturprüfung eine Zunahme der Porosität etwa um den Faktor drei zu beobachten. Dies ist auf das Austreiben nicht nur des physikalisch, sondern auch des chemisch gebundenen Wassers und die mit dem Wasserdampfaustritt verbunde-

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Bild 6. Betonzylinder vor (links) und nach der Hochtemperaturbeaufschlagung (v. l. n. r.: 4 Vol.-% Stahlfasern mit 0 Vol.-%, 0,3 Vol.-%, 0,6 Vol.-% PP-Fasern) Fig. 6. Concrete specimens before (left) and after the high-temperature testing (from left to right: 4 % by volume steel fibres combined with 0.0/0.3/0.6 % by volume PP-fibres)

160

0,12

vor HT B

vor HT B (0,3 % PP)

nach HT B Porosität: 25,0 Vol.-%

0,10

nach HT B (0,3 % PP)

120 dV/dlogR [ml/g]

Druckfestigkeit [N/mm²]

140

100 80 60 40 20

- 86 %

- 81 %

0 0 % PP

0,3 % PP

0,6 % PP

0,08 0,06 Porosität: 8,1 Vol.-%

0,04 0,02 0,00 0,001

0,01

0,1 10 1 Porenradius R [μm]

100

1000

Bild 7. Druckfestigkeit der Probekörper (Zylinder, d/h = 100/200 mm) vor und nach der Hochtemperaturbeaufschlagung (HTB) Fig. 7. Compressive strength of the specimens (cylinders, d/h = 100/200 mm) before and after the high-temperature testing (HTB)

Bild 8. Porenradienverteilung und Porosität vor und nach der Hochtemperaturbeaufschlagung (HTB); exemplarisch: Probekörper mit 0,3 Vol.-% PP-Fasern Fig. 8. Pore-size-distribution and porosity before and after the high-temperature testing (HTB); exemplarily: specimens with a PP-fibre content of 0.3 % by volume

ne Ausweitung der Transportwege sowie auf die Zunahme von Mikrorissen zurückzuführen.

3.1 Frischbetonverhalten

3 Charakterisierung des entwickelten Betons Auf Basis der Literaturempfehlungen sowie der zuvor dargelegten Versuchsergebnisse zur Hochtemperaturbeaufschlagung (vergleiche Abschn. 2.4) wurde zur Gewährleistung der Brandbeständigkeit des Betons eine Polypropylenfaserzugabe von 0,6 Vol.-% festgelegt. Zur Maximierung des Widerstands gegenüber einer hochdynamischen Beanspruchung wurde der Stahlfasercocktail aus den Kurzfasern 1 bis 3 (4 Vol.-%, Mischungsverhältnis 1/1/1) herangezogen, der zum maximalen Verformungsvermögen des Betons geführt hatte (vergleiche Abschn. 2.3). Unter Zugrundelegung des in Phase 1 der Betonentwicklung optimierten Feinkornbetons (vergleiche Abschn. 2.2) resultierte somit der Beton AISIS nach Tabelle 5.

Das Anmischen des Betons erfolgte im Technikum des IMB in einem speziell für ultrahochfesten Beton geeigneten Hochleistungsmischer. Nach Mischende wurden die Frischbetoneigenschaften des Betons AISIS untersucht. Die ermittelten Kennwerte sowie die angewendeten Regelwerke sind in Tabelle 6 aufgeführt. Die Faserverteilung im Frischbeton war gleichmäßig und ohne Faseragglomerationen. Mit einem Ausbreitmaß von 500 mm konnte der Beton der Konsistenzklasse F4 nach DIN EN 206-1:2001-07 zugeordnet werden. Die Frischbetontemperatur nach Faserzugabe betrug 26,5 °C und lag somit deutlich höher als bei konventionellem Beton, was auf die hohe Packungsdichte der Ausgangsstoffe, den geringen Wassergehalt sowie den hohen Fasergehalt zurückgeführt werden kann.

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Tabelle 5. Zusammensetzung des entwickelten Betons AISIS Table 5. Composition of the concrete AISIS Mineral compound1) [kg/m³] 1227 1) 2) 3)

Zement [kg/m³]

Fließmittel [kg/m³]

702

Wasser [kg/m³] 187

w/z [–] 0,30

(w/z)eq [–] 0,23

PP3)

105

5,5

105

bestehend aus Mikrosilika, Quarzmehlen und Quarzsand, Dmax = 0,5 mm (vergleiche hierzu [3]) vergleiche hierzu Tabelle 3 Polypropylenfasern, L = 6 mm, D = 18 μm, Zugfestigkeit: 255 N/mm²

Tabelle 6. Frischbetonkennwerte des entwickelten Betons AISIS Table 6. Properties of the concrete AISIS in fresh state Temperatur Rohdichte1) Luftporengehalt2) Ausbreitmaß3) [°C] [kg/m³] [Vol.-%] [mm] 26,5 1) 2) 3)

12)

Fasertyp [kg/m³] 22) 32)

2470

3,9

500 (F4)

nach DIN EN 12350-6:2009-08 nach DIN EN 12350-7:2009-08 nach DIN EN 12350-5:2009-08

Unmittelbar im Anschluss an die Frischbetoncharakterisierung erfolgte die Probekörperherstellung für die Untersuchung des Festbetonverhaltens. Nach dem Befüllen der Schalungen wurde der Beton mithilfe einer Rüttelplatte verdichtet. Alle Probekörper wurden nach ihrer Herstellung nach DIN EN 12390-2:2009-08 gelagert.

3.2 Festbetonverhalten unter statischer Beanspruchung Im Rahmen der Charakterisierung des Festbetonverhaltens im Betonalter von 28 Tagen wurden die Druckfestigkeit fcm,cube (Würfel, 150 × 150 × 150 mm³), die Biegezugfestigkeit fct,stat (4-Punkt-Biegezugversuch, Balken, 100 × 100 × 570 mm³) sowie der Elastizitätsmodul Eb,stat (Zylinder, d/h = 150/300 mm) ermittelt. Die Nettozugfestigkeit ftn,stat sowie die Bruchenergie Gf,stat wurden aus Versuchen zum Spannungs-Verformungsverhalten des Betons in einachsigen Zugversuchen mit Behinderung der Probenverdrehung an gekerbten Probekörpern (100 × 100 × 220 mm³, Kerbtiefe 2 × 30 mm) in Anlehnung an frühere

Forschungsprojekte am IMB bestimmt, vergleiche hierzu [10, 11]. Der Versuchsaufbau sowie eine Probe während der Versuchsdurchführung sind in Bild 9 dargestellt. Die Proben wurden unter Anwendung eines schnell erhärtenden, zweikomponentigen Klebstoffs auf Methyl-Methacrylatbasis zwischen die verdrehungsfreien Lasteinleitungsplatten geklebt. Ein derartiger Versuchsaufbau stellt auch bei der Prüfung konventioneller Betone eine Herausforderung dar, da es äußerst schwierig ist, die Klebeflächen zwischen Betonprobe und Stahlplatten fehlerfrei auszuführen, weshalb es häufig noch vor Erreichen der Zugfestigkeit des Betons zu einem vorzeitigen Versagen der Klebefläche kommt. Für ultrahochfeste Betone ist die Wahrscheinlichkeit des frühzeitigen Versagens einer Klebefuge aufgrund der im Vergleich zu konventionellem, unbewehrtem Beton sehr hohen Zugfestigkeit noch deutlich höher. Auch im hier geschilderten Forschungsprojekt war die Versuchsdurchführung erschwert. Nur an zwei Probekörpern war der Versuch bis zum Erreichen der Zugfestigkeit durchführbar, in den übrigen Fällen erfolgte ein frühzeitiges Versagen der Klebefläche. Bild 10 zeigt die aufgezeichneten Diagramme zum Spannungs-Verformungsverhalten beim einachsigen, statischen Zugversuch im Vergleich zu einem UHPC mit üblicher Faserbewehrung (3 Vol.-% Stahlfasern, L/D = 17/0,5 mm, 0,6 Vol.-% PP-Fasern, [12]) und zu einem normalfesten, unbewehrten Beton (vergleiche hierzu [10]). In Tabelle 7 sind die im Rahmen der Charakterisierung des Betons AISIS ermittelten Festbetonkennwerte wiedergegeben. Im Vergleich zu normalfestem, unbewehrtem Beton sowie üblichen ultrahochfesten Betonen, die nicht hinsichtlich der Duktilität optimiert wurden, zeigte der Be-

Bild 9. Versuchsaufbau zur Durchführung der einachsigen Zugversuche (links) und Probe während des Zugversuchs (Mitte, rechts) Fig. 9. Experimental setup for tensile testing (left) and specimen during tensile testing (right)

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Fasercocktails. Die ermittelten Materialkennwerte des Betons AISIS wurden den Kennwerten bekannter UHPCMischungen vergleichend gegenübergestellt.

S pannung [N/mm²]

Feinkornbeton „AIS IS “ (Probe 1) Feinkornbeton „AIS IS “ (Probe 2) üblicher UHPC normalfester Beton (unbewehrt)

3.3.1 Theoretische Grundlagen und Versuchsdurchführung 10

0 0

Verformung [mm]

Bild 10. Spannungs-Verformungsverhalten des Feinkornbetons AISIS im einachsigen Zugversuch im Vergleich zu einem üblichen UHPC [12] und einem unbewehrten normalfesten Beton [10] Fig. 10. Stress-deformation behaviour of the concrete AISIS during tensile testing in comparison with a standard UHPC [12] and a normal strength concrete without reinforcement [10]

ton AISIS mit einer Nettozugfestigkeit ftn,stat von 15 N/mm² und einer Bruchenergie Gf,stat von 35·10³ N/m deutlich höhere Werte.

3.3 Festbetonverhalten unter hochdynamischer Beanspruchung Um das Tragverhalten des Betons AISIS nicht nur bei statischen, sondern insbesondere bei den im Projekt betrachteten extremen Einwirkungen (z. B. Explosion) vollständig erfassen und möglichst exakt prognostizieren zu können, war die Charakterisierung des Materials unter dynamischen Bedingungen essenziell. Die entsprechenden Untersuchungen wurden am Fraunhofer Ernst-Mach-Institut (EMI) durchgeführt. Der Fokus der Untersuchungen lag dabei auf dem Einfluss der Fasern auf die Materialeigenschaften und hier insbesondere auf dem Einfluss der Polypropylenfasern des

Am EMI werden seit langem dynamische Charakterisierungen von Betonen mithilfe des modifizierten Hopkinson-Bars in Form von Spallationsexperimenten durchgeführt [13 bis 16]. Diese Methode basiert auf den Untersuchungen von Klepaczko und Brara [17], welche die Spallationsfestigkeit von normalfesten Betonen als erste maßgeblich experimentell untersuchten. Diese Analysemethode hat sich als eine wissenschaftlich anerkannte Prüfmethode für spröde Materialien etabliert und wird international in der Betonforschung angewandt [18 bis 20]. Mit Spallationsexperimenten können der dynamische E-Modul Edyn, die dynamische Zugfestigkeit ft,dyn und die dynamische spezifische Bruchenergie G′f,dyn des untersuchten Materials bestimmt werden. Ein schematischer Versuchsaufbau des Hopkinson-Bar zur Durchführung von Spallationsexperimenten ist in Bild 11 gezeigt. Der Hopkinson-Bar besteht aus einer Belastungsvorrichtung und einem zylindrischen Eingangsstab, an dessen Ende der ebenfalls zylindrische Probekörper befestigt wird (Bild 12). Die Belastung wird im Eingangsstab durch den Aufprall eines kurzen Zylinders definierter Länge erzeugt. Es entsteht ein Belastungsimpuls, bestehend aus einer Kompressionswelle und einer Dekompressionswelle, der durch den Eingangsstab in Richtung Probe transportiert wird. An der Grenzfläche zwischen Bar und Probe kommt es zur teilweisen Reflektion des Belastungsimpulses aufgrund unterschiedlicher Impedanzen, wobei jedoch der größte Teil des Belastungsimpulses durch die Probe transmittiert wird. Dieser durchläuft die Probe und reflektiert an deren freiem Ende in einen inversen rücklaufenden Belastungsimpuls. Durch die Superposition des auslaufenden und des einlaufenden Impulses werden Zugspannungen in der Probe erzeugt, die bei Erreichen der Zugfestigkeit zum Versagen durch Spallation führen. Die Prüfkörper werden sowohl mit Dehnungsmessstreifen (DMS) als auch mit einem Beschleunigungssensor (BS) versehen, aus

Tabelle 7. Festbetonkennwerte des entwickelten Betons AISIS unter statischer Beanspruchung im Vergleich zu normalfestem Beton und einem Standard-UHPC nach [12] Table 7. Properties of the concrete AISIS in the hardened state under static loading in comparison with normal strength concrete and a standard UHPC [12] Beton

Druckfestigkeit fcm,cube1) [N/mm²]

E-Modul Eb,stat2) [N/mm²]

AISIS

134 (4,5)

41700 (600)

22 (3,2)

35 · 10³

StandardUHPC5)

163

48000

9 · 10³

normalfester Beton (unbewehrt)

max. 60

max. 40000

max. 8

max. 5

max. 150

1) 2) 3) 4) 5)

Biegezugfestigkeit Nettozugfestigkeit Bruchenergie fct,stat3) ftn,stat4) Gf,stat4) [N/mm²] [N/mm²] [N/m]

nach DIN EN 12390-3:2009-07 nach DIN 1048-5:1991-06 nach DIN EN 12390-5:2009-07 ermittelt in Anlehnung an [10, 11] 3 Vol.-% Stahlfasern (L/D = 17/0,5 mm), 0,6 Vol.-% PP-Fasern

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Bild 11. Schematischer Aufbau des Hopkinson-Bar zur Durchführung der Spallationsexperimente Fig. 11. Schematic setup of the Hopkinson-Bar in the spallation configuration

Bild 12. Schematische Darstellung einer Hopkinson-Bar Probe mit erforderlicher Messtechnik (links) und entsprechend präparierter Probekörper (rechts) Fig. 12. Geometry and required measurement chains of a Hopkinson-Bar specimen (left: schematic, right: photograph image of a specimen)

DMS 5 DMS 6 DMS 7 BS 1

∆upb

25 20 15

1,0

10 0,5 5 0,0 0,95

1,00

1,05

1,10

1,15

Partikelgeschwindigkeit [m/s]

1,5

Dehnung [mm/m]

ren Größe aus dem Wellenfortschritt im Probekörper bestimmt wird, vergleiche hierzu [13 bis 16].

2,0

0 1,20

Zeit [ms]

Bild 13. Dehnungs-Zeit- und Geschwindigkeits-Zeit-Verläufe in der Probe (DMS: Dehnungsmessstreifen zur Dehnungsmessung, BS: Beschleunigungssensor zur Messung der Partikelgeschwindigkeit) Fig. 13. Strain-time and particle velocity-time histories in a specimen (DMS: strain gauges for measuring material strain due to wave propagation in the specimen, BS: acceleration gauge for determination of the particle velocity)

dessen Messung die Partikelgeschwindigkeit bestimmt wird (Bild 13). Die Ermittlung des dynamischen Elastizitätsmoduls Edyn und der dynamischen Zugfestigkeit ft,dyn (direkte Zugfestigkeit) beruht auf der linearen Wellentheorie in elastischen Materialien. Der dynamische E-Modul wird mithilfe von Gl. (3) berechnet. Dabei wird eine konstante Wellengeschwindigkeit CL im Material angenommen, de-

298

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Edyn = ρ · CL2

(3)

Basierend auf der Impulserhaltung und der Approximation der Partikelgeschwindigkeit an der freien Oberfläche ergibt sich die Berechnungsvorschrift zur Bestimmung der dynamischen Zugfestigkeit nach Gl. (4), in der neben der Materialdichte (ρ [kg/m³]) und der Wellengeschwindigkeit (CL [m/s]) auch die Reduktion der Partikelgeschwindigkeit (Δupb [m/s], Bild 13) während der Spallation berücksichtigt wird. Der Verlauf der Partikelgeschwindigkeit wird durch Integration des Beschleunigungs-Zeit-Signals bestimmt. ft,dyn = 0,5 · ρ · CL · Δupb

(4)

Ein weiterer wichtiger Betonparameter ist die dynamische spezifische Bruchenergie G′f,dyn. Sie ist ein Maß für das Energiedissipationsvermögen eines Materials. In Spallationsexperimenten kann die Bruchenergie aus dem Impulstransfer infolge der sich ausbildenden Fragmente bestimmt werden. Dazu werden die Probekörper mit einer am Ort des Primärrisses angeordneten, umlaufenden Kerbe versehen, die als Sollbruchstelle das Versagen erzwingt. Ein hochauflösendes Extensometer, ausgerichtet auf diese Kerbe, zeichnet die Fragmentbewegung während des Versagens auf. Die Berechnung der Bruchenergie basiert auf der Impulserhaltung. Dabei werden mithilfe der Geschwindigkeit des Fragments 2 (Δv2 [m/s]) und der zugehörigen

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35 Fragment 1

Weg Fragment 1 Weg Fragment 2 Rissöffnungsgeschwindigkeit

Fragment 2 30

Weg [mm]

Geschwindigkeit [m/s]

-2

-4

0 0

Rissöffnungsgeschwindigkeit δ [m/s]

Zeit [ms]

Probenlänge [cm]

Bild 14. Geschwindigkeitsverteilung in der Probe vor der Spallation (links) und Fragmentbewegung sowie Rissöffnungsgeschwindigkeit nach der Spallation (rechts) Fig. 14. Velocity distribution in the specimen before spallation (left), fragment motion and crack-opening velocity due to spallation (right)

Masse (m2 [kg]) die Impulsreduktion (m2 · Δv2) infolge des Versagensprozesses bestimmt und mithilfe der Rissöff· nungsgeschwindigkeit (δ [m/s]) nach Gl. (5) die dynamische spezifische Bruchenergie des Probenmaterials berechnet. · G′f,dyn = m2 · Δv2 · δ

(5)

Die Geschwindigkeitsverteilung im Probekörper unmittelbar vor der Rissinitiierung wird analytisch bestimmt. Ein Beispiel für eine Geschwindigkeitsverteilung in der Probe vor der Spallation ist in Bild 14 (links) aufgezeigt. Die Bewegung der beiden entstehenden Fragmente nach der Spallation, erfasst durch das Extensometer, ist in Bild 14 (rechts) erkennbar.

3.3.2 Auswertung und Diskussion der Versuchsergebnisse Der in diesem Beitrag beschriebene Beton AISIS weist einen hohen Stahlfaserbewehrungsgrad von 4 Vol.-% in Kombination mit 0,6 Vol.-% Polypropylenfasern auf. Um den Einfluss der synthetischen Fasern auf die dynamischen Zugeigenschaften zu untersuchen, erfolgten die dynamischen Untersuchungen sowohl am ausschließlich stahlfaserbewehrten Beton als auch am Beton mit zusätzlicher PP-Faserzugabe. Die Ergebnisse sind in Tabelle 8 dargestellt. Die experimentellen Untersuchungen zeigten, dass die dynamische Zugfestigkeit des Materials ohne Polypropylenfasern mit durchschnittlich 42 N/mm2 sehr hoch ist.

Tabelle 8. Kennwerte des Betons AISIS mit bzw. ohne PP-Faserbewehrung unter hochdynamischer Zugbeanspruchung, Verzerrungsrate ε· ≈ 140–185 1/s, im Vergleich zu einem Standard-UHPC nach [21] und einem normalfesten Beton nach [15] (Mittelwerte; in Klammern: Standardabweichung) Table 8. Dynamic tensile properties of the concrete AISIS with and without addition of PP-fibres (strain rate range of 140–185 1/s) in comparison with a standard UHPC [21] and a normal strength concrete [15] (average values, standard deviation in brackets) Beton

Stahlfasergehalt

PP-Fasergehalt

dyn. Zugfestigkeit ft,dyn [N/mm²]

dyn. E-Modul Edyn [N/mm²]

dyn. spezifische Bruchenergie G′f,dyn [N/m]

[Vol.-%]

4,0

0,0

42,4 (3,5)

46800 (662)

14600 (4310)

4,0

0,6

29,5 (4,0)

32160 (3633)

24000 (3098)

0,0

40,7

50600

350

1,0

0,0

42,7

53100

10070

2,5

0,0

55,3

56600

11290

0,0

15,5

31000

480

AISIS

Standard-UHPC

normalfester Beton (unbewehrt)

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

299

J. C. Scheydt/O. Millon/H. S. Müller/K. Thoma · Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

Mit einer mittleren Bruchenergie von 14600 N/m ist diese, verglichen mit einem unbewehrten Normalbeton nach [15] (480 N/m) und einem unbewehrten Standard-UHPC nach [21] (350 N/m), ebenfalls beträchtlich. Die Zugabe der PP- Fasern bewirkt im Material einerseits eine Reduktion der dynamischen Zugfestigkeit um etwa 30 % auf 29,5 N/mm2. Ein Grund dafür liegt im Rückgang der Verarbeitbarkeit des Frischbetons, der mit dem Einsatz der PP-Fasern verbunden ist, und der zu mehr Fehlstellen im Material führt. Jedoch ist die dynamische Zugfestigkeit normal- und hochfester Betone mit maximal 20 N/mm2 [15, 16] noch wesentlich geringer. Demgegenüber haben die Polypropylenfasern einen positiven Einfluss auf die Bruchenergie, die im Vergleich zum stahlfaserbewehrten Beton ohne PP-Fasern um etwa 65 % auf 24000 N/m zunimmt. Dieser positive Einfluss ist auf die ausgeprägte Mikrorissinitiierung und die damit verbundene frühe Aktivierung der Stahlfasern zurückzuführen. Dabei tragen einerseits die plastischen Verformungen der synthetischen Fasern und andererseits die elastischen Verformungen der Stahlfasern sowie der Auszug der Stahlfasern aus der Matrix zum hohen Energiedissipationsvermögen und somit zur hohen Bruchenergie des Betons bei. Ein Vergleich zwischen bereits veröffentlichten Ergebnissen zu UHPC-Mischungen mit Standardzusammensetzung (vergleiche hierzu [21]) und dem Beton AISIS zeigt teils signifikante Unterschiede in den dynamischen Zugeigenschaften. Die dynamische Zugfestigkeit aller ultrahochfesten Betone liegt unabhängig vom Bewehrungsgrad auf hohem Niveau. Auch die Bruchenergie ist für alle faserbewehrten ultrahochfesten Betone sehr hoch, da bereits ein geringer Fasergehalt zu einer starken Erhöhung der Bruchenergie führt. Im Vergleich zum unbewehrten normalfesten Beton erreicht der Beton AISIS mit einem Gemisch aus Stahl- und PP-Fasern eine mehr als 15fach höhere Bruchenergie. Im Vergleich zum unbewehrten UHPC steigt diese sogar um das 26fache (vgl. Tabelle 8). Es zeigt sich ebenso, dass sich ein hoher Stahlfasergehalt und die Verwendung von abgestuften Faserlängen positiv auf das Energiedissipationsvermögen auswirken. So ist ein überproportionaler Anstieg der Bruchenergie des Betons AISIS mit Stahl- und PP-Fasern gegenüber der Bruchenergie des faserbewehrten Standard-UHPC zu beobachten.

4 Zusammenfassung und Ausblick Innerhalb des Forschungsvorhabens AISIS wurde am Institut für Massivbau und Baustofftechnologie (IMB) des Karlsruher Instituts für Technologie (KIT) ein ultrahochfester Beton entwickelt, der nicht nur einen erhöhten Widerstand gegenüber hohen statischen Beanspruchungen aufweist, sondern insbesondere gegenüber hochdynamischen Beanspruchungen und Brandlasten. Durch diese Materialeigenschaften eignet sich der Beton AISIS vor allem für den Einsatz in kritischer Infrastruktur, die in besonderem Maße gegenüber den Einwirkungen infolge von Katastrophen wie z. B. Explosionen, Terroranschlägen oder Naturereignissen gefährdet ist. Die Betonentwicklung erfolgte unter Einsatz eines sogenannten „Fasercocktails“ aus drei unterschiedlichen Stahlfasertypen zur Maximierung des Verformungsvermögens sowie von Polypropylenfasern zur Maximierung des Hochtemperaturwider-

300

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

stands. In den Versuchen zum Einsatz der Stahlfaserbewehrung bestätigte sich der obere Grenzwert für den Faserfaktor nach Nakamura (Vgrenz = 220), dessen Einhaltung eine gute Verarbeitbarkeit des faserbewehrten Frischbetons gewährleistet. Die maximale Duktilität des Festbetons wurde an den untersuchten Feinkornbetonen (Dmax = 0,5 mm) erzielt, der Einsatz einer groben Gesteinskörnung (Dmax = 8 mm) führte zu einem deutlichen Rückgang des Verformungsvermögens. Die dynamischen Betonuntersuchungen am Fraunhofer-Institut für Kurzzeitdynamik, Ernst-Mach-Institut (EMI), zeigten, dass der Beton AISIS eine sehr hohe Bruchenergie und eine hohe Zugfestigkeit und damit gegenüber dynamischen Einwirkungen einen hohen Materialwiderstand aufweist. Besonders die Bruchenergie zeugt von einem in dieser Betonklasse verbesserten Energiedissipationsvermögen. Die durch eine extreme Belastung zu erwartende Schädigung ist gegenüber der Schädigung konventioneller Betone somit deutlich verringert, sodass eine höhere Resttragfähigkeit des betroffenen Tragwerks erreicht werden kann. Ein ausreichender Hochtemperaturwiderstand des Betons AISIS ließ sich durch den Einsatz von 0,6 Vol.-% Polypropylenfasern sicherstellen, sodass der Beton nach der Hochtemperaturbeaufschlagung bei einer Maximaltemperatur von 1200 °C immer noch eine vergleichsweise hohe Resttragfähigkeit von 26 N/mm² aufwies. Alle weiteren Versuchsergebnisse zur Thematik sind [22] und [23] zu entnehmen.

Dank Neben dem IMB und dem EMI waren elf weitere Projektpartner am Forschungsvorhaben AISIS beteiligt. Weiterführende Informationen zum Projekt sowie zu den Projektpartnern können unter http://www.aisis-innovation.org/ abgerufen werden. Das diesem Beitrag zugrunde liegende Vorhaben wurde mit Mitteln des Bundesministeriums für Bildung und Forschung unter dem Förderkennzeichen 13N9609 bzw. 13N9611 gefördert. Die Verantwortung für den Inhalt dieser Veröffentlichung liegt bei den Autoren. Literatur [1] Richtlinie 2008/114/EG über die Ermittlung und Ausweisung europäischer kritischer Infrastrukturen und die Bewertung der Notwendigkeit, ihren Schutz zu verbessern. Amtsblatt der Europäischen Union, Dezember 2008. [2] Breiner, R. D.: Entwicklung eines ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen. Universität Karlsruhe (TH), Institut für Massivbau und Baustofftechnologie, Diplomarbeit, 2008. [3] Scheydt, J. C.; Herold, G.; Müller, H. S. and Kuhnt, M.: Development and Application of UHPC Convenience Blends. In: Proceedings of the 2nd International Symposium on Ultra High Performance Concrete, Fehling, E.; Schmidt, M.; Stürwald, S. (Hrsg.), Kassel University Press, Kassel, 2008, pp. 69–76. [4] Mezger, T.: Das Rheologie-Handbuch. Für Anwender von Rotations- und Oszillations-Rheometern. Zorll, U. (Hrsg.), Vincentz Verlag, Hannover, 2000. [5] Marcovich, I.: High- Performance Hybrid- Fibre Concrete – Development and Utilisation. DUP Science, Delft University of Technology, Niederlande, Dissertation, 2006.

J. C. Scheydt/O. Millon/H. S. Müller/K. Thoma · Entwicklung eines brandbeständigen ultrahochfesten Betons für hochdynamische Beanspruchungen

[6] Nakamura, S.: Fluidity of Hybrid Fiber Concrete Containing PVA Fibers of Multiple Combinations. In: ETH Guest Academic Report Part 3, ETH Zürich, Zürich, 2005. [7] Schneider, U.; Horvath, J. und Dehn, F.: Abplatzverhalten von ultrahochfestem Beton (UHPC) unter Brandbeanspruchung. ARCONIS Spezial 2, Fraunhofer Irb Verlag, Auflage 1, Juni 2003, S. 66–68. [8] Bornemann, R.; Schmidt, M. und Vellmer, C.: Brandverhalten ultra-hochfester Betone. In: Beton 9 (2002), S. 418–422. [9] Fire Protection for Tunnels. Part 1: Fire Test Procedure. Directorate-General of Public Works and Water Management, Civil Engineering Devision, Tunneling Department, Document number GT-98036-1a, Niederlande, 1999. [10] Mechtcherine, V.: Bruchmechanische und fraktologische Untersuchungen zur Rissausbreitung in Beton. Universität Karlsruhe (TH), Institut für Massivbau und Baustofftechnologie, Dissertation, 2000. [11] Kessler-Kramer, C.: Zugtragverhalten von Beton unter Ermüdungsbeanspruchung. Universität Karlsruhe (TH), Institut für Massivbau und Baustofftechnologie, Dissertation, 2002. [12] Müller, H. S. und Scheydt, J. C.: Entwicklung eines ultrahochfesten Betons und zugehörige Herstellverfahren für die Produktion im Betonfertigteilwerk. Abschlussbericht zum AiF Geschäftszeichen KF0494801SU7, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), Institut für Massivbau und Baustofftechnologie, 2010. [13] Millon, O.; Riedel, W.; Thoma, K.; Fehling, E. and Nöldgen, M.: Fiber-reinforced ultra-high performance concrete under tensile loads. In: Proceedings of the 9th International Conference on the Mechanical Behaviour of Materials under Dynamic Loading, DYMAT 2009, EDP Sciences, pp. 671–677. [14] Nöldgen, M.; Millon, O.; Thoma, K. und Fehling, E.: Hochdynamische Materialeigenschaften von Ultrahochleistungsbeton (UHPC). In: Beton-und Stahlbetonbau, 104 (2009), Heft 11, S. 717–727. [15] Schuler, H.; Mayrhofer, C. and Thoma, K.: Spall experiments for the measurement of the tensile strength and fracture energy at high strain rates. In: International Journal of Impact Engineering 32 (2006), pp. 1635–1650. [16] Schuler, H. and Hansson, H.: Fracture behavior of High Performance Concrete (HPC) investigated with a HopkinsonBar. In: J. Phys. IV France 134 (2006), pp. 1145–1151. [17] Klepaczko, J. R. and Brara, A.: An experimental method for dynamic tensile testing of concrete by spalling. In: International Journal of Information Engineering 25 (2001), pp. 387–409. [18] Weerheijm, J.: Concrete under impact tensile loading and lateral compression, Delft University of Technology, Dissertation, 1992. [19] Weerheijm, J. and van Doormaal, J. C. A. M.: Tensile failure of concrete at high loading rates: new test data on strength and fracture energy from instrumented spalling test. In: Int. J. Impact Eng. 34 (2007), pp. 609–626. [20] Forquin, P. and Erzar, B.: Dynamic fragmentation process in concrete under impact and spalling tests. Int. J. Fracture, 163 (2010), pp. 193–215.

[21] Nöldgen, M.: Modellierung von ultra-hochfestem Beton (UHPC) unter Impaktbelastung – Auslegung eines Hochhauskerns gegen Flugzeuganprall. Dissertation, Schriftenreihe Baustoffe und Massivbau Heft 14, Universität Kassel, 2010. [22] Müller, H. S. und Scheydt, J. C.: Entwicklung brandbeständiger ultrahochfester Betone für hochdynamische Beanspruchungen. Schlussbericht zum Forschungsvorhaben AISIS (Automatisierte Informationsgewinnung und Schutz kritischer Infrastruktur im Katastrophenfall), Förderkennzeichen 13N9609, Karlsruher Institut für Technologie (KIT), Institut für Massivbau und Baustofftechnologie, 2011. [23] Millon, O. et al.: Automatisierte Informationsgewinnung und Schutz kritischer Infrastruktur im Katastrophenfall (AISIS) – Abschlussbericht Fraunhofer EMI, Förderkennzeichen 13N9611, EMI-Bericht E46/11, Fraunhofer EMI, Efringen-Kirchen, 2011.

Dipl.-Ing. Jennifer C. Scheydt Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Materialprüfungs- und Forschungsanstalt (MPA Karlsruhe) 76128 Karlsruhe sekretariat@mpa-karlsruhe.de

Dipl.-Ing. Dipl.-oek. (BOEK) Oliver Millon Fraunhofer Institut für Kurzzeitdynamik Ernst-Mach-Institut (EMI) 79104 Freiburg oliver.millon@emi.fraunhofer.de

Prof. Dr.-Ing. Harald S. Müller Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Institut für Massivbau und Baustofftechnologie (IMB) Materialprüfungs- und Forschungsanstalt (MPA Karlsruhe) sekretariat@mpa-karlsruhe.de

Prof. Dr. rer. nat. Klaus Thoma Fraunhofer Institut für Kurzzeitdynamik Ernst-Mach-Institut (EMI) 79104 Freiburg klaus.thoma@emi.fraunhofer.de

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301

Fachthemen DOI: 10.1002/best.201100080

Klaus Schöppel Gerhard Stenzel

Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise In diesem Beitrag werden Konstruktionsregeln für Parkbauten dargestellt. Dabei werden Regel- und Sonderbauweisen definiert. Eine Planung gemäß den vorgeschlagenen Regelbauweisen ergibt regelkonforme Parkbauten, die der üblichen Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit derartiger Bauwerke entsprechen. Konstruktionsmöglichkeiten von Parkbauten, die von den anerkannten Regeln der Technik teilweise abweichen, werden als Sonderbauweisen bezeichnet und hinsichtlich der Risiken infolge der Abweichungen erörtert. Falls der Bauherr eine Sonderbauweise wünscht, ist der Bauherr vom Planer auf den höheren Wartungs- und Instandsetzungsbedarf und die geringere Dauerhaftigkeit und Werthaltigkeit der Immobilie eindeutig hinzuweisen. Construction Standards for Car Parks in Concrete Design In this paper construction standards for car parks are described. Thereby a difference is made between standard constructions and special constructions. A design following the standard constructions leads to state-of-the-art car parks, which show an appropriate serviceability and durability. Construction methods of car parks, which do not fully follow the generally accepted codes of practice are denoted special constructions and their risks caused by the discrepancies from the generally accepted codes of practice are discussed. If the building owner wants to have a special construction executed, the designer should clearly advise the owner of the exceeded maintenance and repair demand and the reduced durability and real property value.

1 Einleitung Seit der Veröffentlichung „Konstruktionsregeln für Tiefgaragen in Stahlbetonbauweise“ [1] im Jahre 2003 wurden zwischenzeitlich neue Erfahrungen gewonnen, die zum Zeitpunkt der damaligen Veröffentlichung noch nicht bekannt und somit auch nicht berücksichtigt worden waren. Die Veröffentlichung ist in einer Zeit entstanden, in der sowohl nach der DIN 1045, Ausgabe 1988 [2] als auch nach der DIN 1045, Ausgabe 2001 [3] konstruiert werden konnte. Mit Beginn des Jahres 2005 endete die Übergangsphase, in der aus baurechtlicher Sicht beide Normausgaben angewendet werden durften. Seitdem waren nur noch die Anforderungen der DIN 1045, Ausgabe 2001 verbindlich. Mit der Veröffentlichung der DIN 1045 im Jahr 2001 wurden gegenüber der DIN 1045, Ausgabe 1988 neben der Einführung eines neuen Konzeptes für die Tragwerks-

302

planung auch die Anforderungen an die Dauerhaftigkeit, u. a. durch die Einführung der Expositionsklassen, detaillierter dargestellt und z. T. auch deutlich heraufgesetzt. In besonderem Maße betrifft dies tausalzbeanspruchte Bauwerke wie Verkehrsbauwerke, Tiefgaragen und Parkhäuser. Obwohl die DIN 1045 bereits 2001 veröffentlicht worden war, wurden in der Übergangsphase viele Tiefgaragen und Parkhäuser bis 2005 noch nach dem alten Konzept geplant. Zwischenzeitlich wurde auch die DIN 1045, Ausgabe 2001 erneut überarbeitet und erschien als DIN 1045, Ausgabe 2008 [4]. Erst seit 2006 liegt somit eine gewisse Erfahrung mit der Umsetzung des Konzeptes der DIN 1045, Ausgabe 2001 sowie anschließend daran auch der Ausgabe 2008 vor. Daher entschlossen sich die Verfasser, eine Neuauflage der „Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise“ zu veröffentlichen. In diesem Aufsatz werden Regelbauweisen vorgestellt, die den anerkannten Regeln der Technik und damit dem üblichen Qualitätsstandard entsprechen und sich in der Praxis bewährt haben. Ergänzend werden Sonderbauweisen beschrieben, die teilweise von den anerkannten Regeln der Technik abweichen und wegen des höheren Wartungsaufwands eine besondere Aufklärung des Bauherrn erfordern.

2 Dauerhaftigkeit von Stahlbeton- und Spannbetonbauteilen bei Belastung mit Tausalz 2.1 Allgemeines In Tiefgaragen und Parkhäusern ist grundsätzlich von einer Tausalzbelastung auszugehen. Bereits ein einmaliger Eintrag von Tausalz kann ausreichen, um eine Korrosion der Bewehrung auszulösen, sofern die Bewehrung nicht durch eine ausreichend dicke und dichte Betondeckung geschützt ist. Allzu häufig wird diese Gefahr unterschätzt bzw. von Planern und Bauherrn ignoriert, obwohl die geltenden Normen und Regelwerke hierzu Hinweise enthalten. Nach den bisherigen Erkenntnissen scheint der Beton tausalzhaltiges Wasser kapillar nur bis zu einer gewissen Tiefe aufzunehmen. Ab dieser Tiefe erfolgt der weitere Transport der Chloride durch Diffusionsvorgänge. Hinsichtlich der Aufnahmegeschwindigkeit und der Korrosionsgefährdung wurde die Diffusion früher als vernachlässigbar angesehen. Geht man jedoch von einer Chloridbelastung über die Lebensdauer des Bauwerkes von

K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

Bild 1. Verteilung der eingedrungenen Chloride im Beton Fig. 1. Allocation of penetrated chloride in concrete

50 Jahren aus, so spielt die Diffusion des Chlorids sehr wohl eine wesentliche Rolle für die Eindringtiefe (Bild 1). Risse und Gefügestörungen im Beton wie z. B. bedingt durch Verdichtungsmängel, Schädigung des Betons im jungen Alter, usw. beeinflussen die Wasseraufnahme des Betons in der Regel am stärksten.

2.2 Dauerhaftigkeitskonzept 2.2.1 Allgemeines In der DIN 1045 werden Konstruktionsregeln für eine ausreichende Dauerhaftigkeit von Stahlbeton- und Spannbetonbauwerken vorgegeben. Hierzu wurden Expositionsklassen eingeführt, mit denen die Umwelteinflüsse grob erfasst werden. Durch die Expositionsklassen werden die Betonzusammensetzung (z. B. Zementgehalt und w/zWert), die Betondruckfestigkeitsklasse sowie die Betondeckungen festgelegt. Die Dauerhaftigkeit von Stahlbeton- bzw. Spannbetonbauteilen gegenüber einer chloridinduzierten Korrosion ist dann gegeben, wenn Chloride während der Nutzungsdauer des Bauteils nicht – weder infolge kapillaren Saugens noch infolge Diffusion – bis zur Bewehrung vordringen können. Um dies sicherzustellen, sind in der DIN 1045, Ausgabe 2001 bzw. 2008 Mindestbetondeckungen cmin bei Stahlbeton von 40 mm bzw. bei Spannbeton von 50 mm vorgegeben. Es handelt sich hierbei um eine grob deskriptive Regelung, die auf positiven Erfahrungen bei Bauwerken mit vergleichbaren Rahmenbedingungen fußt [5]. Das bedeutet, dass durch veränderte Umweltbedingungen, veränderte Baustoffeigenschaften und damit bedingt auch durch Schadensfälle die Anforderungen im Normenwerk laufend verändert wurden. Der aktuelle Normenstand lässt sich daher noch nicht eindeutig durch langjährige Praxiserfahrungen belegen, da z. B. die Expositionsklasse XD3 erst seit rd. sechs Jahren bei Parkbauten vorrangig eingesetzt wird. Eigene Praxisuntersuchungen an Betonen mit der Expositionsklasse XD3 belegen ein geringes kapillares Eindringen von Tausalz in die Betonrandzone bzw. einen niedrigen Diffusionskoeffi-

Bild 2. Chloridinduzierte Korrosion im Rissbereich Fig. 2. Chloride induced corrosion within cracks

zienten des Betons, sodass davon ausgegangen werden kann, dass ein Beton der Expositionsklasse XD3 mit einer Betondeckung ohne Gefügestörungen und ohne Risse üblicherweise einen ausreichenden Schutz darstellt.

2.2.2 Grenzen des Dauerhaftigkeitskonzepts Nach Gehlen et al. und Lay [5, 6] wären für die Expositionsklasse XD3 unter Umständen erhöhte Anforderungen an die Bindemittelauswahl oder die Dicke der Betondeckung gegenüber der DIN 1045 erforderlich, um eine für diese Umwelteinflüsse ausreichende Dauerhaftigkeit sicherzustellen. Dies ist bei Lebensdauer- oder Zuverlässigkeitsberechnungen zu beachten [7, 8]. Bei Rissen und Gefügestörungen im Beton ist das Dauerhaftigkeitskonzept der DIN 1045 ungültig. Vor allem in Rissen dringt tausalzhaltiges Wasser sofort bis zur Bewehrung vor bzw. können Chloride an den Rissflanken nahezu ohne Zeitverzögerung in den Beton bis zur Bewehrung eindringen und bei ungünstigen Bedingungen bereits nach sehr kurzer Chlorideinwirkungsdauer zur Korrosion der Bewehrung führen, siehe Bild 2. Das Schadensbild der chloridinduzierten Korrosion äußert sich in der Regel in einer örtlich sehr stark konzentrierten Eisenauflösung. Je nach Ausbildung der Korrosionsnarben spricht man von Lochfraßkorrosion oder, wenn mehrere Lochfraßnarben zusammenwachsen, auch von Muldenfraßkorrosion. Findet der eigentliche Korrosionsprozess unter Sauerstoffmangel statt, wie z. B. unter Abdichtungen und in wassergesättigten Betonen, bilden sich im Gegensatz zur carbonatisierungsinduzierten Korrosion Korrosionsprodukte ohne deutliche Volumenzunahme, das heißt die Betondeckung wird nicht abgesprengt. Dadurch ist eine chloridinduzierte Korrosion häufig wesentlich schwerer festzustellen. Da die Eisenauflösung örtlich sehr konzentriert und tief sein kann, ist der Tragfähigkeitsverlust der Bewehrung sehr viel größer als

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K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

Bild 3. Schutzmaßnahmen für befahrene tausalzbeanspruchte Bauteile [aus 16, 17 und eigene Aufnahmen] Fig. 3. Protection measures for overridden construction parts under chloride attack [from 16, 17 and own photos]

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

Bild 4. Schutzmaßnahmen für vertikale Bauteile [aus 16 und eigene Aufnahmen] Fig. 4. Protection measures for vertical construction parts [from 16 and own photos]

bei der flächig angreifenden carbonatisierungsinduzierten Korrosion und damit sehr gefährlich [9].

2.2.3 Schutzmaßnahmen Um eine ausreichende Dauerhaftigkeit auch bei Betonkonstruktionen zu erreichen, bei denen Gefügestörungen und Risse nicht zu vermeiden sind, sind bei Tausalzbeanspruchung geeignete Schutzmaßnahmen aufzubringen. Für horizontale, befahrene Flächen werden als Schutzmaßnahme rissüberbrückende Kunststoffbeschichtungen, starre Kunststoffbeschichtungen und bituminöse Abdichtungen nach der Richtlinie für Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen RiLi SIB [10], DIN 18195, Teil 5 [11] bzw. ZTV-ING, Teil 7 [12] verwendet. Bei vertikalen Flächen

werden meistens Kunststoffbeschichtungen empfohlen. Derartige Schutzmaßnahmen sind Bestandteil des Dauerhaftigkeitskonzeptes, und ihre Wirksamkeit ist über die gesamte Nutzungsdauer sicherzustellen. Die Beschichtungen sind in der Richtlinie für Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen [10] klassifiziert. Während der bituminösen Abdichtung nach DIN 18195 bzw. ZTV-ING eine Nutzungsdauer entsprechend [13] von 50 Jahren zugeordnet wird, weisen Kunststoffbeschichtungen deutlich geringere Nutzungsdauern auf. Je nach Beanspruchung ist bei Kunststoffbeschichtungen davon auszugehen, dass unter Berücksichtigung einer Mindestnutzungsdauer des Parkbaus von 50 Jahren diese zumindest in Teilbereichen mehrmals erneuert werden müssen. Kritisch ist hierbei die Zeit zwischen dem Verlust der Funktionsfähigkeit der Beschich-

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K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

tung und der jeweiligen Erneuerung, weil das Bauteil während dieses Zeitraums in den geschädigten Bereichen keinen ausreichenden Schutz gegenüber einer Tausalzbeanspruchung besitzt. Um dem Dauerhaftigkeitskonzept zu genügen, muss gewährleistet sein, dass keine oder nur eine kurzzeitige Tausalzbeanspruchung auftritt und diese zu keiner Schädigung des Bauwerks führt [14, 15]. Deshalb ist eine regelmäßige Überprüfung und Wartung von Parkbauten und deren Schutzmaßnahmen unumgänglich. In den Bildern 3 und 4 sind die bei Parkbauten üblicherweise verwendeten Oberflächenschutzsysteme nach RiLi SIB [10] bzw. ZTV-ING [12] dargestellt. Es ist zu beachten, dass die Mindestschichtdicke ohne Schichtdickenzuschlag für eine OS 11a Beschichtung 4,5 mm, für eine OS 11b Beschichtung 4,0 mm und für eine OS 8 Beschichtung 2,5 mm beträgt [10]. Dagegen beträgt die Mindestschichtdicke einer OS 4 nur 80 μm (0,08 mm) [10] und weist somit gegenüber einer mechanischen Beanspruchung nur eine sehr geringe Widerstandsfähigkeit auf. Sie ist bei mechanischer Beanspruchung zu schützen. Da Beschichtungen aufgrund ihrer begrenzten Dauerhaftigkeit und Lebensdauer zu warten bzw. zu erneuern sind, muss die Kontrollmöglichkeit der Beschichtung bei der Wartung gewährleistet sein. Bei nicht mehr oder schwer zugänglichen Bereichen, wie z. B. bei Beschichtungen an Stützen- und Wandfüßen unterhalb der OK Bodenplatte, ist diese Kontrollmöglichkeit nicht mehr gegeben. Dies kann aber bei entsprechendem Schutz vor mechanischer Beschädigung z. B. durch eine unbewehrte Bodenplatte und eine ausreichende Betondeckung (Expositionsklasse XD1) sowie einer umlaufenden Hohlkehle um den Stützenfuß (Bild 5) toleriert werden.

3 Planung 3.1 Allgemeines Parkbauten sind in der Weise zu planen, dass für die vorgesehene Nutzungsdauer unter Berücksichtigung der möglichen Einwirkungen und Einflüsse die Tragfähigkeit und die Gebrauchstauglichkeit bei üblicher Instandhaltung immer gegeben sind. Bei der Planung sind auch die wirtschaftlichen Aspekte wie Herstellkosten, Wartungs- und Instandsetzungskosten mit einzubeziehen. Bei der Konstruktion von Tiefgaragen und Parkhäusern sind im Wesentlichen die bauaufsichtlichen Anforderungen zu beachten, die in den einzelnen Länderbauordnungen [z. B. 18] vorgegeben sind. Auch die DIN 1045 ist bauaufsichtlich eingeführt. In dieser Norm sind die Grenzwerte zur Sicherung der Dauerhaftigkeit verbindlich formuliert, die rechnerischen Grenzwerte zur Sicherung der Gebrauchstauglichkeit sind dagegen als Richtwerte angegeben [15]. Ein Abweichen von den bauaufsichtlich eingeführten Anforderungen ist dann zulässig, wenn die Schutzziele der Bauordnungen auf andere Art und Weise gleichwertig erreicht werden. Für den Juristen ist ein Werk dann als mangelfrei anzusehen, wenn es die vertragsgemäße Beschaffenheit erlangt hat. Werden keine speziellen Vereinbarungen hinsichtlich der Beschaffenheit getroffen, so sind wenigstens die anerkannten Regeln der Technik einzuhalten. Die „anerkannten Regeln der Technik“ bezeichnen allgemein solche qualifizierten Technikregeln, die von ei-

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ner hinreichend großen Zahl kompetenter Fachleute des betreffenden Sachgebiets deshalb getragen und akzeptiert werden, weil ein Konsens darüber besteht, dass die Regel richtig, zur Zweckerreichung geeignet und das mit der Regelbefolgung erzielbare Ergebnis brauchbar und praxisbewährt ist. Für die Juristen ist die Praxisbewährung letztlich das maßgebliche Merkmal einer anerkannten Regel der Technik [19]. Hierbei ist zu beachten, dass die deskriptiven Vorgaben der neuen DIN 1045 erst seit einer relativ kurzen Zeit umgesetzt worden sind und eine Praxisbewährung daher noch nicht eindeutig bestätigt werden kann. Gleiches gilt für Laboruntersuchungen, weil ein im Labor für Forschungszwecke hergestellter Beton sich immer von einem Beton in der Praxis unterscheidet. Technische Grundsätze, die sich bisher bewährt haben, sind bei der Beurteilung einer Bauweise hinsichtlich der anerkannten Regeln der Technik ebenfalls zu berücksichtigen. Im Streitfall vor Gericht wird im Allgemeinen der Sachverständige dazu befragt, ob die ausgeführte Bauweise den anerkannten Regeln der Technik entspricht. Für die Beantwortung dieser Frage müsste der Sachverständige wissen, welche Ausführung den anerkannten Regeln der Technik entspricht und welche davon abweicht. Die Praxis zeigt jedoch, dass ein und derselbe Sachverhalt von Sachverständigen teilweise höchst unterschiedlich beurteilt wird. Da es für ein und denselben Sachverhalt eigentlich keine unterschiedlichen anerkannten Regeln der Technik geben kann, scheint die unterschiedliche Beurteilung durch die unterschiedlichen Sachkenntnisse der Sachverständigen bedingt zu sein. Da dies der Sache nicht förderlich ist, bestand Handlungsbedarf. Daher wurde unter der Leitung von Dieter Räsch von der Münchner Expertenrunde – einer Gruppe von Sachverständigen und Fachleuten, die sich intensiv mit der Dauerhaftigkeit von Parkbauten unter Praxisbedingungen beschäftigen – ein Grundsatzpapier für Tiefgaragen [20] erstellt. In diesem Papier werden die nach den Erfahrungen der Beteiligten wesentlichen Punkte für eine den anerkannten Regeln der Technik entsprechende Planung von Parkbauten stichpunktartig zusammengefasst.

3.2 Aufgaben des Planers Bei der Erstellung von Parkbauten wird oft die planerische Vorarbeit in Bezug auf die Dauerhaftigkeit, auf die Nutzungsfreundlichkeit und auf das Zusammenspiel der einzelnen Gewerke (Rohbau, Ausbau und Technische Gebäudeausrüstung) vernachlässigt [14]. Im Allgemeinen werden Parkbauten als Hochbauten aufgefasst und auch so bemessen und konstruiert. Tatsächlich werden Parkbauten aber eher wie Verkehrsbauwerke (Brücken und Tunnel) beansprucht und müssen deshalb auch dementsprechend geplant und ausgerüstet werden. Da den meisten Architekten die Problematik dieser Bauwerke fremd ist, nimmt der Tragwerksplaner als Interessenwahrer des Bauherrn im Rahmen der spezifischen Planung von Parkbauten eine besondere Rolle ein, da die Dauerhaftigkeit und Wirtschaftlichkeit von Parkbauten in Betonbauweise entscheidend durch die Ausführungsplanung bestimmt wird. Vom Tragwerksplaner wird erwartet, dass er nicht nur die rechnerischen Nachweise für die Standsicherheit führt, sondern auch die entsprechenden Betongüten (Fes-

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tigkeits- und Expositionsklassen) und Betondeckungen festlegt, wobei diese Festlegungen wiederum von den auszuführenden Schutzmaßnahmen abhängig sind. Das bedeutet jedoch, dass der Tragwerksplaner die entsprechende Sachkunde z. B. auch hinsichtlich der erforderlichen Schutzmaßnahmen besitzen muss oder zusätzlich ein sachkundiger Planer hinzugezogen werden muss. Selbstverständlich müssen Tragwerksplaner ihre Festlegungen auf den Ausführungsunterlagen dokumentieren. Diese Vorgaben müssen auch in der Ausschreibung entsprechend berücksichtigt werden. Dies betrifft vor allem: – Abstimmung der zulässigen Nutzlasten und der lichten Höhen unter Berücksichtigung der Durchbiegung und einer Reserve für den späteren Einbau von Belägen – Abstimmung der zulässigen Rissbreiten auf die gewählten Schutzmaßnahmen – Berücksichtigung von Zwangbeanspruchungen in spätem Alter – Festlegung von Betongüte, Expositionsklassen und Verwendungszweck (z. B. Spannbeton) – Vorgabe der Qualitätssicherungsmaßnahmen für das gewählte Verlegmaß cv der Bewehrung – Festlegung der Schutzmaßnahmen von tausalzbeaufschlagten Oberflächen – Anfertigung des Wartungsplanes in Abhängigkeit von den gewählten Schutzmaßnahmen – Festlegung des Größtkorndurchmessers der Gesteinskörnung des Betons – Ausschreibung von Anschlussmischungen im Fußbereich von Stützen und Wänden – Verwendung von Zement mit geringer Reißneigung [21], Wärmeentwicklung und/oder langsamer Festigkeitsentwicklung – Begrenzung der Frischbetontemperatur (an der Einbaustelle des Betons) – Angabe des Zementgehalts auf den Lieferscheinen für den Frischbeton – Explizite Festlegung der Betonnachbehandlungsmaßnahmen – Ausschreibung von erhöhten Anforderungen an die Ebenheit und Bauüberwachung – Ausschreiben der Überwachung des Einbaus von Beton der Überwachungsklassen 2 und 3 durch eine dafür anerkannte Überwachungsstelle (Fremdüberwachung) Bei der Planung ist ein Gefälle von 2,5 % zugrunde zu legen, damit im Bauwerk unter Berücksichtigung von (zulässigen) Ausführungstoleranzen mindestens 2,0 % Gefälle erreicht werden. Nur in Sonderfällen sollte ein geringeres Gefälle als 2,5 % geplant werden.

3.3 Haftung des Planers Im Allgemeinen sind Architekten als Objektplaner mit der Planung eines Gebäudes und damit auch der Tiefgarage oder eines Parkhauses mit der Leistungsphase 1 bis 8 (bzw. 9) der HOAI [22] beauftragt. Das bedeutet, dass auch die Werkplanung und die Detaillösungen in ihr Aufgabengebiet fallen. Bei Parkbauten ist der Objektplaner auf die Zuarbeit des Tragwerksplaners und eventuell eines Sonderfachmanns angewiesen. Manchmal wird der Tragwerksplaner erst eingeschaltet, wenn die Leistungsbeschreibung

schon erstellt ist und eventuell sogar schon von der Baufirma angeboten oder der Auftrag bereits vergeben wurde. Da die Vorgaben des Tragwerksplaners oft auch die räumlichen Abmessungen wie lichte Höhe, Stellplatzbreite, usw. beeinflussen, erfordert eine nachträgliche Detailplanung in der Regel aufwendige Umplanungen. Damit entstehen zusätzliche Kosten oder Kompromisse, die häufig nicht den erforderlichen Kriterien hinsichtlich der Dauerhaftigkeit und Gebrauchstauglichkeit entsprechen. Ein Beispiel hierfür sind fehlende oder zumindest mangelhafte Entwässerungssysteme in Tiefgaragen. Ein nachträglicher Kompromiss stellt in der Regel keine befriedigende Lösung dar, zumal unklar ist, wer hierfür die Haftung trägt. Der Architekt als Objektplaner ist für die Koordinierung der Fachplaner verantwortlich. Der Bauherr als Laie kann in der Regel nicht zur Verantwortung gezogen werden. Weicht der Objektplaner bzw. der Tragwerksplaner von den anerkannten Regeln der Technik ab, so muss er über diese Abweichungen und über die daraus resultierenden Konsequenzen für die folgenden 50 Jahre den Bauherrn eindeutig aufklären und dies auch schriftlich dokumentieren, um spätere Haftungsrisiken zu vermeiden [14]. Was bedeutet jedoch eine eindeutige Aufklärung? Aus technischer Sicht ist darauf hinzuweisen, in welcher Art sich die Abweichung von den anerkannten Regeln der Technik auf die Dauerhaftigkeit, die Gebrauchstauglichkeit und die Wartungs- und Instandsetzungskosten der Parkbauten auswirkt. Grundvoraussetzung für die Aufklärung des Bauherrn ist, dass den Planenden bewusst ist, welche Konstruktion den anerkannten Regeln der Technik entspricht. Die Entscheidung hinsichtlich etwaiger Abweichungen von den anerkannten Regeln der Technik hat der Bauherr zu treffen und nicht die Planer, da der Bauherr letztendlich mit den Einschränkungen bzw. dem Risiko leben muss. Diese Entscheidung muss Inhalt der Planungs- und Bauverträge werden. Die Konsequenzen in Bezug auf Nutzung und Wartung müssen in spätere Kaufbzw. Nutzungsverträge einfließen [14]. Häufig spielen beim Bauherrn die entstehenden bzw. eingesparten Kosten die maßgebende Rolle bei seiner Entscheidungsfindung. Der Bauherr erwartet daher eine intensive Aufklärung nicht nur über die technischen, sondern auch über die kostenmäßigen Zusammenhänge [23]. Während die Kosten für die Herstellung des Gebäudes in der Regel relativ genau abgeschätzt werden können, können die Kosten für den erhöhten Aufwand der Wartungs- bzw. der Instandsetzungsarbeiten, wenn überhaupt, nur ganz grob abgeschätzt werden. Die mit den Abweichungen verbundene verminderte Gebrauchstauglichkeit bzw. Werthaltigkeit der Immobilie hingegen ist für den Planer zahlenmäßig schwer erfassbar. Insgesamt ist die zu lösende Aufgabe der intensiven Aufklärung für den Planer als besonders haftungsträchtig anzusehen, aber als besondere Leistung auch mit entsprechenden Vergütungen vereinbar [23].

4 Konstruktionsregeln 4.1 Allgemeines Bei Parkbauten wird unterschieden zwischen: – nicht-tausalzbeanspruchten Bauteilen (z. B. Deckenuntersichten, Unterzüge, Wände und Stützen oberhalb des Spritzwasserbereichs)

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– tausalzbeanspruchten Bauteilen (z. B. befahrene Bodenflächen, Stützen- und Wandfüße und Fundamente, zu denen Wasser verläuft und/oder die im Spritzwasserbereich liegen) Die Spritzwasserzone kann im Fahrbahnbereich mit ca. 50 cm und im Parkbereich mit ca. 30 cm Höhe angenommen werden. Eine Belastung der Bauteile in Parkhäusern durch Sprühnebel wird hingegen als gering und die Gefährdung für die Dauerhaftigkeit als unbedenklich angesehen. Die Anforderungen für die tausalzbeanspruchten und nicht-tausalzbeanspruchten Betonbauteile sind in der DIN 1045 definiert. Für tausalzbeanspruchte Betonbauteile sind nach DIN 1045 zur Erzielung einer hohen Dichtigkeit der Betonoberfläche die Wahl einer hohen Betonfestigkeitsklasse und zur Vermeidung von chloridinduzierter Bewehrungskorrosion eine entsprechend große Betondeckung erforderlich. Wegen der großen Anzahl von Schadensfällen an befahrenen Flächen, Wand- und Stützenfüßen wird seit der Ausgabe 2001 in der Fußnote b zur Tabelle 3 der DIN 1045 [3] zumindest für direkt befahrene Flächen explizit die Ausführung von zusätzlichen Maßnahmen vorgeschrieben. Als Beispiel nennt die DIN 1045 eine „rissüberbrückende Beschichtung“ und gibt auch einen Hinweis auf das DAfStb-Heft 525 [13]. Die rissbreitenbeschränkende Bewehrung von Parkdecks ist auf die Rissüberbrückungsfähigkeit der Beschichtung abzustimmen. Bei einer Rissüberbrückungsfähigkeit der Beschichtung von 0,3 mm (z. B. einer üblichen OS 11 Beschichtung) sollte eine Rissbreitenbeschränkung von 0,2 mm rechnerisch angesetzt werden, wobei in vielen Fällen der Lastfall Zwang in spätem Alter zu berücksichtigen ist. Nach DIN 1045-1, Ausgabe 2001 [3] sind die Rissbreiten mindestens auf 0,3 mm zu begrenzen. Da es sich bei den rechnerisch ermittelten Rissbreiten um theoretische Werte handelt, können Risse auch größer als 0,3 mm entstehen. Neben der Tragfähigkeit soll durch die Anwendung der DIN 1045 für Betonbauwerke auch die Dauerhaftigkeit für eine zu erwartende Nutzungsdauer von 50 Jahren sichergestellt werden. Somit müssen auch die zusätzlichen Maßnahmen eine entsprechende Lebensdauer aufweisen. Dies ist bei Beschichtungen grundsätzlich nicht gegeben. Deshalb erfordern Beschichtungen regelmäßige Kontrollen, Wartungs- und Instandsetzungsmaßnahmen. Bei Zwischendecken und frei bewitterten Parkdächern ist eine Abdichtung nach DIN 18195 [11] oder ZTVING [12] eine sinnvolle Alternative zu rissüberbrückenden Beschichtungen [14]. Hierbei ist jedoch zu beachten, dass sich durch die zusätzlichen Gussasphaltschichten die Lasten erhöhen und die Dicke des Belagaufbaues bei der lichten Höhe der einzelnen Ebenen berücksichtigt werden muss. Grundsätzlich sollte auf die vollflächig verklebte Abdichtung eine Gussasphaltschutzschicht und eine Gussasphaltbelagsschicht aufgebracht werden. Nur in Sonderfällen sollte eine Gussasphaltschutz- und belagsschicht als eine Lage ausgeführt werden. Die Untergrundvorbereitung, das Verlegen der Schweißbahnen und die Anschlüsse an die aufgehenden Bauteile erfordern handwerklich große Sorgfalt. In DIN 18195, Teil 5 [11] ist die Abdichtung mit Asphaltmastix und Gussasphalt noch als Abdichtungs-

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möglichkeit für Tiefgaragen und Hofkellerdecken angeführt. Diese Art der Abdichtung sollte jedoch nur noch angewendet werden, wenn keine Tausalzbeanspruchung vorliegt (z. B. begrünte Hofkellerdecke). Da diese Abdichtung unterläufig werden kann, stellt sie bei Tausalzbelastung eine gefährliche Bauweise dar. Für Tiefgaragen und Parkhäuser ist diese Abdichtungsart daher nicht geeignet und entspricht nicht den anerkannten Regeln der Technik. Weder bei der Herstellung noch bei der späteren Nutzung von Parkflächen können Undichtigkeiten in der Abdichtung ausgeschlossen werden. Durch die Unterläufigkeit kann es schon bei einer punktuellen Verletzung der Abdichtung zu einer großflächigen Chloridbelastung kommen. Die abdichtende Wirkung wird somit bereits durch eine Fehlstelle aufgehoben und ist damit großflächig zwecklos. Bei Biegerissen an den Oberseiten der Betondecken kann unter dem Gussasphaltbelag eine Korrosion der Bewehrung auftreten, ohne dass diese Korrosion augenscheinlich erkennbar wird, da sie sich im Gegensatz zu unbeschichteten oder dünn beschichteten Oberflächen nicht abzeichnet. Es ist nicht nachvollziehbar, warum in der DIN 18195 diese Abdichtungsmöglichkeit (Asphaltmastix und Gussasphalt) von dem betreffenden Normenausschuss hinsichtlich ihrer Anwendung bei Parkdecks und Tiefgaragen nicht eindeutig ausgegrenzt wurde. Im DAfStb-Heft 525 [13] sind weitere Möglichkeiten für zusätzliche Maßnahmen zur Sicherstellung der Dauerhaftigkeit, z. B. die Vermeidung von Rissen auf der Bauteiloberseite (Vorspannung), die Vermeidung von Bewehrung auf der Bauteiloberseite (Einfeldsysteme ohne Trennrisse) oder der Einbau von nichtrostendem Betonstahl aufgelistet. Nach Erscheinen der Ausgabe 2008 der DIN 1045 wurde auch das Heft 525 im Jahr 2010 [15] überarbeitet und verweist jetzt auf die im überarbeiteten DBV-Merkblatt Parkhäuser und Tiefgaragen [14] enthaltenen Ausführungsdetails. Da im DBV-Merkblatt sowohl Bauweisen entsprechend den anerkannten Regeln der Technik, als auch von den anerkannten Regeln der Technik teilweise abweichende Bauweisen beschrieben werden, ohne dass die regelkonformen Bauweisen explizit gekennzeichnet sind, ist davon auszugehen, dass für Planer, die die spezielle Fachkunde hinsichtlich derartiger Parkbauten nicht besitzen, dieses Merkblatt an einigen Stellen keine ausreichende Hilfe darstellt [24].

4.2 Regelbauweisen Die im Folgenden dargestellten Regelbauweisen entsprechen den anerkannten Regeln der Technik und den Eingeführten Technischen Baubestimmungen (ETB) gemäß Musterliste vom März 2011 [25]. Die zugehörigen Planungsleistungen entsprechen zu erbringenden Grundleistungen, die mit den regulären Planungshonoraren gemäß HOAI [22] vergütet werden. Die Regelbauweisen stellen aus heutiger Sicht eine Mindest-Nutzungsdauer von 50 Jahren sicher, wenn eine übliche Wartung und Instandhaltung (z. B. gemäß [14, 26]) regelmäßig durchgeführt wird. Die Regelbauweisen tragen auch der auf unseren Baustellen weithin feststellbaren sinkenden Qualifikation der mit der Ausführung betrauten Personen Rechnung, z. B. durch die Vermeidung von Luftporenbeton sowie die Verwen-

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Bild 5. Regelbauweisen R1 bis R5 (Bild 10 ist zu beachten) Fig. 5. Standard constructions R1 to R5 (see also fig. 10)

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dung zement- und mehlkornreicher Betone für die am meisten gefährdeten Fußbereiche der Innenstützen. In Bild 5 sind Beispiele für Konstruktionen, die den anerkannten Regeln der Technik entsprechen, dargestellt. Die Verfasser empfehlen für die Stützen generell und für Anschlussmischungen von Wandfüßen einen Beton C35/45 XD1 XF2 zu verwenden, da damit ein zusätzlicher Schutz bei den tragenden Bauteilen erzielt wird. Bei der Konstruktion R1 ist zu berücksichtigen, dass die Schutzmaßnahme unterhalb der Bodenplatte nicht mehr gewartet werden kann. Dies kann aber wegen des ausreichenden Schutzes vor mechanischer Beschädigung toleriert werden (vgl. auch Abschn. 2.2.3). Bei Bodenplatten, die durch Wasserdruck von unten belastet sind (R3), gibt es derzeit mit Ausnahme einer Außenabdichtung (z. B. gemäß DIN 18195 [27]) keine befriedigende Lösung. Von vielen Fachleuten wird eine für rückseitige Durchfeuchtung geeignete starre Beschichtung OS 8 als Schutzmaßnahme vorgeschlagen. Eine derartige starre Beschichtung stellt jedoch keinen dauerhaften Schutz dar, da die Beschichtung im Bereich der Betonrisse ebenfalls reißt. Dies betrifft sowohl die Trennrisse als auch die oberseitigen Biegerisse. Durch eine rissüberbrückende Beschichtung werden die Biegerisse in der Regel überbrückt, steht jedoch Was-

serdruck im Bereich der Trennrisse an, so ist mit einem Ablösen der Beschichtung zu rechnen. Das Gleiche gilt auch für eine Schutzmaßnahme entsprechend der DIN 18195 [11] bzw. ZTV-ING, Teil 7 [12]. Es gibt Untersuchungen, die das Ablösen der Beschichtung unter verschiedenen Wasserdrücken und Rissweiten belegen [28]. Es sind jedoch weitere Forschungen erforderlich, um in Abhängigkeit vom anstehenden Wasserdruck geeignete Systeme angeben zu können. In Bild 6 sind die im Merkblatt [14] vorgegebenen Ausführungsvarianten angeführt. Grün umrandet wurden die Varianten, die den anerkannten Regeln der Technik entsprechen. Die Variante 3 stellt nach Meinung der Verfasser die dauerhafteste und langfristig betrachtet kostengünstigste Lösung dar. Bei Variante 1a ist nur die Anwendung einer rissüberbrückenden OS 11 Beschichtung als regelkonform anzusehen. Die Verwendung einer flächigen starren Beschichtung OS 8 auf einem Parkdeck, bei dem Risse zu erwarten sind, entspricht nicht den anerkannten Regeln der Technik. Die Variante 1a „Lokaler Schutz vor Chlorideindringen“ ist dann als regelkonform anzusehen, wenn die Schutzmaßnahmen vor Auftreten der Risse (Sollbruchstellen) aufgebracht werden (vgl. Abschn. 4.4). Der nachträglich aufgebrachte lokale Schutz auf unplanmäßig aufgetretenen Rissen entspricht den anerkannten

Bild 6. Ausführungsvarianten für Parkdecks [aus 14 mit Ergänzungen] Fig. 6. Construction options for parking decks [from 14 with supplementary notes]

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Regeln der Technik, wenn vorher der chloridkontaminierte Beton entfernt wird („Ausräumen der Risse“). Bei Variante 1b gilt der gleiche Sachverhalt. Da das Ausräumen von Rissen sehr aufwendig ist und außerdem dafür zumindest eine Teilsperrung des Parkbaus erforderlich wird, kann die Variante „begleitende Rissbehandlung“ für Bauherrn und Nutzer unzumutbare Folgen haben.

4.3 Sonderbauweisen Über die Regelbauweisen hinaus gibt es eine Vielzahl von Sonderlösungen und „Sparlösungen“, die nicht den anerkannten Regeln der Technik entsprechen bzw. einen erhöhten Wartungsaufwand erfordern, um eine ausreichende Dauerhaftigkeit zu erreichen. Diese Sonder- bzw. Sparlösungen können selbstverständlich mit dem Bauherrn vertraglich vereinbart werden, solange die eingeführten technischen Baubestimmungen erfüllt werden oder eine Gleichwertigkeit im Sinne der Schutzziele der jeweiligen Länderbauordnungen erreicht wird. Dazu muss vor Planungsbeginn (in der Regel in der Planungsphase 2 der HOAI [22]) der Bauherr über die Vor- und Nachteile der zur Diskussion stehenden Sonderbauweisen eindeutig aufgeklärt werden (vgl. Abschn. 3.3). Allein der Sachverhalt der eindeutigen Aufklärung dürfte aus juristischer Sicht großen Handlungsspielraum für Streitfälle bieten. Deshalb wird in [14] empfohlen, dass sich der Tragwerksplaner die Akzeptanz der Abweichungen von seinem Auftraggeber schriftlich bestätigen lässt. Planungen von Sonderbauweisen gehören grundsätzlich nicht zu den Grundleistungen der HOAI [22]. Dies gilt ebenfalls für die zu erstellenden Wartungspläne [23, 29]. In Bild 6 sind die Ausführungsvarianten orange umrandet, die als Sonderbauweisen anzusehen sind. Dies gilt z. B. für die im DBV-Merkblatt dargestellte Variante 2a (rissüberbrückende Beschichtung oder starre Beschichtung mit begleitender Rissbehandlung) in Verbindung mit regelmäßiger, jährlicher Wartung (erweitertes Instandhaltungskonzept mit Wartungsplan und mind. jährlichem Wartungsintervall). Von der im DBV-Merkblatt dargestellten Variante 2b (zusätzliche Reduzierung der Betondeckung um 10 mm) in Verbindung mit intensiver, halbjährlicher Wartung (erweitertes Instandhaltungskonzept mit Wartungsplan und mind. 2 × jährlichem Wartungsintervall) raten die Verfasser wegen der hohen laufenden Instandhaltungs- und Instandsetzungskosten dringend ab. Wie im DBV-Merkblatt [14] beschrieben, sind bei Anwendung der Varianten 2a und 2b entsprechende Wartungspläne zu erstellen, und der Bauherr muss vom Tragwerksplaner schriftlich über die Risiken aufgeklärt werden [23]. Das Risiko der regelmäßigen Durchführung einer fachgerechten Wartung und Instandhaltung einschließlich deren Auswirkung auf die Standsicherheit des Parkbaus wird auf den Bauherrn übertragen. Der Planer und die Ausführenden entziehen sich ihrer Haftung, da Schäden im Allgemeinen erst Jahre später sichtbar werden und in den meisten Fällen auf eine unzureichende Wartung und Instandhaltung bzw. Instandsetzung zurückzuführen sind. Der verantwortungsbewusste Planer sollte sich deshalb immer die Frage stellen, ob die jeweils geplante Sonderbauweise im Hinblick auf die Sachkunde des Bauherrn (z. B. Wohnungseigentümergemeinschaft) vertretbar ist.

Die Planung, Ausführung und Wartung von Sonderbauweisen (Beispiele siehe Bild 8) bedarf großer Sorgfalt, da ansonsten die angestrebte Mindestlebensdauer des betreffenden Parkbaus nicht erreicht wird. Bei den Sonderbauweisen S1 und S2 sind die Rissbreiten durch entsprechende Bewehrung auf 0,1 mm zu beschränken. Hierbei wird unterstellt, dass bei Rissbreiten ≤ 0,1 mm keine Chloridkorrosion auftritt. Diese Annahme beruht auf Praxisuntersuchungen, die jedoch noch nicht die eventuell veränderten Bedingungen durch die jetzt zur Verwendung vorgesehenen höheren Betongüten erfassen. Es liegt somit ein gewisses Risiko vor, über das der Bauherr aufzuklären ist. Zu beachten ist auch, dass durch die rechnerisch erforderliche rissbreitenbeschränkende Bewehrung in der Regel ein deutlich höherer Bewehrungsgrad vorliegt als zur Aufnahme der statischen Lasten erforderlich wäre. Das bedeutet, dass ein gewisser Anteil der Bewehrung korrodieren kann (Abnutzungsvorrat), ohne dass die Standsicherheit der Bodenplatte oder Rampe beeinträchtigt wird. Anhand des Abnutzungsvorrats der Bewehrung ist das Risiko abzuschätzen. Die Sonderbauweise S4 mit einlagigem Gussasphalt sollte nur in Ausnahmefällen z. B. bei Instandsetzungen angewendet werden. Bei Neubauten ist ein zweilagiger Gussasphalt zu bevorzugen.

4.4 Sonderfall – starre OS 8 Beschichtung Eine starre Beschichtung von Bauteilen bietet sich immer dann an, wenn keine Rissbildung zu erwarten ist. Lösungen mit starren Beschichtungen und einer sogenannten „begleitenden Rissbehandlung“ erscheinen sehr fragwürdig, da Risse in der Tiefgarage und bei Parkhäusern sich im Allgemeinen in der kalten Jahreszeit temperaturbedingt öffnen. Im Winter wird Tausalz in die Tiefgarage eingeschleppt und die Temperaturen sind für das Auftragen einer rissüberbrückenden Kunststoffbeschichtung (Bandagen) im Rissbereich zu diesem Zeitpunkt meistens zu niedrig. Es ist daher davon auszugehen, dass die Instandsetzung der Risse erst im Frühjahr erfolgen kann. Das bedeutet aber, dass vor dem Aufbringen der Bandagen die Risse über eine gewisse Zeit tausalzbeansprucht und so-

Bild 7. Instandsetzung einer Zwischendecke infolge Korrosion im Rissbereich Fig. 7. Corrective maintenance of a slab due to corrosion within cracks

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Bild 8. Sonderbauweisen S1 bis S4 (Bild 10 ist zu beachten) Fig. 8. Special constructions S1 to S4 (see also fig. 10)

mit hinsichtlich ihrer Chloridbelastung vor Aufbringen der Bandagen zu untersuchen sind [24]. Entsprechend dem DBV-Merkblatt [14] können derartige Risse nach dem ersten Winter geschlossen werden, ohne dass der chloridkontaminierte Beton im Rissbereich entfernt werden muss. Angabegemäß [14] hat sich ein derartiges Vorgehen bewährt. Nach dem Kenntnisstand der Verfasser liegen weder Forschungsergebnisse hinsichtlich dieser Thematik noch Untersuchungen vor, die diese Hypothese bestätigen. Diese Vorgehensweise ist damit weder wissenschaft-

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lich belegt noch liegt eine Praxisbewährung vor. Demnach entspricht eine derartige Vorgehensweise weder dem Stand von Wissenschaft und Technik noch den anerkannten Regeln der Technik. Bei den Untersuchungen von tausalzbelasteten Rissen ist der hohe Chloriddiffusionswiderstand z. B. eines Betons C35/45 im Bereich der Rissflanken zu beachten und die Untersuchungsmethodik darauf abzustimmen [30]. Von den Verfassern durchgeführte Untersuchungen bei neu erstellten Parkdecks mit OS 8 Beschichtungen

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zeigten, dass bereits bei Rissbreiten über 0,15 mm bis 0,20 mm nach einem Winter Korrosionserscheinungen an der Bewehrung im Riss erkennbar waren. Der Chloridgehalt lag im Rissbereich bei rd. 1,0 M-% Chlorid bezogen auf das Zementgewicht [24]. Daher ist der chloridkontaminierte Beton zu entfernen, oder es ist ein aufwendiges Monitoring im Bereich der Risse durchzuführen, um die Korrosionsgefährdung feststellen zu können. Dies kann je nach Chloridbelastung zu einer umfangreichen Instandsetzung der Rissbereiche führen (vgl. Bild 7). Es ist fraglich, ob eine derartige Bauweise gegenüber einem Bauherrn vertretbar ist und wer die Kosten für die nicht unerheblichen Instandsetzungsmaßnahmen übernimmt. Die Variante 1a – flächiger Oberflächenschutz mit einer starren OS 8 Beschichtung – oder der lokale Schutz vor Chlorideindringen in Risse birgt ein deutliches Korrosionsrisiko der Bewehrung. Dieses Risiko würde auf den Bauherrn übertragen, ohne dass dieser als Laie die Auswirkungen der Korrosion hinsichtlich Dauerhaftigkeit und Standsicherheit seines Gebäudes abschätzen kann.

Bild 9. Pfützenbildung an einem Stützenfuß, Farbabblätterungen und Korrosionsspuren Fig. 9. Ponding at a column base, paint flaking and corrosion tracks

4.5 Stützen- und Wandfüße Als Tausalzbelastung von Wand- und Stützenfüßen wird in den Regelwerken Spritzwasser und Sprühnebel angeführt. Die hauptsächliche Schadensursache von Tausalzschäden an Stützen- und Wandfüßen ist jedoch eine ständige Einwirkung von tausalzhaltigem Wasser infolge fehlendem oder mangelhaftem Gefälle [31 bis 33]. Bei einem Gefälle zu den Stützen- und Wandfüßen läuft das eingeschleppte Tausalz von den Radkästen direkt zu den aufgehenden Bauteilen. Auch bei gefällelosen Tiefgaragen ergibt sich immer wieder Pfützenbildung im Bereich der aufgehenden Bauteile (Bild 9). Die Schäden im Bereich derartiger Bauteile sind bekannt und stellen – gemessen am Umfang – in Tiefgaragen und Parkhäusern das größte Schadenspotenzial dar [31 bis 33]. Eine Einordnung der aufgehenden Bauteile in die Expositionsklasse XC3, wie z. B. nach [14], ist nur möglich, wenn keine Tausalzbelastung auftritt. Das bedeutet, dass keine Pfützenbildung im Bereich der aufgehenden Bauteile bzw. kein Wasserverlauf zu den aufgehenden Bauteilen des Bauwerks bestehen darf. Das Aufbringen einer Beschichtung ist hierfür nicht ausreichend, da bei einer Beschichtung Risse und Schäden im Übergangsbereich aufgehender Bauteile zu Bodenplatten oder Zwischendecken im Allgemeinen nicht vermeidbar sind. Es ist ein entsprechendes Gefälle – weg von der tragenden Konstruktion – auszubilden, z. B. gemäß Bild 10.

4.6 Entwässerung Bei den meisten Parkbauten wird eine wirksame Entwässerung durch ein Gefälle erzielt, durch welches das in die Parkdecks eingeschleppte Wasser zu Wassersammeleinrichtungen geleitet wird. Als Wassersammeleinrichtung werden häufig Rinnen (Linienentwässerung) oder Gullys (Punktentwässerung) verwendet. Bei Parkbauten mit hoher Frequentierung, nicht überdachten Parkdecks und Tiefgaragen von hochwertigen Wohnanlagen ist das anfallende Wasser über geeignete Entwässerungssysteme zielsicher in die Kanalisation abzuleiten [34]. Bei gering fre-

Bild 10. Fahrbahnanschluss an eine Stütze mit Betonkeil und Gegengefälle Fig. 10. Pavement connection to a column with concrete wedge and contra-slope

quentierten überdachten Parkbauten werden Wassersammelrinnen mit Schöpfgruben von den Sachverständigen als tolerierbar angesehen [20, 34]. Um das Wasser zielsicher ableiten zu können, ist ein Gefälle von planerisch 2,5 % vorzugeben. Bei geringeren Gefälleneigungen sind Pfützenbildungen handwerklich nicht zu vermeiden. Durch die Pfützenbildung ergibt sich jedoch eine Nutzungseinschränkung. Die Nutzungseinschränkung betrifft vor allem den Bereich der Stellplätze, da man beim Ein- und Aussteigen der Pfütze nicht ausweichen kann (Bild 11). Bei Frostbeanspruchung ergibt sich unabhängig von der Pfützentiefe die Gefahr der Eisbil-

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Bild 11. Nutzungseinschränkung wegen Pfützenbildung im Bereich eines Stellplatzes Fig. 11. Limitation of use due to ponding within a parking position

dung und somit eine deutliche Unfallgefahr. Die Definition einer Pfütze anhand von Pfützentiefen erscheint nicht sinnvoll. Eine Pfütze ist immer dann ein Mangel, wenn durch die Pfütze die übliche Gebrauchstauglichkeit eingeschränkt wird [24]. Wie die Untersuchungen der Verfasser von sehr vielen Parkhäusern und Tiefgaragen zeigen, ist bei tausalzbeanspruchten Parkbauten ein funktionierendes Entwässerungssystem unabdingbar. Bei Parkbauten ohne ausreichende Entwässerung (z. B. gefällelose Bodenplatten bzw. Zwischendecken) sind gravierende Schäden die Folge, die im Allgemeinen einen hohen Instandsetzungsaufwand nach sich ziehen. Bei Ausführung einer gezielten Entwässerung wären derartig gravierende Schäden meistens vermeidbar gewesen. Die Notwendigkeit einer geeigneten Entwässerung ist seit langer Zeit bekannt. In der Literatur findet man immer wieder Hinweise auf die Planung einer geeigneten Entwässerung. Diese Empfehlungen finden sich bereits 1961 [35] und auch über die Jahre hinweg immer wieder in Büchern und Veröffentlichungen [36 bis 40]. Auch in Re-

gelwerken und Normen wird auf die Notwendigkeit einer einwandfreien Entwässerung hingewiesen (vgl. z. B. [11 bis 13, 41, 42]). In Tabelle 1 sind Normen und Veröffentlichungen der letzten zehn Jahre aufgelistet, in denen die Anforderungen an ein entsprechendes Gefälle definiert sind. In den Erläuterungen zur DIN 1045, Heft 525, Auflage 2003 [13] wird darauf verwiesen, dass rissüberbrückende Beschichtungen nur dann als ausreichende Schutzmaßnahme anzusehen sind, wenn u. a. die konstruktiven Anforderungen an eine wirksame Entwässerung einschließlich der Stützen- und Wandanschlüsse erfüllt werden. Dieser sehr sinnvolle Hinweis ist in der überarbeiteten Fassung der Erläuterungen zur DIN 1045 [15] nicht mehr vorhanden. Stattdessen wird in [15] darauf verwiesen, dass aus Dauerhaftigkeitsgründen kein Gefälle notwendig ist, wenn Risse und Arbeitsfugen („möglichst vor dem ersten Chlorideintrag“) dauerhaft geschlossen und geschützt sind. Dies ist z. B. bei Verwendung einer starren OS 8 Beschichtung nicht der Fall (vgl. Abschn. 4.4). Weiterhin ist zu bedenken, dass die Beschichtungen nur eine begrenzte Lebensdauer aufweisen und somit kein dauerhafter Verschluss und Schutz von Rissen und Arbeitsfugen möglich ist. Auch durch eine Wartung der Beschichtung kann ein dauerhafter Verschluss bzw. Schutz nicht gewährleistet werden. Die Bedingungen eines dauerhaften Verschlusses und Schutzes sind theoretischer Natur und können in der Praxis nicht zielsicher umgesetzt werden. In [43] wird die Thematik gefälleloser Parkbauten erörtert. Hierbei wird stellenweise der Eindruck erweckt, dass gefällelose Parkbauten in vielen Fällen akzeptiert werden könnten. Gefällelose Parkbauten stellen jedoch eindeutig eine Sonderlösung dar und sollten auch auf einzelne Sonderfälle beschränkt bleiben. Allein durch die Tatsache, dass sich Parkbauten ohne funktionsfähige Entwässerung nicht bewährt haben und Parkbauten ohne ein geeignetes Entwässerungssystem von der überwiegenden Mehrzahl der fach- und sachkundigen Planer und von Ausführenden nicht akzeptiert werden, ergibt sich, dass Parkbauten ohne ausreichende Entwässerung nicht den anerkannten Regeln der Technik entsprechen können.

Tabelle 1. Literaturauswertung zum Erfordernis von Gefälle Table 1. Literature review as to the demand of base slopes Literaturauswertung: Erfordernis von Gefälle – EAR 1991/2005

≥ 2,5 % (wie Straßenbau)

– Parkhäuser – aber richtig 1993

≥ 2 %, besser 3 %

– Mitteilung Nr. C25/1996 (Koord.-A. der Pru ̈fingenieure)

≥ 1%

– Konstruktionsregeln fu ̈r Tiefgaragen 2003

≥ 1,5 % bis 2,5 %

– Betonkalender Parkhäuser 2004

≥ 2%

– DBV-Merkblatt Parkhäuser 2005

≥ 2,5 %

– Parkhäuser – aber richtig 2006

≥ 2,5 %

– Richtlinie VDI 6200: 2010-02

ausreichendes Gefälle

– Abdichtungen DIN 18195-5:2000-08

≥ 2%

– BWA-Richtlinie Parkdecks:2010

≥ 2,5 %

– DBV-Merkblatt Parkhäuser September 2010

0 %, 2,5 % oder ≥ 2,5 %

– ÖVBB-Richtlinie Garagen Oktober 2010

≥ 2 %, besser 2,5 %

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Tabelle 2. Baukostenvergleich Table 2. Comparison of construction costs Baukosten (ca.-Werte je Stellplatz) – Rohbau Tiefgaragenstellplatz – Beleuchtung, Lüftung, Entwässerung

13.000 €

5.000 €

Kosten für die Schutzmaßnahmen (je Stellplatz): – Abdichtung DIN 18195 und Gussasphalt

2.200 €

– 60 kg/m3 BSt 500 zusätzlich (wk = 0,20 mm) für OS 11

400 €

– Erst-Beschichtung OS 11 (für 5–15 Jahre)

1.100 €

– Zweit-Beschichtung OS 11 (nach 15 Jahren)

1.100 €

– Dritte Beschichtung OS 11 (nach 30 Jahren)

1.100 €

– Evtl. Instandsetzung nach 30 Jahren

5 Folgerungen Werden bei der Planung und Ausführung von Parkbauten die anerkannten Regeln der Technik eingehalten, so ist davon auszugehen, dass bei üblichem Wartungsaufwand eine Mindestlebensdauer von 50 Jahren und eine für Parkbauten übliche Gebrauchstauglichkeit erreicht wird. Werden Sonder- oder Sparlösungen gewählt, so ist mit Einschränkungen im Bereich der Gebrauchstauglichkeit und der Dauerhaftigkeit zu rechnen. Um eine angestrebte Mindestlebensdauer von 50 Jahren zu erreichen, sind während der planmäßigen Nutzungsdauer umfangreiche Wartungs-, Instandhaltungs- und Instandsetzungsarbeiten erforderlich. Bei einer ganzheitlichen und nachhaltigen Planung, die von Anfang an eine dauerhafte Abdichtung beinhaltet, werden über die gesamte Nutzungsdauer in Summe die geringsten Kosten entstehen. Dadurch werden auch Nutzungsausfallzeiten vermieden, wie sie z. B. für die alle 10 bis 20 Jahre erforderliche Erneuerung der Beschichtung zu erwarten sind. In Tabelle 2 ist eine derartige Kostenzusammenstellung aufgelistet. Selbstverständlich ist eine regelmäßige Reinigung der Parkbauten (mindestens einmal pro Jahr) unabdingbar. Eine regelmäßige Überprüfung der Parkbauten entsprechend der VDI 6200 [42] wird von den Verfassern dringend empfohlen. Gepflegte und gut instand gehaltene Parkbauten helfen nicht nur dabei, die Bauwerkssicherheit zu erhalten, sondern sie gewährleisten einen reibungslosen und wirtschaftlichen Nutzungsbetrieb.

6 Zusammenfassung Bei der Planung von Parkbauten hat der Planer die eingeführten technischen Baubestimmungen und im Allgemeinen auch die anerkannten Regeln der Technik zu berücksichtigen. Nach Vorgabe des Bauherrn kann hinsichtlich der Gebrauchstauglichkeit von den anerkannten Regeln der Technik abgewichen werden. In diesem Fall muss der Planer dem Bauherrn die Folgen der Abweichungen (wie z. B. erhöhter Wartungs- und Instandhaltungsaufwand, evtl. Einschränkung der Dauerhaftigkeit, geringere Werthaltigkeit der Immobilie, usw.) eindeutig darlegen und diese auch dokumentieren. Weicht der Planer bewusst oder unbewusst von den anerkannten Regeln der Technik ab, ohne den Bauherrn eindeutig aufzuklären, so ist damit im Allgemeinen ein derartiger Parkbau als mangelbehaftet anzusehen. Für diesen Mangel haftet in der Regel der Planer.

5.000–10.000 €

In diesem Beitrag sind Regelbauweisen für Parkbauten dargestellt, die den anerkannten Regeln der Technik entsprechen. Eine Planung gemäß den vorgeschlagenen Regelbauweisen ergibt regelkonforme Parkbauten, die der üblichen Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit derartiger Bauwerke entsprechen. Konstruktionsmöglichkeiten von Parkbauten, die von den anerkannten Regeln der Technik teilweise abweichen, werden als Sonderbauweisen bezeichnet und hinsichtlich der Risiken infolge der Abweichungen erörtert. Falls der Bauherr eine Sonderbauweise wünscht, ist der Bauherr vom Planer auf den höheren Wartungs- und Instandsetzungsbedarf und die geringere Dauerhaftigkeit und Werthaltigkeit der Immobilie schriftlich hinzuweisen. Der Planer benötigt hierzu ein großes Fachwissen hinsichtlich der Planung und der Instandsetzung von Parkbauten, welches bei der Planung von Sonderbauweisen als besondere Leistung im Sinne der HOAI auch besonders zu vergüten ist. Weiterhin gehen die Verfasser auf Bauweisen ein, die sie aufgrund ihrer bisherigen Erfahrungen mit Parkbauten als nicht vertretbar ansehen. Wie die Erfahrung zeigt, sind Mängel an Parkbauten, vor allem bei geringer Nutzungsintensität (wie z. B. bei Tiefgaragen in Wohnanlagen), nicht innerhalb der Gewährleistungszeit als Schäden erkennbar, sondern erst nach 15 bis 30 Jahren. Durch die Vorgabe einer intensiven Wartung wird das Risiko dem Bauherrn zugeschrieben, möglicherweise ohne dass sich der Bauherr der Bedeutung der Wartung bewusst ist. Diese Vorgehensweise mag für Planende und Ausführende insofern günstig sein, da Schäden meist erst Jahre nach Ablauf der Gewährleistungszeit erkennbar sind und die Planer bzw. Ausführenden in diesem Fall möglicherweise nicht mehr belangt werden können. Das widerspricht den Grundsätzen einer ganzheitlichen und nachhaltigen Planung. Bei der Planung und Ausführung von Parkbauten ist eine frühzeitige, offene und vertrauensvolle Zusammenarbeit der am Bau Beteiligten (Bauherr, Planer, Bauausführende) unabdingbare Voraussetzung für die erfolgreiche Erstellung eines auf die Bedürfnisse der späteren Nutzer optimal abgestimmten Parkbaus. Literatur [1] Schöppel, K. und Stenzel, G.: Konstruktionsregeln für Tiefgaragen in Stahlbetonbauweise. In: Beton- und Stahlbetonbau 98 (2003) Heft 3, S. 111–122.

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K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

[2] DIN 1045-7.88 – Beton- und Stahlbeton. Bemessung und Ausführung. Berlin: Beuth Verlag GmbH 1988. [3] DIN 1045-1:2001-07: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton; Teil 1: Bemessung und Konstruktion. Berlin: Beuth Verlag GmbH 2001. [4] DIN 1045-1:2008-08: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton; Teil 1: Bemessung und Konstruktion. Berlin: Beuth Verlag GmbH 2008. [5] Gehlen, Chr.; Mayer, T. F. und von Greve-Dierfeld, S.: Lebensdauerbemessung. Betonkalender 2011: Kraftwerke, Faserbeton Kapitel XIV. Ernst & Sohn Verlag, Berlin 2011, S. 231–278. [6] Lay, S.: Abschätzung der Wahrscheinlichkeit tausalzinduzierter Bewehrungskorrosion – Baustein eines Systems zum Lebenszyklusmanagement von Stahlbetonbauwerken. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 568: Berlin, Beuth Verlag GmbH, 2007. [7] Positionspapier des DAfStb zur Umsetzung des Konzepts von leistungsbezogenen Entwurfsverfahren unter Berücksichtigung von DIN EN 206-1, Anhang J. In: Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), Heft 12, S. 837–839. [8] Gehlen, Chr.; Schießl, P. und Schießl-Pecka, A.: Hintergrundinformationen zum Positionspapier des DAfStb zur Umsetzung des Konzepts von leistungsbezogenen Entwurfsverfahren unter Berücksichtigung von DIN EN 206-1, Anhang J, für dauerhaftigkeitsrelevante Problemstellungen. In: Beton- und Stahlbetonbau 103 (2008), Heft 12, S. 840–851. [9] Sodeikat, Chr.: Instandsetzung chloridbelasteter Stahlbetonbauwerke am Beispiel von Tiefgaragen. Vortrag bei der Landesgütegemeinschaft Instandsetzung von Betonbauwerken Sachsen und Sachsen-Anhalt e.V. am 09.11.2010 in Leipzig Helmholtz-Zentrum für Umweltforschung. [10] Richtlinie für Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen, Teil 1 bis 4: 2001-10. Deutscher Ausschuss für Stahlbeton. Berlin: Beuth Verlag, 2001. [11] DIN 18195 Teil 5 Ausgabe 2000. Beuth Verlag GmbH 2001. [12] Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauten (ZTV-ING) Teil 7. Bundesministerium für Verkehr, Bau- und Wohnungswesen, Abteilung Straßenbau, Straßenverkehr. Dortmund: Verkehrsblatt Verlag 2003. [13] Erläuterungen zu DIN 1045-1, 1. Auflage 2003, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 525: Berlin, Beuth Verlag GmbH, 2003. [14] DBV-Merkblatt Parkhäuser und Tiefgaragen, 2. überarbeitete Ausgabe, September 2010, Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Berlin. [15] Erläuterungen zu DIN 1045-1, 2. überarbeitete Auflage 2010, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 525. Berlin, Beuth Verlag GmbH, 2010. [16] Raupach, M. und Orlowsky, J.: Erhaltung von Betonbauwerken. Vieweg+Teubner GWV Fachverlage GmbH, Wiesbaden 2008. [17] Emig, K-F. und Haak, A.: Bitumenverklebte Abdichtungen. Abdichtungen im Gründungsbereich und auf genutzten Deckenflächen. Ernst & Sohn Verlag, Berlin 1995. [18] Verordnung über den Bau und Betrieb von Garagen (GaV) vom 30. November 1993 (GVBI S. 901 bei Bay. RS-1-4-l), geändert durch § 3 der Verordnung vom 08.12.1997 (GVBI S. 827). [19] Kamphausen, P.-A.: Bauschädensammlung, Band 13. Stuttgart, Fraunhofer IRB Verlag 2001. [20] Grundsatzpapier „Münchner Runde“. Download unter www.bayika.de/de/aktuelles/kurznachrichten/bautechnik→ Tiefgaragenbauwerke. [21] Springenschmid, R. und Breitenbücher, R.: Beurteilung der Reißneigung anhand der Risstemperatur von jungem Beton

316

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

bei Zwang. In: Beton- und Stahlbetonbau 85 (1990), Heft 2, S. 29–33. [22] Honorarordnung für Architekten und Ingenieure – HOAI 2009, Bundesanzeiger Verlagsges.m.b.H., Köln 2009. [23] Bastert, H.; Krams, J.; Meyer, L. und Motzke, G.: Wartung bei Parkbauten – Inhalte und juristische Stellung. In: Betonund Stahlbetonbau 106 (2011), Heft 9, S. 614–621. [24] Schöppel, K.: Das neue Merkblatt des DBV „Parkhäuser und Tiefgaragen“ – Hilfe oder Falle für den Tragwerksplaner. Vortrag bei der Jahreshauptversammlung der Vereinigung der Prüfingenieure für Baustatik in Bayern e.V. und der Vereinigung der Prüfsachverständigen in Bayern e.V. am 23.03.2011. 5. Kolloqium Technische Akademie Esslingen 24. und 25. Januar 2012 Verkehrsbauten Schwerpunkt Parkhäuser 2012, Tagungshandbuch, S. 151–161. [25] Musterliste der Technischen Baubestimmungen (ETB) – Fassung März 2011, Quelle: www.dibt.de/de/aktuelles_technische_baubestimmungen.html. [26] Krams, J.: Wartung und Instandhaltung von Parkbauten. Deutscher Beton- und Bautechnikverein E.V. (DBV) – Heft 20: Parkhäuser und Tiefgaragen – Das neue DBV-Merkblatt, S. 67–80, Berlin 2010. [27] DIN 18195 Teil 6 Ausgabe 2000. Beuth Verlag GmbH 2001. [28] Wolf, L: Innenabdichtungen bei Weißen Wannen. Internal Sealings of Water Tight Constuctions. In: ibac Kurzbericht 17, 2004, Nr. 110. [29] Motzke, G.: Vertragliche Vereinbarungen zur Wartung von Parkbauten – Juristische Bewertung. Deutscher Beton- und Bautechnikverein E.V. (DBV) – Heft 20: Parkhäuser und Tiefgaragen – Das neue DBV-Merkblatt, S. 67–80, Berlin 2010. [30] Schöppel, K.: Aussagekraft von Chloridwerten aus Betonbauwerken hinsichtlich der Korrosionsgefährdung. In: Betonund Stahlbetonbau105 (2010), Heft 11, S. 703–713. [31] Schöppel, K.: Beurteilung von Mängel in Tiefgaragen und Parkdecks. Seminar „Beurteilung von Mängeln in Tiefgaragen und Parkdecks“. Ingenieurakademie der Bayerischen Ingenieurkammer-Bau am 26.03.2010. [32] Stenzel, G.: Schäden an Parkbauten vermeiden – Konstruktionsregeln für die Tragwerksplanung. In: Parkhäuser und Tiefgaragen – Das neue DBV-Merkblatt, Heftreihe Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein e.V. Heft 20. [33] Schöppel, K.: Schäden in Tiefgaragen, Ursachen und Vermeidungsstrategien. Vortrag Landesverband öffentlich bestellter und vereidigter sowie qualifizierter Sachverständiger e.V. Bayern, 5. Fortbildungsveranstaltung für Richter, Rechtsanwälte und Sachverständige am 21.04.2010. Tagungsband. [34] Pech, A.; Warmuth, G.; Jens, K.; Zeininger, J.: Parkhäuser – Garagen, Grundlagen, Planung, Betrieb. 2. überarbeitete Auflage, Wien: Springer-Verlag 2009. [35] Sill, O.: Parkbauten Handbuch für Planung, Bau und Betrieb von Parkhäusern und Tiefgaragen; Bauverlag GmbH Wiesbaden, 1961. [36] Sill, O.: Parkbauten Handbuch für Planung, Bau und Betrieb von Parkhäusern und Tiefgaragen; Bauverlag GmbH Wiesbaden, 1981. [37] Bayer, E.; Lohmeyer, G.: Parkhäuser – richtig gebaut Hinweise zur Vermeidung von Fehlern. Baumann, H.; Klose, N.; Luley, H.: Parkhäuser – richtig Instand gesetzt. Sonderdruck Ausgabe 40 (1990) H. 2, 3, 4 u. 5 Beton-Verlag GmbH, Düsseldorf. [38] Parkhäuser – aber richtig; Ein Leitfaden für Bauherren, Architekten und Ingenieure: Beton-Verlag 1993 Düsseldorf; Bundesverband der Deutschen Zementindustrie. [39] Parkflächen-Richtlinien – RAR 1762 – 1991 Blatt 1; Empfehlungen für Anlagen des ruhenden Verkehrs EAR 91 Ausg. 1991.

K. Schöppel/G. Stenzel · Konstruktionsregeln für Parkbauten in Betonbauweise

[40] Herres, M. und Göker, G.: BWA – Richtlinien für Bauwerksabdichtungen von Parkdecks, Hofkellerdecken und ähnlichen Konstruktionen. BFA BWA – Bundesfachabteilung Bauwerksabdichtung im Hauptverband des Deutschen Bauindustrie, Berlin: Otto Elsner Verlagsgesellschaft mbH & Co. KG, 2010. [41] ÖVBB-Richtlinie Befahrbare Verkehrsflächen in Garagen und Parkdecks, Oktober 2010, Wien: Österreichische Vereinigung für Beton- und Bautechnik. [42] VDI–Richtlinie 6200 Standsicherheit von Bauwerken – Regelmäßige Überprüfung. Febr. 2010. VDI-Gesellschaft Bauen und Gebäudetechnik Fachbereich Bautechnik Verein Deutscher Ingenieure, Berlin: Beuth Verlag GmbH. [43] Fingerloos, F.; Meyer, L. und Wiens, U.: Zur Notwendigkeit von Gefällen bei Parkdecks. In: Beton- und Stahlbetonbau 105 (2010), Heft 11, S. 695–702.

Dr.-Ing. Klaus Schöppel ö. b. v. Sachverständiger für Betontechnologie, Betonschäden und Instandsetzung von Betonbauteilen Ingenieurbüro Dr. Schöppel Perhamerstraße 86a 80687 München dr.schoeppel@dr-schoeppel.de

Dr.-Ing. Gerhard Stenzel ö. b. v. Sachverständiger für Beton-, Stahlbeton- und Spannbetonbau ALLVIA Ingenieurgesellschaft mbH Jennerweg 7 82216 Maisach gerhard.stenzel@allvia.de

Aktuelles Hollmuthtunnel: Kernstadtumgehung Neckargemünd Die Kernstadtumgehung Neckargemünd ist das umfangreichste Projekt an einer Kreisstraße in der Geschichte des Neckar-Rhein-Kreises. Sie verbindet die Bundesstraße B45 im Westen mit der Kreisstraße K4200 im Osten und umfasst eine 70 m lange Brücke über die Elsenz sowie einen 385 m langen Tunnel, der unter der Südstadt hindurchführt. Bautechnisch betraten die Planer schwieriges Terrain, um genau zu sein, weichen Grund: Denn eine alte Neckarschleife, die noch bis zum Mittelpleistozän existierte, hatte Lockergestein hinterlassen: sandige, tonige Schluffe, die eine weiche bis steife Konsistenz haben, aber durch Wasser auch breiig werden können. Darum wurde die Brücke über die Elsenz-Auen auf bis in den Fels reichenden Bohrpfählen gegründet. Schwieriger gestaltete sich der Tunnelbau durch den weichen Boden. Zwar konnte die eine Hälfte des Tunnels in offener Bauweise realisiert werden. Sie lag jedoch in unmittelbarer Nähe des mehr als 125 Jahre alten Tunnels der Eisenbahnstrecke Heidelberg-Neckarelz und nähert sich diesem bis auf etwa 6 m. Hier mussten zur Baugrubensicherung die Gründungspfähle der Bahnbauten mit herangezogen werden. Zusätzlich wirkten bis zu 35 m lange Verpressanker, die bis in den anstehenden Fels reichten, dem Erddruck entgegen, der auf den Wänden der Baugrube lastete. Weitaus komplizierter war der Tunnelabschnitt in bergmänni-

scher Bauweise. Rund zwei Drittel verlaufen in hartem Buntsandstein, in dem der Bau mittels Sprengvortrieb zügig voranging: Das Gewölbe wurde mit Spritzbeton abgesichert und der Tunnel daraufhin mit Stahlbeton ausgekleidet. Das letzte Drittel jedoch, der Übergang zum in offener Bauweise erstellten Tunnelabschnitt, erwies sich als besonders schwierig. Denn hier herrschte der weiche Schluff vor, und gleichzeitig wurden Bereiche der Altstadt mit einer Überdeckung von weniger als 20 m unterfahren. Es drohten Setzungen und Schäden an den Häusern.

Um dem Tunnel ein festes Auflager zu geben, wurden Rohrvortriebe aufgefahren und diese mit Mikropfählen in dem etwa 2–3 m unter dem Tunnelgrund liegenden Fels gegründet. Anschließend wurden die Rohrvortriebe durchgehend bewehrt und ausbetoniert. Auf diese Weise entstanden zwei Auflagerbalken, auf denen der Tunnel ruht. Über diesen Auflagerbalken wurden doppellagige Schirme aus etwa 15 m langen, sich überschneidenden Düsenstrahlsäulen hergestellt, die den Tunnel überspannen und absichern. Th.

Der zweispurige Hollmuthtunnel entlastet zusammen mit der Elsenzbrücke den Verkehr von Neckargemünd (Foto: HeidelbergCement/Fuchs)

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Fachthemen Felix Altmeyer Joachim Weigl Henning Scharf

DOI: 10.1002/best.201200004

Sicherheitsanalyse und statisch konstruktive Ertüchtigung des Naturzugkühlturms Block E im Kraftwerk Niederaußem der RWE-Power AG Bauwerke sind ab dem Zeitpunkt ihrer Erstellung durch betriebliche Beanspruchung sowie Bewetterung einem Alterungsprozess unterworfen. Sie altern während der Standzeit. Tragwerke, die zum Zeitpunkt der Erstellung in Übereinstimmung mit den gültigen Normen standen, sind nach neuer Normenlage auf einmal „schwach“ dimensioniert. Neue, genauere Berechnungsmethoden und bessere Kenntnis der Beanspruchung zeigen allerdings auch, dass nicht alle nach alter Normengeneration bemessenen Tragwerke den tatsächlichen Einwirkungen in vollem Umfang gerecht werden. Hier sind vor allem die mit der DIN 1045-1 erweiterten Anforderungen an die Gebrauchstauglichkeit zu nennen. Der vorliegende Beitrag behandelt einen Naturzugkühlturm aus dem Jahr 1968 im Kraftwerk Niederaußem, der durch den Betrieb von nachträglich installierten Abgaseinleitungen Schädigungen erfahren hat. Geschildert werden die Bestandsaufnahme des Kühlturms, die Beurteilung der Standsicherheit mit nichtlinearen Methoden und die sich hieraus ableitende notwendige Sanierung der Kühlturmschale, um den sicheren Betrieb für die weitere Laufzeit zu gewährleisten.

Tabelle 1. Übersicht Kraftwerk Niederaußem Table 1. Overview Niederaußem Kraftwerkstyp

Braunkohlekraftwerk mit 9 Blöcken

Einsatzbereich

Grundlast

Inbetriebnahmen

1963–2003

Leistung (brutto)

3.801

Leistung (netto)

3.554

Anzahl der Blöcke

150 MW 300 MW 600 MW 1.000 MW

2 Blöcke 4 Blöcke 2 Blöcke (BoA1) 1 Block

Gemittelte Bruttostromerzeugung 2004–2006

TWh

25,43

Lage des Kraftwerks

Stadt Bergheim, Nordrhein-Westfalen

Safety analysis and rehabilitation of the natural draft cooling tower Block E at the power plant of Niederaußem From the moment of their erection, buildings are exposed to weather and loading. They constantly deteriorate. Buildings that have been erected in compliance with the relevant codes are all of a sudden “weak” compared to current codes and regulations. New and more “close to reality” methods of calculation and better knowledge of the loading situation shows that not all buildings that are built within the regulations of the old codes have the ability to fulfil the actual demands. This applies in particular to the serviceability limit state of the DIN 1045-1. The report at hand deals with a natural draft cooling tower from 1968 at the power plant of Niederaußem, which has been damaged as a cause of the operation of a subsequently built flue gas discharge unit. It deals with the surveying of the cooling tower, the estimation of the ultimate limit state with nonlinear methods of calculation and the necessary rehabilitation to guarantee a safe operation during the remaining life time.

außem befindet sich in Bergheim-Niederaußem, ca. 30 km nordwestlich von Köln, mitten im Herzen des rheinischen Braunkohlereviers. Am Standort Niederaußem stehen insgesamt neun Blöcke mit einer Bruttoleistung von 3.650 MW. Neben dem neuen 950 MW BoA 1 Block speisen dort zwei 150 MW, vier 300 MW und zwei 600 MW Blöcke Leistung ins Netz ein.

1 Standortbeschreibung KW Niederaußem 1.1 Allgemeines

Aufgrund der Großfeuerungsanlagenverordnung, im Juni 1983 in Kraft getreten, wurden im Kraftwerk Niederaußem bis zum 30.06.1988 alle Kraftwerksblöcke mit Rauchgasentschwefelungsanlagen nachgerüstet. Die Rauchgasentschwefelung ist ein Verfahren zur Entfernung von Schwefelverbindungen (SO2 und SO3) aus den Abgasen

Der beschriebene Kühlturm wurde im Jahr 1968 am Kraftwerksstandort Niederaußem als Bestandteil der Blockanlage E in Betrieb genommen. Das Kraftwerk Nieder-

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1.2 Wirkungsgrad erhöhen – Emissionen einsparen Das Kraftwerk Niederaußem ist 2002/2003 um einen BoA-Block mit einer Bruttoleistung von 1.000 MW erweitert worden. „BoA“ steht für: Braunkohlekraftwerk mit optimierter Anlagentechnik. Ziel ist es, durch eine Wirkungsgraderhöhung auf über 43 % die natürlichen Ressourcen zu schonen. Die sonstigen Emissionen gehen ebenfalls um rund 30 % zurück.

1.3 Nachrüstung von REA-Anlagen (Rauchgasentschwefelungsanlage)

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von Kraftwerken. Die Schwefelverbindungen entstehen durch das Verbrennen schwefelhaltiger fossiler Brennstoffe. Anlagen zur Rauchgasentschwefelung werden mit REA (Rauchgasentschwefelungsanlage) abgekürzt. Durch den intensiven Kontakt von Calciumcarbonat mit dem Schwefel entsteht Gips. Dieser wird in der Regel aufbereitet und in der Gipsverarbeitenden Industrie weiterverwendet. Aus technischer, ökologischer und wirtschaftlicher Sicht war es sinnvoll, die gereinigten Abgasströme nicht über Schornsteine abzuleiten, sondern über die vorhandenen Naturzug-Nasskühltürme (NZK) mit dem Kühlturmschwaden in die Atmosphäre abzugeben. Im Zuge dieser Überlegung wurden in den 1980er Jahren die 14 in den Braunkohlekraftwerken der RWE-Power AG betriebenen Naturzug-Nasskühltürme mit Reingaseinleitungen nachgerüstet. Die von der REA kommenden Reingaskanäle (jeweils zwei Stück je Kühlturm) werden durch nachträglich hergestellte Öffnungen in der Kühlturmschale nur wenige Meter oberhalb der Tropfenabscheiderebene horizontal in das Kühlturminnere eingeführt. Die beiden parallel verlaufenden sogenannten Lokomotiven sind auf einem Traggerüst aus CFK-Trägern aufgeständert und reichen bis ca. 2/3 des Kühlturmdurchmessers in den Kühlturm hinein. Diese Lokomotiven sind zur Seite nach innen und nach oben geöffnet, um den Reingasstrom möglichst zentrisch in den Kühlturm einzuleiten. In neueren Anlagen, z. B. BoA 1 – 3, wurde diese Einleitung bereits bei der Errichtung der Kühltürme eingeplant und weiter optimiert (zentrale Einleitung).

2 Bauwerksbeschreibung Kühlturm E Der Kühlturm E hat eine Schalenhöhe von ca. 96 m bei einem Durchmesser am unteren Rand von ∅u = 70 m und einer Wandstärke von d = 0,42 m (Bild 1). Zur Taille hin

verjüngt sich der Durchmesser auf ∅T = 42,65 m und nimmt am oberen Rand wieder auf ∅o = 46 m zu. Die minimale Wandstärke des Kühlturms beträgt auf den mittleren 60 Metern nur d = 0,14 m. Die Mindestwandstärke heutiger Kühlturmtragwerke zum Vergleich beträgt gemäß [1] d = 0,18 m. Am unteren Rand wird die Schale durch einen massiven Fertigteilbalken mit den Abmessungen d/h = 0,65/ 0,47 m ausgesteift. Zum oberen Rand hin findet eine Aufdickung auf d = 0,18 m sowie die zusätzliche Aussteifung durch eine außen angeordnete Kragplatte mit den Abmessungen b/h = 1,0/0,25 m statt (Bild 1). Für die Schale kommt ein Beton der Güte B300 nach DIN 1045 [2] zum Einsatz. Die Bewehrung des Kühlturms wird in Rippentorstahl St IIIb ausgeführt. Die Auflagerung der Schale erfolgt auf 36 V Stützenpaaren. Diese Rundstützen haben einen Durchmesser von ∅ = 0,55 m. Die Materialgüte wird auf den Ausführungsplänen der Societe Hamon als B450 ausgewiesen. Die Stützen sind mittels Sockeln auf ein umlaufendes Ringfundament mit b = 2,35 m Breite und variabler Höhe gegründet. Die aerodynamische Rauigkeit der Schale wird durch Windrippen mit einer vor Ort gemessen Höhe von h = 3,5 cm hergestellt. Der mittlere Abstand der Windrippen beträgt in Umfangsrichtung ar = 1,4 m.

3 Sicherheitskonzeption – Auslegung und Heute Die Statik des Aufstellers liegt zur Einsicht nicht vor. Das angewandte Sicherheitskonzept kann deshalb nur auf der Basis der zum Ausführungszeitpunkt aktuellen Normen und Richtlinien beschrieben werden. Diese sind die DIN 1055 Blatt 4, die DIN 1045 und die Richtlinie des VIK als Leitfaden zur Bestellung von Kühltürmen [2 bis 4].

Bild 1. Hauptabmessungen des Kühlturms Fig. 1. Main Dimensions of the Cooling Tower

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3.1 Sicherheitskonzept der Ausführung Zur Auslegung des Kühlturms stand zur Zeit der Ausführung als Vorgänger der VGB BTR [1] die Richtlinie des VIK [4] zur Verfügung. Hierin finden sich zur Bemessung und baulichen Durchbildung folgende Hinweise: Die Mindestbewehrung ist mit as = 2 cm²/m je Richtung und Schalenlaibung vorzusehen. Dies entspricht einer Grundbewehrung ∅ 8, e = 25 cm. Die Betondeckung beträgt c = 2 cm bei einer Mindestschalenwanddicke von d = 0,14 m. Der obere und untere Rand sind durch ausreichend dimensionierte Randglieder auszusteifen. Zur Herstellung einer aerodynamisch rauen Oberfläche sind Windrippen anzuordnen. Der Windstaudruck ist gemäß DIN 1055 Blatt 4 [3] anzusetzen. Die Umfangsverteilung cp(θ1) ist mit dem Maximalwert 1,0q und dem Minimalwert –1,0q zu erfassen. Der Totwassersog wird mit –0,5q angegeben. Ist eine enge Gruppenanordnung der Kühltürme zu berücksichtigen, sind Windkanalversuche anzustellen. Bei der Bemessung, die nach DIN 1045 [2] erfolgt, wird unterschieden in den Gebrauchszustand mit den Lastfallkombinationen für die Einwirkungen G (Eigengewicht), W (Wind) und T (Temperatur) und den kritischen Zustand. Für den Gebrauchszustand sind die Kombinationen 1,0G + 1,0W, sowie 1,0G + 1,0W + 1,0T mit zulässigen Spannungen nach [2] nachzuweisen. Zusätzlich für den Gebrauchszustand ist ein Nachweis für die Kombination 1,0G + 0,75W mit Biegemomenten aus Windgeschossen für die Meridian- und Ringrichtung zu erbringen. Der kritische Zustand, der für die Auslegung der vertikalen Meridianbewehrung maßgeblich ist, wird mit einer Bemessung für 1,0G + 1,5W gegen die Streckgrenze des Stahls behandelt. Die zulässigen Druckspannungen im Beton werden auf 2/3 · βW28 begrenzt. Dieser Wert wird bei planmäßig ausgeführten Kühlturmtragwerken ohne Imperfektionen in der Regel nicht maßgebend. Die dynamischen Eigenschaften sind bei ungewöhnlicher Abmessung oder Form zu berücksichtigen, die Beulsicherheit ist sorgfältig nachzuweisen (ohne weitere Benennung einer Lastfallkombination). Eine vergleichende Bemessung mit linearen Methoden und Lastansätzen der Ausführungsstatik bestätigt die Dimensionierung der vertikalen Meridianbewehrung. Die Ringbewehrung erscheint als eher schwach dimensioniert.

3.2 Vergleich mit aktuellen Lastansätzen Die VGB BTR 2005 [1] behandelt die Ausführung aktueller Kühlturmtragwerke. In ihr finden sich anerkannte Regelungen für die Auslegung von Kühlturmtragwerken. Für den Standort Niederaußem ist die Windlastzone 2 mit der Geländekategorie 2 maßgebend. Aufgrund der Rauigkeit der Schale wird die Umfangsverteilung K1.0 in Ansatz gebracht (Bild 2). Diese entspricht im Wesentlichen den Forderungen nach [4]. Die Staudruckverteilung der DIN 1055 [3] lässt sich in guter Näherung durch die Windlastzone 1 abbilden. Gegenüber der Auslegungsstatik lässt sich bei der Staudruckverteilung bereits eine Erhöhung der Windlast erkennen. Der Böengeschwindigkeitsdruck für die einzelnen Windzonen kann in exponentieller Form beschrieben werden:

320

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Bild 2. Windbeanspruchung des Kühlturms Fig. 2. Wind Loads on the Cooling Tower

Windzone 1: Windzone 2, Geländekategorie 2:

qb = 0,71(z/10)0,22 qb = 0,88(z/10)0,22

Der heute anzusetzende Staudruck ist also bereits um den Faktor 0,88/0,71 = 1,24 höher als derjenige, der der Auslegungsstatik zugrunde liegt. Verschiedene weitere Überhöhungsfaktoren kommen zusätzlich zu dem Grundstaudruck hinzu, sodass sich die für die Bemessung relevante Windlast zu w(z,θ) = cp(θ1) · Fi · ϕ · q(z)

(1)

ergibt. Hierin ist Fi der Faktor zur Erfassung von Beanspruchungserhöhungen. Dieser hängt ab von der Art und dem Abstand der Nachbarbebauung. ϕ berücksichtigt Resonanzwirkungen infolge dynamischer Windlastanteile. Für den Kühlturm Block E werden diese mit Fi = 1,22 und ϕ = 1,07 ermittelt. Werden all diese Faktoren berücksichtigt, beträgt die Lasterhöhung gegenüber der Ausführungszeit Wneu = 1,24 · 1,22 · 1,07 · Walt = 1,62 · Walt.

(2)

Diese Lasterhöhung führt dazu, dass das lineare Sicherheitskonzept aktueller Normen sich auf diesen Kühlturm nicht sinnvoll und erfolgversprechend anwenden lässt. Eine Beurteilung des Tragwerks mit linearen Methoden der Nachweisführung und aktuellen Windlasten führt hier nicht zum Ziel. Der Nachweis gegenüber Materialversagen kann nur durch die Anwendung nichtlinearer Berechnungsmethoden in Kombination mit der Forderung nach Bestandschutz für den Kühlturm gelingen.

4 Beschreibung der Schädigung Im Jahr 1985 wurde der Kühlturm in den REA-Betrieb eingegliedert. Hierzu wurden knapp oberhalb der Wasserverteilung zwei Öffnungen in der Schale geschaffen, die durch gegen die Schale gespannte Stahlbetonringe gesichert sind. Vor dem eigentlichen Kühlturm wurde ein Auf-

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lagertisch erstellt, sodass die Schale nicht durch die Lasten der GFK Rohre beansprucht wird. Bild 3 zeigt die Situation aus dem Inneren des Kühlturms. Um die Schale vor der Beanspruchung aus dem leicht sauren Schwaden zu schützen, wurde eine Beschichtung der Schale mit einem Beschichtungssystem [5] ausgeführt. Dieses soll einen Angriff auf den Beton verhindern. In den ersten Jahren des REA Betriebes waren die Auslassöffnungen der Rohre im Inneren direkt gegen die Schale gerichtet. Hierdurch kam es zu einer extremen Beanspruchung des Oberflächenschutzsystems, mit deutlichem Angriff der Betonrandzone. Die Tiefe dieser Schädigung beträgt örtlich begrenzt mehre Zentimeter. Am stärksten beansprucht sind durch die unmittelbare Nähe zu den Rauchgasöffnungen die in Bild 4 rot angelegten Flächen. Deutlich weniger stark beansprucht sind die gelben Flächen. Hier konnte durch eine im Jahr 1996 applizierte Beschichtung der Beton wirkungsvoll geschützt werden, sodass hier von einer Konservierung des Zustands ausgegangen werden kann. Für die stärker beanspruchten Flächen wurde dies im Jahr 1998 ebenfalls versucht, die starke Zerklüftung der Oberfläche verhinderte allerdings ein wunschgemäßes

Bild 3. Nachträglich hergestellte Öffnung für den REA Betrieb, Ansicht von innen Fig. 3. Flue Gas Discharge Opening, Inside View

Bild 4. Durch das Abgas beanspruchte Flächen, Innenansicht Fig. 4. Areas with high Impact by Flue Gas, Inside View

Wirken dieser Beschichtung. Bei einer Befahrung der Innenseite durch einen bautenschutztechnischen Gutachter im September des Jahres 2004 [5] wurde dieses Schadensbild aufgedeckt. Neben Schädigungen der Betonrandzone konnten auch korrosive Schädigungen an der Bewehrung in Ring- und Meridianrichtung festgestellt werden.

5 Prinzipielle Schädigungsmechanismen Anhand eines zweiten Kühlturms des Standortes Niederaußem lassen sich zwei prinzipielle Schädigungsmechanismen infolge Schwadeneinwirkung unterscheiden. Zum einen ist dies die bereits beschriebene direkte massive Beaufschlagung der beschichteten Betonoberfläche durch den Schwaden. Hierdurch kann es dazu kommen, begünstigt und unterstützt durch die UV-Strahlung, dass die Schutzwirkung der Beschichtung aufgehoben und die Betonrandzone flächig angegriffen wird. Dieser Schädigungsmechanismus stellt sich am Kühlturm E dar. Zum anderen konnten an einem zweiten Kühlturm des Standortes (Block F) in Segmenten der Schale lokale Risse mit muldenartigem Charakter beobachtet werden. Ihre Entstehung liegt in der Kombination aus Rauchgasbeaufschlagung und Temperaturbeanspruchung aus Sonneneinstrahlung begründet. Diese ist, im Gegensatz zu den betrieblichen Temperaturbeanspruchungen, nicht über den Umfang konstant. Vielmehr ändert sich die Beanspruchung aus Sonneneinstrahlung im Lauf eines Tages von Süd-Osten nach Süd-Westen, vgl. Bild 5 von rechts nach links. Die maximalen Dehnungen infolge dieser Temperaturbeanspruchung fallen jeweils mit dem Maximum der Sonneneinstrahlung (blau in Bild 5) zusammen und wandern somit im Verlauf des Tages ebenfalls von Süd-Osten nach Süd-Westen. Im späten Verlauf des Tages hat sich auch die Umgebung aufgeheizt, sodass nun mit den größten Beanspruchungen zu rechnen ist. Es entstehen im Wesentlichen Druckspannungen auf der Außenseite und Zugspannungen auf der Innenseite der Schale. In vertikaler Richtung steht dieser Zugspannung die Druckspannung aus Eigengewicht entgegen, sie wirkt wie eine Vorspannung des Querschnitts. In Umfangsrichtung entstehen durch das Eigengewicht nur Spannungen geringfügiger Größenordnung. Dieses sind unterhalb der Taille Druckspannungen und oberhalb der Taille Zugspannun-

Bild 5. Wechsel der Beanspruchungen aus dem Lastfall Sonne im Lauf des Tages (nachmittags – mittags – morgens) – blau = warm Fig. 5. Change of Insolation during the Day (afternoon – midday – morning) – blue = warm

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Bild 6. Mechanismus der Betonschädigung Fig. 6. Mechanism of Concrete Deterioration

Bild 8. Direkte Rauchgasbeaufschlagung der Schale im Bereich Süd-Westen und Westen Fig. 8. Direct Impact of Flue Gas on the Shell

Bild 7. Ansicht einer Schadstelle Fig. 7. Detail View of a damaged Section

gen. Als Resultierende können aus Eigengewicht und Sonnenbeanspruchung in dieser Richtung nun Zugspannungen auf der Schaleninnenseite entstehen. Überschreiten diese die aufnehmbare Zugspannung des Betons, kommt es zu Rissen. Aufgrund der Charakteristik der Sonneneinstrahlung in Verbindung mit den Eigengewichtskräften sind diese Risse im Wesentlichen vertikal ausgerichtet und im Bereich Süden bis Westen auf der Innenseite zu suchen. Zur Steuerung der Risse steht in Ringrichtung bei dem betrachteten zweiten Kühlturm in weiten Bereichen der Schale eine gemäß [4] dimensionierte Mindestbewehrung von as = 2,0 cm²/m (4 · ∅ 8/m) pro Seite zur Verfügung. Diese kann eine wirksame Begrenzung der Risse auf heute im Allgemeinen geforderte Werte von wk,cal = 0,2 mm nicht gewährleisten. Es kommt zu teilweise breiteren Rissen im Beton und auch in der starren Beschichtung. Im vorliegenden Fall erreichen diese Rissbreiten bis zu wk = 0,5 mm. Aufgrund der schlechten Zugänglichkeit im Inneren des Kühlturms sind diese nur während Revisionen oder Stillständen durch Befahrungen der Innenseite zu entdecken. Zunächst sind die Risse allerdings nicht weiter schädlich, es wird jedoch hierdurch ein Mechanismus in Gang gesetzt, der größeren Schaden verursachen kann (Bild 6). Durch die Risse im Beschichtungssystem dringt der Schwaden kapillar ein und hinterwandert die Beschichtung. Der Zementstein wird chemisch angegriffen und verliert seine Festigkeit. Oberflächlich betrachtet sind die Betonschädigungen nicht auszumachen, lediglich der Riss in der Beschichtung deutet auf die dahinter liegende Schädigung hin. Wird nun mechanisch auf die Fläche eingewirkt, kann mit geringsten Anstrengungen bei einigen Rissen eine mehrere Zentimeter tiefe Mulde ausgehoben und die Ringbewehrung freigelegt werden (Bild 7). Im Fall des Kühlturms Block F konnte der Bereich, in dem derartige Risse vorkommen, durch die zuvor geschilderten Erkenntnisse auf einen Teilbereich der Schale in

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Bild 9. Finite Elemente Modell mit eingearbeiteten Schädigungsmerkmalen Fig. 9. Finite Element Model including Deterioration

süd-westlicher Richtung beschränkt werden. Die Innenbefahrung hat dieses Ergebnis bestätigt. Nur in süd-westlichen Bereichen, in denen das Rauchgas direkt auf die Schale auftrifft, sind solche Schädigungen entstanden (Bild 8). Kühlturm F wurde daraufhin im Jahr 2009 einer bautenschutztechnischen Ertüchtigung mit Instandsetzung der vorgenannten Risse unterzogen.

6 Numerisches Modell Da es im Einzelnen nicht möglich ist, die großflächigen Schädigungen im Detail zu erfassen, müssen Ansätze entwickelt werden, die den Zustand des Kühlturms möglichst wirklichkeitsnah wiedergeben. Hierzu werden zunächst die Schädigungen mittels geeigneter Software (NZK-Doku [6]) visualisiert und eingegrenzt, um im Anschluss Schadensmerkmale zu definieren (vergleiche hierzu auch Bilder 4 und 9). Im vorliegenden Fall wurden eine Reduktion der Wandstärke sowie eine korrosive Schädigung der Bewehrung im Modell eingearbeitet. Die so erzielten Ergeb-

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Bild 10. Beulsicherheit des geschädigten Tragwerks bei variierender Windangriffsrichtung Fig. 10. Buckling Safety for varying Wind Directions for the deteriorated Structure

nisse können als unterer Grenzwert im Sinne eines „worst case“ Szenarios interpretiert werden. Die Berechnungen erfolgen weitestgehend im Programmsystem Roshe3 [7] mit doppelt gekrümmten vierknotigen Finiten Schalenelementen und 3D Balkenelementen. Kontrollrechnungen werden im Programmsystem Sofistik durchgeführt. Auf eine Modellierung des Ringfundamentes wird zunächst verzichtet, die Lagerung erfolgt starr gegen Verschiebungen und Verdrehungen. Die realen Materialparameter werden in Befahrungen vor Ort für die Stützen und die Schale ermittelt und in der Rechnung berücksichtigt.

7 Beschreibung der Auswirkungen der Schädigungen Um eine Aussage über die Standsicherheit zu treffen, sind im Wesentlichen zwei Nachweise zu führen. Zunächst der Nachweis gegenüber Beulversagen, der für die Lastfallkombination λ·(G+We+Wi) zu erbringen ist (We: Außendruck Wi: Innensog). Außerdem der Nachweis gegenüber Materialversagen. Letzteres kann durch physikalisch nichtlineare Berechnungen, die als wesentliche Nichtlinearität das Nachrissverhalten des Betons berücksichtigen, geschehen. Bei beiden Nachweisformaten ist zu erwarten, dass sich die Standsicherheit durch die berücksichtigten Schädigungen verschlechtert. Beim Nachweis der Beulsicherheit geht als wesentlicher Parameter die Wandstärke h in Form der Biegesteifigkeit EI = E · h3/12 ein. Beim Nachweis gegenüber Materialversagen wird die berücksichtigte korrosive Schädigung vor allem der vertikalen Meridianbewehrung maßgebend für eine Reduktion der aufnehmbaren Windlast verantwortlich sein, da die größten Zugkräfte bei Kühlturmtragwerken aus Windeinwirkung in vertikaler Richtung auftreten. Durch die beschriebenen Schädigungen ist das Tragwerk zudem asymmetrisch geworden, sodass jeweils mehrere Laststellungen zu untersuchen sind.

8 Beulsicherheit des geschädigten und ungeschädigten Kühlturms Bild 10 zeigt die Berechnungsergebnisse für verschiedene Windangriffsrichtungen als Diagramm der Beulsicherheit,

Bild 11. Beuleigenform für λb = 3,2 Fig. 11. Buckling Eigenmode for the lowest Buckling Safety λb = 3,2

aufgetragen über der Windangriffsrichtung. Das Ergebnis der Untersuchung zeigt ein lokales Minimum der Beulsicherheit bei der Windangriffsrichtung θ1 = 255°. Hier zeigt das Windluv auf den Rand des Schädigungsbereichs und die Sogflanke der Umfangsverteilung (mit 70° Versatz zum Luv, vgl. Bild 2, rechts) befindet sich innerhalb des Hauptschädigungsbereichs. An dieser Stelle entstehen die maximalen vertikalen Druckkräfte in der Schale, die zum Beulversagen führen. Die Beuleigenformen für die kleinste kritische Last sind in Bild 11 dargestellt. Es fällt eine deutliche Lokalisierung der Eigenform auf den geschädigten Bereich (rot) auf. Die infolge der Schädigung eingetretene Störung der Symmetrie des Tragwerks wird hierdurch deutlich sichtbar. Die Imperfektionsempfindlichkeit der Schale wird konservativ mit dem Konzept der reduzierten Membranbeulung abgeschätzt [8, 9]. Dies ist im vorliegenden Fall sinnvoll, da nicht davon ausgegangen werden kann, dass die Schale imperfektionsfrei errichtet wurde. Vermessungsprotokolle aus der Zeit der Errichtung liegen nicht vor. Infolge von Schädigungen, die mit dem gewählten Be-

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9 Tragwerkssicherheit des geschädigten Kühlturms mit nichtlinearen Methoden

Bild 12. Konzept der reduzierten Membranbeulung [8] Fig. 12. Concept of reduced Membrane Buckling [8]

rechnungsmodell nicht erfasst werden können, kann es außerdem zu einer Verformung der Schale gekommen sein. Ein konservativer Ansatz erscheint deshalb ratsam. Hierbei wird davon ausgegangen, dass die linearen Membraneffekte λm im überkritischen Bereich vollständig aufgezehrt werden und im Nachbeulminimum nur noch der Stabilitätsanteil λb der linearen Biegeeffekte wirkt (Bild 12). Durch dieses Konzept lässt sich ein unterer Wert für die Beulsicherheit der möglicherweise imperfekten Schale finden. Es ergibt sich: λk = λb + λm.

(3)

Im vorliegenden Fall berechnet sich die klassische Verzweigungslast zu λk = 4,52 und die untere Grenze der mit Imperfektionen behafteten Schale zu λb = 0,71 · λk = 3,2. Dieses Ergebnis ist gültig für den Zustand der Befahrung. Es ist davon auszugehen, dass bis zum nächstmöglichen Termin, an dem Sanierungsmaßnahmen im Inneren der Schale durchgeführt werden können, eine weitere Verschlechterung des Zustands der geschädigten Flächen, die weiterhin dem sauren Schwaden ausgesetzt waren, stattfindet. Hierfür mussten Ansätze für die weitere Entwicklung der Schädigung getroffen werden. Es wurde unterstellt, dass sich die Schädigung der Betonrandzone bis zur nächsten Revision um 30 % verschlechtert. Mit dieser Annahme errechnet sich als unterster Wert eine Beulsicherheit von λb = 0,70 · λk = 0,70 · 3,25 = 2,28. Das in [1] geforderte Sicherheitsniveau von λk = 5,0 ist also bereits ohne den weiteren Ansatz von Imperfektionen deutlich unterschritten. Zum Vergleich: Der ungeschädigte Kühlturm mit Sollwandstärke verfügt über eine Beulsicherheit von λb = 0,76 · 8,52 = 6,3. Eine Sanierung erscheint vor diesem Hintergrund zur Sicherstellung einer ausreichenden Beulsicherheit notwendig.

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Die Sicherheit gegenüber Materialversagen des geschädigten Turms lässt sich durch physikalisch und geometrisch nichtlineare Berechnungen für die Lastfallkombination G + λW bewerten. Hierzu wird wirklichkeitsnah zunächst das Eigengewicht des Kühlturms in einer inkrementell iterativen Berechnung auf das Modell aufgebracht, im Anschluss wird der Wind bis zum Erreichen eines kritischen Zustands im Sinne der DIN 1045-1 [10] gesteigert. Die Bewertung der erreichten Traglast ist in diesem Zusammenhang nicht trivial. Es erscheint aus den bereits geschilderten Gründen im vorliegenden Fall nicht sinnvoll, das Tragwerk im Sicherheitskontext aktueller Normen und Richtlinien [1, 10] zu betrachten. Das dort geforderte Sicherheitsniveau kann von fast keinem Kühlturmtragwerk aus dieser Zeit mit den heute aktuellen Windlasten erbracht werden. Selbst der ungeschädigte Kühlturm mit Sollgeometrie und Sollwerkstoffparametern kann hierzu unmöglich in der Lage sein. Es wird deshalb ein Bestandsschutzkonzept für den Kühlturm in Anwendung gebracht. Die Traglast des ungeschädigten Kühlturms wird als Referenzniveau definiert. Die des geschädigten Kühlturms wird anhand dieser Referenz bewertet. Kann dieses Niveau von dem geschädigten Turm nicht erreicht werden, sind sanierende Maßnahmen notwendig. Es wird mit diesem Vorgehen ein Tragwerkszustand wiederhergestellt, der sich im Wesentlichen an den Normen der Ausführungszeit misst. Die physikalisch und geometrisch nichtlinearen Berechnungen erfolgen im Programmsystem Roshe3 [7]. Für die Abbildung der Kühlturmschale kommen dabei doppelt gekrümmte, geschichtete Schalenelemente mit 12 Freiheitsgraden je Knoten zum Einsatz. Die nichtlinearen Werkstoffgesetze für die Werkstoffe Bewehrungsstahl und Beton sind in der Lage, die wesentlichen nichtlinearen Effekte, hier sei vor allem das Nachrissverhalten des Betons genannt, zu erfassen und so ein wirklichkeitsnahes Tragverhalten zu simulieren. Als ein Ergebnis dieser Berechnungen ist die Last-Verformungskurve des Taillenpunktes im Luv in Bild 13 zu sehen. Dargestellt sind hier zunächst die Last-Verformungskurven des ungeschädigten Systems bei aktueller und damals gültiger Windlast. Wie erwartet, führt die um den Faktor 1,62 erhöhte Belastung der aktuellen Richtlinien zu einem deutlichen Absinken der aufnehmbaren Windlast von λ = 2,12 auf λ = 1,37. Der Winderhöhungsfaktor spiegelt sich direkt im Ergebnis wider. Das Tragverhalten selbst kann als typisch für Kühlturmtragwerke bezeichnet werden. Nach Bildung der ersten Risse im Luv nimmt die Steifigkeit im System immer mehr ab, erkennbar ist dies an den stark zunehmenden Verformungen nach Bildung dieser Risse. Das weitere Steigern der Windlast führt dann im Anschluss zunächst zum Erreichen der Fließgrenze und danach zum Überschreiten der kritischen Stahldehnung ε22 im Luv der Beanspruchung in vertikaler Richtung. Die Ermittlung der Traglast des geschädigten Kühlturms unter aktuellen Windlasten erfordert wieder die Untersuchung mehrerer Windlaststellungen. Als ungünstigste Laststellung hat sich diejenige herausgestellt, bei der das Windluv mittig auf der Hauptschädigung nach Bild 4 an-

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Bild 13. Last-Verformungskurve der Taille im Luv der Windbeanspruchung Fig. 13. Load-deflection Curve of the Throat in the windward Direction

greift. Dadurch entstehen in dem Bereich, in dem korrosive Schädigungen der Bewehrung angesetzt wurden, die größten vertikalen Zugkräfte n22. Durch die ebenfalls hier berücksichtigte Reduktion der Wandstärke ist das System deutlich weicher gegenüber der angreifenden Windbelastung. Zu erkennen ist dies an den wesentlich größeren Verformungen des geschädigten Systems bei gleicher Laststufe im Vergleich zum ungeschädigten Tragwerk. Das Versagen erfolgt ebenfalls durch Überschreitung der kritischen Stahldehnung ε22 in vertikaler Richtung innerhalb des geschädigten Bereichs. Der direkte Vergleich zeigt, dass durch die Schädigungen ein Defizit bei der aufnehmbaren Windlast entstanden ist. Ungeschädigter Turm mit aktueller Last: λ = 1,37 Geschädigter Turm mit aktueller Last: λ = 1,19 Diese basiert im Wesentlichen auf der angesetzten korrosiven Schädigung. Es kommt zu einem rechnerischen Abfall der Traglast um Δ = 13 %. Bereits die Defizite auf Seiten der Beulsicherheit legten eine Sanierung nahe, die Defizite auf Seiten der Sicherheit gegenüber Materialversagen bestätigen dies zusätzlich. Als Ziel der Sanierung lässt sich die Wiederherstellung des Sicherheitsniveaus des ungeschädigten Kühlturms formulieren.

10 Entwurf und Auslegung eines Sanierungskonzeptes Der Wunsch des Bauherrn nach einem bis zur nächsten Revision weitestgehend ungestörten Betrieb macht es zunächst nicht möglich, die Schädigungen auf der Innenseite, die zum Absinken der Sicherheit gegenüber Beulversagen und Materialversagen führen, direkt zu beseitigen. Es muss deshalb ein zweistufiges Sanierungskonzept entworfen werden, das die Standsicherheit bis zur endgültigen Sanierung gewährleistet. Hierzu wird ein außenseitiger, bewehrter Spritzbetonring entworfen, dessen Lage und Abmessung hinsichtlich Masse und Wirksamkeit zu optimieren ist. Diese außen liegende Verstärkung trägt dazu bei, die Beulsicherheit bis zur Innensanierung auf ein vertretbares Maß anzuheben. Durch die enthaltene Bewehrung wird die Sicherheit gegenüber Materialversagen ebenfalls verbessert. Um den Spritzbetonring auf der Schale herstel-

Bild 14. Ersatz der Windrippen durch GFK Profile Fig. 14. Exchange of the Wind Ribs by GRP Profiles

len zu können, müssen die Rippen entfernt werden. Diese werden nach Fertigstellung der Betonierarbeiten durch GFK Profile ersetzt (Bild 14). Im Anschluss an diese Maßnahmen werden in der darauffolgenden Revision die Defizite auf der Innenseite beseitigt und das Sicherheitsniveau des ungeschädigten Kühlturms somit wieder hergestellt.

10.1 Anhebung der Beulsicherheit Bild 15 zeigt die Variablen der Strukturoptimierung des Spritzbetonrings. Durch Untersuchungen der Beulsicherheit wird der Spritzbetonring in seiner Lage zH, Höhe H und Dicke D variiert, um ein Maximum der Beulsicherheit bei gleichzeitig minimalem Betonvolumen und zu behandelnder Oberfläche zu erreichen. Als Ziel für die Optimierung wird für den Zustand bis zur Sanierung auf der Innenseite als Übergang eine Beulsicherheit von λ = 3,5 gefordert. Es werden umfangreiche Studien angestellt, um die hinsichtlich Materialeinsatz und Wirkung günstigste Variante zu finden. Als optimal hinsichtlich der Beulsicherheit hat sich ein Spritzbetonring mit einer Höhe H = 13 m und einer Lage z = 40,5 m nach Bild 15 herausgestellt. Hierdurch kann die Beulsicherheit für den Zwischenzustand bis zur Sanierung der Innenseite auf λb = 3,5 angehoben werden. Nach erfolgter Reprofilierung der innen liegenden Schädigungsbereiche beträgt die Beulsicherheit λb = 7,42 und ist damit wieder auf dem Niveau des ungeschädigten Kühlturms. Die Beuleigenformen für diese zwei Zustände sind in Bild 16 zu sehen. Während im teilsanierten Zustand (links in Bild 16) noch eine Konzentration der Beuleigenform auf die geschädigten Bereiche zu beobachten ist, wird durch die abgeschlossene Innensanierung (rechts in Bild 16) die globale Beuleigenform, die typisch für Kühlturmtragwerke unter Windbelastung ist, wiederhergestellt.

10.2 Anhebung der Sicherheit gegenüber Materialversagen Nach erfolgter Außensanierung werden die innenseitigen Schädigungen der Schale beseitigt. Hierzu wird gemäß dem bautenschutztechnischen Konzept [11] zunächst der

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Bild 15. Parameter der Optimierung Fig. 15. Parameter of the Optimization

Bild 16. Beuleigenform des außensanierten und vollsanierten Kühlturms Fig. 16. Buckling Eigenmode for the partly and fully reconstructed Cooling Tower

nicht tragfähige Beton entfernt. Die freiliegende Bewehrung muss gereinigt und passiviert werden. Der Betonersatz erfolgt mit SPCC. Hierbei handelt es sich um einen kunststoffmodifizierten Spritzmörtel (Sprayable Polymere Cement Concrete). Im Anschluss erfolgt eine Beschichtung auf den zuvor beschichtungsgerecht (Merkmal feinrau verrundet) herzustellenden Flächen. Durch diese Maßnahme kann die durch die Schädigung hervorgerufene Einbuße an aufnehmbarer Windlast (λgesch = 1,19, λungesch = 1,37) wieder auf das Referenzniveau angehoben werden. In Bild 17 ist die Last-Verformungskurve des so sanierten Systems im Vergleich mit dem geschädigten sowie dem ungeschädigten Referenzsystem dargestellt. Es fällt gegenüber dem geschädigten System eine deutliche Versteifung des Tragwerks auf. Die Verformungen fallen bei gleicher Laststufe deutlich geringer aus. Die aufnehmbare Windlast befindet sich wieder auf dem zuvor definierten Referenzniveau, das Ziel der Sanierung wurde erreicht.

11 Darstellung der erfolgreichen Sanierung Auf Basis des Instandsetzungskonzeptes wurde RWE-seitig ein Leistungsverzeichnis erstellt und der Auftrag nach Ausschreibung Ende Mai 2006 an eine auf diesem Gebiet der Kühlturmertüchtigung erfahrene Firma vergeben. Die

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Bild 17. Last-Verformungskurve der Taille im Luv der Windbeanspruchung des vollsanierten Kühlturms Fig. 17. Load-Deflection Curve of the Throat in the windward Direction of the fully reconstructed Cooling Tower

Arbeiten wurden von Befahranlagen, die speziell für diese Arbeiten von entsprechenden Fachunternehmen angefertigt werden, ausgeführt. Diese Befahranlagen werden mit gesteuert verfahrbaren Oberwagen an der Kühlturmkrone montiert. Dabei ist die Lasteinwirkung der Anlagen in die Schale am oberen Randglied durch den Tragwerksplaner berechnet und nachgewiesen worden. Da die Instandsetzung, d. h. die Herstellung des Spritzbetonrings umlaufend um die Schale, während des laufenden Betriebes des Kühlturms erfolgte, mussten bestimmte Vorgaben und Sicherheitsaspekte berücksichtigt werden. Hierbei ist vor allem der Kühlturmschwaden, ein Gemisch aus Wasserdampf und gereinigten Rauchgasen, zu beachten. In einem Abstimmungsgespräch gemeinsam mit den ausführenden Unternehmen sowie den Sicherheitsfachkräften des Kraftwerks und der Feuerwehr wurde ein Montagekonzept für den Oberwagen der Befahranlage (Gerüst) unter Berückichtigung des Gefährdungspotenzials ausgearbeitet. Dieses Konzept sah vor, dass die Monteure jederzeit über eine gesonderte Zubringerbühne die Krone verlassen konnten, sollte es zu einer Grenzwertüberschreitung der Abgaskonzentration bei den Arbeiten am Oberwagen auf der Kühlturmkrone oder aber zu einem Unwetter kommen. Die vorbeschriebene Befahranlage besteht aus einem Gerüst mit mehreren Arbeitsebenen über die Höhe des Spritzbetonrings und ist nur horizontal verfahrbar. Unterhalb dieses Gerüstes ist eine Zubringerbühne montiert, mit der die Arbeitskräfte das Gerüst erreichen (Bild 18). Von einer zweiten, sowohl horizontal wie vertikal verfahrbaren Bühne aus wurden begleitende, parallel laufende Arbeiten ausgeführt. Ein um den Kühlturm umlaufendes Schutzgerüst bis OK Lufteintritt diente gleichzeitig als Arbeitsbühne, Schutzabdeckung, Materialzwischenlager sowie Absetzmöglichkeit für die Befahranlagen. Das Instandsetzungs- bzw. statisch-konstruktive Ertüchtigungskonzept sah folgende Arbeitsschritte vor: – Einmessen des Spritzbetonrings – Abstemmen der Windrippen/Rippen – Untergrundvorbereitung durch Höchstdruck-Wasserstrahlen – Verankerung und Befestigung der Bewehrung (Stabstahl BSt 500 S) mit 3,5 cm Betondeckung

F. Altmeyer/J. Weigl/H. Scharf · Sicherheitsanalyse und statisch konstruktive Ertüchtigung des Naturzugkühlturms Block E im Kraftwerk Niederaußem der RWE-Power AG

zeigt, dass eine erfolgreiche Sanierung für ein vergleichbares Tragwerk immer auch im Zusammenhang mit einem Konzept stehen muss, das neben der bautenschutztechnischen Seite auch die Ausführung und die Besonderheiten der Nutzung miterfasst. Erst wenn diese Aspekte sinnvoll vereint sind, kann eine erfolgreiche Sanierung stattfinden, die die Schäden auch dauerhaft beseitigt. Literatur

Bild 18. Arbeitsgerüst mit 8 Ebenen + Zubringerbühne Fig. 18. Scaffolding with 8 Levels

– Auftragen des Spritzbetons, d = 60–70 mm – Montage von GfK-Rippen als Ersatz für die Windrippen Nach erfolgter Montage der Befahranlagen, des umlaufenden Schutzgerüstes sowie der eigentlichen Baustelleneinrichtung wurde im Juni 2006 mit den vorbeschriebenen Arbeiten begonnen. Nachdem die Untergrundvorbereitung abgeschlossen war, wurde umgehend mit dem Einbau der Bewehrung von der Einzelbühne begonnen, um einen Vorlauf für die Spritzbetonarbeiten zu erzielen. Die Spritzbetonarbeiten vom großen Arbeitsgerüst begannen im Juli und endeten nach vereinzelten witterungsbedingten Unterbrechungen Anfang November 2006. Besonderes Augenmerk musste dabei auf die Spannlöcher in der Kühlturmschale gelegt werden. Durch diese Löcher mit einem Durchmesser von ca. 20 mm dringt im Betrieb permanent Wasserdampf des Kühlturmschwadens nach außen. Diese Bereiche wurden deshalb vorgespritzt, um einen kraftschlüssigen Verschluss zu erzielen. Insgesamt wurden 2.385 m² Spritzbeton aufgebracht. Im Nachgang wurden GFK-Rippen als Ersatz für die im Vorfeld weggestemmten Windrippen aufgedübelt. Die Arbeiten wurden im Januar 2007 abgeschlossen. Während der Maßnahme wurde eine baubegleitende Qualitätssicherung durchgeführt. Diese umfasste die Haftzugprüfung des vorbereiteten Untergrundes, Bewehrungsabnahme, Prüfen der Betonüberdeckung, Prüfen der Betonfestigkeit in situ (Schmidt-Hammer), Prüfen auf Hohllagen sowie stichprobenartige Prüfung der Baustellendokumentation.

12 Fazit und Ausblick Der vorliegende Beitrag verschafft einen Überblick über die Sanierung eines Kühlturmtragwerkes. Von der Bestandsaufnahme, der rechnerischen Simulation mit modernen Methoden der nichtlinearen Analyse sowie der Schädigungsanalyse bis hin zur Ausführung in Verbindung mit dem Bautenschutz werden alle wesentlichen Schritte erläutert. Es wird gezeigt, dass zur erfolgreichen Beseitigung aufgetretener Schädigungen ein Verständnis der Mechanismen, die die Schäden ursächlich hervorgerufen haben, unbedingt notwendig ist. Neben zusammenfassenden Schilderungen der umfangreichen rechnerischen Tragwerksanalyse wurde ge-

[1] VGB-R 610 U: BTR: Bautechnik bei Kühltürmen. VGBRichtlinie für den bautechnischen Entwurf, die Berechnung, die Konstruktion und die Ausführung von Kühltürmen. Essen: VGB PowerTech e.V., Ausgabe 2005. [2] DIN 1045 11/1959: Bauwerke aus Stahlbeton. Berlin, 1959. [3] DIN 1055 06/1938: Lastannahmen für Bauten, Blatt 4 – Windlasten. Berlin, 1938. [4] VIK – Technischer Leitfaden zum Bestellen von Kühltürmen, Essen, Energieberatung GmbH., Ausgabe 1970. [5] Engelfried, R.: Gutachten über Schäden an der Schaleninnenseite im Kühlturm E im Kraftwerk Niederaußem und über Konsequenzen für den weiteren Betrieb. Interner Bericht, 19.09.2004. [6] Altmeyer, F.: Handbuch zu NZK Doku. Version 1.3, 2007. [7] Handbücher zu dem FE-Programm ROSHE3. Interner Arbeitsbericht, Fachgebiet Baustatik Universität Kaiserslautern, 2006. [8] Grote, K.: Theorie und Anwendung geometrisch und physikalisch nichtlinearer Algorithmen auf Flächentragwerke aus Stahlbeton. Dissertation, Universität Kaiserslautern, 1992. [9] Wittek, U.: Beitrag zum Tragverhalten der Strukturen bei endlichen Verformungen unter besonderer Beachtung des Nachbeulmechanismus dünner Flächentragwerke. Mitteilung Nr. 80-1, Ruhr Universität Bochum, 1980. [10] DIN 1045-1 08/2008: Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 1: Bemessung und Konstruktion. Berlin, 2008. [11] Engelfried, R.: Bautenschutztechnisches Konzept zur Instandsetzung von Schäden und zum Schutz der Schalenoberfläche gegen die Betriebs- und Umfeldeinwirkungen auf der Innenseite des Naturzugkühlturms E im Kraftwerk Niederaußem. Interner Bericht, 20.08.2005.

Dipl.-Ing. Felix Altmeyer felix.altmeyer@law-ing.de

Dipl.-Ing. Joachim Weigl joachim.weigl@law-ing.de

L.A.W. Ingenieure Lindenstraße 13 67433 Neustadt an der Weinstraße

Dipl.-Ing. Henning Scharf RWE Power Aktiengesellschaft Energiedienstleistungszentrum KW Goldenberg Auftragsleitstelle Goldenbergstraße 2 50354 Hürth henning.scharf@rwe.com

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Berichte DOI: 10.1002/best.201200007

Patrick Fontana Stephan Pirskawetz

Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton Es ist bekannt, dass eine Faserbewehrung die Schrumpfrissbildung in Beton vermindern kann. In der Literatur finden sich jedoch zum Teil widersprüchliche Angaben über die Wirksamkeit unterschiedlicher Faserarten, und deren Wirkungsmechanismus ist noch nicht vollständig geklärt. Fasern, die in Deutschland als Betonzusatzstoff eingesetzt werden sollen, bedürfen einer Zulassung durch das DIBt, das für den Nachweis ihrer Wirksamkeit zur Verminderung der Schrumpfrissbildung ein Prüfverfahren mit großformatigen Platten vorschreibt. In diesem Bericht werden die Ergebnisse einer Studie vorgestellt, in der die Eignung verschiedener Prüfverfahren hinsichtlich der Beurteilung der Wirksamkeit von Polymerfasern untersucht wurde. Dieser Bericht ist eine verkürzte Fassung eines Beitrags zum 52. Forschungskolloquium des DAfStb [1].

1 Einleitung Bei übermäßiger Verdunstung kann das plastische Schwinden von Beton zur Bildung von Schrumpfrissen führen. Davon betroffen sind in der Regel großflächige Bauteile wie Decken oder Bodenplatten. In vielen Fällen sind Schrumpfrisse nicht nur auf den oberflächennahen Bereich beschränkt, sondern dringen tief in das Bauteil ein und können dessen Dauerhaftigkeit stark beeinträchtigen bzw. eine aufwendige und teure Instandsetzung des erhärteten Betons erfordern [2, 3]. Plastisches Schwinden ist die Folge des Kapillardrucks, der im noch frischen Beton entsteht [4]. Die Bildung von Schrumpfrissen wird dabei im Allgemeinen auf vier Hauptursa-

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chen zurückgeführt. Bereits im plastischen Zustand können Setzungsunterschiede, z. B. über der Bewehrung oder in Bereichen mit Änderungen der Querschnittshöhe, sowie unterschiedliche Temperaturdehnungen infolge eines Temperaturgradienten, der im Beton durch die Verdunstungskälte an dessen Oberfläche entsteht, auftreten [5]. Bedingt durch den Kapillardruck kann eine erste Rissbildung auch durch lokale Spannungs- bzw. Dehnungskonzentrationen erfolgen, die an bereits vorhandenen Fehlstellen [6] oder Lufteintrittspunkten [7] an der Betonoberfläche auftreten. Schließlich können bei einsetzender Erstarrung durch Verformungsbehinderung Zwangsspannungen entstehen, die zur Rissbildung führen, wenn sie die noch geringe Zugfestigkeit des jungen Betons überschreiten [8]. Das plastische Schwinden kann durch sorgfältige und rechtzeitige Nachbehandlung des Betons vermieden oder zumindest reduziert werden. Zudem besteht die Möglichkeit, Schrumpfrisse durch eine Faserbewehrung zu vermindern. Wenn die schrumpfrissmindernde Wirkung von Fasern nachgewiesen werden muss, ist eine experimentelle Beurteilung erforderlich, für die mehrere Normen und Richtlinien Prüfverfahren vorschreiben, die sich in Durchführung und Auswertung unterscheiden. In diesem Beitrag werden drei dieser Prüfverfahren beschrieben und deren Vor- und Nachteile anhand von Versuchsergebnissen diskutiert.

2 Prüfverfahren 2.1 Prüfverfahren nach DIBt In Deutschland wird vom Deutschen Institut für Bautechnik (DIBt) eine

Prüfung der Schrumpfrissbildung für die Zulassung von Fasern als Betonzusatzstoff vorgeschrieben [9]. Der Versuchsaufbau, die Durchführung der Prüfung und die Betonrezeptur gehen auf Untersuchungen aus den 1970er Jahren zurück [8, 10]. Die Beurteilung der Schrumpfrisse erfolgt an einer Platte (160 × 60 × 8 cm3), die in einen Stahlrahmen betoniert wird. Eine am Stahlrahmen umlaufend befestigte Bewehrung sorgt für eine Verformungsbehinderung und soll der Probe das „Verhalten einer dünnen großflächigen Platte“ aufzwingen (Bild 1a). Nach Abschluss der Betonage wird die Platte mit einem transparenten Windkanal abgedeckt und darin mit einem Ventilator eine Windgeschwindigkeit von rund 5 m/s erzeugt (Bild 1b). Die Prüfung soll in einem Klimaraum bei 30 °C und rund 50 % rel. Luftfeuchte durchgeführt werden. Verdunstung und plastisches Schwinden werden über einen Zeitraum von sieben Stunden an separaten Betonproben (30 × 30 × 8 cm3) gemessen, die ebenfalls im Windkanal platziert werden. Die Rissbildung wird visuell beurteilt, und die Wirksamkeit der Fasern ist nachgewiesen, wenn Schrumpfrissbildung und plastisches Schwinden beim faserbewehrten Beton geringer sind als beim Referenzbeton ohne Fasern.

2.2 Prüfverfahren nach ÖVBB In Österreich wird die Prüfung der schrumpfrissmindernden Wirkung von Fasern durch die Richtlinie Faserbeton der Österreichischen Vereinigung für Beton und Bautechnik (ÖVBB) [11] geregelt. Die Prüfungen erfolgen an Betonringen mit einer Dicke von 15 cm und einer Höhe von

P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

Bild 1. Versuchsaufbau nach Empfehlung des DIBt: a) Stahlrahmen mit Randbewehrung, b) Windkanal mit Ventilator

Bild 2. Schalung für den Schwindring nach Richtlinie Faserbeton der ÖVBB

4 cm. Die Betonprüfkörper werden in einer Schalung hergestellt, die aus zwei konzentrischen Stahlringen besteht, welche auf einer steifen Grundplatte fixiert sind (Bild 2). Auf der Innenseite des äußeren Rings sind zwölf Stahlbleche angeordnet, die die Verformung des Betons behindern und die Rissbildung initiieren sollen. Nach der Betonage wird eine Ansaugeinrichtung aufgesetzt, die über dem Schwindring eine Luftgeschwindigkeit von 4 m/s erzeugen soll. Es werden jeweils zwei Ringe mit und ohne Faserzugabe hergestellt, wobei einer der Ringe auf eine Waage gestellt wird, um den Gewichtsverlust infolge der Verdunstung zu bestimmen. Die Prüfung dauert mindestens fünf Stunden und soll in einem Klimaraum bei 20 °C und 50 % rel. Luftfeuchte stattfinden. Wenn keine signifikanten Unterschiede zwischen den Risslängen von faserbewehrtem Beton und unbewehrtem Referenzbeton festgestellt werden, muss die Versuchsdauer auf

acht Stunden erhöht werden. Nach dem Versuchsende werden die Längen aller festgestellten Risse aufsummiert und die Gesamtrisslängen von Faserbeton und Referenzbeton miteinander verglichen. Die Wirksamkeit der Fasern gilt als nachgewiesen, wenn die Gesamtrisslänge des Faserbetons um mindestens 80 % gegenüber dem Referenzbeton vermindert wird.

2.3 Prüfverfahren nach ASTM Für die Beurteilung der Schrumpfrissbildung von verformungsbehindertem Faserbeton fordert die Amerikanische Prüfvorschrift ASTM C 1597 [12] die Verwendung von Schalungen mit einer Stahleinlage, um Zwangsspannungen in einer Prüfplatte zu konzentrieren und Risse zu initiieren (Bild 3). Die Wirksamkeit der Fasern wird auch hier durch Vergleich eines faserbewehrten Betons mit einem unbewehrten Referenzbeton nachgewie-

sen, wobei im Referenzbeton Risse erzeugt werden sollen, die eine mittlere Rissweite von mindestens 0,5 mm aufweisen. Die Verdunstungsrate muss dafür mindestens 1,0 kg/(m2 h) betragen. Für die Durchführung der Prüfung werden gleichzeitig eine faserbewehrte Prüfplatte und eine Prüfplatte ohne Fasern in einer Klimakammer in einen Luftstrom gestellt. Um die geforderte Verdunstungsrate zu erreichen, werden eine Windgeschwindigkeit über den Prüfplatten von mindestens 4,7 m/s, eine Temperatur von 36 °C und eine rel. Luftfeuchte von 30 % empfohlen. Die Verdunstungsrate wird an separaten Wasserbehältern gemessen. Der Versuch wird beendet, wenn das Erstarrungsende des Betons eintritt. Die Prüfplatten werden dann mit Kunststofffolien abgedeckt, um die weitere Verdunstung bis zur Vermessung der Risse zu minimieren. Diese erfolgt 24 Stunden nach Betonherstellung durch Messung der Rissweiten auf der Betonoberfläche. Die Wirksamkeit der Fasern wird abschließend durch den Rissminderungswert (CRR – Crack Reduction Ratio) beschrieben, der die mittleren Rissweiten von Faserbeton und unbewehrtem Referenzbeton (jeweils mindestens zwei Prüfplatten) ins Verhältnis setzt.

3 Untersuchungen 3.1 Betonzusammensetzungen Für die Untersuchung der Wirksamkeit der gewählten Polypropylen(PP)Fasern (rechteckiger Querschnitt 1,4 × 0,1 mm2, L = 40 mm) wurden zwei

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

Bild 3. Schalung und Stahleinlage für die Beurteilung der Schrumpfrissbildung nach ASTM C1579

Tabelle 1. Mischungszusammensetzungen Bestandteil

B1 bewehrt

B2 unbewehrt

bewehrt

unbewehrt

Zement

360 kg/m3 1)

360 kg/m3 2)

Wasser

270 kg/m3

234 kg/m3

Kalksteinmehl 3)

161 kg/m3

148 kg/m3

PP-Fasern Gesteinskörnung (0–8 mm)

2,3 kg/m3 1461 kg/m3

w/z-Wert 1)

– 1469

kg/m3

0,75

2,3 kg/m3 1569

–

kg/m3

1576 kg/m3

0,65

CEM I 32,5 R, 2) CEM I 42,5 R, 3) Blaine 5100 cm2/g

Betongrundrezepturen verwendet, die sich durch Zementart und w/zWert unterschieden (Tabelle 1). Um einen Mehlkorn- und Feinstsandgehalt von 680 kg/m3 zu erreichen, wurde zusätzlich ein Kalksteinmehl eingesetzt.

3.2 Prüfung mit großformatiger Versuchsplatte nach DIBt Für die Prüfung der Wirksamkeit der PP-Fasern nach DIBt wurde die Grundrezeptur B1 verwendet. Für die kontinuierliche Messung von plastischem Schwinden, Kapillardruck und Verdunstung wurden hinter der großformatigen Versuchsplatte separate Probekörper im Windkanal platziert.

Die Messung der Setzung erfolgte berührungslos mit einem Laser, der mittig über dem Probekörper positioniert wurde. Das horizontale Schwinden wurde mithilfe von induktiven Wegaufnehmern aufgezeichnet. Für die Bestimmung der Verdunstung wurden die Probekörper auf elektronische Waagen gestellt. Die Messung des Kapillardrucks erfolgte mit Drucksensoren, die mittels einer mit entgastem Wasser gefüllten Messingröhre mit der Flüssigkeit im Beton in Kontakt gebracht wurden. Nach Herstellung der Versuchsplatte wurde diese mit dem Windkanal abgedeckt und eine „mittlere“ Windgeschwindigkeit von rund 5 m/s erzeugt. Der Zeitraum zwischen Was-

serzugabe und Versuchsbeginn betrug etwa eine Stunde. Anzumerken ist, dass eine genaue Bestimmung der Strömungsgeschwindigkeit bei diesem Versuchsaufbau nicht möglich war, da durch den Axialventilator eine turbulente und sehr ungleichmäßige, rotierende „Luftwalze“ im Windkanal entstand. So betrug die in der Mitte des Windkanalquerschnitts gemessene Strömungsgeschwindigkeit nur etwa 3 m/s, während sie in den Randbereichen auf über 6 m/s anstieg. Bild 4 zeigt, dass die Zugabe der PP-Fasern augenscheinlich zu einer Verminderung der Schrumpfrissbildung führte. Die Wirksamkeit der verwendeten PP-Fasern wird aber besonders durch die in Tabelle 2 dargestellte Auswertung der Rissvermessungen deutlich. Hierfür wurde die Rissminderung jeweils für die Rissanzahl, die Gesamtrisslänge, die mittlere Rissweite und die Rissfläche berechnet. Offensichtlich besteht die Leistungsfähigkeit der PP-Fasern bei diesem Prüfverfahren weniger in der Reduzierung der Rissanzahl, sondern vielmehr in der Reduzierung von Risslängen und Rissweiten. Gemessen an der Rissfläche, die als Summe der einzelnen Risslängen multipliziert mit der jeweiligen mittleren Rissbreite berechnet wurde, ergab sich eine Verminderung der Schrumpfrissbildung von 85 %. Bei getrennter Betrachtung von Risslängen und Rissbreiten wurde eine deutlich niedrigere Wirksamkeit der PP-Fasern festgestellt. Die plastische Setzung des Betons B1 wurde durch die Zugabe der PP-Fasern leicht verringert (Bild 5). Der Kapillardruck stieg beim faserbewehrten Beton schneller an, was auf sein geringeres Setzungsvermögen zurückgeführt werden kann. Das horizontale Schwinden begann bei beiden Mischungen etwa zu dem Zeitpunkt, an dem der jeweilige Kapillardruck

Bild 4. Rissbilder der Versuchsplatten nach DIBt. Links: Referenzbeton ohne Fasern, Rechts: Faserbewehrter Beton

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

Tabelle 2. Auswertung der Rissvermessung an den Versuchsplatten nach DIBt Mittlere Rissweite (mm)

Rissfläche (mm2)

–

Gesamtrisslänge (mm)

ohne PP-Fasern

3.733

0,57

2.729

mit PP-Fasern

1.836

0,21

421

Rissminderung (%)

–32

–51

–63

–85

Beton B1

Rissanzahl

Bild 5. Plastisches Schwinden (horizontal und Setzung) und Kapillardruck bei den Prüfungen nach DIBt

Bild 6. Rissbilder der Schwindringe nach Richtlinie Faserbeton der ÖVB. Oben: Referenzbeton ohne Fasern, Unten: Faserbewehrter Beton

deutlich zunahm und die Setzungen nachließen. Die Zugabe der PP-Fasern führte zwar dazu, dass das horizontale Schwinden etwas früher einsetzte. Auf das Gesamtschwindmaß hatten die PP-Fasern jedoch keinen

Einfluss. Setzung und horizontales Schwinden war bei beiden Betonen zum Zeitpunkt des Versuchsabbruchs nach sieben Stunden abgeschlossen. Die Verdunstungsrate war bei beiden Versuchen nahezu identisch.

3.3 Prüfung mit Schwindringen nach Richtlinie Faserbeton der ÖVBB Für die Prüfung mit den Schwindringen nach der Richtlinie Faserbeton der ÖVBB wurde die Grundrezeptur B2 verwendet. Jeweils drei Ringe wurden aus faserbewehrtem Beton und unbewehrtem Referenzbeton hergestellt. Die drei Ringe wurden in Reihe gestellt (davon einer auf eine elektronische Waage) und nach Abschluss der Betonage mit dem Windkanal abgedeckt, der auch für die Prüfung nach DIBt verwendet wurde. Analog dazu wurden ebenfalls separate Probekörper hinter den Schwindringen im Windkanal platziert, um plastische Setzung, Verdunstung und Kapillardruck kontinuierlich zu erfassen. Das horizontale Schwinden wurde nicht gemessen. Die nach dem jeweiligen Versuchsende kartierten Risse sind in Bild 6 dargestellt. Wie bei der Prüfung mit den großformatigen Versuchsplatten nach DIBt führte auch bei diesem Prüfverfahren die Faserbewehrung zur Verringerung von Risslängen und Rissweiten, sodass die Wirkung der Fasern am deutlichsten wird, wenn die Rissminderung anhand der Rissflächen bestimmt wird (Tabelle 3). Würde lediglich die Summe der Risslängen zugrunde gelegt, so hätten die hier verwendeten PP-Fasern das in der Richtlinie festgelegte Kriterium (Rissminderung > 80 %) zum Nachweis der Wirksamkeit zur Verminderung von Schrumpfrissen nicht erfüllt. Eine ähnliche Beobachtung wurde von Schneider und Horvath in [13] beschrieben. Sie schlussfolgerten, dass für feinkornreiche Betone mit hohem Zementgehalt die Beurteilung der Rissminderung anhand der Rissflächen als zielführender erscheint. Auffällig an den Rissbildern war, dass jeweils der mittlere und der vom Gebläse am weitesten entfernte Ring die stärkste Rissbildung aufwiesen, während bei dem Ring, der direkt vor dem Gebläse platziert wurde, keine bzw. so gut wie keine Risse festgestellt wurden. Zu erwarten wäre aber eine in Richtung der Luftströmung abnehmende Rissbildung, da die rel. Luftfeuchte im Windkanal durch die Verdunstung in diese Richtung zunahm. Ursache hierfür war wahrscheinlich die bereits erwähnte,

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

Tabelle 3. Auswertung der Rissvermessung an den Schwindringen nach Richtlinie Faserbeton der ÖVBB Mittlere Rissweite (mm)

Rissfläche (mm2)

–

Gesamtrisslänge (mm)

ohne PP-Fasern

1.108

0,31

477

mit PP-Fasern

487

0,12

Rissminderung (%)

–19

–56

–61

–87

Beton B2

Rissanzahl

Bild 7. Plastische Setzung und Kapillardruck bei der Prüfung nach Richtline Faserbeton der ÖVBB

Bild 8. Schematische Darstellung des Versuchsaufbaus für die Prüfung mit den Schalungen nach ASTM C 1579

durch den Axialventilator im Windkanal erzeugte, sehr inhomogene Luftströmung, durch die anscheinend erst im hinteren Bereich des Windkanals die feuchte Luft über den Probekörpern wirksam abtransportiert wurde. Im Gegensatz zur Grundrezeptur B1 wurde bei der Grundrezeptur B2 beim faserbewehrten Beton eine größere Setzung gemessen als beim unbewehrten Referenzbeton (Bild 7). Der Kapillardruck entwickelte sich in den ersten 90 Minuten in beiden Betonen etwa gleich. Bei Versuchsabbruch nach fünf Stunden war bei beiden Betonen die plastische Setzung abgeschlossen.

332

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

3.4 Prüfung mit den Versuchsplatten nach ASTM Für die Prüfung mit den ASTMVersuchsplatten wurde ein neuentwickelter Versuchsaufbau verwendet (Bild 8). Ein Vorteil gegenüber dem oben beschriebenen Windkanal besteht darin, dass ein gleichmäßiger Luftstrom über der Oberfläche der Versuchsplatten mithilfe einer eigens konstruierten Gebläseeinheit (in Bild 8 nicht dargestellt) erzeugt wird. Die Versuchsplatten befinden sich während der Prüfung in einem Windkanal, der aus Abdeckungen aus Acrylglas besteht. Bei den hier durchgeführten Untersuchungen wurde die

Grundrezeptur B1 verwendet. Jeweils drei Versuchsplatten aus faserbewehrtem Beton und unbewehrtem Referenzbeton wurden hintereinander im Windkanal platziert. Die Setzung wurde mit einem Laser an einer der Versuchsplatten bestimmt. Für die Messung der Verdunstung wurde die mittlere Versuchsplatte auf eine elektronische Waage gestellt. Der Kapillardruck wurde an einem weiteren Probekörper (30 × 30 × 8 cm3) bestimmt, der innerhalb des Windkanals hinter den Versuchsplatten angeordnet wurde (in Bild 8 nicht dargestellt). Das horizontale Schwinden wurde nicht gemessen. Beim Erreichen des Erstarrungsendes des Betons wurden die Prüfungen beendet und die Versuchsplatten bis zur Rissvermessung nach 24 Stunden mit einer Kunststofffolie abgedeckt. Alle Risse bildeten sich zentrisch über dem „Rissinitiator“ der Stahleinlage. Während sich in den Versuchsplatten ohne Faserbewehrung jeweils nur ein einzelner großer Riss gebildet hatte, wurden bei den faserbewehrten Versuchsplatten mehrere kleine Risse beobachtet (Bild 9). Anhand der Auswertung der Rissvermessung in Tabelle 4 wird deutlich, dass die Faserbewehrung bei diesem Verfahren einen geringeren Einfluss auf die Risslängen hatte und deren Wirksamkeit bei dem Prüfverfahren nach ASTM im Wesentlichen auf der Verringerung der Rissbreiten beruht. Die Faserzugabe hatte bei diesen Versuchen offenbar keinen signifikanten Einfluss auf die plastische Setzung (Bild 10). Diese ließ bei beiden Betonen zum Zeitpunkt der Beendigung des Versuchs nach 2,5 Stunden zwar nach, war aber möglicherweise noch nicht vollständig abgeschlossen. Ähnlich wie bei den in Abschn. 3.2 dargestellten Versuchen erfolgte auch hier der Anstieg des Kapillardrucks beim faserbewehrten Beton etwas früher als beim unbewehrten Referenzbeton.

4 Schlussfolgerungen Die Versuchsergebnisse zeigten, dass prinzipiell alle drei verwendeten Prüfverfahren geeignet sind, die Wirksamkeit von Fasern zur Verminderung der Schrumpfrissbildung zu beurteilen. Es stellte sich allerdings heraus, dass sich die Erzeugung eines

P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

Bild 9. Rissbilder der ASTM-Versuchsplatten. Oben: Referenzbeton ohne Fasern. Unten: Faserbewehrter Beton

Tabelle 4. Auswertung der Rissvermessung an den ASTM-Versuchsplatten Rissanzahl

Gesamtrisslänge (mm)

Mittlere Rissweite (mm)

Rissfläche (mm2)

ohne PP-Fasern

980

0,65

642

mit PP-Fasern

661

0,12

+367

–33

–81

–85

Beton B2

Rissminderung (%)

Bild 10. Plastische Setzung und Kapillardruck bei der Prüfung mit Schalungen nach ASTM C 1579

inhomogenen Luftstroms, wie z. B. mit einem Axialventilator, nachteilig auf die Reproduzierbarkeit der Ergebnisse auswirken kann. Unter diesen Voraussetzungen ist die Messung der Verdunstungsrate deshalb besonders wichtig, um etwaige Ungleichmäßigkeiten im Versuchsablauf erfassen zu können. Es ist empfehlenswert, die Beurteilung der Wirksamkeit der Fasern nicht allein durch einen augenscheinlichen Vergleich der Rissbildung, sondern anhand einer Quantifizierung durch Rissvermessung und eines Vergleichs in Form eines Rissminderungswerts durchzuführen. Da die Wirkung einer Faserbewehrung in der Verringerung von Risslängen und Rissbreiten besteht, erscheint die Bestimmung eines Rissminderungswerts auf Basis der Rissflächen am zielführendsten. Darüber hinaus ist die Einführung eines Kriteriums zum Nachweis der Wirksamkeit der Fasern in Form eines minimalen Rissminderungswerts zu empfehlen. Um zu vermeiden, dass dabei die Wirksamkeit der Fasern überbewertet wird, wäre es ebenfalls sinnvoll, eine Mindestrissweite im unbewehrten Referenzbeton vorzugeben und die Verdunstungsrate ggf. durch Variation der Parameter Windgeschwindigkeit, rel. Luftfeuchte und Temperatur entsprechend anzugleichen. Die Frage, ob diese Mindestrissweite, wie in der Amerikanischen Prüfvorschrift auf 0,5 mm festzulegen sei, bedürfte bei abweichenden Probekörpergeometrien allerdings noch einer Klärung. Die Untersuchungen zeigten außerdem, dass das plastische Schwinden zum Zeitpunkt des Erstarrungsendes der Betone noch nicht abgeschlossen war. Es erscheint deshalb nicht sinnvoll, die Prüfdauer auf diesen Zeitraum zu begrenzen, da eine weitere Rissbildung bzw. Rissaufweitung zu erwarten ist, bis das plastische Schwinden abgeschlossen ist. Bei den hier dargestellten Untersuchungen war dies bei allen Betonen nach etwa vier Stunden der Fall. Die Regelungen des DIBt und der Österreichischen Richtlinie können diesbezüglich als ausreichend angesehen werden. Die Messung des plastischen Schwindens sollte deshalb stets erfolgen. Ob das Schwindmaß aber als Kriterium für die Wirksamkeit der Fasern herangezogen werden soll, er-

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

333

P. Fontana/S. Pirskawetz · Beurteilung der Wirksamkeit von Fasern zur Reduzierung von Schrumpfrissen in Beton

scheint anhand der hier dargestellten Ergebnisse fraglich und bedarf weiterer Untersuchungen. Literatur [1] Fontana, P.: Frühe Rissbildung in Beton durch plastisches Schwinden. In: Rogge, A. und Meng, B. (Hrsg.): Tagungsband 52. DAfStb-Forschungskolloquium, 7. und 8. November 2011, BAM, Berlin, S. 111–125. [2] Schabowicz, K.; Stawiski, B. und Klimek, A.: Untersuchungen der gerissenen Deckenplatten. Beton- und Stahlbetonbau, 101 (2006), Heft 7, S. 511– 517. [3] Schmidt, D.; Slowik, V.; Schmidt, M. und Fritzsch, R.: Auf Kapillardruckmessung basierende Nachbehandlung von Betonflächen im plastischen Materialzustand. Beton- und Stahlbetonbau, 102 (2007), Heft 11, S. 789–796. [4] Wittmann, F. H.: On the action of capillary pressure in fresh concrete. Cement and Concrete Research, 6 (1976), H. 1, pp. 49–56. [5] Lura, P.; Pease, B.; Mazzotta, G. B.; Rajabipour, F. and Weiss, J.: Influence of Shrinkage-Reducing Admixtures on Development of Plastic Shrinkage Cracks. ACI Materials Journal, 104 (2007), H. 2, pp. 187–194.

[6] Scherer, G.W.: Crack-tip stress in gels. Journal of Non-Crystalline Solids 144 (1992), pp. 210–216. [7] Slowik, V.; Schmidt, M.; Fritzsch, R.: Capillary pressure in fresh cementbased materials and identification of the air entry value. Cement & Concrete Composites 30 (2008), pp. 557–565. [8] Wischers, G. und Manns, W.: Ursachen für das Entstehen von Rissen in jungem Beton. Beton 23 (1973), H. 4, S. 67–171 und H. 5, S. 222–229. [9] Zulassungs- und Überwachungsgrundsätze – Faserprodukte als Betonzusatzstoff, Schriften des Deutschen Instituts für Bautechnik, Reihe B, Heft 18, Fassung Januar 2005. [10] Manns, W. und Zeus, K.: Einfluss von Zusatzmitteln auf den Widerstand von jungem Beton gegen Rissbildung bei scharfem Austrocknen, Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, Heft 302, Ernst & Sohn: Berlin, 1979. [11] Richtlinie Faserbeton, Österreichische Vereinigung für Beton und Bautechnik, Ausgabe Juli 2008. [12] ASTM C 1579:2006, Standard Test Method for Evaluating Plastic Shrinkage Cracking of Restrained Fiber Reinforced Concrete (Using a Steel Form Insert). [13] Schneider, U. und Horvath, J.: Schwindversuche mit UHPC in Anleh-

nung an die Richtlinie Faserbeton. Kolloquium Zement und Beton, Sonderheft 2002, S. 12–15.

Dr.-Ing. Patrick Fontana patrick.fontana@bam.de

Dipl.-Ing. Stephan Pirskawetz stephan.pirskawetz@bam.de BAM Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung Fachbereich Baustoffe Unter den Eichen 87 12205 Berlin

Aktuelles Betonschale mit Holzkern Ein Friedhofsgebäude, ausgeführt in eher ungewöhnlichen Materialien, entstand in der nördlich an das Stadtgebiet der schwedischen Hauptstadt Stockholm grenzenden Stadt Solna. Das Servicegebäude für den örtlichen Friedhof besteht aus zwei Teilen, die so in einem Winkel zueinander ausgerichtet wurden, dass sie einen von zwei

334

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Seiten geschlossenen Innenhof bilden. Während der nach außen gerichtete Teil der Fassade des Hauptgebäudes in weitgehend geschlossenem Sichtbeton ausgeführt wurde, bestehen alle zum Hof zeigenden Fassadenteile und Baukörper aus Holz. Hier befinden sich die für die Friedhofsnutzung notwendigen Tore zum Friedhofsfuhrpark. Der Friedhof, der inmitten einer weitläufigen Parklandschaft liegt, ist über-

konfessionell organisiert, und auch das Servicegebäude versucht nicht durch christliche Ornamentik, sondern durch sorgfältig inszenierte Ausblicke und Lichteinfälle der Würde des Ortes Genüge zu tun. Da in den Fassaden kaum Öffnungen realisiert wurden, fällt vor allem durch die aus dem Dach der Fahrzeughalle wie Tentakel herausragenden trapezförmigen Dachöffnungen Licht ein. Th.

Berichte DOI: 10.1002/best.201108262

Wieland Ramm

Über die Anfänge des Eisenbetonbaus in Deutschland und die Pioniere der ersten Jahre 1 Einführung 1.1 Vorbemerkung

1.2 Zeitgenössisches technisches Umfeld

Die Anfangszeit der Eisenbetonbauweise in Deutschland ist ein außerordentlich faszinierender Abschnitt der Technikgeschichte, der rund zwei Jahrzehnte umfasst. Fünfzehn Jahre davon fallen noch in das auslaufende 19. Jahrhundert, und in den ersten Jahren nach der Jahrhundertwende wurde ein gewisser Abschluss dieser Anfangsphase erreicht. Getragen wurde diese Entwicklung von vier unternehmerischen Männern, die mit ihrem zähen Einsatz als Pioniere der Eisenbetonbauweise in Deutschland anzusehen sind. Sie kamen mehr oder weniger zufällig miteinander in Verbindung. Trotz ihrer sehr unterschiedlichen Charaktere wirkten sie im Hinblick auf die Einführung der damals in Deutschland neuartigen Bauweise tatkräftig und erfolgreich zusammen, wenn auch nicht immer ganz reibungslos.

Um die Schwierigkeiten zu verstehen, mit denen sich diese Männer auseinanderzusetzen hatten, ist es nützlich, sich den am Ende des 19. Jahrhunderts bereits recht fortschrittlichen Stand der Bautechnik bewusst zu machen. Das Eisen als innovativer Baustoff war seit rund hundert Jahren zu den klassischen Baustoffen Holz und Stein hinzugekommen, und der Eisenbau hatte bereits großartige Leistungen aufzuweisen. Beflügelt wurde diese Entwicklung durch die Eisenbahn: In nur zwanzig Jahren war von 1840–1860 ein beachtenswertes Streckennetz in Mitteleuropa entstanden, das in der Folgezeit weiter komplettiert und verdichtet wurde. Die Verwirklichung der Eisenbahnstrecken erforderte wegen der verhältnismäßig steifen Trassierungselemente und zur Querung von Flüssen und Tälern zahlreiche Brücken,

Bild 1. Alte Weichselbrücke in Dirschau (Tczew in Polen), heutiger Zustand. (Drei der ursprünglichen sechs Felder von 1857 sind nach der Sprengung am Beginn des Zweiten Weltkriegs im Originalzustand erhalten). (Aufnahme des Verfassers).

und da die Eisenbahnlasten im Vergleich zu denen des damaligen Straßenverkehrs mit Pferdefuhrwerken und Kutschen wesentlich höher waren, erwies sich der Eisenbau als prädestiniert – insbesondere für die notwendigen Großbrücken. Den Anfang machte die Alte Weichselbrücke von 1857 in Dirschau (heute Tczew in Polen), die mit ihren sechs Feldern von 130 m Spannweite die erste weitgespannte eiserne Balkenbrücke auf dem Kontinent war (Bild 1), [3]. In der unmittelbaren Folgezeit entstanden zahlreiche bedeutende Brücken, so z. B. über den Rhein, beginnend mit der 1859 vollendeten sogenannten Dombrücke in Köln an der Stelle der heutigen Hohenzollernbrücke (Bild 2). In diesem Zusammenhang ist ebenfalls an beeindruckende eiserne Hallenbauten, wie z. B. große Bahnhofshallen zu denken, und auch für den gewöhnlichen Hochbau von Wohn- und Geschäftshäusern waren durch den Einsatz von eisernen Stüt-

Bild 2. Dombrücke in Köln von 1859. Der Dom war zum Zeitpunkt der Aufnahme des Fotos noch nicht fertiggestellt. (Sammlung des Verfassers).

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W. Ramm · Über die Anfänge des Eisenbetonbaus in Deutschland und die Pioniere der ersten Jahre

zen und Trägern ganz neue Möglichkeiten eröffnet worden. Voraussetzung für diese weit fortgeschrittene Entwicklung waren die wissenschaftlichen Errungenschaften, insbesondere in der Baustatik. Die Berechnung statisch unbestimmter Systeme und die Theorie der Fachwerke hatten längst Eingang in die Praxis gefunden. Behördlicherseits gab es dementsprechende Vorschriften über den Entwurf, die Berechnung und die Ausführung, wobei deren Einhaltung bereits durch die Baupolizei geprüft und überwacht wurde. Es ist offensichtlich, dass die neue konkurrierende Bauweise des bewehrten Betons, für die zunächst jegliche Grundlagen fehlten, bei ihrer Einführung auf erhebliche Widerstände stieß, die nicht einfach zu überwinden waren.

1.3 Zur Erfindung und Herstellung von Portlandzement und zum frühen Einsatz von unbewehrtem Beton In Großbritannien begann die Suche nach einem künstlichen hydraulischen Bindemittel von hoher Qualität durch John Smeaton (1724–1792) bereits kurz nach der Mitte des 18. Jahrhunderts, führte aber erst in der ersten Hälfte des 19. Jahrhunderts zum Erfolg. 1824 erhielt der englische Maurer Joseph Aspdin (1778–1855) ein Patent auf die Herstellung eines Bindemittels, für das er in Anlehnung an den bekannten harten PortlandStein den Namen Portland-Cement wählte. Aspdin brannte eine zweckmäßige Mischung aus Kalk und Ton, und so gilt er zumeist als der Erfinder des Portlandzements. Es ist aber nicht sicher, ob er beim Brennen wirklich die Sintertemperatur erreichte. Dass eine derartig hohe Brenntemperatur erforderlich ist, um eine hohe Qualität des Zements zu erreichen, erkannte erst 1844 Isaac Charles Johnson (1811–1911). Parallel zu dieser Entwicklung waren in Großbritannien bereits etliche Werke entstanden, in denen der sogenannte Portland-Cement hergestellt wurde. Der Bedarf für dieses Bindemittel war groß, auch auf dem Kontinent, wohin der Portland-Cement in größeren Mengen in Holzfässern exportiert und teuer verkauft wurde (Bild 3). Das Wissen über die Zementherstellung blieb allerdings

336

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

auf die Dauer nicht geheim. In Deutschland entstand das erste größere Zementwerk 1855 in Züllchow bei Stettin unter der Mitwirkung des Chemikers Hermann Bleibtreu (1824–1881) (Bild 4). In den Folgejahren wurden zahlreiche weitere Zementwerke gegründet, so z. B. in Oberkassel bei Bonn und in Amöneburg bei Wiesbaden durch Wilhelm Gustav Dyckerhoff (1805–1894) zusammen mit seinen Söhnen Gustav (1838–1923) und Rudolf (1842–1917). Das neue leistungsfähige Bindemittel Zement wurde naturgemäß alsbald vielfältig genutzt, nicht nur zur Bereitung von Mörtel, sondern vor allem für Beton. Dieses Kunstgestein, ein sozusagen der Natur nachempfundenes künstliches Konglomerat, ermöglichte, da es im frischen Zustand in Schalungen von beliebiger Form eingebracht werden konnte, die Herstellung von einer Vielzahl von Dingen, die bislang viel teurer aus Naturstein gefertigt werden mussten. Bild 5 eines Ausstellungsstands verdeutlicht beispielhaft die Bandbreite der angebotenen Produkte. Aussteller ist hier neben der schon erwähnten Portland-Cement-Fabrik Dyckerhoff & Söhne die Firma Dyckerhoff & Widmann, die Eugen Dyckerhoff (1844–1924), der dritte Sohn von Gustav Dyckerhoff, mit der Hilfe seines Vaters in Karlsruhe gegründet hatte, und die er nun zusammen mit seinem Schwiegervater Gottlieb Widmann (1817–1894) führte. Dieses Unternehmen bezeichnete sich damals noch als „Cement-Waaren-Fabrik“. Später ging hieraus das weltweit bekannte Bauunternehmen gleichen

Bild 3. Englisches Cementfass mit einem Nettogewicht von etwa 170 kg, [4].

Namens hervor. Im Bild 5 erkennt man auch eine Reihe von Kanalrohren verschiedener Querschnittsform und Größe. Der notwendige Bau von Kanalnetzen zur Ortsentwässerung der Kommunen ergab einen enormen, lang anhaltenden Bedarf an solchen Betonrohren. Auch im Bauwesen eroberte sich der Beton alsbald ein weites Einsatzfeld. Der hier in der Regel eingesetzte sogenannte „Stampfbeton“ wurde recht trocken angemacht und durch

Bild 4. Stettiner Portland-Cement-Fabrik, Diorama im Deutschen Musuem in München, [5].

W. Ramm · Über die Anfänge des Eisenbetonbaus in Deutschland und die Pioniere der ersten Jahre

peln durchaus geeignet, und fähige, mutige Ingenieure und Bauherren wagten sich im Hinblick auf die Spannweiten im Laufe der Jahre immer weiter vor. Ein Höhepunkt noch im 19. Jahrhundert war zweifellos die kühn und flach gewölbte Donaubrücke in Munderkingen von 1893 mit ihrer Stützweite von immerhin 50 m (Bild 6).

1.4 Die Erfindung des eisenbewehrten Betons außerhalb von Deutschland

Bild 5. Stand der Dyckerhoff’schen Firmen auf der Gewerbe-Ausstellung des Königreiches der Niederlande und der niederländischen Kolonien im Jahre 1879 in Arnheim, [6].

intensives Stampfen verdichtet. Generelle Regeln zur Qualitätssicherung fehlten, und die jeweils erreichte Qualität war je nach Mischungsverhältnis und Sorgfalt bei der Ausführung doch recht unterschiedlich. Referenzen, besonders von öffentlichen Bauherren, waren deshalb sehr wesentlich bei der Akquisition von Aufträgen. Beton kam zunächst vorwiegend bei einfachen Bauteilen wie Funda-

menten, Wänden oder Stützmauern zum Einsatz. Stampfbeton von guter Qualität erwies sich als sehr druckfest, besaß aber nur eine geringe Zugfestigkeit. Deswegen waren biegebeanspruchte Bauteile wie Balken und Deckenplatten hiermit nicht ausführbar. Zum Überspannen von Öffnungen und Räumen waren allerdings rein druckbeanspruchte Konstruktionen wie Bögen, Gewölbe und Kup-

Aus heutiger Sicht erscheint die Idee naheliegend, die mangelnde Zugfestigkeit des Betons durch eingelegte Eisenstäbe oder Drahtnetze auszugleichen. Immerhin gab es damals schon verschiedentlich Vorschläge und ausgeführte Beispiele von bewehrten Mauerwerkskonstruktionen, auch in Deutschland, aber hier kam niemand von sich aus auf den Gedanken, Betonbauteile durch Bewehrung zu verstärken. Man muss wohl zubilligen, dass das gezielte Ertüchtigen von gezogenen Betonbereichen durch Eiseneinlagen einen Durchblick im Hinblick auf das Zusammenwirken beider Baustoffe erforderte, der so ohne weiteres schwer zu erlangen war. Diese Erkenntnis blieb auch ansatzweise einigen der Männer verschlossen, die schon um die Mitte des 19. Jahrhunderts außerhalb von

Bild 6. Donaubrücke in Munderkingen aus Stampfbeton von 1893, [7]; a) Ansicht; b) Schnitt und Lehrgerüst

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Deutschland die Idee hatten und verwirklichten, eiserne Stäbe oder Draht in Beton oder Mörtel einzubetten. Der erste war wohl Joseph Louis Lambot (1814–1887), der schon vor der Mitte des 19. Jahrhunderts in Südfrankreich begann, Boote aus mit einem Netz aus Stäben oder Drähten bewehrten Zementmörtel oder Beton herzustellen. 1855 erhielt er in Frankreich, England und Belgien für den von ihm sogenannten „ferciment“ Patente, die auch andere dünnwandige Gegenstände wie Blumenkübel und kleine Wasserbehälter einschlossen. François Coignet (1814–1888) beschäftigte sich zunächst mit Stampfbeton, den er „béton agglomeré“ nannte. Schon 1854 erhielt er aber in England ein Patent über eisenbewehrte Betondecken, und ein Jahr später auch in Frankreich. Bild 7 zeigt Darstellungen aus seinem englischen Patent, worin sich bereits recht modern wirkende Bauteil- und Bewehrungsformen finden. Ebenfalls in Frankreich begann in der gleichen Zeit der Gärtner Joseph Monier (1823–1906) (Bild 8) Pflanzkübel aus mit Drahtnetzen bewehrtem Zementmörtel oder Beton zu fertigen. Rein empirisch und wohl ohne tieferen Einblick in die Wirkungsweise des Verbundbaustoffs dehnte er seine Idee auf zahlreiche weitere Anwendungsformen aus, die er sich fortlaufend von 1867–1891 mit einer Serie von Patenten schützen ließ. In seinem ersten Patent von 1867 (Bild 9) beschreibt Monier, wie er zur Herstellung von transportablen Kästen und Behältern ein Netz aus Eisenstäben und Eisendraht in der beabsichtigten Form fertigt und dieses mit „ciment“ überstreicht. Hierzu ist anzumerken, dass die Begriffe Zement, Mörtel und Beton in dieser frühen Zeit noch nicht klar gegeneinander abgegrenzt waren und vielfach synonym verwendet wurden. Jedenfalls hat Monier seine ersten Produkte nicht in einer Schalung hergestellt, sondern ein formgebendes Bewehrungsnetz mit Zementmörtel umgeben. Auch als Monier 1881 vom Kaiserlichen Patentamt in Berlin ein Patent für ganz Deutschland erhielt, trug dieses noch einen entsprechenden Titel: „Verfahren zur Herstellung von Gegenständen verschiedener Art aus einer Verbindung von Metallgerippen mit Zement“ (Bild 10). Hierin

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Bild 7. Zeichnungen aus dem englischen Patent von François Coignet aus dem Jahre 1854, [8].

Auch außerhalb von Frankreich kamen Einzelne auf den Gedanken, Beton zu bewehren. So meldete in Großbritannien 1854 ein Gipsermeister und Bauunternehmer aus Newcastle upon Tyne namens William Boutland Wilkinson (1819–1902) ein Patent für feuerfeste Betondecken an, die er mit Drahtseilen bewehrte. Schließlich ist auch Thaddens Hyatt (1816–1901), ein amerikanischer Rechtsanwalt, mit seinen systematischen Experimenten und Überlegungen zu erwähnen. 1877 veröffentlichte er einen Aufsatz über bewehrten Beton und wurde in England zu einem Wegbereiter des Eisenbetons.

Bild 8. Joseph Monier um 1873, [9].

heißt es allerdings: „Nach diesem Verfahren werden Gefäße aller Art aus mit Zement umgossenen Metallgerippen herstellt, …“, was natürlich nur in einer Schalung geschehen konnte. Josef Monier versuchte, seine Entwicklungen nicht nur durch seine zahlreichen Patente, sondern auch durch die Teilnahme an Ausstellungen und Demonstrationsbauten international zu vermarkten, und wurde so zum Auslöser für den Beginn des Eisenbetons in Deutschland.

2 Der Beginn in Deutschland: Erwerb der Nutzungsrechte an Moniers deutschem Patent durch Conrad Freytag Moniers Patent von 1881 blieb einige Jahre in Deutschland unbeachtet, was möglicherweise an dem schon erwähnten und nicht sehr aussagekräftigen Titel lag. Doch dann erhielt Monier in Paris 1984 Besuch von zwei – wie wir heute sagen würden – mittelständischen Unternehmern, die mit ihm über die Nutzung seines Patents verhandeln wollten. Wer waren diese beiden, und wie kam es zu ihrem Anliegen? Der eine von beiden war ein junger Geschäftsmann von 37 Jahren na-

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Bild 10. Erste Seite von Moniers deutschem Patent von 1881, [10].

Bild 9. Erstes Patent Moniers von 1867, [9].

mens Conrad Freytag aus dem pfälzischen Neustadt an der Haardt, wie es damals hieß, dem heutigen Neustadt an der Weinstraße. Wie die erhaltene Geburtsurkunde [11] ausweist, wurde er am 7. August 1846 in Lachen bei

Neustadt a. d. H. als Sohn eines „Ackermannes“ geboren. Er stammte also aus „einfachen Verhältnissen“, aber gerade diese Herkunft hat ihm wohl Eigenschaften wie Fleiß, Zähigkeit und Zielstrebigkeit vermittelt, ge-

Bild 11. Wohn- und Geschäftshaus in der Neustadter Thalstraße von 1871, [12].

paart auch mit dem Mut zu schöpferischer unternehmerischer Tätigkeit. Er stellte sein Wirken unter den Wahlspruch „Nicht nachlassen zwingt“ und wurde zu einer Schlüsselfigur für die Anfangszeit des Eisenbetons in

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Bild 12. Auszug aus dem Gewerbeanmelderegister der Stadt Neustadt a. d. H. von 1871, [11].

Bild 13. Anzeige in der Neustadter Zeitung vom 15. Juli 1875, [11].

Deutschland. Dabei spielten nicht nur seine Findigkeit und sein Mut zu Entscheidungen eine Rolle, sondern auch einzelne mehr oder weniger zufällige Begegnungen.

Bild 14. Anzeige der Firma Freytag & Heidschuch von 1883, [11].

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Über die Schulzeit und die weitere Ausbildung von C. Freytag ist nichts überliefert. 1871 finden wir ihn in Neustadt a. d. H., wo er in der Thalstraße – möglicherweise mit finanzieller Unterstützung seines Vaters oder seiner jungen Frau – ein großes Wohn- und Geschäftshaus errichtete (Bild 11). Dieses Anwesen existiert mit etwas verändertem Aussehen noch heute. (Es sollte später bis zum April 1925 die Hauptverwaltung der Wayss & Freytag AG beherbergen.) Im gleichen Jahr begann C.

Freytag mit einem „Steinkohlenhandel im Kleinen“ und dem „Verkauf von Tuffsteinen“, wie ein Eintrag im Gewerbeanmelderegister von 1871 der Stadt Neustadt ausweist. (Bild 12). (Zwei Zeilen darüber findet sich ein Eintrag über die Eröffnung einer „Wein- und Bierschenke mit Abgabe von warmen Speisen“, die aber im Dezember 1874 wieder aufgegeben wurde). Am 15. Juli nahm C. Freytag seinen Schwager Carl Heidschuch in seine „Kohlen- und Baumaterialienhandlung“ auf, wie eine Anzeige in der Neustadter Zeitung ausweist (Bild 13). Das Geschäft wurde fortan als Offene Handelsgesellschaft geführt. 1875 gilt auch als Gründungsjahr der Firma Wayss & Freytag AG, da dieses Unternehmen später die Rechtsnachfolge der Freytag & Heidschuch OHG antrat. Durch den unermüdlichen Einsatz der beiden Partner entwickelte sich das Neustadter Geschäft prächtig. Während Heidschuch sich vorwiegend dem Baumaterialhandel widmete, galt das Engagement von Freytag der parallelen Weiterentwicklung der Firma in Richtung zu einem Bauunternehmen. Die Anzeige von 1883 (Bild 14) führt bereits ein breit gefächertes Geschäftsfeld auf, darunter eine „Cementröhren-Fabrik“ und die „Herstellung von Beton-Bauten“, während der Kohlenhandel darin nicht mehr auftaucht. Die Geschäftstätigkeit erstreckte sich schon weit über die Pfalz hinaus bis nach Hessen, Württemberg, Baden und Elsaß-Lothringen. C. Freytag war häufig unterwegs, um Aufträge zu akquirieren und die Baustellen zu überwachen [10]. Bei einer solchen Geschäftsreise nach Trier sah er 1884 etwas für ihn völlig Neuartiges: Auf einer Baustelle

Bild 15. Von Monier 1872 in Bougival gebauter Wasserbehälter, [8].

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Bild 16. Entwurf einer Lizenzvereinbarung zur Zusammenarbeit zwischen J. Monier und Freytag & Heidschuch, [12]. a) Kopf des Schriftstücks, b) Moniers Zustimmungsvermerk am Schluss.

Bild 17. Hundehütte von C. Freytag, das erste „Bauwerk“ aus Eisenbeton in Deutschland, [10].

wurden Eisenstäbe und Drahtgeflechte in den Beton eingebettet. Er muss wohl sofort intuitiv erfasst haben, dass diese Bauweise zukunftsträchtige Möglichkeiten bot. Seine Erkundigungen ergaben, dass hier ein Wasserbehälter und eine Decke hergestellt wurden, die ein gewisser Monier aus Paris als Inhaber entsprechender Patente zu Demonstrationszwecken ausführen ließ. Nach Hause zurückgekehrt, nahm C. Freytag mit seinem Geschäftsfreund Josseaux, Mitinhaber der Firma Martenstein & Josseaux in Offenbach am Main, Kontakt auf. Die beiden fuhren alsbald zu J. Monier nach Paris. Sie besichtigten zunächst Bauwerke, die nach dem Monier’schen System errichtet worden waren, wie z. B. Gewölbe, kleinere Brücken und Wasserbehälter (Bild 15). Die anschließende Verhandlung über eine Nutzung des deutschen Patents waren erfolgreich. Leider ist keine schriftliche Unterlage über die 1884 getroffenen vertraglichen Vereinbarungen überkommen. In der „Festschrift aus Anlass des fünfzigjährigen Bestehens der Wayss & Freytag A.-G., 1875–1925“ [10] wird hierüber berichtet, dass das deutsche Patent von 1881 an die Firmen Freytag & Heidschuch und Martenstein & Josseaux übergegangen sei. Josseaux habe sich in vorsichtiger Zurückhaltung nur das Ausführungsrecht in einem Umkreis von 30 km um Frankfurt herum gesichert, während Freytag und Heidschuch das Patent für das übrige Süddeutschland übernommen und sich das Vorkaufsrecht des

Bild 18. Fußgängersteg im Saalbaugarten in Neustadt a. d. H., [10].

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Bild 19. Gustav Adolf Wayss (1851– 1917), (Bildquelle unbekannt).

Patents für Norddeutschland und das übrige Reichsgebiet zu einem festgesetzten Preis gesichert hätten. Allerdings enthält das Archiv des Unternehmens Wayss & Freytag, das vor einigen Jahren an das Hessische Wirtschaftsarchiv in Darmstadt [12] übergeben wurde, ein nur ein Jahr später in französischer Sprache abgefasstes Schriftstück (Bild 16), das die ins Deutsche übertragene Überschrift „Lizenz zur Zusammenarbeit bei der Nutzung“ trägt und als „Entwurf“ bezeichnet ist. Der Beginn des Textes lautet in deutscher Übersetzung: „Zwischen den Unterzeichnern J. Monier, wohnhaft in Paris, 191 rue de la Pompe, als eine Partei, Freytag und Heidschuch, wohnhaft in Neustadt an der Haardt, als andere Partei, ist das Nachfolgende beschlossen, vereinbart und festgelegt worden: Herr J. Monier erteilt hiermit eine Lizenz und nimmt die Herren Freytag und Heidschuch zu Mitarbeitern bei der Nutzung seines patentierten Systems (Deutsches Patent Nr. 14673 vom 22. Dezember 1880 und eventuell zu nehmende Zusatzpatente) für die Dauer von elf Jahren von heute an …“. Insgesamt werden in 15 nummerierten Absätzen alle wichtigen Details geregelt, von der Verpflichtung Moniers zur Unterstützung von Freytag & Heidschuch mit umfassendem Knowhow, einer 50-%igen Gewinnbeteiligung Moniers und seiner hälftigen Übernahme von für Werbung aufgewendeten Kosten bis hin zu einer

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Bild 20. Vertrag zwischen G. A. Wayss und der Firma Freytag & Heidschuch, [12]. a) Beginn des Schriftstücks, b) Schluss des Vertrags mit den Unterschriften.

Schiedsvereinbarung. Insbesondere wird am Schluss noch das – wie es heißt – bisher schon vereinbarte Gebiet auf Württemberg, Elsaß und einen Teil des Herzogtums Hessen – Darmstadt erweitert. Dieser Vertragsentwurf wurde von Monier am 11. September 1885 akzeptiert und unterschrieben (Bild 16b). Offensichtlich sollten die ein Jahr zuvor getroffenen Vereinbarungen nun durch einen zusätzlichen Vertrag bis in alle Einzelheiten geregelt werden. Von einer exklusiven Erteilung der Rechte an Freytag & Heidschuch ist in diesem Vertragsentwurf allerdings nichts zu finden. Natürlich wurde die neue Bauweise in Neustadt sogleich ausprobiert. Kurioserweise entstand als „erstes Bauwerk“ auf deutschem Boden eine Hundehütte (Bild 17). Sie ist erhalten und befindet sich heute im Deutschen Museum in München. Sie entspricht noch ganz der Fertigungsmethode in Moniers Anfangszeit: Ein in der geplanten Form hergestelltes

Stabgeflecht wurde offensichtlich mit einem feinkörnigen Beton oder Zementmörtel umgeben. Auch der Fußgängersteg im Neustadter Saalbaugarten (Bild 18) entsprach in der Gestaltung völlig den von Monier bereits in Frankreich ausgeführten kleinen Brücken. Die schwach nach oben gewölbte Platte wurde sicherlich auf einer Schalung hergestellt, aber das Geländer mit dem Aussehen einer Holzkonstruktion kann wiederum nur freigeformt auf der vorgefertigten Stabbewehrung entstanden sein.

3 Das Hinzukommen von Gustav Adolf Wayss Vom Herbst des Jahres 1884 an besaß nun die Freytag & Heidschuch OHG die beschriebenen Rechte an Moniers deutschem Patent für Süddeutschland und – wenn man die Option einbezieht – auch für Norddeutschland und das übrige Reichsgebiet. Diese Pfälzer Firma mit ihrem regional beschränkten Wirkungsgebiet wäre si-

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cherlich allein nicht in der Lage gewesen, die Möglichkeiten, die in der neuen Bauweise schlummerten, in ganz Deutschland auszuschöpfen und zum Erfolg zu bringen. Aus dieser Sicht war es eine glückliche Fügung, als der junge Ingenieur Gustav Adolf Wayss (1851–1917) hinzukam (Bild 19). Er war im Gegensatz zu dem sesshaften Pfälzer Conrad Freytag ein agiler, nicht ortsgebundener Mensch mit schon fast sprunghaftem unternehmerischem Schwung. Und er war ein richtiger „Baumensch“, denn sein Vater war ein schwäbischer Bauunternehmer, und Wayss hatte an der Baugewerkschule und am Polytechnikum in Stuttgart eine Ausbildung zum Ingenieur durchlaufen. Die erste Berufszeit hatte er bei der württembergischen Staatsbahn zugebracht und war dort bereits mit Stampfbeton in Berührung gekommen. Danach wechselte er in die Schweiz, wo er am Bau des GotthardTunnels mitwirkte [13]. 1879 machte er sich in Frankfurt a. M. selbstständig und gründete mit einem Partner die kleine Baufirma Wayss & Diss, die hauptsächlich Bürgersteige aus Beton herstellte. Als Diss recht bald aus der Firma ausschied, führte sie Wayss allein weiter. Wayss besuchte 1885 eine Gewerbeausstellung in Antwerpen und sah dort Objekte aus bewehrtem Beton. Diese wurden von der Firma Picha et Frères ausgestellt, die in Belgien bereits Lizenznehmer von J. Monier war [13]. Wayss muss wohl sogleich – nur ein Jahr nach C. Freytag – einen Eindruck davon gewonnen haben, dass in dem neuen Verfahren, Beton mit einer Eisenbewehrung zu versehen, ein großes Entwicklungspotenzial steckte. Seinem Naturell entsprechend begann er sogleich mit vielfältigen Aktivitäten und wurde so zu einem zweiten Pionier der Eisenbetonbauweise in Deutschland. Möglicherweise durch seine Bekanntschaft mit Josseaux in Offenbach kam Wayss in Kontakt mit dem Unternehmen Freytag & Heidschuch in Neustadt a. d. H. Noch im gleichen Jahr 1885 traf man sich in einem Hotel in Ludwigshafen a. Rh. Hier traten Freytag und sein Partner Heidschuch ihr Vorkaufsrecht für Norddeutschland, das sie im Vorjahr mit Monier ausgehandelt hatten, kostenlos an Wayss ab. Diese Entscheidung er-

genden Rechte von Herrn J. Monier käuflich erworben hat“. Freytag & Heidschuch verkauften laut diesem Vertrag an Wayss ihr Patentrecht für das Königreich Bayern, d. h. die sieben rechtsrheinischen Kreise ausschließlich der Rheinpfalz. Schließlich heißt es: „Das von der Firma Freytag & Heidschuch im Oktober 1884 von J. Monier erworbene Patent Eigenthum für das Großherzogthum Baden, die Pfalz und 1 Theil von Hessen inclusive Worms, wird durch diesen Vertrag nicht alteriert“. Die Patentrechte für Schlesien und Posen trat Wayss wenig später an die Gebrüder Huber in Breslau ab.

4 Der Wechsel von Wayss nach Berlin und die Begegnung mit Matthias Koenen Bild 21. Matthias Koenen (1849–1924), [15].

scheint auf den ersten Blick als wenig geschäftstüchtig, aber sie erwies sich auch für das Neustadter Unternehmen als äußerst zukunftsträchtig, denn Wayss ging unmittelbar darauf mit großem Einsatz daran, das gemeinsame Ziel, die neue Bauweise in Deutschland einzuführen, voranzutreiben. Wayss muss alsbald eine direkte Verbindung mit Monier in Paris aufgenommen haben. Es gelang ihm anscheinend, die Rechte an Moniers Patent für ganz Deutschland zu erwerben, wodurch natürlich auch die Vereinbarungen zwischen Freytag & Heidschuch und Monier betroffen waren. Dies machte einen Vertrag zwischen Wayss und der Neustadter Firma notwendig, der am 20. Dezember 1886 in Leipzig abgeschlossen wurde und der bis heute erhalten ist (Bild 20), [12]. Hierin wird Wayss als „Patentinhaber des Systems Monier“ bezeichnet. Als solcher überlässt er Freytag & Heidschuch „das Patenteigenthum von dem Königreiche Würt(t)emberg und dem Rheinlande Elsaß, Letzteres begrenzt durch die Vogesen, kostenlos“. Weiter heißt es: „Die seinerzeitige contrac(t)liche Vereinbarung zwischen J. Monier in Paris und Freytag & Heidschuch über (die) gemeinschaftliche Ausnützung dieser Bezirke ist hiermit aufgehoben, indem Herr G. A. Wayss die hier zu übertra-

Noch im Jahr 1885 hatte Wayss seine Firma in Frankfurt a. M. aufgegeben und war nach Berlin in die Hauptstadt des Reiches gegangen, weil er sich dort die größten Chancen für den Einsatz der neuen Bauweise erhoffte, und damit begann eine spannende Phase von intensiven Aktivitäten und teilweise auch verwirrenden Entwicklungen. Wayss gründete in Berlin sogleich eine eigene Firma „G. A. Wayss & Co.“. Seine Hauptaufgabe bestand zunächst darin, Aufträge zu akquirieren. Bei diesen Bemühungen suchte Wayss auch die Baustelle des Wallot’schen Reichstagsgebäudes auf und traf dort noch Ende 1885 mit Matthias Koenen (1849–1924) zusammen, der als Bauleiter für den Rohbau tätig war (Bild 21). Diesem schlug Wayss vor, Wände aus bewehrtem Beton nach dem System Monier auszuführen. M. Koenen entstammte wie Wayss aus einer mit dem Bauen verbundenen Familie. Im Vergleich zu dem unternehmerischen und manchmal sprunghaften Geschäftsmann Wayss war Koenen ein Ingenieur mit besonderen fachlichen, wissenschaftlich fundierten Kenntnissen und entsprechenden Interessen. Nach seinem Studium hatte er schon ein Ingenieurbüro für schwierige Bauaufgaben geführt und war schon durch etliche Veröffentlichungen und als geschätzter Dozent hervorgetreten. Nach dem zweiten Staatsexamen war er jetzt als Regierungsbaumeister im

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Bild 22. M. Koenens Veröffentlichung im Centralblatt der Bauverwaltung vom November 1886 über die Biegebemessung von Platten, [16].

preußischen Staatsdienst tätig. Koenen sollte der Dritte im Kreis der bisherigen beiden Protagonisten des Eisenbetons in Deutschland werden. Zunächst stand Koenen aber der neuen Bauweise ablehnend gegenüber, denn er sah drei kritische Punkte: Der erste war die Gefahr des Rostens der eingelegten Eisenstäbe. Der zweite Punkt betraf die Frage nach einer ausreichenden Haftung der Eisen im Zementmörtel, und der dritte Punkt galt der Überlegung, dass die feste Verbindung zweier Stoffe mit entsprechend unterschiedlichem Ausdehnungsverhalten bei Temperaturänderungen zu gravierenden Schäden führen würde. Seine wissenschaftliche Neugier veranlasste Koenen aber, diesen Fragen weiter nachzugehen. Die ersten beiden Punkte wurden experimentell angegangen. Um Aufschluss über die Problematik des Rostens zu erhalten, empfahl Koenen Wayss, kleine Versuchsplatten aus Zementmörtel mit eingelegten und an einer Seite etwas herausstehenden Eisenstäben herzustellen. Diese wurden bei Prof. Bauschinger in München für drei Monate an der Luft, in gewöhnlichem Wasser und in Jauche gelagert. Als die Platten anschließend zerschlagen wurden, waren in allen drei Fällen die Eisenstäbe im Inneren der Platten frei von Rost geblieben, während die herausschauenden Enden mehr oder weniger stark verrostet

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Bild 23. Titelblatt der sogenannten „Monier-Broschüre“ von 1887, [17].

Bild 24. Einer der in der „Monier-Broschüre“ beschriebenen Versuche, [17].

waren. Die Frage nach der Haftung konnte mit einfachen Ausziehversuchen zufriedenstellend geklärt werden. Das Problem der Ausdehnung bei Temperaturänderungen wurde von Koenen durch gezieltes Suchen in der Literatur gelöst: Er fand in einer französischen Fachzeitschrift Angaben zu Ausdehnungskoeffizienten, und es stellte sich heraus, dass die Wärmedehnzahlen von Eisen und Zementbeton praktisch gleich waren. In [14] erinnerte sich Koenen später: „Von diesem Augenblick an war ich entschlossen, der Sache meine volle Aufmerksamkeit zu widmen, da ich mir voll bewusst war, nunmehr die Grundbedingungen für eine neue Bauweise vor mir zu haben“. Dies war der Ausgangspunkt für eine intensive Zusammenarbeit von Wayss und Koenen. Beide vereinte ihr Einsatz für die neuartige Eisenbetonbauweise. Ihre Charaktere waren sehr verschieden. Einerseits ergänzten sie sich mit ihren individuellen Fähigkeiten in vortrefflicher Weise. Andererseits konnten aber wohl auf die Dauer persönliche Differenzen nicht ausbleiben.

lagen. Der Fundus an Referenzbauwerken war noch mehr als gering, und einzelne Misserfolge blieben nicht aus. Insbesondere gab es im Hinblick auf die von den schon längst etablierten Genehmigungsbehörden und der Baupolizei geforderten Nachweise fast unüberwindliche Schwierigkeiten. Abhilfe war also dringend geboten. Der in baustatischer Hinsicht versierte Koenen sah neben bewehrten Wänden, die ihm Wayss vorgeschlagen hatte, auch die Möglichkeit, Deckenplatten aus bewehrtem Beton herzustellen. Schon Ende 1886 veröffentlichte er im Centralblatt der Bauverwaltung hierzu eine kurze Notiz (Bild 22). Dies war weltweit die erste Darstellung über die Biegemessung von Eisenbetonplatten. Die Überschrift „Berechnung der Stärke der Monierschen Cementplatten“ zeigt, dass die Begriffsbildung noch nicht abgeschlossen war. Für Koenen war es offensichtlich selbstverständlich, die Bewehrungsstäbe an den Rand der Zugzone zu legen. (Diese heute trivial wirkende Erkenntnis war damals keineswegs schon Allgemeingut. Als wenig später im Reichstagsbau bereits 1500 m2 Decken aus Eisenbeton ausgeführt wurden und Monier diese Baustelle besuchte, kritisierte dieser, dass die Eisen so weit außerhalb der Plattenmitte angeordnet wurden [13].) Koenen ließ bei seinem Bemes-

5 Umfangreiche Bauteilversuche und die sogenannte „Monier-Broschüre“ In diesen Anfangsjahren fehlten über die Tragfähigkeit von bewehrten Betonbauteilen noch jegliche Grund-

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Bild 25. Titel des Theorie-Kapitels in der „Monier-Broschüre“ mit dem Hinweis auf M. Koenen, [17].

sungsansatz Betonzugspannungen in der Zugzone außer Acht, nahm aber die Nulllinie in der Querschnittsmitte an, was bekanntlich mit der Dehnungsverteilung nicht verträglich ist. (Dieser Fehler wurde von Koenen später korrigiert). Durch Koenen veranlasst, führte Wayss mit zwei kleinen Platten von 1,00 m Spannweite und 5 cm Dicke Belastungsversuche durch. Eine der Platten war bewehrt, die andere unbewehrt. Das Ergebnis bestätigte eindrucksvoll Koenens Voraussage, dass die Bruchlast der bewehrten Platte das Sechsfache der unbewehrten betragen würde. Wayss ging nun daran,

eine umfangreiche Versuchsserie in großem Maßstab durchzuführen, um potenziellen Bauherren und insbesondere den für die Genehmigung zuständigen Behörden die weitgefächerten Möglichkeiten des Bauens mit bewehrtem Beton zu demonstrieren. Die Versuche wurden von Freytag & Heidschuch finanziell unterstützt. Wayss stand mit Koenen weiterhin in engem Kontakt, und letzterer war beim Entwurf der insgesamt 14 Versuche maßgebend beteiligt [14]. Die ersten zehn Versuche erfolgten „durch das Königliche Polizei-Präsidium … in Gegenwart einer großen Anzahl bedeutender Architekten und

Ingenieure“ [17]. Die restlichen vier Versuche wurden durch einen Regierungsbaumeister namens Wächter aufgenommen. Auch die Firma „Gebrüder Huber“ beteiligte sich mit einigen in Breslau durchgeführten Versuchen, bei denen die Versuchsprotokolle von einer größeren Anzahl von Baubeamten und einigen Architekten unterschrieben wurden. Da gerade auch der größere Feuerwiderstand der bewehrten Betondecken gegenüber den herkömmlichen Holz- und Eisenkonstruktionen ein wesentliches Werbeargument war, wurden auch einzelne Brandversuche vorgenommen. Man muss sich vor Augen führen, dass die Versuche einer in der damaligen Fachwelt noch weitgehend unbekannten Bauweise galten und überraschend gute Ergebnisse hinsichtlich der Tragfähigkeit und des Verhaltens während der Belastung ergaben. Um die Resultate bekannt zu machen, veröffentlichte Wayss diese in der alsbald so bezeichneten „Monier-Broschüre“. Dabei handelte es sich aber um eine Schrift in Buchform von immerhin 128 Seiten. Deren Titel „Das System Monier“ (Bild 23) hatte den heute recht seltsam klingenden Zusatz „Eisengerippe mit Cementumhüllung“, wohl um den Bezug zu dem Monier’schen Patent herauszustellen. Bild 24 zeigt einen der beschriebenen Versuchsaufbauten. Nach seiner eigenen Darstellung hatte Koenen die „Monier-Broschüre“ in wesentlichen Teilen verfasst [14],

Bild 26. Lithographie nach dem Kolossalgemälde (ca. 8 x 5 m) von Franz Würbel, das 267 der am Reichstagsbau Beteiligten zeigt und das nach Fotos der Abgebildeten gemalt wurde, [18]. Auf dem Bild ist auch M. Koenen dargestellt: Die zweite links von der Kaiserbüste vollständig abgebildete Person trägt einen mächtigen, schwarzen Bart; direkt links über deren Kopf befindet sich Koenen.

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Bild 27. Anzeige der „Aktien-Gesellschaft für Monierbauten, Filiale: Neustadt a. d. H. (früher Freytag & Heidschuch)“ im Adressbuch von Neustadt aus dem Jahr 1891, [11].

wollte aber als im preußischen Staatsdienst Tätiger nicht in einer Firmenschrift in Erscheinung treten. Deshalb enthält das Titelblatt nur den Zusatz „Unter Mitwirkung namhafter Architekten und Ingenieure“, und die Überschrift des in der Broschüre ebenfalls enthaltenen Theorie-Kapitels (Bild 25) gibt auch nur den Hinweis „nach der von Regierungs-Baumeister M. Koenen im Centralblatt der Bauverwaltung (Jahrgang 1886) angegebenen, mit den Belastungsversuchen übereinstimmenden Berechnungsweise“. Eigene Referenzen von in Deutschland bereits ausgeführten Bauwerken waren verständlicherweise zu diesem Zeitpunkt noch nicht verfügbar. Deshalb enthält die „Monier-Broschüre“ in größerem Umfang nur Konstruktionsvorschläge und nicht zur Ausführung gekommene Entwürfe, wobei einige der Darstellungen noch recht unausgegoren sind. Am Schluss findet man aber Fotos von Bauwerken wie Behälter

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und kleinere Brücken, die Monier in Frankreich ausgeführt hatte. Wayss ließ von der Broschüre 10.000 Exemplare drucken und verteilte diese kostenlos vor allem an Behörden und Architekten. Da der Patentschutz noch bestand, war in diesen Anfangsjahren eine Konkurrenz nicht zu befürchten.

6 Wechselvolle Unternehmensentwicklung und der Beginn von Wayss & Freytag Wayss hatte Koenen im Zuge der Kontakte als einen in technisch-wissenschaftlicher sowie auch in organisatorischer Hinsicht versierten Ingenieur erlebt, und er versuchte, diesen zur Mitarbeit in seinem Unternehmen zu gewinnen, zunächst allerdings ohne Erfolg. Koenen hatte sich durch sein Mitwirken am Reichstagsbau in verantwortungsvoller Position eine aussichtsvolle Position im Staatsdienst erworben (Bild 26). Als der Rohbau des Reichstags seiner Fer-

tigstellung entgegenging, entschloss sich Koenen schließlich doch, dem Drängen von Wayss nachzugeben, den Staatsdienst zu verlassen und 1888 als technischer Leiter in die Firma G. A. Wayss & Co. einzutreten. Ein Jahr später, also 1889, verwandelte Wayss sein Unternehmen in eine Aktiengesellschaft, die als „A.-G. für Monierbauten, vorm. G. A. Wayss & Co.“ firmierte. Die durchgeführten Versuche und die „Monier-Broschüre“ zeigten eine sehr positive Wirkung, so dass sich das Unternehmen einer günstigen Auftragslage erfreuen konnte. Wayss führte die Gesellschaft allein und Koenen fungierte als Technischer Direktor. Zum 1. Februar 1890 erwarb Wayss für seine Aktiengesellschaft die Firma Freytag & Heidschuch zusammen mit deren Niederlassung in Stuttgart [10]. Damit verlor das Neustadter Unternehmen seine Selbstständigkeit und war fortan eine Niederlassung der Berliner Gesellschaft, deren Leitung in den Händen von C. Freytag und C. Heidschuch verblieb. Diese waren aber insofern an der„A.-G. für Monierbauten, vorm. G. A. Wayss & Co.“ beteiligt, als Wayss den Kaufpreis mit Aktien dieser Gesellschaft bezahlt hatte. 1891 verstarb C. Heidschuch und C. Freytag wurde der alleinige Leiter der Neustadter Niederlassung. Im Neustadter Adressbuch von 1891 erschien eine Anzeige (Bild 27), die die erfolgte Einbindung von Freytag & Heidschuch in die Aktien-Gesellschaft für Monierbauten als Filiale wiedergibt. Bei den zahlreichen aufgeführten Geschäftsfeldern werden an erster Stelle „Feuerfeste Bauten nach System Monier, D.R.P. (‚Eisengerippe mit Cementumhüllung’)“ herausgestellt. Das Jahr 1892 erbrachte für die „A.-G. für Monierbauten“ ein schlechtes Geschäftsergebnis, und das Unternehmen geriet in schwere wirtschaftliche Bedrängnis. Außerdem muss es zwischen Wayss und Koenen zu Differenzen gekommen sein. Dies führte dazu, dass Wayss 1893 aus der Berliner Aktiengesellschaft ausschied. Diese wurde hinfort von Koenen unter dem Namen „Beton- und Monierbau AG“ erfolgreich weitergeführt. C. Freytag gelang es gegen Ende des gleichen Jahres 1893, im Verein mit G. A. Wayss die Neustadter Filiale wieder zurückzukaufen. Miterworben wurden nicht nur die schon früher

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Bild 28. Fertigung eines eiförmigen Kanalrohrs aus bewehrtem Beton nach dem Zisselerverfahren, [10].

von Neustadt aus gegründete Niederlassung in Stuttgart, sondern auch weitere inzwischen in München und Luxemburg eingerichtete Filialen sowie ein Röhrenwerk in Neckarau, wo Kanalrohre aus Beton gefertigt wurden, indem die Bewehrung auf eine drehbare Innenschalung nach dem sogenannten Zisselerverfahren aufgewickelt wurde (Bild 28). Der Kauf erfolgte rückwirkend zum 1. Februar 1893, und der Kaufpreis wurde auch diesmal mit Aktien der Berliner Gesellschaft bezahlt. Das nun wieder selbstständige Unternehmen behielt

die Rechtsform einer OHG, erhielt aber jetzt den Firmennamen „Wayss & Freytag“ [10]. Bei dieser Transaktion wurde auch festgeschrieben, dass die beiden in Berlin und Neustadt ansässigen Unternehmen bis zum 31.12.1899 in ihren jeweiligen räumlichen Arbeitsgebieten – im wesentlichen Nord- bzw. Süddeutschland – nicht miteinander konkurrieren durften. Das Unternehmen in Neustadt wurde nun wieder ein Zentrum der weiteren Entwicklung. Die Leitung von Wayss & Freytag oblag allein C. Freytag. Dies geht

auch aus einem Gesellschaftsvertrag hervor, mit dem 1896 Otto Meyer, Schwiegersohn von Freytag, als weiterer offener Gesellschafter der OHG in deren Leitung aufgenommen wurde. Im Hinblick auf Wayss heißt es in diesem Vertrag: „Herr Wayss ist zu einer Tätigkeit in keiner Weise verpflichtet. …, insbesondere behält sich Herr Wayss das Recht vor, das Geschäft ganz nach seinem Ermessen und so oft er will persönlich zu controllieren“ [12]. Wayss verlagerte seine eigenen geschäftlichen Aktivitäten nach Wien. Hier hatte schon 1879 R. Schuster das österreichische Patent Moniers erworben und an Wayss weiterverkauft, als dieser 1886 in Wien unter seinem Namen ein Bauunternehmen gründete. Ein Professor der TH Wien, der mit seinen Studenten zu jener Zeit eine Baustelle besuchte, soll sich dort folgendermaßen geäußert haben: „Sehen Sie sich diesen Matsch an! Aber der wird fest und hält! Das gibt es jetzt!“ [13]. Bild 29 zeigt Teile eines Briefbogens der Firma Wayss & Freytag von

Bild 29. Briefbogen der Fa. Wayss & Freytag von 1898, [11]; a) Briefkopf, b) am linken Rand vorhandene Liste der angebotenen Leistungen.

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Bild 30. Gewölbte Decke im Saalbau in Mannheim von 1886, [10].

Bild 31. Straßenbrücke in der königlich bayerischen Pulverfabrik in Ingolstadt von 1890, [11].

Bild 32. Bogenbrücke von 1890 in Wildegg in der Schweiz, [19].

1898. Im Briefkopf heißt es „Spezialität: Monierbauten“. Die Bezeichnung „Eisenbeton“ ist noch immer nicht geboren. Der Zeit entsprechend wird mit der Aufzählung von vielen errungenen Medaillen und Diplomen geworben. Am Rand des Briefbogens führt eine lange Liste die angebotenen vielfältigen Leistungen auf. Interessant ist dabei der Hinweis auf die Feuer- und Diebessicherheit der Wände, Decken und Böden. Zu den geschilderten Verwicklungen in der Unternehmensgestaltung kamen in diesen frühen Jahren

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heftige Angriffe auf das deutsche Monierpatent hinzu, die das Ringen um die Einführung der neuen Bauweise belastete. C. Rabitz, ein Berliner Architekt und Maurermeister, wie er sich nannte, besaß Patente über die Herstellung von feuerfestem Deckenputz auf Drahtgeflechten oder Drahtgeweben unter Holzbalken und hatte eine Zivilklage gegen Wayss angestrengt. Hierauf hatte Wayss mit einem Antrag auf Nichtigkeitserklärung der Rabitz’schen Patente geantwortet. Der langwierige Streit wurde mit einem Vergleich per Vertrag vom 9. Februar

1887 beigelegt [12]. Mit dem Einverständnis von Wayss durften Rabitz und seine Lizenzberechtigten ihre Arbeiten mit den in den Rabitz’schen Patenten festgelegten Putzmaterialien unter Ausschluss der Verwendung von Zement weiterhin ausführen. Rabitz wurde aber zusätzlich gestattet, in beschränktem Umfang Zementmörtel auf aufgespannten Drahtgeflechten und Drahtgeweben in solchen Gebäuden anzuwenden, wo der in seinen Patenten genannte Mörtel keine genügende Widerstandsfähigkeit gegen Feuchtigkeit bieten würde. Im Gegenzug wurde für Rabitz und seine Lizenzberechtigten ausgeschlossen, im Sinne der baupolizeilichen Bestimmungen tragfähige Wände, Decken und Gewölbe mit Eisen und Cement herzustellen. Wayss und seine Lizenzbeauftragten verpflichteten sich, ihre Konstruktionen wie bisher nur in Zementmörtel und Eisen auszuführen, also unter Ausschluss der in den Rabitz’schen Patenten genannten Putzmaterialien. Acht Jahre später wurde das deutsche Monierpatent wohl nach einer dagegen gerichteten Klage zuerst vom Reichspatentamt am 29.11.1894 und dann endgültig vom Reichsgericht am 21.9.1895 für nichtig erklärt. Der damit entfallende Patentschutz war einerseits ein schwerer Schlag für die betroffenen deutschen Firmen, aber wie noch darzustellen ist, war diese Entscheidung rückschauend gesehen im Rahmen der um die Jahrhundertwende einsetzenden Entwicklungen nicht von einschneidender Bedeutung.

7 Beispiele von schon im 19. Jh. errichteten Eisenbetonbauten Wie geschildert teilten sich in Deutschland vier Firmen als Lizenznehmer die Ausnutzung des Monierpatents: Freytag & Heidschuch in Neustadt, die A.-G. für Monierbauten – vorm. G. A. Wayss & Co. in Berlin, Martenstein & Josseaux in Offenbach a. M. und Gebr. Huber in Breslau. Einerseits war im ausgehenden 19. Jh. durchaus ein breiter Markt für den Einsatz der neuen Bauweise vorhanden, aber andererseits steckte die Technologie des bewehrten Betons noch in den Kinderschuhen. An technische Regeln oder gar an Vorschriften war überhaupt noch nicht zu den-

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Bild 33. Bogen von 1890 auf einer Ausstellung in Bremen (40 m Spannweite, Scheiteldicke 25 cm), [13].

Bild 34. Prinzipielle Darstellung eines Lagerhauses mit Monier-Decken in der „Monier-Broschüre“, [17].

ken. Die Unternehmen mussten also ganz auf sich gestellt agieren, und ihr Wagemut in dieser Pionierzeit nötigt zur Bewunderung. Ein schönes Beispiel ist der Bau einer gewölbten Decke im Saalbau von Mannheim, die von Freytag & Heidschuch schon 1886 mit 13,0 m Spannweite und einem Stich von 1,40 m bei einer Scheiteldicke von nur 6 cm ausgeführt wurde (Bild 30). Als vierzehn Jahre später hierauf eine Orgel aufgestellt werden sollte, verliefen die zur Vorsicht vorgenommenen Belastungsversuche völlig zufriedenstellend. Bild 31 zeigt eine 1890 von der A.-G. für Monierbauten für die königlich bayerische Pulverfabrik in Ingolstadt gebaute Straßenbrücke bei ihrer Belastungsprobe. Für die damalige Zeit erstaunlich schlank und filigran zeigt sie eine Struktur, die weit in die Anfänge des 20. Jh. weist. Von dem gleichen Unternehmen und ebenfalls 1890 wurde die schlanke Brücke in Wildegg hergestellt (Bild 32). Sie war die erste Eisenbetonbrücke in der Schweiz und besaß nur eine Pfeilhöhe von 3,5 m bei einer Spannweite von 39 m. Zur werbewirksamen Öffentlichkeitsarbeit gehörte es in der damaligen Zeit und bis in das 20. Jh. hinein, sich an Ausstellungen mit Aufmerksamkeit erregenden Demonstrationsbauten zu beteiligen. Ein schönes Beispiel ist der kühne Bogen, der in nur drei Wochen für die „Norddeutsche Gewerbe-, Industrie-, Handels-, Marine-, Hochseefischerei- und Kunstausstellung“ von 1890 in Bremen errich-

lastungsversuch bis zum Bruch unterzogen worden sein [13]. Neben solchen Brückenbauten bot die Verwendung von bewehrtem

Bild 35. Isarbrücke an der Isarlust (Kabelsteg) in München von 1898, [10].

Bild 36. Das „System Hennebique“, [21].

tet wurde (Bild 33). Diese Bogenbrücke mit 40 m Stützweite und einer Scheiteldicke von 25 cm soll nach dem Ende der Ausstellung einem Be-

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Bild 37. Lagerhaus im Straßburger Rheinhafen, [10]; a) Ansicht des Gebäudes: links der Siloteil und rechts das eigentliche Lagergebäude, b) Inneres des Lagergebäudes.

Beton im allgemeinen Hochbau ein eher bescheidenes Bild. In der „Monier-Broschüre“ [17] findet sich die Darstellung eines Gebäudeskeletts (Bild 34), die den damals üblichen Aufbau zeigt: Neben dem eingewölbten Keller und eventuell noch Wänden kam Eisenbeton nur bei Decken zum Einsatz, und zwar als meist recht dünne Platten mit geringen Spannweiten auf einem Rost von Eisenträgern. Man darf aber nicht übersehen, dass dies gegenüber den herkömmlichen Decken mit Holzbalken und hölzerner Dielung einen wesentlichen Fortschritt im Hinblick auf Steifigkeit, Dichtigkeit und vor allem auch bezüglich der Feuersicherheit bedeutete. Schließlich sei noch die zweifeldrige Isar-Brücke an der Isarlust genannt, die auch als Kabelsteg bezeichnet wird und die 1898 von Wayss & Freytag in München gebaut wurde (Bild 35). Sie ist bis heute erhalten. Mit ihren zwei 37 m weit gespannten Korbbögen und dem Auge über dem Mittelpfeiler besitzt die Brücke eine gewisse zeitlose Eleganz und weist mit ihrer konstruktiven Gestaltung bereits über die Startphase der Bauweise hinaus in das bevorstehende neue Jahrhundert.

führungsqualität großer Wert gelegt, waren doch nur so geschäftliche Fortschritte bei der Einführung der neuen Bauweise zu erreichen. Nachdem aber der Patentschutz 1895 entfallen war, begannen viele kleinere oder größere Firmen damit, sich dem Bauen mit bewehrtem Beton zuzuwenden. Zwar hatte es schon früher einzelne Misserfolge gegeben, aber nunmehr drohten Qualitätsmängel die Bauweise in Verruf zu bringen. Naturgemäß hatten auch die Zementhersteller ein starkes Interesse an der Ausweitung des Betoneinsatzes. 1897 ergriff daher Hartwig Hüser vom Obercasseler Zementwerk bei Bonn die Initiative, nach dem Vorbild des schon zwanzig Jahre bestehenden, erfolgreichen „Vereins Deutscher Cement-Fabrikanten“ einen entspre-

chenden Verein der Betonindustrie zu schaffen [20]. Schon ein Jahr später fand am 5. und 6. Dezember 1898 eine Gründungsversammlung mit über 200 Teilnehmern statt, zu denen auch C. Freytag und M. Koenen gehörten. Diese Versammlung beschloss die Gründung eines „Deutschen Beton-Vereins“ und bestimmte zum Ziel die „Förderung der gemeinsamen Interessen ihrer Gewerbe sowohl in fachwissenschaftlicher als auch in wirtschaftlicher Richtung“. Schon während dieser ersten Versammlung hielt Koenen einen Vortrag über „Das Verhalten eines Betongewölbes unter verschiedenen Belastungen“. Hartwig Hüser wurde zum Vorsitzenden gewählt, verstarb aber wenig später, und auf der zweiten Hauptversammlung wurde Eugen

Bild 38. Emil Mörsch (1872–1950), [22].

Bild 39. Titelseite des Buches „Der Betoneisenbau von 1902“, [23].

8 Die einschneidenden Entwicklungen in den Jahren um die Jahrhundertwende 8.1 Das Problem der Qualitätssicherung und die Gründung des Deutschen Beton-Vereins Von den vier Ursprungsfirmen wurde selbstverständlich auf eine hohe Aus-

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Dyckerhoff von der schon erwähnten Firma Dyckerhoff & Widmann in Karlsruhe zum Nachfolger bestimmt. Diese entwickelte sich in jenen Jahren von der ursprünglichen „CementWaaren-Fabrik“ zu einem der führenden Bauunternehmen. Die ersten Hauptversammlungen des Beton-Ver-

eins widmeten sich intensiv den Fragen der Qualitätssicherung und Prüfung von Beton. Kurioserweise wurde erst 1901 auf der 4. Hauptversammlung erstmals über „Cementeisenkonstruktionen“ diskutiert, und zwar kontrovers wegen der Frage des Rostens.

8.2 Das Vordringen der monolithischen Bauweise nach Hennebique In diesen Jahren kam erneut ein entscheidender Impuls aus Frankreich, und zwar durch François Hennebique (1842–1921). Dieser war ein Bauernsohn wie C. Freytag, war zunächst in

Bild 40. Rollschuhbahn in St. Petersburg, gebaut um 1900 durch Wayss & Freytag, [12]; a) Ansicht des Rohbaus, b) Inneres der fertigen Halle.

Bild 41. Rückseite des Firmensitzes der Wayss & Freytag A. G. in der Neustadter Thalstraße; a) Ansicht mit der Liste der zahlreichen Niederlassungen, vermutlich um 1910, [11], b) Heutige Ansicht (Aufnahme des Verfassers).

Bild 42. Aussichtstreppe auf einer Ausstellung 1912 in Köslin, a) Ansicht des fertigen Bauwerks [29], b) Bauzustand [12], c) Bewehrungszeichnung.

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Brüssel und später in Paris selbstständig im Baufach tätig. Er entwickelte das sogenannte „System Hennebique“, das in der dem Eisenbeton gemäßen monolithischen Bauweise bestand: Stützen, Balken und Decken wurden nach diesem System aus Beton sozusagen „in einem Guss“ hergestellt (Bild 36). Ab 1892 hatte er in zahlreichen Ländern Patente angemeldet. Er vergab an seine Lizenznehmer nur die Ausführungsrechte, behielt sich aber für sein Büro die technische Bearbeitung nebst Anfertigung der Konstruktionszeichnungen vor. Auch in Deutschland gab es einige Konzessionäre von Hennebique, wie z. B. seit 1898 Eduard Züblin (1850–1916), der in Straßburg ein Ingenieurbüro und ein Bauunternehmen betrieb und der von Hennebique eine Generalvertretung für Süddeutschland übernommen hatte. Von der Sache her war es verständlich, dass das „System Hennebique“ auch Deutschland geradezu überflutete, obwohl die konstruktive Durchbildung noch Mängel aufwies und 1901 ein Einsturz eines nach diesem System fast vollendeten Rohbaus für ein großes Hotel in Basel großes Aufsehen erregte. Das Unternehmen Martenstein & Josseaux hatte schon frühzeitig ein Ausführungsrecht für die Hennebique’sche Bauweise erworben und lud die befreundete Firma Wayss & Freytag zur Besichtigung ihrer entsprechenden Baustellen ein. Otto Meyer fuhr nach Frankfurt und erkannte dort sogleich das Potenzial der Bauweise und, dass die Übernahme der neuen Bauwerksstruktur eine Überlebensfrage für sein Unternehmen war. Wiederum fand ein Besuch in Paris statt, aber die Verhandlungen mit Hennebique verliefen ergebnislos. Bei Wayss & Freytag erfolgte die technische Bearbeitung grundsätzlich im eigenen Hause, und man war nicht bereit, für eine Konzession und die technische Bearbeitung jeweils 10 % der Bausumme an Hennebique zu zahlen. Vielmehr hatte man in Neustadt genügend Erfahrungen, um ohne Hilfe von Hennbique Bauten in dem monolithischen System zu konstruieren und auszuführen. Durch Veränderungen und Verbesserungen gelang es, die ohnehin in Zweifel gezogenen Patente zu umgehen [10].

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Bild 43. Isarbrücke bei Grünwald von 1904; a) Ansicht [alte Ansichtskarte], b) Bewehrungszeichnung, [24], c) Lehrgerüst und Betonierabschnitte, [25].

Ein eindrucksvolles Beispiel war im Jahre 1899 der Neubau eines mächtigen Lagerhauses im Straßburger Rheinhafen (Bild 37 a). Es zeigt auch die damals schon vorhandene

großräumige Konkurrenz der Bauunternehmen untereinander. Die ortsansässige Firma Züblin erhielt den Auftrag zur Errichtung des Siloteils, wohl deshalb, weil E. Züblin in

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jungen Jahren in Italien bereits Erfahrungen mit Silobauten gesammelt hatte. Dem Unternehmen Wayss & Freytag gelang es, für den anderen Gebäudeteil, das eigentliche Lagerhaus, beauftragt zu werden. Bild 37 b zeigt dessen schwere Konstruktion, die schon völlig dem einheitlichen neuen System entsprach und eigentlich prädestiniert für den Generalvertreter Züblin der Hennebique’schen Bauweise gewesen wäre.

8.3 Die weitere Entwicklung von Wayss & Freytag und das Hinzukommen von E. Mörsch Im Jahre 1900 wurde die „Offene Handelsgesellschaft Wayss & Freytag“ in eine Aktiengesellschaft überführt. Der Vorstand bestand aus C. Freytag und O. Meyer. G. A. Wayss übernahm den Vorsitz im fünfköpfigen Aufsichtsrat. Die Aktien waren vollständig im Besitz der Vorstandsund Aufsichtsratsmitglieder [10]. Trotz der enormen Fortschritte, die der bewehrte Beton auf dem Baumarkt erreicht hatte, gab es zwei wesentliche Hindernisse, die das weitere Vordringen erschwerten: Es fehlten einerseits immer noch breitere, wissenschaftlich fundierte Grundlagen und andererseits verbindliche technische Regeln und Vorschriften. C. Freytag war sich dessen nicht nur bewusst, sondern er suchte auch aktiv nach Abhilfe. Über die Stuttgarter Niederlassung kam er mit einem jungen Ingenieur in Kontakt, der ihm als äußerst begabt und tüchtig empfohlen worden war. Es war Emil Mörsch (1882–1950), der am Polytechnikum in Stuttgart Bauingenieurwesen studiert hatte und jetzt nach dem zweiten Staatsexamen seit 1898 als Regierungsbaumeister im Brückenbüro der Württembergischen Staatsbahn tätig war (Bild 38). Freytag soll die ernste, besonnene Art des jungen Mannes überzeugt haben, und er konnte Mörsch dafür gewinnen, den Staatsdienst zu verlassen und in das Neustadter Unternehmen einzutreten. Dies war ein ausgesprochener Glücksfall, nicht nur für Wayss & Freytag, sondern auch für den Eisenbetonbau insgesamt, denn E. Mörsch sollte zu einem weiteren Pionier in dessen Fortentwicklung werden. Am 1. Februar 1901 wurde Mörsch im Alter von 28 Jahren Leiter

Bild 44. Briefköpfe der Wayss & Freytag A. G. von 1909 mit Abbildungen der Isarbrücke Grünwald; a) der Neustadter Zentrale, [11], b) der Niederlassung in St. Petersburg, [12].

des Technischen Büros in Neustadt und erhielt die Aufgabe, sich neben der alltäglichen Entwurfsarbeit auch mit der Schaffung wissenschaftlicher Grundlagen zu befassen. Schon ein gutes Jahr später wurde vom Unternehmen Wayss & Freytag A. G. im Selbstverlag ein Buch mit dem Titel „Der Betoneisenbau“ herausgegeben [23]. Dieser heute seltsam wirkende Titel zeigt, dass die Bezeichnung „Eisenbeton“ für die Bauweise noch immer nicht im Gebrauch war. Das Titelblatt (Bild 39) weist aus, dass der theoretische Teil, der immerhin über 60 Seiten umfasst, von E. Mörsch bearbeitet wurde. Dieses Kapitel atmet bereits einen klaren Durchblick im Hinblick auf die innere Wirkungsweise des Verbundsystems aus Beton und Eisenbewehrung und enthält zahlreiche entsprechende Dimensionierungsangaben. Das ver-

hältnismäßig schmale Buch war der Anfang einer langen Reihe von weiteren, dann aber von Mörsch im eigenen Namen herausgegebenen Auflagen, die bei fortlaufender Zunahme des Volumens auf schließlich vier Bände sein umfassendes Wirken über Jahrzehnte widerspiegeln. Die Bautätigkeit von Wayss & Freytag reichte zu dieser Zeit schon weit über die deutschen Grenzen hinaus. Exemplarisch hierfür ist der Bau einer Rollschuhbahn in St. Petersburg um die Jahrhundertwende (Bild 40). Aufschlussreich ist in dieser Hinsicht auch eine vermutlich um 1910 aufgenommene Fotografie der Rückseite des Firmensitzes in der Thalstraße von Neustadt (Bild 41 a): Die der Eisenbahnstrecke zugewandten Giebelseiten informierten werbewirksam unter anderem über die zahlreichen Niederlassungen im In- und Ausland.

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Bild 45. Karikatur von Emil Mörsch, [12].

Die Gebäude sind bis heute erhalten (Bild 41 b). Bis in die Zeit des Ersten Weltkriegs wurde weiterhin über die Teilnahme an Ausstellungen geworben, sei es mit Ausstellungsständen oder mit spektakulär wirkenden Bauwerken. So errichtete Wayss & Freytag 1912 für eine Ausstellung in Köslin ein frei in die Höhe ragendes Treppenbauwerk, das den Besuchern beim Blick aus der luftigen Kanzel über dem See sicherlich einen gewissen Nervenkitzel vermittelte, andererseits aber auch eindrucksvoll die flexiblen Gestaltungsmöglichkeiten demonstrierte, die der Eisenbeton bot (Bild 42). Ein herausragendes Dokument der rasanten Entwicklung in den ersten Jahren des 20. Jh. entstand mit dem Bau der Isarbrücke bei Grünwald

vor den Toren Münchens. Die Firma Wayss & Freytag schuf hier im Verein mit dem ortsansässigen Unternehmen Heilmann und Littmann in den Jahren 1903–1904 einen Brückenzug mit zwei schlanken Bögen von je 70 m Spannweite und aufgeständerter Fahrbahn (Bild 43). Entwurfsverfasser war E. Mörsch, und das Bauwerk demonstrierte die Tatkraft und Kreativität dieses jungen Ingenieurs. Beachtenswert ist auch der Wagemut des Unternehmens. C. Freytag war sich darüber völlig im Klaren und hielt sich deshalb häufig für längere Zeit auf der Baustelle auf, insbesondere während der Betoniervorgänge und beim Ausrüsten der Bögen. (Leider wurde diese Inkunabel des frühen Eisenbetonbaus vor einigen Jahren abgetragen und durch eine neue, ähnlich aussehende Stahlbetonbrücke ersetzt.) Der erfolgreiche Bau der Grünwalder Brücke war natürlich der Stolz des Unternehmens. Abbildungen dieses Ingenieurbauwerks zierten in den Folgejahren die Briefköpfe von Wayss & Freytag (Bild 44).

8.4 Die Erarbeitung der ersten Vorschriften Während der 6. Hauptversammlung des Deutschen Beton-Vereins im Jahre 1903 hielt E. Mörsch einen Vortrag über seine ein Jahr zuvor veröffentlichte Theorie, nicht ohne auf das hohe Sicherheitsrisiko infolge der fehlenden

verbindlichen Regelungen hinzuweisen. In der Tat gab es in dieser Frühzeit der Eisenbetonbauweise immer wieder mehr oder weniger große Schadensfälle, nachdem sich nun viele Firmen an neuartige Ausführungen mit bewehrtem Beton heranwagten, ohne selbst über die unbedingt notwendigen Erfahrungen zu verfügen. Noch im gleichen Jahr 1903 wurde vom Verband Deutscher Architekten- und Ingenieur-Vereine und vom Deutschen Beton-Verein ein „Gemeinsamer Eisenbetonausschuss“ gegründet. (Nun hatte sich endlich der Begriff „Eisenbeton“ eingebürgert). Dieses Gremium, in dem Koenen und Mörsch intensiv mitarbeiteten, brachte alsbald einen Entwurf für „Vorläufige Leitsätze für die Vorbereitung, Ausführung und Prüfung von Eisenbetonbauten“ heraus. Bereits bei der nächsten Hauptversammlung des Deutschen BetonVereins wurde der Entwurf angenommen, wobei die erbrachte Leistung ausdrücklich anerkannt wurde. Wenige Monate später erließ der Preußische Minister für öffentliche Arbeiten am 16. April 1904 „Bestimmungen für die Ausführung von Konstruktionen aus Eisenbeton bei Hochbauten“. Sie fußten mit einigen Änderungen auf den vorgenannten „Leitlinien“. Zu diesem Ergebnis hatte die Wayss & Freytag A. G. in den Jahren nach 1900 wesentlich mit selbstfinanzierten Versuchen beigetragen, die bei C. v. Bach in der Materialprüfungsanstalt an der TH Stuttgart vorgenommen worden waren. Es sollte zwar noch viele Jahre dauern, bis 1916 für das Deutsche Reich verbindliche Vorschriften herausgegeben wurden, die vom 1907 gegründeten Deutschen Ausschuss für Eisenbeton erarbeitet worden war. Aber immerhin war mit den „Bestimmungen“ von 1904 in Preußen ein noch fehlender Eckpfeiler für den endgültigen Durchbruch der Bauweise geschaffen.

9 Der weitere Berufsweg der Pioniere Freytag, Wayss, Koenen und Mörsch 9.1 Emil Mörsch

Bild 46. Koenen’sche Voutenplatte, [28].

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Im Vergleich zu den anderen drei Hauptakteuren, die in den Anfangsjahren das Bauen mit bewehrtem Beton vorangetrieben hatten, war E. Mörsch mehr als zwanzig Jahre jünger. Er hatte sich mit seiner überaus fruchtbaren Tätigkeit bei Wayss &

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Deutschen Beton-Verein und insbesondere später auch im Deutschen Ausschuss für Eisenbeton. Für seine Leistungen zur Weiterentwicklung der Eisenbetonbauweise verlieh ihm die TH Dresden die Würde eines Doktor-Ingenieurs ehrenhalber, und der Deutsche Beton-Verein ernannte ihn zu seinem Ehrenmitglied. Im Alter von 75 Jahren schied er am 26. Dezember 1924 als erfolgreicher Unternehmer, als wissenschaftlich gebildeter Ingenieur und als im Umgang geschätzter Mensch aus einem erfüllten Leben.

9.3 Gustav Adolf Wayss Bild 49. Mausoleum der Familie Freytag in Neustadt-Hambach (Aufnahme des Verfassers). Bild 47. Conrad Freytag in fortgeschrittenem Lebensalter, [10].

Unternehmen nach Neustadt zurückzuholen. Er trat dort als Technischer Direktor in den Vorstand ein. 1912 verlieh die TH Stuttgart dem nun 40jährigen Mörsch die Würde eines Doktor-Ingenieurs ehrenhalber. Als er 1916 dem Ruf der gleichen Hochschule folgte, fand er dort als Professor für Statik, Eisenbetonbau und Gewölbte Brücken seine endgültige Wirkungsstätte, die ihm den Rahmen für ein jahrzehntelanges herausragendes Wirken für den Eisenbetonbau bot. Die liebevolle Karikatur des Bildes 45 galt einem längst international bekannten und menschlich hoch geschätzten Wissenschaftler. Am 29. Dezember 1950 endete das überaus fruchtbare Leben dieses kreativen Ingenieurs.

Mit seiner unermüdlichen Einsatzbereitschaft und seiner unternehmerischen Tatkraft hat er für die Einführung des bewehrten Betons in Deutschland Entscheidendes geleistet und ist aus der Anfangsentwicklung nicht wegzudenken. Sein unruhiges Temperament war aber wohl für seine Partner in den verschiedenen Unternehmen nicht immer einfach. Vermutlich zwangen Wayss gesundheitliche Schwierigkeiten, sich um 1900 für einige Zeit zurückzuziehen. 1903 gab er auch den Vorsitz im Aufsichtsrat der Wayss & Freytag A.-G. ab und schied 1907 ganz aus dem Unternehmen aus. In seinem Wiener Baugeschäft G. A. Wayss & Co. wirkte er fortan mit seinem dortigen Partner R. Schuster. Für seine Leistungen wurde ihm der ehrenvolle Titel „k. k. Baurat“ verliehen. Wayss starb am 29. August 1917 im Alter von 65 Jahren nach einem ungewöhnlich wechselvollen Leben.

9.2 Matthias Koenen Bild 48. Ehrenbürgerurkunde von Neustadt a. d. H. für C. Freytag, [11].

Freytag in wenigen Jahren einen weitreichenden Ruf erworben. So wurde er bereits 1904 an die ETH Zürich als Professor für Statik, Brückenbau und Eisenbetonkonstruktion berufen und trat dort im Alter von 32 Jahren die Nachfolge des hochangesehenen Prof. W. Ritter an. Er blieb aber mit der Wayss & Freytag A. G. weiterhin verbunden, die gleichzeitig ein Büro in Zürich eröffnete. Aber schon vier Jahre später gelang es C. Freytag, Mörsch in das kräftig expandierende

9.4 Conrad Freytag M. Koenen blieb der Actien-Gesellschaft für Beton- und Monierbau treu und war bis 1923 als maßgebendes Vorstandsmitglied ihr alleiniger Technischer Leiter [26]. Er erwarb etliche Patente, unter anderem für die viel diskutierte Koenen’sche Voutenplatte (Bild 46). Mit ihrer sehr einfachen Bewehrung war sie konkurrenzlos preiswert, aber nur bei nicht sehr hoch beanspruchten Deckenplatten von geringerer Spannweite geeignet. Koenen verfasste eine Vielzahl von Veröffentlichungen (eine entsprechende Liste findet sich in [27]). Er wirkte in etlichen Gremien maßgebend mit, so von Anbeginn an im

Dem Unternehmen Wayss & Freytag blieb C. Freytag (Bild 47) weiterhin und zeit seines Lebens eng verbunden. Bis 1912 war er der Vorstandsvorsitzende und Generaldirektor der Gesellschaft. Dann wechselte er in den Aufsichtsrat als dessen Vorsitzender. Unter seiner Leitung entwickelte sich Wayss & Freytag zu einem der führenden deutschen Bauunternehmen mit weltweiter Ausstrahlung. Darüber hinaus war er an etlichen weiteren Unternehmensgründungen maßgeblich beteiligt. Neben allen Aufgaben hat er seine Heimatstadt Neustadt a. d. Haardt

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mit Rat und Tat unterstützt. 25 Jahre lang war er von 1895–1920 Mitglied des Stadtrats. Die Stadt dankte ihm dafür 1916 mit der Verleihung des Ehrenbürgerrechts (Bild 48). Hohe weitere Ehrungen wurden ihm zuteil. Schon 1905 hatte ihn der Prinzregent von Bayern mit dem Titel „Königlicher Kommerzienrat“ ausgezeichnet. 1918 erhielt er von der TH Darmstadt wegen seiner Verdienste um den Eisenbetonbau die Würde eines Doktor-Ingenieurs ehrenhalber, und der Deutsche Beton-Verein ernannte ihn 1919 zum Ehrenmitglied. Als 1911 seine älteste Tochter und Frau von Otto Meyer jung verstarb, errichtete er oberhalb von Neustadt-Hambach im Wald ein Mausoleum für die Mitglieder seiner Familie, selbstverständlich aus Beton (Bild 49). Als C. Freytag nach einem krankheitsbedingten einjährigen Aufenthalt in Wiesbaden am 2. Juli 1921 im Alter von fast 75 Jahren für immer seine Augen schloss, wurde auch seine Urne in dem Mausoleum beigesetzt. In einer Todesanzeige beklagten die „Beamten und Arbeiter der Wayss & Freytag A.-G.“ „den Heimgang dieses bedeutenden und trefflichen Mannes, der als gerechter, sorgender und wohlwollender Vorgesetzter, als leuchtendes Vorbild restlos entschlossener Arbeitsfreude, als treuer Deutscher Mann unauslöschlich im Herzen weiterleben wird“ [11]. „Nicht nachlassen zwingt“, dieser Wahlspruch Conrad Freytags hätte auch über der ganzen Frühzeit der Eisenbetonbauweise in Deutschland stehen können. Literatur [1] Ramm, W.: Über die faszinierende Geschichte des Betonbaus vom Beginn bis zur Zeit nach dem 2. Weltkrieg. Beitrag in „Gebaute Visionen“, 100 Jahre Deutscher Ausschuss für Stahlbeton, 1907–2007. Beuth Verlag GmbH, Berlin, Wien, Zürich 2007. [2] Ramm, W.: Über die Wiege des Eisenbetonbaus in Deutschland. Der Prüfingenieur 37, Oktober 2010, S. 17–29. [3] Ramm, W.: Zeugin der Geschichte: Die Alte Weichselbrücke in Dirschau. Technische Universität Kaiserslautern, Fachgebiet Massivbau und Baukonstruktion, 2004. ISBN 3-00-014775-6. [4] Becker, W. A.: Praktische Anleitung zur Anwendung der Cemente. Nicolaische Verlagsbuchhandlung, Berlin 1868.

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[5] Buschmann, W.: Die Bonner Zementfabrik. Beton- und Stahlbetonbau Spezial „Zur Geschichte des Stahlbetonbaus – Die Anfänge in Deutschland 1850 bis 1910“ (Hrsg. H. Schmidt). Ernst & Sohn, Berlin 1999. [6] Klaas, G.: Weit spannt sich der Bogen. Die Geschichte der Bauunternehmung Dyckerhoff & Widmann. Verlag für Wirtschaftspublizistik H. Bartels KG, Wiesbaden 1965. [7] Leibbrand, C.: Betonbrücke über die Donau bei Munderkingen. Zeitschrift für Bauwesen, 44. Jahrgang 1894, Spalten 541–558, und Atlasband, Blätter 64 und 65. [8] Kind-Barkauskas, F.; Kauhsen, B.; Polónyi, S. und Brandt, J.: Beton-Atlas, Entwerfen mit Stahlbeton im Hochbau. Beton-Verlag, Düsseldorf 1995. [9] Bosc, J.-L.; Chauveau, J.-M.; Clément, J.; Degenne, J.; Marrey, B. und Paulin, M.: Joseph Monier et la Naissance du Ciment Armé. Éditions du Linteau, Paris 2001. [10] Festschrift aus Anlass des fünfzigjährigen Bestehens der Wayss & Freytag A. G., 1875–1925. Verlag von Konrad Wittwer, Stuttgart 1925. [11] Stadtarchiv von Neustadt an der Weinstraße, Faszikel „Conrad Freytag“ und „Wayss und Freytag“. [12] Archiv der Fa. Wayss & Freytag AG im Hessischen Wirtschaftsarchiv, Darmstadt. [13] Huberti, G.: Vom Caementum zum Spannbeton, Bd. I. Bauverlag, Wiesbaden u. Berlin 1964. [14] Zur Entwicklungsgeschichte des Eisenbetons. (Persönliche Erinnerungen von Generaldirektor Dr.-Ing. E.h. M. Koenen). Der Bauingenieur, 1921, S. 347–349. [15] Beton- und Monierbau Aktien-Gesellschaft, Firmenschrift, Ausgabe Mai 1956. [16] Koenen, M.: Berechnung der Stärke der Monier’schen Cementplatten. Centralblatt der Bauverwaltung, 1886, S. 462. [17] Das System Monier (Eisengerippe mit Cementumhüllung) in seiner Anwendung auf das gesamte Bauwesen. Unter Mitwirkung namhafter Architekten und Ingenieure, herausgegeben von G. A. Wayss, Ingenieur, Inhaber des Patentes „Monier“. Berlin, 1887. [18] Cullen, M. S.: Der Reichstag. Die Geschichte eines Monumentes. Verlag Fröhlich und Kaufmann, 1983. (Das Foto entstammt dem Archiv M. S. Cullen, Berlin). [19] Marti, P., Monsch, O. und Schilling, B.: Ingenieur-Betonbau. Gesellschaft für Ingenieurbaukunst, vdf Hochschulverlag AG an der ETH Zürich, 2005.

[20] Der Deutsche Beton-Verein (E.V.). Seine Entstehung und Entwicklung. Denkschrift anlässlich der Internationalen Baufach-Ausstellung Leipzig 1913. Herausgegeben vom Deutschen Beton-Verein (E.V.), Geschäftsstelle Obercassel (Siegkreis). [21] Herzog, M.: 150 Jahre Stahlbetonbau (1848–1998). Bautechnik Spezial. Ernst & Sohn, Verlag für Architektur und technische Wissenschaften, Berlin 1999. [22] Ricken, H.: Der Bauingenieur, Geschichte eines Berufes. Verlag für Bauwesen, Berlin 1994. [23] Wayss & Freytag A. G.: Der Betoneisenbau, seine Anwendung und Theorie. Theoretischer Teil bearbeitet von Regierungsbaumeister E. Mörsch. Selbstverlag, 1902. [24] Mörsch, E.: Der Eisenbetonbau – Seine Theorie und Anwendung. 2. Auflage. Verlag von Konrad Wittwer, Stuttgart 1906. [25] Mörsch, E.: Der Eisenbetonbau – Seine Theorie und Anwendung. 5. Auflage, II. Band, 2. Teil: Die Brücken aus Eisenbeton. Verlag von Konrad Wittwer, Stuttgart 1933. [26] Beton- und Monierbau Aktiengesellschaft 1889–1964. Herausgegeben vom Vorstand der Gesellschaft zum 75jährigen Bestehen. [27] Ramm, W.: Matthias Koenen (1849–1924), Schöpfer der ersten Biegebemessung für Eisenbetonplatten und Mitbegründer der Eisenbetonbauweise in Deutschland. Jahrbuch 1998, VDI-Gesellschaft Bautechnik, VDIVerlag GmbH, Düsseldorf 1998. [28] Deutsches Reichspatent Nr. 141745, Klasse 37 a, vom 23. Januar 1897 ab (ausgegeben den 2. Mai 1903): Eingespannte Voutenplatte für Decken, Brücken o. dgl. [29] Wayss & Freytag A.G., Neustadt a. d. Haardt: Hochbauten. Eigenverlag der Firma, 1913.

Prof. em. Dr.-Ing. Wieland Ramm TU Kaiserslautern Fachgebiet Massivbau und Baukonstruktion Paul-Ehrlich-Straße 67663 Kaiserslautern wieland.ramm@bauing.uni-kl.de

Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten Aus dem Inhalt Mit Dieter Moor zum Deutschen Brückenbaupreis 2012 .............. Präsident Rainer Wulle: „Fatales Signal durch DIW-Studie“ ....... DBV-Bauberatung: Mannschaft wieder komplett ............................ Berichtigung und Ergänzung: DBV-Beispiele .................................. Die neue Ausgabe von SCHADIS® .................................................... Ferdinand S. Rostásy – 80 Jahre ....................................................... Ulrich Quast – 75 Jahre ....................................................................... Harald Budelmann – 60 Jahre ............................................................ Gütebewertung qualitativer Prüfaufgaben ......................................

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NACHRICHTEN

Mit Dieter Moor zum Deutschen Brückenbaupreis 2012 Verleihung des Deutschen Brückenbaupreises und das 22. Dresdner Brückenbausymposium

Bild 2

Bild 1

Moderator und Juryvorsitzender, Quelle Brückenbaupreis

Selten erlebt man einen erfahrenen Moderator und Schauspieler zugleich, der sichtlich überrascht über das große Interesse die anwesenden 1.230 Gäste am Abend des 12. März 2012 im Hörsaalzentrum der Technischen Universität in Dresden sehr herzlich begrüßte (Bild 1). Sie alle hatten Platz genommen, um an der Verleihung des Deutschen Brückenbaupreises 2012 (Bild 2) teilzunehmen. Dieter Moor, schweizer Herkunft, und u. a. ein Talkmaster mit eigenen Shows im deutschsprachigem Raum, verstand es mit seiner fragenden und zugleich begeisternden Art, jene Brücken zu schlagen, die eben nicht nur Landschaften, Ortschaften oder Straßen miteinander verbinden, sondern auch zwischen den Menschen in vielfältiger Weise so notwendig sind. Insoweit verwies er darauf, dass ihm Brücken den Umzug auf einen Biobauernhof ins fremde Brandenburg erleichterten, auch wenn er selbst nichts von der Gestaltung und der Konstruktion eines Bauwerkes versteht.

Diese Aufgabe war der neunköpfigen Jury unter der Leitung des Vorsitzenden, Herrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Jürgen Stritzke (Bild 2), vorbehalten. Diese hatte zum Ziel, unter den insgesamt 37 eingereichten Brückenbauwerksentwürfen in den Kategorien Straßen- und Eisenbahnbrücken sowie Fußgänger- und Radwegbrücken die besten Ingenieurbauwerke als Beitrag zur Baukultur in Deutschland zu ermitteln und jeweils einen Preisträger zu bestimmen. Wie sich herausstellte, war das keine leichte Aufgabe. Alle Brückenentwürfe erfüllten zunächst die Teilnahmebedingungen: Realisierung in der Bundesrepublik Deutschland und Fertigstellung zwischen dem 1. September 2008 und 1. September 2011. Im weiteren wurden in einer zweitägigen Jurysitzung die Bauwerke nach den Kriterien Gestaltung, Konstruktion, Funktion, Innovation, Wirtschaftlichkeit, Planungsund Bauverfahren und Nachhaltigkeit bewertet, ehe in jeder Kategorie drei Bauwerke für die Verleihung des Deut-

Trophäe, Quelle Brückenbaupreis

schen Brückenbaupreises nominiert wurden. Dabei kam die Jury zur Feststellung: „Unter die letzten drei zu kommen, ist eine großartige Leistung“ [1]. In der Kategorie Straßen- und Eisenbahnbrücken wurden die Eisenbahnbrücke Scherkondetal (Bild 3), die Niederrheinbrücke Wesel (Bild 4) sowie die Sandauer Brücke in Havelberg (Bild 5) und in der Kategorie Fußgänger- und Radwegbrücken die Brücke über den Rhein-HerneKanal (Bild 6), die Blaue Welle in Flöha (Bild 7) und die Victor-Neels-Brücke über den Urftsee (Bild 8) nominiert. Die nominierten Brücken wurden nach der ersten Sitzung durch die Mitglieder der Jury vor Ort besichtigt. Danach erfolgte in einer zweiten Jurysitzung die Ermittlung der Preisträger jeder Kategorie. Voller Spannung öffnete der Vizepräsident des Verbandes Beratender Ingenieure, Herr Jörg Thiele, den verschlossenen Briefumschlag und verkündete den Sieger der ersten Kategorie: die Scherkondetalbrücke (Bild 3). Die Jury befand „ein ästhetisch überzeugendes, innovatives Bauwerk und sieht in ihr einen Meilenstein des modernen Eisenbahnbrückenbaus für den Hochgeschwindigkeitsverkehr“ [2]. Und tatsächlich setzt sie als erste semi-integrale Brücke der Deutschen Bahn AG Maßstäbe in gestalterischer und statisch konstruktiver Hin-

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Bild 6

Bild 3

sekretär für Verkehr, Herrn Roland Werner, vom Sächsischen Staatsministerium für Wirtschaft, Arbeit und Verkehr, welcher sich unter den prominenten Gästen befand.

Eisenbahnbrücke Scherkondetal, Quelle Brückenbaupreis

sicht. Eine nahezu fugen- und lagerlose Konstruktion ermöglicht eine wirtschaftliche und nachhaltige Lösung, die sich zudem hervorragend in die Landschaft einpasst und gleichzeitig den strengen Umweltschutzauflagen gerecht wird. Für die herausragende Ingenieurleistung erhielten die Herren Ludolf Krontal von der DB ProjektBau und Stephan Sonnabend vom Ingenieurbüro Büching+Streit AG den Deutschen Brückenbaupreis 2012.

zenden Naherholungsgebiet verbindet, beeindruckt durch sein ganzheitlich gelungenes Gestaltungskonzept“[ 2]. Die Jury sieht in der Blauen Welle „Ingenieurbaukunst vom Feinsten“ [2] und prämiert zweifellos ein Musterbeispiel für sparsames und nachhaltiges Bauen, das gleichzeitig attraktiv und innovativ ist. Herr Frank Ehrlicher von der Schüßler-Plan Ingenieurgesellschaft mbH erhielt dafür den Deutschen Brückenbaupreis 2012.

Der Präsident der Bundesingenieurkammer, Herr Dr.-Ing. Jens Karstedt, ließ ebenso die Spannung im festlichen Hörsaal sichtlich steigen und verkündete das Ergebnis der zweiten Kategorie: Sieger ist die Blaue Welle in Flöha (Bild 7). Die Jury kam zu der Einschätzung, dass „mit ihr technisch und gestalterisch eine Aufgabe in schwierigem städtebaulichen Umfeld hervorragend gelöst wurde. Das S-förmig gekrümmte Bauwerk, welches den Bahnhofsbereich mit dem angren-

Allen Preisträgern wird nochmals an dieser Stelle sehr herzlich gratuliert (Bilder 9 und 10). Zugleich soll auch den anderen Mitbewerbern ein Dank ausgesprochen werden, die mit ihren eingereichten Brückenbauentwürfen ebenso einen Beitrag zur Deutschen Brückenbaukultur geleistet haben. Dass zudem ein Bauwerk in Sachsen ausgezeichnet wurde, wo nunmehr zum vierten Mal der Deutsche Brückenbaupreis verliehen wurde, freute ganz besonders den Staats-

Bild 4

Niederrheinbrücke Wesel, Quelle Brückenbaupreis

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Brücke über den Rhein-Herne-Kanal, Quelle Brückenbaupreis

Bild 5

Am folgenden Tag wurde das 22. Brückenbausymposium erstmals unter der Leitung von Herrn Univ.-Prof. Dr.-Ing. Dr. Ing. E.h. Manfred Curbach eröffnet, der sich zunächst dem Fachpublikum vorstellte. Er hob gleich zu Beginn seiner Rede hervor, „dass das Dresdner Brückenbausymposium auch weiterhin DER Treffpunkt der Brückenbauer bleibt“ [3] und sprach von der Verantwortung des Bauingenieurs, den Wert der gesamten gebauten Umwelt zu erhalten. Die rund 1.400 Teilnehmer aus Belgien, Bulgarien, Großbritannien, Italien, Japan, Luxemburg, Norwegen, Österreich, Polen, Rumänien, Schweiz, Slowenien, Spanien, Tschechische Republik, Vietnam und Deutschland verdeutlichen zunehmend das große Interesse an dieser Veranstaltung als „das Zentrum der Welt der Brückenbauer“ [3] auch im Ausland. So gesehen war es folgerichtig, erstmalig einen Vortrag in englischer Sprache über die Brücke von Messina zwischen Calabrien und Sizilien anzubieten. Diese Neuheit im Programm des Dresdner

Sandauer Brücke in Havelberg, Quelle Brückenbaupreis

Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Bild 7

Bild 8

des Brückenbaus beschäftigte, Vortragender war Prof. Peter Marti (ETH Zürich). Diese Idee war insofern interessant, weil sie die Leistung des herausragenden Brückenbauers Robert Maillart den Teilnehmern inmitten von beeindruckenden Fachvorträgen näher brachte. Zudem hat Maillart mit seinem unglaublichen Erfindertum und Mut einen Beitrag zur Entwicklung des Brückenbaus geleistet, der überhaupt die Vorstellung von spektakulären Brückenbauten anlässlich eines solchen Brückenbausymposiums erst ermöglicht. Die Inhalte aller Fachvorträge von der notwendigen Änderung der Vorschriften im Brückenbau, über technische Lösungen bei der Herstellung von Brückenbauwerken bis hin zur weiteren Entwicklung des Brückenbaus im Zuge von Anlagen der Deutschen Bahn AG sind wiederum im gelungenen Tagungsband nachzulesen, der am Institut für Massivbau der TU Dresden für 40,– Euro erhältlich ist.

Blaue Welle in Flöha, Quelle Brückenbaupreis

Victor-Neels-Brücke über den Urftsee, Quelle Brückenbaupreis

Bild 9

Das Blaue Welle-Team, Quelle Brückenbaupreis

Ingesamt erlebte die Fachwelt der Brückenbauingenieure interessante Tage zum fachlichen Austausch in Dresden. Spannende Reden, herausragende Brücken, aber auch die ausgezeichnete Organisation mit den Ausstellern im Foyer des Gebäudes beider Veranstaltungen sind einzigartig und laden erneut nach Dresden ein. Den Auslobern des Deutschen Brückenbaupreises, der Bundesingenieurkammer und dem Verband Beratender Ingenieure ist es gemeinsam mit dem Moderator gelungen, die Verleihung des Preises in einer neuen Qualität auf unterhaltsame Art anzubieten. Eben „Oscar“-verdächtig, wie Dieter Moor ganz überrascht den Gästen von nah und fern im Hörsaalzentrum der TU Dresden zurief. Baudirektor Dipl.-Ing. Michael Stritzke, Niederlassungsleiter im Landesamt für Straßenbau- und Verkehr, NL Zschopau, Sitz Chemnitz [1] Stritzke, Jürgen: Ansprache zum Deutschen Brückenbaupreis 2012. [2] Begründungstext der Jury, 2012. [3] Curbach, Manfred: Ansprache zum 22. Dresdner Brückenbausymposium 2012.

Bild 10 Das Scherkondetal-Team, Quelle Brückenbaupreis

Brückenbausymposiums stellte zugleich eine Herausforderung an den italienischen Referenten, Prof. Giuseppe Mancini (SINTECNA, Torino), dar, die Fach-

begriffe in englischer Sprache den anwesenden Teilnehmern zu vermitteln. Erstmalig wurde auch ein Vortrag gehalten, der sich allein mit der Geschichte

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell

NACHRICHTEN

Präsident Rainer Wulle: „Fatales Signal durch DIW-Studie“ Ingenieurkammer Baden-Württemberg dementiert Studie des Deutschen Instituts für Wirtschaftsförderung (DIW) Der Präsident der Ingenieurkammer Baden-Württemberg, Dipl.-Ing. Rainer Wulle, erklärt zur Studie des Deutschen Instituts für Wirtschaftsförderung (DIW) in Berlin: „Es ist nicht nachvollziehbar, wie das DIW zu der Erkenntnis gekommen ist, dass derzeit kein Ingenieurmangel bestünde und auch in Zukunft nicht bestehen würde. Aus Sicht der Ingenieure ist dies falsch. Im Februar waren laut VDIund IW-Studie 105.700 freie Ingenieurarbeitsplätze in Deutschland nicht besetzt. Noch nie waren so viele Stellen offen. Als Präsident der Ingenieurkammer Baden-Württemberg und als Inhaber mehrerer Büros weiß ich, dass der Ingenieurmangel groß ist, insbesondere in unserem Bundesland. Seit drei Jahren fehlt in Baden-Württemberg in allen Bereichen des Ingenieurberufs Nachwuchs. Dies wird allein schon dadurch deutlich, dass unsere Mitgliedsbüros große Probleme haben, freie Stellen durch geeignete Ingenieure zu besetzen. Das hören wir als Kammer täglich. Die Anfangsgehälter der Jung-Ingenieure, die in den letzten drei Jahren um über

tausend Euro angestiegen sind, belegen diesen Mangel. Im Baubereich klagen unsere Mitgliedsfirmen zudem darüber, dass seit drei Jahren keinerlei Initiativbewerbungen von Absolventinnen und Absolventen mehr in den Ingenieurbüros eintreffen. Die Ingenieurkammer Baden-Württemberg ist im ständigen Dialog mit der Politik, um weitere Studienplätze und auch neue Ingenieurstudiengänge einzurichten, beispielsweise an der Dualen Hochschule Mosbach. Außerdem ist es uns ein großes Anliegen, die nach wie vor hohe Abbrecherquote von etwa 35 Prozent in den Ingenieurfächern zu bekämpfen. Dafür haben wir ein Patenprogramm bei den Bau-Studiengängen ins Leben gerufen, das wir in diesem Jahr an allen Universitäten und Hochschulen im Land etablieren wollen. Das Programm bietet studienrelevante Arbeitsplätze in Ingenieurbüros bei gleichzeitiger Begleitung der Studierenden durch Mentoren (=Paten) aus der Praxis.

Ingenieurinnen und Ingenieure. Die DIW-Studie gibt ein fatales Signal ab gegenüber Jugendlichen, die den Ingenieurberuf ergreifen möchten. Doch gerade diese müssen wir ermuntern, denn allein schon durch den demografischen Wandel und die schon heute absehbare Pensionierungswelle in den Ingenieurberufen brauchen wir deutlich mehr Nachwuchs.“ Die Ingenieurkammer Baden-Württemberg ist die Interessenvertretung aller Ingenieure im Land und erfüllt als Körperschaft des öffentlichen Rechts gleichzeitig den hoheitlichen Auftrag der Landesgesetzgebung. Die Kammer steht Ingenieuren aller Fachgebiete offen. Die Mitgliederschaft setzt sich aus Beratenden Ingenieuren (gesetzlich geschützte Berufsbezeichnung) im Baubereich als Pflichtmitgliedern und aus angestellten und beamteten sowie selbstständig tätigen Ingenieuren als freiwillige Mitglieder zusammen. Mehr Informationen dazu auf www.ingbw.de

Um unseren wirtschaftlichen Erfolg und den Wirtschaftsstandort Baden-Württemberg zu sichern, brauchen wir dringend

NACHRICHTEN

DBV-Bauberatung: Mannschaft wieder komplett Im November 2011 hat Dr.-Ing. Denis Kiltz die Leitung des DBV-Bauberatungsgebiets West mit Büro in Bochum übernommen. Fünf Jahre lang wurde das Gebiet kommissarisch von den DBVBauberatern in Nord, Dr.-Ing. Lutz Pisarsky, und Mitte/Südwest, Dipl.-Ing. Wolfgang Conrad, betreut. Am 15. März 2012 fand bereits eine Regionaltagung „Bauausführung“ im Bauberatungsgebiet West statt. Dr. Kiltz studierte Bauingenieurwesen an der Ruhr-Universität Bochum sowie Wirtschaftsingenieurwesen an der Fernuniversität Hagen. Nach seiner Promotion am Lehrstuhl für Stahlbeton- und Spannbetonbau der Ruhr-Universität Bochum war er mehr als zehn Jahre in der Praxis tätig, zunächst in der Planung von Bauprojekten und zuletzt als Planungsleiter auf einer internationalen Großbaustelle. Neben den etablierten Themen der Bauberatung wird sich Dr.

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Die DBV-Bauberatung: Dipl.-Ing. Wolfgang Conrad, Dr.-Ing. Klaus-R. Goldammer, Dr.-Ing. Lutz Pisarsky, Dipl.-Ing. Andreas Meier und Dr.-Ing. Denis Kiltz (v. l.)

Kiltz mit den Tätigkeitsschwerpunkten Tunnelbau, inkl. Fragen der Tunnelsicherheit, Fahrbahnbeton und Abdichtungssystemen beschäftigen. Fünf DBV-Bauberater – vier davon auf ihren Fachgebieten öffentlich bestellte

und vereidigte Sachverständige – sind in den Bauberatungsgebieten Nord, Ost, West, Mitte/Südwest und Süd im Rahmen der Planung, Arbeitsvorbereitung, Ausführung und Begutachtung von Baumaßnahmen für DBV-Mitglieder und Nichtmitglieder tätig.

Beton- und Stahlbetonbau aktuell

NACHRICHTEN

PERSÖNLICHES

Berichtigungen und Ergänzungen zu: DBV-Beispiele zur Bemessung nach Eurocode 2 – Band 1: Hochbau

Ferdinand S. Rostásy – 80 Jahre

Berlin: Ernst & Sohn, 1. Auflage 2011 Um die Aktualität und den Nutzen des Buches für die tägliche Arbeit hochzuhalten, stellt der DBV aktuelle Austauschseiten zur Verfügung, die Fehlerberichtigungen oder andere wichtige Verbesserungen und Aktualisierungen enthalten. Diese Austauschseiten können kostenlos auf der Internetseite des DBV heruntergeladen werden: www.betonverein.de →Schriften Im Vorwort zu den Austauschseiten heißt es auf der Internetseite des DBV: „Die Benutzer unserer Beispielsammlung zum Eurocode 2 folgen gerne unserem Aufruf im Vorwort des Buches, dem Deutschen Beton- und Bautechnik-Verein E. V. Meinungen, Kritiken und auch Hinweise auf Fehler zur Beispielsammlung mitzuteilen, die sie bei der intensiven Beschäftigung mit den Beispielen oder mit dem Eurocode 2 feststellen. Die Weiterentwicklung dieser Beispielsamm-

lung und somit die Weiterentwicklung der Norm selbst wird so durch die aktive Mitwirkung der Praxis unterstützt. Hierfür bedanken wir uns ausdrücklich! Beim Interpretieren und Umsetzen der neuen Norm sind die Bearbeiter der Beispielsammlung nach bestem Wissen vorgegangen. Dabei waren Irrtümer trotz sorgfältigen Korrekturlesens leider nicht ausgeschlossen. Darüber hinaus wird der Eurocode 2 mit Nationalem Anhang noch Berichtigungen oder Änderungen erfahren, die Einfluss auf die Beispiele haben können. Vor diesem Hintergrund und um die Aktualität und den Nutzen des Werkes für Ihre tägliche Arbeit hochzuhalten, stellen wir Ihnen immer aktuelle Austauschseiten zur Verfügung, die Fehlerberichtigungen oder andere wichtige Verbesserungen und Aktualisierungen enthalten. Bitte besuchen Sie hierzu regelmäßig unsere Internetseite.“

NACHRICHTEN

Die neue Ausgabe von SCHADIS® – Die Datenbank zu Bauschäden Ab April 2012 ist die neue, aktualisierte Version der Volltext-Datenbank mit der größten Sammlung an Expertenwissen rund um Entstehung, Sanierung und Vermeidung von Schäden an Gebäuden erhältlich. Über 600 Fachbücher, Forschungsberichte und Zeitschriftenartikel stehen für die individuelle Recherche zur Verfügung. SCHADIS® verbindet die Vorteile von Fachbüchern mit denen einer Datenbank und kann online oder auf DVD genutzt werden. Zusätzlich ist SCHADIS® auch mobil über Smartphone nutzbar. Damit ist die Datenbank das ideale Arbeitsinstrument für Architekten, Planer und Bausachverständige. SCHADIS® wird kontinuierlich erweitert und bietet ein umfangreiches Spektrum an konkreten Schadensfällen.

Ausführliche Informationen unter www.schadis.de und mobil.schadis.de. SCHADIS® Ausgabe 18 DVD und Online-Zugang im Abonnement ISBN 978-3-8167-8661-0 € 820,– (Preis für Erstbezug mit Dongle) Folgejahre jeweils EUR 280,– Der Online-Zugang im Abonnement Flatrate, 1er Lizenz € 400,– jährlich (weitere Lizenzen auf Anfrage)

Am 4. Mai 2012 vollendet Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Ferdinand S. Rostásy sein 80. Lebensjahr. F. S. Rostásy war von 1976 bis zu seiner Emeritierung im Jahre 1997 Leiter des Fachgebietes Baustoffe und Stahlbetonbau am Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB) der TU Braunschweig und Direktor der Materialprüfanstalt für das Bauwesen. Der wissenschaftliche Werdegang von F. S. Rostásy, gebürtiger Wiener, begann 1954, nachdem er im Alter von nur 22 Jahren an der Universität Stuttgart das Diplom als Bauingenieur erlangt hatte. Schon 1958, gerade 26jährig, folgte die Dissertation bei Professor Tölke am Lehrstuhl für Baustoffkunde und Materialprüfung in Stuttgart über Schwindeigenspannungen von Beton. Mit seiner Dissertation legte F. S. Rostásy den Grundstein für eine langanhaltende Leidenschaft zur Auseinandersetzung mit Verformungen, Zwang und Rissen von Betonbauteilen. Der Promotion folgten Stationen von 1959 bis 1961 bei der Portland Cement Association in Chicago, anschließend bis 1968 in der Bauindustrie im Fertigteilbau und schließlich, wiederum in Stuttgart, als Abteilungsleiter für Stahl und Stahlbeton am Otto-Graf-Institut. Nach der Habilitation im Jahre 1975 wurde er an die TU Braunschweig berufen. Auch nach seiner Emeritierung folgten noch viele Jahre fast täglicher wissenschaftlicher Arbeit. Zahlreiche Veröffentlichungen, Vorträge und Betreuungen von Dissertationen zeugen hiervon. Das wissenschaftliche Werk von Ferdinand Rostásy zeigt eine klare Schwerpunktsetzung in mehreren Arbeitsgebieten. Zwang, Eigenspannungen und die Rissbildung in Betonbauteilen waren

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell sein eigener wissenschaftlicher Ursprung und ein zentrales Thema seines Interesses. Er schuf mit seiner Arbeitsgruppe international hoch anerkannte Ingenieurmodelle zur Beschreibung des Werkstoffverhaltens jungen Betons und zur Entwicklung und Beherrschung des frühen thermischen Zwangs und der Rissbildung in Betonbauteilen. Als vor fast drei Jahrzehnten Faserverbundmaterialien für die Anwendung auch im Bauwesen interessant wurden, war F. S. Rostásy international einer der ersten Wissenschaftler, die sich intensiv mit Fragen der Verankerung von Spanngliedern, der Dauerhaftigkeit sowie dem Zeitstandverhalten auseinander setzten. Etwa gleichzeitig begann weltweit die Erprobung extern angeklebter Bewehrung zur Verstärkung von Stahlbetonbiegebauteilen, zunächst mittels Stahllaschen, später mittels Kohlefaserlamellen. Maßgebliche Arbeiten entstanden hierzu in Braunschweig, die entscheidend zum heute weit entwickelten mechanischen Verständnis des Klebeverbundes, des Zusammenwirkens mit der Innenbewehrung und des gesicherten rechnerischen Nachweises von Verstärkungsmaßnahmen beitrugen. Bei Beginn seiner Arbeit in Braunschweig beteiligte sich Ferdinand Rostásy am damaligen SFB 148 „Brandverhalten von Bauteilen“ und nahm dies als Ausgangspunkt für seine langjährige Forschung über Betoneigenschaften bei außergewöhnlichen Temperaturen. Sowohl für hohe Temperaturen bis etwa 300 °C, maßgebend für Betriebs- und Störfalllastfälle in energietechnischen Bauwerken, als auch für sehr niedrige Temperaturen bis –160 °C, auftretend in

Lagerbehältern für verflüssigtes Erdgas, wurden unter seiner Leitung in experimentellen und theoretischen Arbeiten bis heute maßgebliche Stoffgesetze sowie Konstruktions- und Bemessungsregeln erarbeitet und in zahlreichen Beiträgen veröffentlicht. Ein weiterer Arbeitsschwerpunkt entstand aus der seinerzeitigen Problematik frühzeitiger Korrosionsschäden an Stahlbetonbauwerken infolge zu geringer und durchlässiger Betondeckung der Bewehrung. Zu den Themen Dauerhaftigkeit von Betonbauwerken, Schützen und Instandsetzen folgten zahlreiche Forschungsarbeiten und Veröffentlichungen. Im Mittelpunkt stand die Modellierung der Prozesse Karbonatisierung, Chloridtransport und lösender chemischer Angriffe. Kennzeichnend für alle Arbeiten war einerseits, die Zusammenhänge zwischen Porenstruktur, Transport im Porenraum und Betonwiderstand physikalisch fundiert zu verstehen und zu beschreiben, sowie andererseits Modell und Experiment zu verknüpfen, ein für die heutige Forschungsmethodik wegweisender Ansatz. Fast schon ein Hobby für den baustofftechnologisch versierten konstruktiven Bauingenieur Rostásy war die Erhaltung historischer Bauwerke. In mehreren Forschungsarbeiten wurden Modelle zur Dauerhaftigkeit der Verfugung sowie zum Trag- und Verformungsverhalten von Natursteinmauerwerk entwickelt, wurden Instandsetzungs- und Verstärkungsmethoden erarbeitet und angewendet. Fast dreihundert Veröffentlichungen, unzählige Vorträge und über 25 in seiner Arbeitsgruppe von ihm angeregte und betreute Dissertationen sind in den ge-

nannten Arbeitsschwerpunkten entstanden und sind eindrucksvoller Beleg des wissenschaftlichen Werkes von Ferdinand Rostásy. Kennzeichnend für die Arbeit von F. S. Rostásy als Wissenschaftler und Ingenieur war die weitblickende Verknüpfung von Praxis und Forschung. Er wandte sich in seinen Arbeitsfeldern stets, und oft als einer der ersten, drängenden Fragen der Baupraxis mit dem übergeordneten Ziel zu, praktikable Modelle und Anweisungen zu schaffen, die den Baustoff in seiner gebauten Gestalt in der Konstruktion beschreiben und zu Lösungen für die Praxis führten. Das Interesse von Ferdinand Rostásy an der wissenschaftlichen und bautechnischen Entwicklung dauert bis heute an. In Vorträgen und Seminaren werden seine Erfahrung und sein Weitblick, sein verschmitzter und oft weiser Humor sichtbar. Seine aktive Lebensgestaltung ist heute viel mehr als früher seiner Familie gewidmet, seinen Kindern, Enkeln und Urenkeln. Im Namen seiner ehemaligen Schüler, Mitarbeiter und Kollegen gratuliere ich meinem hochgeschätzten Lehrer und Vorgänger und dem vertrauten Freund von Herzen zu seinem 80. Geburtstag und wünsche ihm weiterhin gute Gesundheit und Lebensfreude. Die Redaktion möchte sich diesen Wünschen anschließen und gratuliert herzlich zum 80. Geburtstag. Harald Budelmann, Braunschweig

PERSÖNLICHES

Ulrich Quast – 75 Jahre

Am 7. April 2012 wird Prof. Dr.-Ing. Ulrich Quast 75 Jahre alt – dieses Jubiläum ist Anlass für einige persönliche Worte von einem alten Weggefährten.

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Sein Weg zur Erlangung des ersten akademischen Titels, Dipl.-Ing., an der Technischen Hochschule Carolo Wilhelmina zu Braunschweig war geradlinig und zügig: Reifeprüfung 1957, Studium bis 1962, Ende mit Diplom-Hauptprüfung im Hauptfach Konstruktiver Ingenieurbau. Dann kurze praktische Tätigkeit und Beginn der wissenschaftlichen Weiterqualifizierung am Lehrstuhl und Institut für Baustoffkunde und Stahlbetonbau der TH Braunschweig unter der Leitung von Prof. Karl Kordina am 1. April 1965. Nur drei Wochen vor meinem Eintritt ins selbe ehrwürdige Institut, drei Zimmer voneinander entfernt. Die anfängliche Diskussion war wenig ergiebig, was an meinen

damals spärlichen Sprachkenntnissen lag. Es änderte sich bald: Ulrich Quast war als rechte Hand von Kordina sein persönlicher Zuarbeiter in der „Knickgruppe“, mit zunehmend anspruchsvollen Computermethoden und deren Tücken, ich hatte ein mehrfach liegengelassenes Projekt, „Beulen von Stahlbeton-Tonnenschalen“, mit vergleichbaren Tücken zu betreuen. Kordina war ein außerordentlich liebenswürdiger Mensch – solange er von uns bekommen hat, was er erwartete. „Der Chef möchte Sie sprechen“ war der Ruf der Sekretärin, und nach Beendigung des Rapports mussten wir uns nicht einmal tröstend aussprechen.

Beton- und Stahlbetonbau aktuell Doch, es war eine sehr schöne Zeit. Besonders in Erinnerung bleiben die gemeinsamen Ausflüge nach Darmstadt, wo wir uns mit dem damals für hochschulwissenschaftliche Zwecke größten Rechner auseinanderzusetzen hatten, der uns dummerweise statt der erwarteten Ergebnisse sehr oft nur mitteilte: „error message no. xx“ – und dann ging die Suche los. Der Abend bei einem Schoppen Wein entschädigte uns allerdings. Wenigstens das Experimentieren ist Ulrich Quast – im Gegensatz zu mir – erspart geblieben, im Sommer 1969 konnte er sich den Doktorhut aufsetzen lassen, als Ergebnis der Arbeit „Geeignete Vereinfachungen für die Lösung des Traglastproblems der ausmittig gedrückten prismatischen Stahlbetonstütze mit Rechteckquerschnitt“. Damit war der Druck der Erstqualifikation für ihn auch weg. Für eine Zeit trennten sich unsere Wege. Ulrich Quast ist kurze Zeit später in die „Landpraxis“ gegangen, nach Hamburg, wo er als Beratender Ingenieur, später als Prüfingenieur für Baustatik, Partner in einem Ingenieurbüro tätig war.

1977 erreichte ihn der Ruf von Kordina abermals: Er wurde als Professor für „Theoretische Grundlagen des Massivbaus“ ernannt und als solcher ist er Sprecher des Sonderforschungsbereichs „Brandverhalten von Bauteilen“ geworden. In nur kurzer Zeit hat er sich in dieses neue Gebiet mit großem Erfolg eingearbeitet, der Sonderforschungsbereich ist einer der erfolgreichsten der DFG gewesen. Nur kurze Zeit später trennten sich unsere beruflichen Wege, 1978 wurde ich nach Essen berufen. Privat blieben wir allerdings weiterhin in Kontakt – die ursprüngliche Braunschweiger Truppe traf sich von Zeit zu Zeit, u. a. auch zur Documenta in Kassel. In Verständnis und Unverständnis des Gesehenen blieben wir gleicher Meinung. Der abschließende Schritt seines wissenschaftlichen Werdeganges trat 1985 ein: Ernennung zum C4 Professor für Massivbau an der Technischen Universität Hamburg-Harburg, wo er bis zu seiner Emeritierung 2002 tätig war. Herr Professor Quast kann auf eine erfolgreiche Ingenieur- und wissenschaftliche Tätigkeit zurückblicken: Betreuung zahlrei-

cher Großbauvorhaben, Verfassen von mehr als 100 wissenschaftlichen Publikationen, Verhelfen mehreren jungen Wissenschaftlern zur Promotion. Nebenbei beteiligte er sich an der Arbeit von nationalen und internationalen Ausschüssen. Dort war seine stets ausgleichende Art bei der Bearbeitung oft kontrovers diskutierter Themen sehr hochgeschätzt. Ich kann mich noch lebhaft erinnern, wie mit seiner Hilfe im NABau-Ausschuß „Prüfung von Betonkonstruktionen“ ein Monate währender Streit zum gedeihlichen Ende kam. Meinem lieben Kollegen und Freund wünsche ich zum 75. Geburtstag alles Gute, vor allem Gesundheit für die kommenden „Ruhejahre“! Die Redaktion möchte sich diesen Wünschen anschließen und gratuliert herzlich zu diesem Jubiläum. em .Univ. Prof. Dr.-Ing. György Iványi, Velbert-Langenberg

PERSÖNLICHES

Harald Budelmann – 60 Jahre

Am 6. Mai 2012 feiert Harald Budelmann seinen 60. Geburtstag. Dies ist gebührender Anlass und auch Gelegenheit, seinen wissenschaftlichen Werdegang zu reflektieren. Harald Budelmann ist in Achim, Landkreis Verden, südöstlich von Bremen geboren. Grundschule und Gymnasium besuchte er in Bremen, wo er 1971 sein Abitur ablegte. Anschließend leistete Harald Budelmann seinen Wehrdienst ab, als Leutnant der Reserve verließ er 1973 die Bundeswehr. Im Wintersemester 1973/74 begann er das Studium des

Bauingenieurwesens an der TU Braunschweig, das er 1979 mit dem Diplom abschloss. Unmittelbar im Anschluss daran startete Harald Budelmann als wissenschaftlicher Mitarbeiter am Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB) der TU Braunschweig seine ersten Forschungsaktivitäten unter Prof. Dr.-Ing. F. S. Rostásy. Bereits in dieser frühen Phase seines Wirkens beschäftigte er sich ausführlich mit den theoretischen Grundlagen zum thermischen und mechanischen Verhalten des Betons. Dabei unterlegte er die theoretischen Ansätze stets mit fundierten experimentellen Untersuchungen. Aus diesen Studien heraus entstand auch seine Dissertation zum Einfluss des Feuchtegehalts auf die Kriechverformung von Beton, mit der er 1987 promoviert wurde. Von 1986 bis 1991 verblieb Harald Budelmann als Oberingenieur am iBMB, bevor er 1992 eine Professur für Baustoffkunde und Bauphysik an der damals noch jungen Hochschule Bremen mit gleichzeitiger Leitung der Materialprüfanstalt Bremen übernahm. 1993 wechsel-

te er in Nachfolge von Prof. Dr. Schneider an den Lehrstuhl für Baustoffkunde der Universität Gh Kassel. Gleichzeitig fungierte er auch dort als Direktor der amtlichen Baustoffprüfstelle Kassel. 1998 kehrte Harald Budelmann dann an seine alma mater zurück und übernahm als Nachfolger seines Mentors, Herrn Prof. Dr.-Ing. F. S. Rostasy, das Fachgebiet Baustoffe und Stahlbetonbau am Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz der TU Braunschweig. Dadurch war er von Anfang an auch in die Geschäftsleitung der Materialprüfanstalt für das Bauwesen, Braunschweig, eingebunden, derzeit begleitet Harald Budelmann dort das Amt des Vorstandsvorsitzenden. Wer Harald Budelmann kennt, weiß um die Vielfältigkeit seiner Forschungsaktivitäten. Seine bereits erwähnten Studien zum Verhalten von jungem Beton, die ihn seit seinen ersten wissenschaftlichen Aktivitäten begleiten, hat er konsequenterweise auf die weiteren Entwicklungen im Betonbau, z. B. hochfeste Betone, ultrahochfeste Betone usw. ausgeweitet. Mitte der 1980iger Jahre begründete er eine Partnerschaftskooperation zu ost-

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell deutschen Universitäten, mit denen er gemeinsam offenen Fragen hinsichtlich Werkstoffe und Methoden zur Substanzerhaltung, zum Schutz und zur Sicherung historischer Bauwerke im Rahmen der Denkmalpflege nachging. Heute reichen seine Forschungsgebiete von der Erhaltung und Verstärkung historischer Bauwerke über Methoden zur Bauwerksüberwachung bis hin zum nachhaltigen Bauen. Er befasst sich mit Fragen zur Dauerhaftigkeit mineralischer Werkstoffe, mit dem Hoch- und Tieftemperaturverhalten von Beton und Stahl, mit Faserverbundwerkstoffen, mit Methoden zur Verstärkung von Ingenieurbauwerken, mit Baustoffrecycling und kreislaufgerechtem Bauen. Allein diese Darlegungen demonstrieren, dass Harald Budelmann als ein Forscher mit außergewöhnlich breit angelegten Schwerpunkten, die sich nahezu über den gesamten Bereich der Baustoffe im Konstruktiven Ingenieurbau erstrecken, zu charakterisieren ist. Von Anbeginn seiner wissenschaftlichen Laufbahn war Harald Budelmann immer wieder Initiator neuer Forschungsthemen. Seine Arbeiten haben dabei stets einen starken Bezug zu aktuellen Fragen, die sich aus der praktischen Anwendung ergeben. In idealer Ergänzung gehen bei seinen Studien einschlägige anspruchsvolle Experimentaluntersuchungen – soweit zweckmäßig – mit der Ableitung der zugehörigen theoretischen Grundlagen einher. Bei diesen umfangreichen und tiefgreifenden Forschungsaktivitäten ist es nicht verwunderlich, dass Harald Budelmann auch in zahlreichen maßgebenden koordinierten Forschungsprogrammen involviert war. So war bzw. ist er mit verschiedenen Forschungsprojekten u. a. in den DFG-Schwerpunktprogrammen SPP 1122 „Vorhersage des zeitlichen Verlaufs von physikalisch-technischen Schädi-

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gungsprozessen an mineralischen Werkstoffen“, SPP 1182 „Nachhaltiges Bauen mit ultrahochfestem Beton (UHPC)“, SPP 1542 „Leicht Bauen mit Beton – Grundlagen für das Bauen der Zukunft mit bionischen und mathematischen Entwurfsprinzipien“ beteiligt. Gleiches gilt für den DFG-Sonderforschungsbereich 477 „Sicherstellung der Nutzungsfähigkeit von Bauwerken mit Hilfe innovativer Bauwerksüberwachung“, in dem Harald Budelmann mit drei Forschungsprojekten, davon einem Transferprojekt, vertreten war. Nicht zuletzt aufgrund dieser intensiven Forschungsaktivitäten und der damit einhergehenden engen Verknüpfung mit der Deutschen Forschungsgemeinschaft verwundert es nicht, dass Harald Budelmann auch in maßgebenden Gremien dieser für Universitäten fundamentalen Forschungsfördereinrichtung vertreten war und ist. So war er von 1999 bis 2005 im Senatsausschuss der DFG für Sonderforschungsbereiche tätig. Derzeit vertritt er die Interessen der Bauingenieure als wissenschaftliches Mitglied sowohl im Senat als auch im Hauptausschuss der DFG. Nicht vergessen werden darf dabei auch sein ehrenamtliches Engagement bei Begutachtungen in Normalverfahren, Forschergruppen und Sonderforschungsbereiche für die Deutsche Forschungsgemeinschaft. Damit zeichnet sich nicht nur das Engagement eines außergewöhnlich aktiven Forschers ab, vielmehr dokumentiert sich darin auch das volle Vertrauen der Fachcommunity, dass mit Harald Budelmann die Interessen des Betonbaus, ja des gesamten Bauingenieurwesens, dort bestmöglich vertreten werden. Die wissenschaftlichen Leistungen und das vielseitige Wirken des Forschers Harald Budelmann spiegeln sich in über 200 hochrangigen Veröffentlichungen wider, seine Ergebnisse fanden auch vielfach in einschlägigen Regelwerken

Berücksichtigung. In gleicher Weise war er als Hochschullehrer bei über 30 Dissertationen Referent. Neben den bereits dargelegten Aktivitäten in der DFG bringt Harald Budelmann seine einschlägigen und wertvollen Erfahrungen in zahlreichen weiteren Fachgremien ein. Besonders hervorzuheben ist dabei die Begleitung des Amts des Vizepräsidenten der IALCCE, der internationalen Vereinigung für Lebenszyklusbetrachtungen im Bauingenieurwesen. Die Erfolge, die Harald Budelmann zweifelsfrei aufweisen kann, hängen sicherlich auch mit seinem Naturell zusammen. Alle, die ihn kennen und mit ihm enger zusammenarbeiten, werden ihn noch nie mürrisch oder engstirnig angetroffen haben. Mit seinem stets freundlichen, offenen Auftreten und seinem ihm eigenen Weitblick kann er jeden begeistern. Dies trifft sowohl auf Studierende in seinen Vorlesungen als auch auf seine Mitarbeiter am iBMB und seine Kollegen zu. Gleichzeitig besticht Harald Budelmann aber auch dadurch, dass er Fragestellungen rasch auf den Punkt bringt und die notwendigen Schritte zielstrebig angeht. Daher ist es uns, den Fachkollegen, Mitarbeitern, Schülern und Freunden ein großes Anliegen, Harald Budelmann ganz herzlich zu seinem 60. Geburtstag zu gratulieren. Wir wünschen ihm in erster Linie Gesundheit und Zufriedenheit, aber auch, dass ihm der Drang zum weiteren Erforschen wichtiger offener Fragen im Bereich der Werkstoffe und Konstruktionen noch lange erhalten bleibt. Die Redaktion Beton- und Stahlbetonbau möchte sich diesen Wünschen anschließen und gratuliert herzlich zum 60. Geburtstag.

Rolf Breitenbücher, Bochum

Beton- und Stahlbetonbau aktuell

D I S S E R TAT I O N

Feistkorn, Sascha:

Gütebewertung qualitativer Prüfaufgaben in der zerstörungsfreien Prüfung im Bauwesen am Beispiel des Impulsradarverfahrens Schriftenreihe des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton, Beuth Verlag Berlin, Heft 603, Dissertation TU-Berlin, 2011 1 Einleitung Die zerstörungsfreie Prüfung im Bauwesen hat in den letzten Jahren zunehmend an Bedeutung gewonnen. Neben den klassischen Verfahren der Abschätzung der Betondruckfestigkeit mit dem Rückprallhammer, der Messung der Betondeckung oder der Potentialfeldmessung zur Lokalisierung korrosionsaktiver Bereiche wird mittlerweile auch das Impulsradar in der Bauwerksuntersuchung angewendet. Einige Gründe für diese Entwicklung sind in der schnellen Messdatenaufnahme sowie den umfangreichen Einsatzmöglichkeiten bei einer Vielzahl von praktischen Fragestellungen zu finden. Es ist jedoch noch nicht möglich, eine objektive Aussage über die Leistungsfähigkeit des Impulsradars bei qualitativen Prüfaufgaben zu treffen. Im Rahmen der hier vorgestellten Dissertation wird darum die Frage beantwortet, in welcher Einbautiefe metallische Reflektoren in Form von Bewehrungsstäben im heterogenen Werkstoff Beton mit dem Impulsradar noch zuverlässig geortet werden können. Dazu ist die Vorgehensweise der Probability of Detection (POD) angewendet und der Kennwert der „zuverlässigen Detektionstiefe a90/95“ ermittelt worden, der die Tiefe angibt, in der ein metallischer Reflektor in 95 von 100 Fällen mit einer Wahrscheinlichkeit von 90 % detektiert wird.

rung quantitativer (metrischer) Prüfaufgaben durch die Bestimmung der Messunsicherheit nach Heft 574 des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton [1] nun auch die Validierung von Prüfaufgaben mit einer qualitativen Fragestellung (Reflektor ja/nein) vornehmen zu können. Diese qualitativen Prüfaufgaben werden unter Anwendung der POD(a)Analyse objektiv charakterisiert und können nun den Kundenanforderungen aus einem speziell beabsichtigten Gebrauch gegenübergestellt werden. 2 Die Methode der POD(a)-Analyse Die Ziele der zerstörungsfreien Prüfung bestehen nach Erhard [2] darin, Schäden für Mensch und Umwelt zu vermeiden, Fertigungsprozesse zu rationalisieren, Werkstoffeigenschaften zu ermitteln und geometrische Abmessungen zu bestimmen. Dazu werden physikalische Effekte ausgenutzt, um Fehlstellen zu detektieren und nicht sichtbare Strukturen zu visualisieren. Damit die mit der zerstörungsfreien Prüfung erzielten Ergebnisse eingeschätzt und die Kernaufgabe der ZfP – die Vermeidung von Schäden für Mensch und Umwelt – sicher realisiert werden, ist es notwendig, eine fundierte Aussage zur Zuverlässigkeit eines zerstörungsfreien Prüfsystems zu treffen. Die Zuverlässigkeit der zerstörungsfreien Prüfung wird

hierbei als Grad definiert, mit dem ein ZfP-System in der Lage ist, den vorgesehenen Zweck bezüglich der Entdeckung, der Charakterisierung und der Falschanzeigen zu erfüllen [3]. Für die Zuverlässigkeitsbewertung eines ZfP-Systems bei qualitativen Fragestellungen wird in der zerstörungsfreien Prüfung von metallischen Bauteilen unter anderem die POD(a)-Analyse auf Grundlage des „â vs. a“ Modells angewendet. Bild 1 stellt dieses „â vs. a“ Modell dar. In diesem werden den Reflektortiefen a1, a2 und a3 ihre entsprechenden Prüfsystemantworten â (schwarz eingezeichnete Datenpunkte) zugeordnet, deren Wahrscheinlichkeitsdichtefunktionen zusätzlich dargestellt sind. Die Wahrscheinlichkeitsdichtefunktion einer Reflektortiefe a stellt hierbei immer eine angenommene Grundgesamtheit von Prüfsystemantworten â dar, die aus der vorliegenden Stichprobe von Prüfsystemantworten â abgeschätzt wird. Dies liegt darin begründet, dass die Prüfsystemantworten â um einen Mittelwert schwanken und gewissen Streuungen unterliegen. Mit zunehmender Reflektortiefe a werden die Prüfsystemantworten â kleiner, demzufolge weist die durch die Mittelwerte verlaufende lineare Regressionsgerade eine negative Steigung auf. Als Prüfsystemantwort â wird hierbei genau eine einzelne

Anhand dieses Kennwerts wurden unterschiedliche Radarprüfsysteme miteinander verglichen, sodass nun ein Gütekriterium (wie im alltäglichen Leben z. B. die Energieeffizienzklasse nach DIN EN 153 zur Bewertung eines Haushaltkühlgeräts) vorliegt, mit dem eine objektive Entscheidung für oder gegen ein bestimmtes Radarprüfsystem getroffen werden kann, um eine qualitative Prüfaufgabe optimal zu lösen. Weiterhin wurde u. a. untersucht, welche Auswirkung die Änderung von Materialparametern (wie dem Größtkorn des Betons oder dem Durchmesser des Bewehrungsstabs) auf die Detektion von metallischen Reflektoren hat. Mit der POD(a)-Analyse liegt somit ein Werkzeug vor, um neben der Validie-

Bild 1

Modell der POD(a)-Berechnung aus einer â vs. a Beziehung, in Anlehnung an [4]

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Bild 2

Konzipierte Referenztestkörper für die Ermittlung von POD(a)-Kurven; a) Tiefenlage der Reflektoren von 0,06 m bis 0,18 m und von 0,48 m bis 0,60 m; b) (Referenz)-Testkörperpaare für die Anwendung der POD(a)-Analyse; c) Tiefenlage der Reflektoren von 0,21 m bis 0,33 m und von 0,33 m bis 0,45 m

positive Signalamplitude verwendet, die sich durch den genau bekannten Einbauort des metallischen Reflektors (Bild 2) mit den Koordinaten der lateralen Lage und der Tiefenlage ergibt. Um die Detektionswahrscheinlichkeiten POD(ai) zu berechnen, ist die Festlegung eines Entscheidungsschwellwerts âdec erforderlich, der in Bild 1 durch die horizontale gestrichelte Linie gekennzeichnet ist. Dieser Entscheidungsschwellwert âdec, der durch systematische Untersuchungen festgelegt wird, entscheidet, ob eine Prüfsystemantwort â als Signal oder als Rauschen gewertet wird. Die Detektionswahrscheinlichkeiten POD(ai) ergeben sich dann aus den Flächenanteilen der Wahrscheinlichkeitsdichtefunktionen der Prüfsystemantworten â, die oberhalb des Entscheidungsschwellwerts âdec liegen, was in Bild 1 durch die grau hinterlegten Flächen kenntlich gemacht wird. Für eine gültige POD(a)-Analyse muss dieses „â vs. a“ Modell“ nach [5] zwingend vier Kriterien erfüllen, deren Einhaltung in der Dissertation mithilfe der statistischen Testtheorie erstmals nachgewiesen wurde.

3 Versuchsaufbau Um die qualitative Prüfaufgabe „Detektion metallischer Reflektoren in Abhängigkeit ihrer Tiefenlage mit dem Impulsradar“ objektiv bewerten und somit die Güte eines Radarprüfsystems einschätzen zu können, wurden Referenztestkörper nach dem Vorbild der zerstörungsfreien Prüfung von metallischen Bauteilen konzipiert. Diese Referenztestkörper wurden so entworfen und gebaut, dass sie den Anforderungen der POD(a)Analyse, der verwendeten Baustoffe, des

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Tab. 1

Testkörperpaare infolge der separaten Betrachtung der baustofflichen Einflussgrößen Größtkorn

oberflächennahe Bewehrung

Stabdurchmesser

(Referenz)-Testkörperpaar 1

16 mm

ohne

12 mm

Testkörperpaar 2

32 mm

ohne

12 mm

Testkörperpaar 3

16 mm

Q188A

12 mm

Testkörperpaar 4

16 mm

ohne

28 mm

Testkörperpaar

Bild 3

Ergebnisse der POD(a)-Analyse für das System C1 aufgezeichnet am Testkörper mit einem Reflektordurchmesser 28 mm in einem Betonalter von 203 Tagen; a) POD(a)-Kurve mit einem Vertrauensbereich von 95%; b) Radargramm der Reflektortiefen von 21 cm bis 33 cm

Impulsradarverfahrens und der örtlichen Gegebenheiten genügen. Zusätzlich sind weitere Testkörper erstellt worden, in denen jeweils ein Parameter, beispielsweise der Reflektordurchmesser, geändert wurde, um die Auswirkung dieses Parameters auf die zuverlässige Detektionstiefe a90/95 zu erfassen. Der generelle Aufbau der Testkörper sowie die erstellten Testkörperpaare sind in Bild 2 dargestellt. In Tabelle 1 sind die baustofflichen Parameter „Größtkorn“, oberflächennahe

Bewehrung“ und „Stabdurchmesser“ dargestellt, die separat variiert wurden, um ihren Einfluss auf die zuverlässige Detektionstiefe a90/95 zu erfassen. Weitere Einflussgrößen, die im Rahmen der hier vorgestellten Dissertation untersucht wurden, sind das Betonalter, das Radarprüfsystem und die Antennenpolarisation.

4 Ergebnisse der POD(a)-Analyse Bild 3 stellt eine POD(a)-Kurve und ein mit dem Radarprüfsystem C1 aufgezeichnetes Radargramm dar. In diesem Radar-

Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Bild 4

Ergebnisse der POD(a)-Analyse für den Systemvergleich der hochfrequenten Radarprüfsysteme A3, B3 und C2 (fm~2,0 GHz) aufgezeichnet am Testkörper mit einem Reflektordurchmesser von 28 mm in einem Betonalter von 203 Tagen; oben: Radargramme der Reflektortiefen 6 cm bis 18 cm; unten: POD(a)-Kurven mit einem Vertrauensbereich von 95%

gramm zeichnen sich die metallischen Reflektoren aufgrund der gewählten weggesteuerten Messdatenaufnahme als Reflexionshyperbeln ab. Drei Reflexionshyperbeln sind in Bild 3b zu erkennen, die von den metallischen Reflektoren der Tiefe 21 cm, 24 cm und 27 cm ausgehen. Werden die mit dem Radarprüfsystem aufgezeichneten Prüfsystemantworten â unter Berücksichtigung des (durch die Analyse des elektronischen Rauschens und des Gefügerauschens) festgelegten

Tab. 2

Entscheidungsschwellwerts âdec der POD(a)-Analyse übergeben, berechnet sich die zuverlässige Detektionstiefe a 90/95 wie in Bild 3a eingezeichnet zu 26,9 cm. Anhand dieses Kennwerts können nun wie in Bild 4 dargestellt unterschiedliche Radarprüfsysteme objektiv miteinander verglichen werden. Bei subjektiver Betrachtung von Bild 4 fällt die Detektionstiefe des Radarprüf-

Werte der zuverlässigen Detektionstiefe a90/95 für alle untersuchten Radarprüfsysteme, aufgenommen am Referenztestkörper über einen Zeitraum von 336 Tagen zuverlässige Detektionstiefen a90/95 in cm für das Radarprüfsystem

Betonalter

7 Tage

23,2

18,6

18,2

17,4

15,7

8,1

6,1

14,5

13 Tage

27,0

19,3

20,4

18,6

17,1

10,1

7,0

15,1

28 Tage

30,0

21,9

22,2

20,3

17,2

13,2

9,3

17,3

42 Tage

31,5

24,6

27,4

20,5

17,8

13,8

10,1

19,1

57 Tage

31,9

25,6

29,3

24,0

18,2

14,1

10,2

19,9

113 Tage

35,9

31,8

31,0

27,2

21,8

15,7

12,1

20,5

203 Tage

34,6

32,1

31,9

29,8

23,2

16,0

12,0

20,8

286 Tage

36,5

31,8

32,8

31,5

23,5

16,6

11,5

22,0

336 Tage

41,4

34,1

32,5

30,3

22,8

17,2

12,3

22,5

systems C2 deutlich höher im Vergleich zu den Radarprüfsystemen A3 und B3 aus. Weiterhin hat das System A3 bezüglich der Detektionstiefe leichte Vorteile gegenüber System B3. Diese subjektive Bewertung deckt sich mit den Ergebnissen der POD(a)-Analyse, die die zuverlässige Detektionstiefe a90/95 des Systems A3 zu a90/95 = 14,7 cm, des Systems B3 zu a90/95 = 11,1 cm und des Systems C2 zu a90/95 = 20,1 cm berechnet. Eine Übersicht über die zuverlässigen Detektionstiefen a90/95 in Abhängigkeit vom Betonalter und vom Radarprüfsystem ist in Tabelle 2 dargestellt. Durch die objektive Gütebewertung mithilfe der POD(a)-Analyse ist es deshalb nun anhand Tabelle 2 möglich, eine Entscheidung für oder gegen ein Radarprüfsystem in Abhängigkeit von der gestellten Prüfaufgabe zu treffen. Auch die Quantifizierung von Einflussgrößen ist mit der POD(a)-Analyse in Verbindung mit den konzipierten Testkörpern objektiv möglich. So wurde u. a. der Einfluss des Reflektordurchmessers auf die zuverlässige Detektionstiefe a90/95 untersucht. In Bild 5 sind diese Ergebnisse in einem Säulendiagramm bestehend aus acht

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell sodass nun ein objektives Gütekriterium geschaffen wurde. Zusätzlich ist es möglich, anhand der zuverlässigen Detektionstiefe a90/95 den Einfluss von geänderten Randbedingungen wie z. B. des Reflektordurchmessers auf die Detektion metallischer Reflektoren zu quantifizieren. Es ist zu beachten, dass eine POD(a)Kurve die Zuverlässigkeit eines ZfPSystems immer nur in seinem Anwendungsfeld bewertet, sodass die Gültigkeit der Aussage auf den Umgebungskontext des ZfP-Systems beschränkt ist.

Literatur Bild 5

Vergleich von zuverlässigen Detektionstiefen a90/95 zur Bewertung des Einflusses des Stabdurchmessers; aufgezeichnet am Referenztestkörperpaar 1 (D12) und am Testkörperpaar 4 (D28) in einem Betonalter von 28 Tagen, 113 Tagen und 203 Tagen

Säulenpaaren, die den acht verwendeten Radarprüfsystemen entsprechen, dargestellt. Ein Säulenpaar vergleicht hierbei ein Radarprüfsystem mittels der zuverlässigen Detektionstiefe a90/95 hinsichtlich eines Reflektordurchmessers von 12 mm und 28 mm zu drei unterschiedlichen Zeitpunkten. Beispielsweise stellt das linke Säulenpaar das Radarprüfsystem A1 dar, wobei die linke Säule die ermittelten Detektionstiefen a90/95 des Reflektordurchmessers von 12 mm (A1 D12) und die rechte Säule die Detektionstiefen a90/95 des Reflektordurchmessers von 28 mm (A1 D28) repräsentiert. Die objektive POD(a)-Analyse kommt zu dem Ergebnis, dass ein metallischer Reflektor mit einem Durchmesser von 12 mm in größeren Tiefen detektiert wird als ein metallischer Reflektor mit einem Durchmesser von 28 mm. So beträgt bei Radarprüfsystem A1 der Unterschied der zuverlässigen Detektionstiefe a90/95 nach 203 Tagen ca. 3 cm, bei den Radarprüfsystemen B1 und C1 sogar ca. 5–6 cm. Eine Begründung für dieses Ergebnis könnte in der Stromverdrängung elektrischer Leiter hin zu ihrer Oberfläche (Skin-Effekt) liegen. Aufgrund dieses Skin-Effekts verteilt sich der durch die Radarantenne induzierte Leitungsstrom bei einem Reflektordurchmesser von 28 mm auf eine größere Oberfläche als bei einem Reflektordurchmesser von 12 mm und wird darum ungerichteter zum Empfänger an der Bauteiloberfläche abgestrahlt. Dicht

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unterhalb der Radarantenne und somit an der Oberfläche des untersuchten Bauteils ist dieser Effekt dann nicht mehr maßgebend, da ein großer Reflektordurchmesser direkt unter der Radarantenne wie eine „Metallplatte“ wirkt und darum stärker als ein kleiner Reflektordurchmesser reflektiert.

[1]

[2]

[3]

5 Zusammenfassung In der vorgestellten Dissertation wurde auf Grundlage der POD(a)-Analyse eine Methodik entwickelt, um die Güte qualitativer Prüfaufgaben in der zerstörungsfreien Prüfung im Bauwesen objektiv zu bewerten. Dazu ist die POD(a)-Analyse nach Berens [4] erstmals auf die zerstörungsfreie Prüfung im Bauwesen am Beispiel des Impulsradars übertragen worden. Mithilfe der faktoriellen Versuchsplanung wurden Testkörper konzipiert, an denen mit acht unterschiedlichen Radarprüfsystemen die entsprechenden Messdaten aufgezeichnet wurden, aus denen anschließend mithilfe der POD(a)-Analyse der Kennwert der zuverlässigen Detektionstiefe a90/95 berechnet wurde. Der Wert a90/95 beinhaltet hierbei die zuverlässige Detektionstiefe, in der ein metallischer Reflektor mit einer Wahrscheinlichkeit von 90 % (a90/95) in 95 (a90/95) von 100 Fällen mit dem Impulsradar objektiv geortet wird. Anhand dieses Kennwerts a90/95 wurden unterschiedliche Radarprüfsysteme charakterisiert und miteinander verglichen,

[4]

[5]

[6]

Taffe, A.: Zur Validierung quantitativer zerstörungsfreier Prüfverfahren im Stahlbetonbau am Beispiel der Laufzeitmessung, Schriftenreihe des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton, Beuth Verlag Berlin, Heft 574 (Dissertation RWTH Aachen, 2008) Erhard, A.: Aufgaben und Abgrenzung der Zerstörungsfreien Prüfung In: DGZfP; DGZfP-Jahrestagung 2007, Fürth, 14.-16. Mai 2007, Berichtsband 104-CD, ISBN 978-3-931381-98-1 Müller, C.; Ewert, U.; Scharmach, M.; Völker, J. und L. Schaefer: Das Basisanliegen von Zuverlässigkeitsuntersuchungen und eine Momentaufnahme im internationalen Geschehen In: DGZfP; DGZfP-Jahrestagung 2002, Weimar, 06.-08. Mai 2002, Berichtsband 80-CD, ISBN 3-931381-39-0 Berens, A. P.: NDE Reliability Analysis, Reprinted from METALS HANDBOOK® Volume 17, 9th Edition: Nondestructive Evaluation and Quality Control, University of Dayton Research Institute, ASM International 1989 MIL-HDBK-1823A, Department of Defence Handbook, Nondestructive Evaluation System Reliability Assessment, 7. April 2009 Feistkorn, S.: Gütebewertung qualitativer Prüfaufgaben in der zerstörungsfreien Prüfung im Bauwesen am Beispiel des Impulsradarverfahrens, Schriftenreihe des Deutschen Ausschusses für Stahlbeton, Beuth Verlag Berlin, Heft 603 (Dissertation TU-Berlin, 2011)

Dr.-Ing. Sascha Feistkorn sascha.feistkorn@bam.de

Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Bochum 22. bis 23. Mai

Behälter und Becken aus Spann- und Stahlbeton Konstruktion – Bemessung – Abdichtung – Ausführung – Instandsetzung – Qualitätssicherung – Anwendungsbeispiele

TAW Technische Akademie Wuppertal Tel.: 0202-7495-319 bernhard.stark@taw.de www.taw.de

München 24. Mai

Munich Bridge Assessment Conference Zustands- und die Schadensbewertung von Bestandsbrücken: Forschungsergebnisse, Praxisbeispiele sowie Erläuterung zu der neuen Nachrechnungsrichtlinie

Universität der Bundeswehr München Stefan Becker Tel.: 089/6004-2897 www.unibw-mbac.net

Potsdam 6. Juni

Beton für Ingenieurbauwerke

BetonMarketing Ost GmbH 030/ 30 87 77 8 20 www.beton.org

Berlin 11. bis 13. Juni

Lehrgang zum Erwerb des Sachkundenachweises zur Durchführung von Potentialfeldmessungen

GfKORR – Gesellschaft für Korrosionsschutz e.V. Tel.: 069-7564-360 gfkorr@dechema.de www.gfkorr.de/Veranstaltungen

Bochum 12. bis 13. Juni

Brückenausrüstung Lager – Fahrbahnübergänge – Schwingungsdämpfer – passive Schutzeinrichtungen – Seile – Lärmschutzwände – Brückenschäden

TAW Technische Akademie Wuppertal Tel.: 0202-7495-319 bernhard.stark@taw.de www.taw.de

Düsseldorf 15. Juni

DBV Arbeitstagung Stahlfaserbeton DAfStb-Richtlinie „Stahlfaserbeton“ – Erläuterungen und Beispiele

Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Tel.: 030/23 60 96 30 k.mrochen@betonverein.de www.betonverein.de

Graz 15. Juni

Advanced Building Skins Tasks and issues in research, design and manufacturing of high-performance façades and building envelopes.

TU Graz Institut für Hochbau +43 316 873 6241 office@ihb.tugraz.at www.buildingskins.tugraz.at

Stuttgart 19. bis 20. Juni

Consense Stuttgart: Internationale Fachmesse und Kongress für nachhaltiges Bauen

Landesmesse Stuttgart GmbH Tel: +49 (0)711 185600 info@messe-stuttgart.de www.messe-stuttgart.de

Karlsruhe 22. Juni

DBV Arbeitstagung „Eurocode 2 für Praktiker“ Im Rahmen des DIBt-Forschungsprojektes „EC2-Pilotprojekte“ wurde DIN EN 1992-1-1 mit Nationalem Anhang von in der Praxis tätigen Ingenieuren erprobt. In der Arbeitstagung werden mit zwei Anwendern wichtige Hinweise und Beispiele zur Umsetzung der Normung aus erster Hand gegeben: Einführung, Baustoffe, Dauerhaftigkeit – Biegung mit Längskraft und Druckglieder inkl. Aussteifungssystem, Verbundfuge – Querkraft und Durchstanzen – Rissbreiten, Durchbiegung, Bewehrungs- und Konstruktionsregeln

Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Tel.: 030/23 60 96 30 k.mrochen@betonverein.de www.betonverein.de

Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

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Beton- und Stahlbetonbau aktuell

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskunft und Anmeldung

Dresden 28. Juni

Ingenieurbau mit Beton

BetonMarketing Ost GmbH 030/ 30 87 77 8 20 www.beton.org

Karlsruhe 22 bis 25. Juli

9th fib International PhD Symposium in Civil Engineering Structural analysis and design – Innovative structural systems – Advanced materials – Sustainability and cost efficiency – Strengthening and repair – Monitoring

Karlsruher Institut für Technologie Institut für Massivbau und Baustofftechnologie (IMB) 0721 608 44088 fib-phd@imb.kit.edu www.fib-phd.imb.kit.edu

Nürnberg 25. bis 26. Juli

Instandhaltung von Betonbauteilen Einführungslehrgang für Berufsanfänger und Einsteiger

TAW Technische Akademie Wuppertal Tel.: 0202-7495-319 bernhard.stark@taw.de www.taw.de

Nürnberg 18. bis 19. September

Abdichtung von wasserundurchlässigen Bauwerken aus Beton im Ingenieur-, Wasser- und Tiefbau Fugenabdichtung fachgerecht geplant und ausgeführt. Instandsetzung von Rissen und Fugen bei wasserundurchlässigen Bauwerken aus Beton

TAW Technische Akademie Wuppertal Tel.: 0202-7495-319 bernhard.stark@taw.de www.taw.de

Braunschweig 19. bis 20. September

Braunschweiger Brandschutztage 2012 26. Fachtagung Brandschutz bei Sonderbauten Neuerungen im Brandschutz – Normen, Richtlinien, Verordnungen – Brandschutzkonzepte für Sonderbauten – Rauchableitung und Rauchfreihaltung

Institut für Baustoffe, Massivbau und Brandschutz (iBMB) der TU Braunschweig Zentralstelle für Weiterbildung Tel.: 0531 391 4212 d.kaehler@tu-bs.de www.tu-braunschweig.de/zfw

Dresden 27. bis 28. September

4. Anwendertag Textilbeton Textilbeton in Theorie und Praxis Entwicklungen und Anwendungen – aktuelle Ergebnisse – Forschung, Planung und Bauausführung – Anwendung von Carbonfasern im Bauwesen Preisverleihung TUDALIT® Architekturwettbewerb

TUDALIT info@tudalit.de www.tudalit.de

Berlin 11. Oktober

8. Hans Lorenz Symposium für Baugrunddynamik & Spezialtiefbau Gründungen von Offshore-Bauwerken

TU Berlin Fachgebiet Grundbau und Bodenmechanik – Degebo Tel.: 030 314-72061/-72341 albers@grundbau.tu-berlin.de www.grundbau.tu-berlin.de/ symposium

Bochum 24. bis 25. Oktober

4. Symposium: Beschichten von Beton Überblick – Anwendung von verschiedenen Beschichtungen in verschiedenen Bereichen – Leistungsfähigkeit von Beschichtungen – typische Fehler – aktuelle Entwicklungen – Tendenzen in Theorie und Praxis – neuartige Werkstoffe und Bauweisen

TAW Technische Akademie Wuppertal Tel.: 0202-7495-319 bernhard.stark@taw.de www.taw.de

Bochum 14. bis 15. November

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Arbeiten in … Polen „Der Stellenwert des Ingenieurs in Polen ist herausragend“ Fünf Fragen an Matthias Scholz, SSF Ingenieure AG

Matthias Scholz – Niederlassungsleiter Ausland, Prokurist der SSF Ingenieure AG

1. Wie sehen die Chancen für Bauingenieure in Polen derzeit aus? Die Auswirkungen der internationalen Finanzkrise haben auch die polnische Bauwirtschaft in den letzten Jahren erfasst, doch sind neue Projekte im Industrie- und Hochbau geplant. Diese dürften auch deutschen Ingenieuren in Polen Chancen eröffnen. Ebenso stehen Investitionen in die polnische Infrastruktur an, die sich bis 2015 mit ca. 10 Mrd. € pro Jahr nicht als zu groß darstellen. In der Vergangenheit hat die EU einen Großteil der Infrastrukturprojekte finanziert, diese Projekte wurden aber bereits 2007 begonnen und sind bis 2013 mit ihrem Operationellen Programm (OP) „Infrastruktur und Umwelt“ abgeschlossen. Innerhalb des OP entfällt auf den Straßenbau in Polen der Hauptteil der Investition in die Verkehrsinfrastruktur, während dem Ausbau des Schienennetzes bisher nur wenig Beachtung geschenkt wurde. So sind lediglich 4 Mrd. € für die Erneuerung von 1.000 km Gleisen und den Einstieg in das Hochgeschwindigkeitsnetz bis 2012 vorgesehen. Chancen liegen tatsächlich im Ausbau des Hochgeschwindigkeitsnetzes; Machbarkeitsstudien dazu wurden bereits erstellt. Auch die Baumaßnahmen zur Fußball-EM 2012 haben die Konjunktur angeheizt, sind aber für die folgenden Jahre ohne Bedeutung. Im Bereich Infrastruktur eröffnen sich grundsätzlich für deutsche Ingenieure Kooperationschancen. 2. Wie stellt sich für Sie das hohe Ansehen des Bauingenieurs in Polen dar? Grundsätzlich werden alle staatlichen Aufträge über das Amt für Öffentliche Ausschreibungen vergeben. Große Vorhaben ab 5 Mio. € müssen vorher im EU-Amtsblatt erscheinen. Dabei geht die öffentliche Hand immer davon aus, dass der Ingenieur in der Planung die alleinige Verantwortung für das gesamte Projekt und die Realisierung des Auftrags trägt, der Ingenieur übernimmt die sogenannte Autorenschaft im Projekt. Der Ingenieur in Polen ist für Planung, Durchführung, Qualitätskontrolle oder Bauaufsicht verantwortlich, dafür muss er die berufliche Qualifikation nachweisen und ferner die notwendigen, bei der Realisierung des Auftrages relevanten Tätigkeiten beschreiben. Der Ingenieur und das eingesetzte Personal müssen über die erforderlichen polnischen Genehmigungen zur Ausübung der betreffenden Tätigkeiten verfügen. Für das Schlüsselpersonal ist eine polnische Baulizenz erforderlich. Der hohe Stellenwert des Ingenieurs zeigt sich in seiner durchgängigen und alleinigen Beteiligung in allen Planungsphasen. In der überwiegenden Anzahl der Fälle wird nicht nur die Ausschreibungsunterlage, die Grundlage der Baugenehmigung sondern auch die Ausführungsplanung durch den vom Kunden beauftragten Ingenieur erstellt. Der Ingenieur beschreibt den Auftragsgegenstand anhand der Projektdokumentation (Genehmigungsplanung und Ausführungsplanung) und der technischen Spezifikation der Ausführung und Abnahme der Bauarbeiten. Bei Design&Built Projekten beschreibt der Ingenieur die Leistungen anhand eines Funktions- und Nutzungsprogramms, das das Bauvorhaben sowie die

WISSENSWERTES ZUM BAUARBEITSMARKT IM ÜBERBLICK Der Ingenieur in Polen muss zusätzlich eine Prüfung zur Zulassung als Planer oder Bauüberwacher ablegen. Die Zulassung ist beschränkt auf sein Spezialgebiet und wird von den jeweiligen polnischen Bundesländern, den sogenannten wojewodschafts, über die polnischen Ingenieurekammern erteilt. In der Regel sind folgende Unterlagen erforderlich: – Beglaubigte und übersetzte Abschrift des Diplom-Zeugnisses – Nachweis über die Zulassung als Beratender Ingenieur in Deutschland. Die Erfahrung des Ingenieurs wird in Form von beglaubigten Referenzlisten nachgewiesen. Für den Antrag ist die Ausfertigung in polnischer Sprache unbedingt notwendig, alle Formulare sind auf Polnisch. In bestimmten Fällen findet eine Überprüfung der Eignung durch ein Interview statt. Das beschriebene Vorgehen bezieht sich auf die temporäre Zulassung für IngenieurLeistungen in einem bestimmten Projekt: hier ist die Teilnahme durch das EU-Wettbewerbsrecht gewährleistet. Will ein Ingenieur dauerhaft eine Zulassung anerkannt bekommen oder sich in Polen niederlassen, so muss er polnisch sprechen und eine Prüfung ablegen. Es gibt einen gewissen Überschuss an arbeitssuchenden Ingenieuren. Viele polnische Ingenieure sind zu den Boom-Zeiten ins europäische Ausland ausgewandert und kehren nun gut ausgebildet nach Polen zurück. Die Unis in Polen haben ein hohes Ausbildungsniveau und viele Absolventen suchen Anstellungen. Gute Chancen bieten Technologien, die in Polen kurz vor der Einführung stehen: Energieeffizienz, Umweltschutz und moderne Verkehrstechnologien sowie große Investitionsprojekte in Infrastruktur und privatem Sektor.

Arbeiten in … Polen entsprechenden Anforderungen erfasst. Oftmals sind hier Spezifikationen hinsichtlich der Auftragsbedingungen nicht hinreichend aussagekräftig, so dass der Ingenieur im Nachgang wieder im Projekt eingebunden werden sollte, um entsprechende Aufklärung zu leisten. Bauunternehmen erhalten den Zuschlag zumeist auf Pauschalverträge, die kein Leistungsverzeichnis, sondern eine Zusammenfassung des „scopeofwork“ (inkl. technische Spezifikationen) beinhalten.

INTERESSANTE LINKS: – www.uzp.gov.pl/ – Polnisches Amt für Öffentliche Aufträge – http://ec.europa.eu/youreurope/ business/profiting-from-eu-market/ benefiting-from-publiccontracts/ poland/index_en.htm – Informationen der Europäischen Kommission (polnisch/englisch) – www.vergaberecht-polen.de (Informationen der RA-Kanzlei Braun Paschke) – GTAI-Artikel vom 29.9.2010: Heiko Steinacher, In Polen sind öffentliche Ausschreibungen auch für kleinere Unternehmen zugänglich, Umfang der einzureichenden Unterlagen durch Gesetz definiert/Preis meist entscheidendes Kriterium, abrufbar unter http://www.gtai.de/MKT201009288005 – Deutsch-Polnische Industrie- und Handelskammer/ AHK Polen, RA Thomas Urbanczyk, LL.M., Stellv. Hauptgeschäftsführer, Bereich Recht und Steuern, Tel.: 0048-22-5310519, turbanczyk@ahk.pl

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3. Was konnten Sie für Ihre Arbeit hierzulande aus der in Polen lernen? Der Stellenwert des Ingenieurs in Polen ist durch seine Beteiligung an allen Planungsphasen herausragend. Denn er begleitet ein Projekt von Anfang bis Ende, erstellt alle notwendigen Unterlagen und ist Berater des Bauherren. Dadurch erlangen polnische Ingenieure einen weit höheren gesellschaftlichen Stellenwert als in Deutschland. Gleichzeitig ist die Anforderung an den Ingenieur hinsichtlich der Genehmigungen der Ausübung der betreffenden Tätigkeiten deutlich höher als in Deutschland. Die für das Schlüsselpersonal erforderliche polnische Baulizenz muss jeweils erneut eingeholt und die Eignung nachgewiesen werden. 4. Welche Rolle spielen etwaige Abkommen mit polnischen Ingenieurkammern? Die Chancen für deutsche Ingenieure, an der Vergabe öffentlicher Aufträge in Polen teilzunehmen, haben sich mit neuen Vorschriften Anfang 2010 verbessert. Nun können sich deutsche Ingenieure auch an den Ausschreibungen beteiligen, indem sie die vorhandenen Kammermitgliedschaft in deutschen Ingenieurkammern in Polen anerkennen lassen: Im Zuge des Anerkennungsverfahrens muss vor allem die aktuelle Tätigkeit und Erfahrung als geeignet für das jeweilige Projekt nachgewiesen werden. 5. Welche Rolle spielen Sprache und Mentalität? Grundsätzlich müssen sämtliche Dokumente beim Einreichen von Projekte in Polnisch verfasst sein. Der Aufwand für die Übersetzung ist enorm und bei der zeitlichen Planung zu berücksichtigen, da kaum technische Übersetzer zur Verfügung stehen. Auch sind einige Fachausdrücke und Baumethoden noch nicht einheitlich eingeführt und es gibt keine exakte Übersetzung dafür. Somit sind Diskussionen, ja sogar Streitgespräche und Verständnisschwierigkeiten für den deutschen Ingenieur an der Tagesordnung. Während er seine Leistung gerne im Dialog mit allen Partnern der Planung erbringt, sind die polnischen Ingenieure eher Einzelgänger, die ihr Produkt zu verteidigen wissen. Hitzige Diskussionen mit den verschiedensten Fachdisziplinen sind die Folge einer komplexen Planung mit vielen Gewerken. AUF EIN WORT „Inz·ynierze, jakie jest Pana zdanie?“ – „Herr Ingenieur, bitte sagen Sie uns Ihre Meinung.“ Arbeiten in Polen ist für deutsche Ingenieure von Anfang an schwer (trudno!). Nicht nur die Sprache, sondern die unterschiedliche Mentalität der Ingenieure und deren gesellschaftliche Stellung schaffen Verständigungsprobleme. Der polnische Ingenieur sieht sich als Leitfigur, der deutsche ist meist nur die Rolle des Dienstleisters gewohnt. Ganz anders in Polen, hier ist der „Herr Ingenieur“ der Wissensträger, Entscheider, Gutachter, Planer, Ausführende und Überwacher in einer Person. Der Bauherr vertraut seinem Planer und überträgt die volle Verantwortung. Entscheidungen werden in Polen vom Ingenieur getroffen und unter Planungskollegen diskutiert, zumeist aber nicht vom Bauherren beeinflusst. Diese sogenannte Autorenschaft des polnischen Ingenieurs sichert sein Werk über alle Planungsphasen. Will man in Polen Erfolg haben, muss man die Sprache verstehen und akzeptieren, dass Entscheidungen des Ingenieurs nur schwer zu widerrufen sind. Das erschwert vor allem Sondervorschläge und Alternativen zu bereits genehmigten Amtsvorschlägen. Dennoch bestehen gute Chancen für Kooperationen. Diese sollten aber am besten in der Phase der Machbarkeitsstudien oder Genehmigungen begonnen werden.

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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. Mit der Annahme eines Manuskripts erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Arbeiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In- noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder im Internet unter www.ernstund-sohn.de/zeitschriften abgerufen werden. 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 reproduziert werden. 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. Manuskripte sind an die Redaktion zu senden. Auf Wunsch können von einzelnen Beiträgen Sonderdrucke hergestellt werden. Anfragen sind an den Verlag zu richten. Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „Beton- und Stahlbetonbau“ erscheint mit 12 Ausgaben pro Jahr. Neben „Beton- und Stahlbetonbau print“ steht „Beton- und Stahlbetonbau online“ im PDF-Format über den OnlineDienst Wiley OnlineLibrary im Abonnement zur Verfügung. Bezugspreise

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Redaktion: Prof. Dipl.-Ing. DDr. Konrad Bergmeister Dipl.-Ing. Kerstin Glück Universität für Bodenkultur Wien, Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Peter-Jordan-Straße 82, A-1190 Wien Tel.: 00 43-1/476 54-52 53, Fax: 00 43-1/476 54-52 92 E-Mail: bust@iki.boku.ac.at Wissenschaftlicher Beirat: Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach TU Dresden, Institut für Massivbau 01062 Dresden Tel.: 0351/46 3376 60, Fax: 0351/46 3372 89 E-Mail: manfred.curbach@tu-dresden.de Prof. Dr.-Ing. Dipl.-Wirtsch.-Ing. Oliver Fischer TU München, Lehrstuhl für Massivbau 80290 München Tel.: 0 89/28 92 30 38, Fax: 0 89/28 92 30 46 E-Mail: oliver.fischer@tum.de Dr.-Ing. Lars Meyer Deutscher Beton- und Bautechnik-Verein E.V. Postfach 110512 Kurfürstenstraße 129, D-10835 Berlin Tel.: 0 30/23 60 96-0, Fax: 0 30/23 60 96-23 E-Mail: meyer@betonverein.de Dr.-Ing. Karl Morgen WTM ENGINEERS GmbH Beratende Ingenieure im Bauwesen Ballindamm 17, D-20095 Hamburg Tel.: 0 40/350 09-0, Fax: 0 40/350 09-100 E-Mail: info@wtm-hh.de Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Verlag Ernst & Sohn Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/470 31-273, Fax: 0 30/470 31-2 29 E-Mail: btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn: Fred Doischer Tel.: 0 30/470 31-2 34 Anzeigenleitung: Annekatrin Gottschalk Rotherstraße 21, D-10245 Berlin Tel.: 0 30/470 31-2 49, Fax: 0 30/470 31-2 30 E-Mail: annekatrin.gottschalk@wiley.com Kunden-/Leserservice: WILEY-VCH Kundenservice für Ernst & Sohn Boschstraße 12, D-69469 Weinheim Tel.: +49 (0)800 1800 536 (innerhalb Deutschlands) Tel.: +44 (0)1865476721 (außerhalb Deutschlands) Fax: +49 (0)6201 606184 cs.germany@wiley.com Schnelleinstieg: www.wileycustomerhelp.com Satz: TypoDesign Hecker GmbH, Leimen Druck: ColorDruck GmbH, Leimen Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin.

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Beton- und Stahlbetonbau 107 (2012), Heft 5

Vorschau Rubriken

Themen TermineHeft 6/2012 A. Hummeltenberg, M. Curbach Entwurf und Aufbau eines zweiaxialen Split-Hopkinson-Bars Es werden der Entwurf und der Aufbau eines zweiaxialen Split-Hopkinson-Bars und erste experimentelle Ergebnisse vorgestellt. Mit dem ist es möglich, Proben definiert einaxial und mit Verzerrungsraten von 50 bis 150 1/s zu belasten. Mit dem zweiaxialen Versuchsstand soll das Materialverhalten von Betonen unter zweiaxialen dynamischen Belastungszuständen untersucht werden. Daher muss die zu entwickelnde Versuchsanlage hinsichtlich der zu untersuchenden Betone, hinsichtlich der zu untersuchenden Verzerrungsraten bzw. Belastungsgeschwindigkeiten sowie hinsichtlich einer synchronen zweiaxialen Belastung konzipiert werden. H. Sadegh-Azar, H.-G. Hartmann, P. Wörndle Sicherheitsreserven und Konservativitäten in der normgerechten Erdbebenauslegung von Stahlbetonbauwerken Die Erdbebenauslegung von Bauwerken in Deutschland erfolgt deterministisch für ein in der jeweils geltenden Erdbebennorm definiertes Bemessungserdbeben. Hier stellt sich die Frage, was bei einem denkbaren auslegungsüberschreitenden Erdbeben oder bei größeren

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Nachbeben passieren kann. Ziel dieses Beitrags ist es, einige der in der Erdbebenauslegung von Stahlbetonbauwerken vorhandenen Auslegungsreserven zu identifizieren und anhand von einem typischen steifen und einem flexiblen Stahlbetongebäude zu quantifizieren. Es werden im Wesentlichen die Einflüsse der Erdbebenenergie, der Boden-Bauwerk Wechselwirkung, der Rissbildung und des nichtlinearen Materialverhaltens bei Erdbeben hierbei untersucht. S. Huismann, M. Korzen, A. Rogge Entwicklung und Anwendung eines allgemeinen Rechenverfahrens für Stahlbetonstützen aus hochfestem Beton unter Brandbeanspruchung In grundlegenden Untersuchungen an der BAM wurden exemplarisch für einen HFB die thermomechanischen Materialkennwerte bestimmt, um das Verhalten von Stahlbetonstützen aus HFB unter Brandbeanspruchung zu simulieren. Die Validierung des Modells erfolgte mittels großmaßstäblicher Brandversuche an belasteten Stahlbetonstützen. Es konnte gezeigt werden, dass die Festigkeit als charakteristischer Parameter des Materialmodells zwingend auf der Basis instationärer Versuche bestimmt werden muss. Mit Materialbeziehungen für HFB wird das Trag-

verhalten der untersuchten Stützen dagegen deutlich überschätzt. T. Proske, S. Hainer, M. Jakob, H. Garrecht, C.-A. Graubner Stahlbetonbauteile aus klima- und ressourcenschonendem Ökobeton Der Beitrag präsentiert Forschungsarbeiten zu klima- und ressourcenschonenden Ökobetonen mit reduziertem Zementklinkergehalt. Es wird gezeigt, dass zur Herstellung von Betonen mit mittlerer Festigkeitsklasse der Zementgehalt auf unter 150 kg/m³ verringert werden kann. Da die Mischungszusammensetzungen der entwickelten Ökobetone die normativ vorgegebenen Mindestzementgehalte unterschreiten sowie die maximalen Wasserzementwerte überschreiten, wurden Untersuchungen zur Leistungsfähigkeit der Ökobetone durchgeführt. Weiterhin wurde die Eignung der Betone für die industrielle Fertigung überprüft. Abschließend wurde mit den Kooperationspartnern aus der Betonfertigteil- und Transportbetonindustrie die baupraktische Anwendbarkeit und die Sichtbetoneigenschaften an großformatigen Bauteilen sowie das Tragverhalten von Bauteilen aus Ökobeton analysiert.

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…und aktuell an anderer Stelle Heft 2/2012 Untersuchungen zum Einfluss der Klebstoffart auf den kapillaren Wassertransport in Holz parallel zur Faserrichtung Untersuchungen zum Einfluss der Klebstoffart auf den Diffusionswiderstand von Holzverklebungen Messung der Nachhallzeiten in großen und/oder leeren Räumen

Berichte Ist optimale Kraft-Wärme-Kopplung gleich optimale Wärmebereitstellung? Gebäudetypologien europäischer Länder – Schema für die energetische Bewertung nationaler Gebäudebestände

Betriebserfahrungen mit Thermoaktiven Bauteilsystemen

Heft 6/2012 Centre Catholique de Formation et de Production à Léo-gâne (CCFPL) – République d’Haïti – Errichtung eines Ausbildungszentrums einschließlich Produktionsstätte in einem vom Erdbeben zerstörten Land Ingenieurtätigkeiten im Ausland – Planung eines Silokomplexes in Kuwait-City China – Warum eigentlich?

Analytischer Ansatz zur Erfassung von Tragfähigkeitssteigerungen infolge von Schubverstärkungen in Bauteilen aus Brettschichtholz und Brettsperrholz Konstruktive und brandschutztechnische Untersuchungen zum Einsatz von Rippendecken in Holz-Beton-Verbundbauweise Bericht zum 22. Brückenbausymposium und zur Preisverleihung des Brückenbaupreises 2012

Untersuchungen zur Festigkeit von Robinienholz

Heft 3/2012 Innerstädtischer Tunnelbau – Schwerpunkt Italien U-Bahnlinie 5 in Mailand – Planung und Ausführung eines Tunnels oberhalb einer Eisenbahnverbindung Charakterisierung des Turiner Baugrunds durch eine Kombination von Baugrunduntersuchungen und numerischen Modellen Eisenbahnverknüpfung Turin – Seismische Messungen zur Nachweisprüfung von Düsenstrahlkörpern

Süderweiterung der U-Bahnlinie 1 in Turin – Modelle und Setzungsmessungen während des Vortriebs Bahnhof Bologna – Schlitzwände und Bodenverbesserungsverfahren Beurteilung der Einwirkungen auf historische Bauwerke infolge Tunnelbaus am Beispiel einer neuen U-Bahnlinie in Rom U-Bahnlinie 1 in Neapel – Planungsaufgaben und zugehörige geotechnische Untersuchungen

Heft 3/2012 Aktivitäten zur zukünftigen Bemessung von Mauerwerksbauten – Was bewegt die Mauerwerksindustrie?

EC 6 – Ausführung von Mauerwerk nach Teil 2 und 1 – was ändert sich?

Eurocode 6 Teil 3 – Grundlagen und Anwendungsbedingungen des vereinfachten Berechnungsverfahrens

Anwendung der Regeln zum Überbindemaß in der Baupraxis

Eurocode 6 Teil 3 – Anwendung des vereinfachten Berechnungsverfahrens

Dokumentation von Produkten und Systemen in der Mauerwerksbau-Praxis

Hintergrund für die vereinfachten Regeln bei Mauerwerksgebäuden im Erdbebenfall

Heft 6/2012 Polnisches Nationalstadion in Warschau

Bauen mit Buddha – Ein Erfahrungsbericht aus Indien

Olympiastadion Kiew

Formfindung: Die Interaktion von Kraft und Geometrie

Die Krone von Vancouver – Erneuerung des BC Place Stadions

Windkanaltests zur Ermittlung der Windlasten auf Stadiendächer

Anspruchsvoller Kristall – Shenzhen Universiade Sportzentrum

Bericht Stadien – Komfort – Energie

(Änderungen vorbehalten)

...immer die richtige Lösung

Innovativ aus Erfahrung Brückenbautechnik von BETOMAX® BridgeXpress© – Die Kappenbahn der neuen Generation BETOMAX® hat mit BridgeXpress© das Konzept verfahrbarer, hängender Arbeitsund Schalgerüste nach DIN EN 12811 bzgl. Handhabung, Sicherheit und Arbeitsfortschritt entscheidend optimiert und bietet maximalen Anwendernutzen. Eine einzelne Fahrschiene (BX-MonoRail©) wird auf der Unterseite der Brückenfahrbahn über bewegliche Rollenlager fixiert. In Abhängigkeit der gewählten Betonierabschnitte wird eine variable Anzahl von Gondeln eingehängt und miteinander gekoppelt (BX-MultiMount©). So baut sich BridgeXpress© modular auf und ist dank der BX-FlexiRolls©-Technologie schnell und einfach zu verfahren. Durch parallelgeschaltete Hydraulikzylinder (BX-HydroLift©) wird die Schalung in kürzester Zeit in Betonierposition gebracht, bzw. nach dem Abbinden des Betons gelöst. Aufbaulängen bis ca. 60 m sind praktikabel und realisierbar. Die Vorteile • Schnellere Taktraten • Kostensenkung • Sichere Handhabung • Konsistente Qualität • Universelle Einsetzbarkeit • Unerreichte Vielseitigkeit

Montagewagen MTW BETOMAX®-Montagewagen sind verfahrbare Arbeitsbühnen, die im Brückenrandbereich oder im Bereich der Mittelgesimse zum Einsatz kommen. Die verschiedenen Bühnenplattformen schaffen ideale Voraussetzungen für Sichtungs-, Sanierungsund Montagearbeiten unterhalb der Brücke, ohne den Verkehrsfluss zu behindern.

Gesimskonsole GK-2000 Das GK-2000-Konzept bietet ein modulares, umfassendes Programm von Gesimskonsolen für alle gängigen Kappenabmessungen. Der variable Aufbau der Konsole macht sie zu einer perfekten Schalhilfe für den Aufbau der Kappenschalung an Ingenieurbauwerken – z. B. Brücken und Stützwänden – und zu einem Arbeits- und Schutzgerüst für Sanierungsarbeiten im Kappenbereich, aber auch an Deckenrändern und Wänden aus Stahlbeton.

Die oben dargestellten Systeme zeigen einen Ausschnitt des BETOMAX® Brückenbautechnik-Programms. Für weitere Informationen zum Gesamtprogramm fordern Sie unseren detaillierten Technologie-Prospekt an.

Kunststoff- und Metallwarenfabrik GmbH & Co. KG Dyckhofstraße 1 · 41460 Neuss · Tel. 02131 2797-0 · Fax 02131 2797-70 info@betomax.de · www.betomax.de