SIA Dokumentation 0259: Von der Forschung zur Praxis: neue Lösungen für den Holzbau

sia D 0259

Dokumentation

D 0259

sia

Von der Forschung zur Praxis: neue Lösungen für den Holzbau V o n d e r F o r s c h u ng z ur P ra xi s: n e u e L ö su n g e n f ür d e n H ol z b a u

I S B N 978-3-03732-068-6

schweizerischer ingenieur- und architektenverein société suisse des ingénieurs et des architectes società svizzera degli ingegneri e degli architetti swiss society of engineers and architects

Von der Forschung zur Praxis: neue Lösungen für den Holzbau schweizerischer ingenieur- und architektenverein société suisse des ingénieurs et des architectes società svizzera degli ingegneri e degli architetti swiss society of engineers and architects

selnaustrasse 16 ch-8027 zürich www.sia.ch

Herausgeber: Schweizerischer Ingenieur- und Architektenverein Selnaustrasse 16, Postfach, 8027 Zürich Swiss Wood Innovation Network S-WIN Mühlebachstrasse 8, 8008 Zürich ETH Zürich, Institut für Baustatik und Konstruktion (IBK), Hönggerberg, 8032 Zürich Lignum, Holzwirtschaft Schweiz Mühlebachstrasse 8, 8008 Zürich Umschlagfoto: Prof. Dr. Andrea Frangi, Zürich Druck: Schwabe AG, Muttenz Auflage: 150 Exemplare Dokumentation SIA D 0259 Von der Forschung zur Praxis: neue Lösungen für den Holzbau ISBN 978-3-03732-068-6 Copyright © 2017 by S-WIN Zürich Alle Rechte, auch das des auszugsweisen Nachdrucks, der auszugsweisen oder vollständigen Wiedergabe (Fotokopie, Mikrokopie, CD-ROM usw.), der Speicherung in Datenverarbeitungsanlagen und das der Übersetzung, sind vorbehalten.

Inhalt Andrea Frangi

Vorwort

7

Flavio Wanninger

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

9

Lorenzo Boccadoro

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

21

Peter Kobel

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

33

Robert Jockwer

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

45

Pedro Palma

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

59

Joachim Schmid, Michael Klippel

Brettsperrholz im Brandfall

71

Verfasser Andrea Frangi

Prof. Dr. sc. techn., dipl. Bauing. ETH/SIA ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Flavio Wanninger

Dr. sc. ETH Zürich, Msc ETH Bau-Ing. Swiss Timber Solutions AG Zürich

Lorenzo Boccadoro

Dr. sc. ETH Zürich, Msc ETH Bau-Ing. ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Peter Kobel

Msc ETH Bau-Ing. ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Robert Jockwer

Dr. sc. ETH, Dipl.-Ing. SIA ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Pedro Palma

Dr. sc. ETH, Dipl.-Ing. ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich Ab 1.1.2017 Empa Abteilung Ingenieur-Strukturen Ueberlandstrasse 129 8600 Dübendorf

Joachim Schmid

Msc Bau-Ing. ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Michael Klippel

Dr. sc. ETH Zürich, Dipl.-Ing., Dipl.-Wirt.-Ing. ETH Zürich Institut für Baustatik und Konstruktion Stefano-Franscini-Platz 5, 8093 Zürich

Vorwort Andrea Frangi, Institut für Baustatik und Konstruktion, ETH Zürich

Auch bei der zweiten ETH Tagung «Von der Forschung zur Praxis» werden aktuelle Entwicklungen und Erkenntnisse aus mehreren vor kurzer Zeit an der ETH Zürich abgeschlossenen Forschungsprojekten vorgestellt und diskutiert. Im Mittelpunkt stehen innovative Bauteile mit Vorspannung bzw. Buchenfurnierschichtholz, Brettsperrholz und Verbindungen. Die umfangreichen durchgeführten numerischen und experimentellen Untersuchungen erlauben ein vertieftes Verständnis des Tragverhaltens, erlauben die Entwicklung von Bemessungsmodellen bei Normaltemperatur und im Brandfall und leisten damit einen wichtigen Beitrag zur Erhöhung der Wirtschaftlichkeit von Tragwerken im Ingenieurholzbau.

Der Tagungsband dokumentiert die wesentlichen Resultate und Erkenntnisse der Forschungsprojekte für die Praxis und richtet sich vor allem an Bauingenieure und Holzbauunternehmungen.

7

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen Flavio Wanninger, Swiss Timber Solutions, Zürich

1 EINLEITUNG Einfache biegesteife Verbindungen sind im Holzbau schwierig zu realisieren. Oft gelingt dies nur durch die Verwendung von Stahlteilen im Verbindungsbereich.

Im Betonbau sind biegesteife Verbindungen einfacher zu realisieren. Mit vorgefertigten Betonelemente ist dies z.B. mit Hilfe von Vorspannkabeln möglich.

Diese Art von Verbindungen wurde im Rahmen eines Forschungsvorhabens untersucht, wobei der Fokus im Erdbebeningenieurwesen lag (Priestley (1991)).

An der Universität von Canterbury, Neuseeland, wurde das System erstmals auf Holz angewendet. Es wurden Holzträger und -Stützen mit einem Vorspannkabel verbunden um Rahmensysteme zu bauen. Das System aus Furnierschichtholz verwendet Schrauben im Verbindungsbereich sowie zusätzliche Dissipatoren um auch grössere Erdbeben unbeschadet überstehen zu können (Buchanan et al. (2008, 2011), Newcombe et al. (2010), Fragiacomo und Davies (2011)).

Am Institut für Baustatik und Konstruktion der ETH Zürich wurde diese Art von Verbindung übernommen.

Das Material wurde auf Brettschichtholz (BSH) geändert, auf die Verstärkung mittels Schrauben im Anschlussbereich wurde aus wirtschaftlichen Überlegungen gänzlich verzichtet. Im Gegenzug wurde die Stütze mit Laubholz verstärkt (siehe Abb. 1). Der entwickelte Knotenanschluss aus Brettschichtholz mit lokaler Verstärkung aus Hartholz überzeugt durch den hohen Vorfertigungsgrad und dem zeitsparendem Zusammenfügen auf der Baustelle. Er zeigt das grosse Potential von vorgespannten HolzrahmenKonstruktionen insbesondere für mehrgeschossige Holzbauten.

Um eine Marktumsetzung voranzutreiben wurden Bemessungsgrundlagen erarbeitet. Ein einfaches Feder-Modell ist in der Lage das Verhalten eines vorgespannten Knotens abzubilden. Das Forschungsvorhaben beinhaltet, neben theoretischen Überlegungen, grossmassstäbliche Versuche an einem vorgespann-

ten Knoten unter Schwerelasten sowie Versuche an einem vorgespannten Rahmen aus BSH bei dem die horizontale Steifigkeit des Systems bestimmt wurde.

Abb. 1: Vorgespannter Stützen-Knoten-Anschluss aus BSH. Die Verstärkung aus Hartholz (Esche) ist gut ersichtlich (dunklere Stellen im Stützenbereich sowie bei den Trägern). Das Vorspannkabel verläuft im Inneren des Trägers.

Vor kurzem konnte das System erstmals in einem Gebäude umgesetzt werden. Die ETH Zürich verwendetet das System für den Bau des „House of Natural Resources“ (Leyder et al. (2015), www.honr.ethz.ch).

Bei diesem Gebäude trägt der Rahmen neben den Schwerelasten auch die Horizontallasten infolge Wind und Erdbeben (siehe Abb. 2). Dadurch konnten sämtliche Wände sowie das Treppenhaus im Gebäude als nicht-tragend ausgebildet werden. Die Bauzeit für den Rahmen betrug pro Geschoss nur wenige Tage und wurde von lediglich zwei Monteuren bewerkstelligt.

Das System ist daher schnell im Baufortschritt und kann mit wenigen Fachkräften aufgestellt werden.

Die Marktimplementierung ist derzeit im Gange, ® das System wird unter den Namen Flexframe (http://www.swisstimbersolutions.ch/flexframe) vertrieben.

Dieses Manuskript soll eine Übersicht über die Forschungsergebnisse liefern, ausführlichere Angaben können in Wanninger (2015) gefunden werden.

9

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Für die Modellierung braucht es demnach lediglich einen Parameter, die Federkonstante (respektive das Bettungsmodul, da es sich um eine flächige Verbindung handelt). Das Bettungsmodul kann näherungsweise wie folgt ermittelt werden:

c

2  E90 bc

(1)

2.1 Tragverhalten

Abb. 2: Vorgespannter Rahmen im "House of Natural Resources". Stützen aus Eschen-BSH, Träger aus FichtenBSH sowie Eschenlamellen. Die Vorspannkabel verlaufen in beide Richtungen im Inneren des Rahmens zentrisch, somit sind diese für den Nutzer nicht sichtbar.

2 TRAGVERHALTEN UND ANALYTISCHE MODELLIERUNG DES ANSCHLUSSES Beim vorgespannten Rahmen werden die Träger durch die Vorspannkraft in die Stützen gedrückt. Die Träger sind somit in Längsrichtung zur Faser belastet, die Stützen quer. Der E-Modul längs zur Faser beträgt in etwa 11‘000 MPa, jener quer zur Faser in der Laubholzstütze hingegen lediglich 1‘000 MPa. Die Stütze ist demnach sehr viel weicher als der Träger.

Der Träger wird daher im Anschlussbereich als starrer Körper modelliert, die weiche Stütze wird mit Federn modelliert, wie in der folgenden Abbildung ersichtlich ist.

Das Tragverhalten ändert sich je nach Belastungssituation. Wird der Anschluss gleichmässig belastet, d.h. links und rechts wirkt das gleiche Moment (z.B. bei Schwerelasten), kann das Tragverhalten in drei Phasen beschrieben werden. Bei einer Asymmetrischen Belastung, d.h. ein positives Moment auf der einen Seite und ein negatives Moment auf der anderen Seite des Anschlusses (bei Wind und Erdbeben) muss die Schubverformung im Anschlussbereich zusätzlich berücksichtig werden. Demnach müssen insgesamt 4 Fälle betrachtet werden: -

Fall 1: Vor der Dekompression Fall 2: Nach der Dekompression Fall 3: Verlängerung Vorspannkabel Spezialfall: Asymmetrische Belastung

2.1.1 Vor der Dekompression Der Anschlussbereich ist vor der Dekompression überdrückt, die Druckspannungen verlaufen wie in Abbildung 4 dargestellt über den gesamten Querschnitt. Wird der Träger belastet (z.B. durch Schwerelasten), resultiert im Anschlussbereich ein negatives Moment wie in der folgenden Abbildung dargestellt wird.

Stütze Stütze



P

 beam

Träger

sup Träger M P0

bc

Abb. 3: Modellierung des Anschlusses; die weiche Stütze wird durch Federn abgebildet, der Träger als starrer Körper.

x=hb

inf

Abb. 4: Anschluss vor Eintreten der Dekompression.

10

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

2.1.2 Nach der Dekompression

2.1.4 Asymmetrische Belastung

Steigert man die Belastung umlagern sich die Spannungen; die Spannungen am unteren Rand des Anschlusses (inf) nehmen zu, die Spannungen ab oberen Rand nehmen ab (sup). Nach Eintreten der Dekompression (Spannungen am oberen Rand sind gleich null sup = 0), öffnet sich ein Spalt zwischen Träger und Stütze, da das Holz keine Zugspannungen aufnehmen kann. Die Kontaktfläche zwischen Stütze und Träger wird kleiner, der Anschluss weicher. Dieser Zustand ist in Abb. 5 dargestellt.

Bei einer asymmetrischen Belastung wirken zwei unterschiedliche Momente auf die Stütze. Dadurch ist die Resultierende Kraft nicht mehr auf der gleichen Höhe, was zu einer lokalen Schubverformung im Anschlussbereich führt (siehe Abb. 7). Diese ist zwingend zu berücksichtigen, da sie zu einem global weicheren System führt (zusätzliche Rotation im Anschlussbereich).

Stütze

Stütze

Träger R

Träger  =0

M

sup

P

e

0

R r x<hb



inf

Abb. 7: Anschluss bei einer asymmetrischen Belastung, wie sie bei Wind- oder Erdbebenbeanspruchung auftritt.

Abb. 5: Anschluss nach Eintreten der Dekompression.

2.1.3 Verlängerung des Vorspannkabels Wir die Belastung weiter gesteigert, vergrössert sich der Spalt zwischen Träger und Stütze. Erreicht der Spalt das Vorspannkabel wird dieses verlängert, was zu einer Zunahme der Vorspannkraft führt. Dieser Zustand ist in der folgenden Abbildung dargestellt.

Stütze Träger M P d

Die Rotation infolge Schubverformung im Anschlussbereich muss berücksichtig werden, da man sonst die Verformung unter horizontalen Lasten (Wind, Erdbeben) unterschätzt.

2.2 Analytische Modellierung Das analytische Modell ersetzt die Stütze mit Federn und löst über das Gleichgewicht der Kräfte und Momente sämtliche Gleichungen, welche man benötigt um das Momenten-Rotations-Verhalten des Anschlusses zu ermitteln. Auf die Herleitung der Formeln wird hier verzichtet, diese können jedoch in Wanninger (2015) nachgeschlagen werden.

Das Momenten-Rotations-Verhalten vor der Dekompression kann mit folgender Gleichung gelöst werden:

M  c  Ib  x<hb/2



inf

Abb. 6: Anschluss nach Verlängerung des Vorspannkabels.

(2)

Die Steifigkeit des Anschlusses entspricht der Multiplikation von Trägheitsmoment des Trägers mit dem Bettungsmodul (Federkonstante) der Stütze.

Nach eintreten der Dekompression verringert sich die Kontaktfläche und folgender Ausdruck soll ver-

11

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

wendet werden um das Verhalten zu berechnen:

Momenten-Rotations-

h 2 P0  M  P0   b    9 bb  c    2

(3)

Erreicht der Spalt zwischen Stütze und Träger das Vorspannkabel, ist dessen Verlängerung zu berücksichtigen, da sich die Vorspannkraft erhöht. Die Erhöhung der Vorspannkraft ergibt sich anhand geometrischer Überlegungen zu:

P  Ap  E p 

 d

3.1 Versuche unter Schwerelasten Die Versuche unter Schwelasten wurden an einem Stützen-Träger-Anschluss durchgeführt. Die Träger wurden vertikal Belastet, so dass im Anschuss zwischen Träger und Stütze ein negatives Moment resultiert (der Versuchskörper ist in Abb. 9 ersichtlich). Alle Ergebnisse werden in Abhängigkeit der Rotation (d.h. der Verdrehung zwischen Stütze und Träger) dargestellt. Neben den Versuchsergebnissen (graue Kurven) werden auch die Modellvorhersagen abgebildet (schwarze Kurven).

(4)

Lp

Bei einer asymmetrischen Beanspruchung des Anschlusses müssen die Schubverformungen im Anschlussbereich berücksichtigt werden. Diese resultieren in einer zusätzlichen Rotation:

GA 

M Gc  Ac  hb

(5)

Da man das Verhalten des Anschlusses über das Momente-Rotations-Verhalten definiert hat, kann man den Anschluss mit einer Rotationsfeder ersetzen. Dies wurde beispielhalft in folgender Abbildung dargestellt: F

K

K

Abb. 8: Rahmen mit Rotationsfedern, welche das Verhalten des Anschlusses abbilden.

Abb. 9: Vorgespannter Stützen-Knoten-Anschluss im Versuchslabor der ETH Zürich.

In Abbildung 10 ist das Momenten-Rotationsverhalten des Anschlusses ersichtlich. Der Anschluss zeigt ein selbstzentrierendes Verhalten (Kurve kehrt bei Entlastung immer in den Ursprung zurück). Man erkennt zudem, dass sich der Anschluss mit zunehmender Beanspruchung weicher verhält. Der Grund ist das Öffnen des Spaltes, d.h. die Reduktion der Kontaktfläche zwischen Stütze und Träger.

Dabei kann die Federsteifigkeit wie folgt bestimmt werden:

K (tot ) 

M   GA

(6)

3 EXPERIMENTELLE UNTERSUCHUNGEN Es wurden zwei grossmassstäbliche Versuche durchgeführt um das Tragverhalten sowie deren Modellierung zu überprüfen. Ein Versuch befasste sich primär mit dem Knotenverhalten unter Schwerelasten, der zweite Versuch untersuchte die Steifigkeit eines Rahmensystems unter horizontaler Beanspruchung.

Abb. 10: Momenten-Rotations-Diagramm.

12

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Die Reduktion der Kontaktfläche ist auch in Abb. 11 ersichtlich. Zu Beginn beträgt die gedrückte Höhe x 600 mm, was der Trägerhöhe entspricht. Diese Höhe reduziert sich mit zunehmender Beanspruchung. Die Höhe erreicht Werte unter 300 mm, wo sich auch das Vorspannkabel befindet, was bedeutet, dass das Vorspannkabel im Laufe des Versuches verlängert wird.

Dies ist auch in Abb. 12 gut ersichtlich: Die Vorspannkraft erhöht sich bei ca. 0.08 rad. In Abb. 13 sind die berechneten, linear elastischen Spannungen im Querschnitt abgebildet. Diese werden für die Dimensionierung benötig und sollten je nach Stützenmaterial entsprechend gewählt werden.

3.2 Versuche unter Horizontallasten Abb. 11: Gedrückte Höhe-Rotations-Diagramm.

Abb. 12: Vorspannkraft-Rotations-Diagramm.

Um das Verhalten unter horizontaler Belastung zu untersuchen, wurde ein Rahmen im Massstab 1:1 getestet. Der Rahmen wurde statisch horizontal belastet. Gemessen wurde – neben der Kraft – die horizontale Auslenkung des Rahmens.

Abb. 14: Vorgespannter Rahmen in der Bauhalle der ETH Zürich.

Das Kraft-Verformungs-Diagramm (Pushover-Kurve) ist in Abb. 15 ersichtlich.

Abb. 13: Momenten-Rotations-Diagramm.

Abb. 15: Pushover-Kurve des vorgespannten Rahmens.

13

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Man erkennt, dass der Rahmen sich mit zunehmender Belastung etwas weicher verhält. Auch erkennbar ist das selbst-zentrierende Verhalten des Systems. Das System kehrt bei einer Entlastung immer in den Ursprungszustand zurück (d.h. Deformation = 0 mm).

Die Modellvorhersage für diesen Versuch war etwas steifer als die Ergebnisse, welche gemessen wurde.

Hierzu kann gesagt werden, dass die Modellvorhersage auf einem vereinfachten Modell beruht, so wurden z.B. die Träger vernachlässigt (unendliche Steife Träger).

Phänomen und die Vorspannkraft schwankt unter jährlichen Zyklen. Der Träger (graue Kurve) verhält sich ähnlich, die Zyklen sind jedoch weniger stark ausgeprägt. Dies kann u.a. auf das Fehlen der Stütze zurückgeführt werden (Fehlen des „weichsten“ Elementes).

4 SPANNKRAFTVERLUSTE Um die Spannkraftverluste zu bestimmen wurden neben einfachen Berechnungen auch Langzeitversuche an Trägern sowie Stütze-Trägern-Anschlüssen durchgeführt. Diese wurden über mehrere Jahre beobachtet, d.h. die Versuchkörper wurden vorgespannt, die Spannkraft anschliessend über mehrere Jahre gemessen.

Abb. 17: Vorspannkraft über die Zeit für vorgespannte Rahmen (Träger und Stützen) sowie vorgespannter Träger.

Die Zyklen sind jährlich auftretende Zyklen und korrelieren mit der relativen Luftfeuchtigkeit in der Umgebung (Abb. 18). Ist diese tief schwinden die Versuchskörper und die Vorspannkraft nimmt ab. Nimmt die Luftfeuchtigkeit zu, quellen die Versuchskörper, folglich nimmt auch die Vorspannkraft wieder zu.

Abb. 16: Vorgespannte Versuchskörper für Langzeitversuche.

Es wurden zwei Arten von Versuchskörper vorgespannt; -

Rahmen: Zwei Träger und eine Stütze Träger: Lediglich ein Träger

Beide Versuchskörper sind in Abb. 16 ersichtlich (links unten auf dem Boden ist der Rahmen ersichtlich, direkt darüber im Regal der vorgespannte Träger).

Die Vorspannkraft über die Zeit ist in Abbildung 17 abgebildet. Die Rahmen (schwarze Linien) verlieren in den ersten 6 Monaten an Vorspannkraft, bevor diese wieder zunimmt. Anschliessend wiederholt sich das 14

Abb. 18: Relative Luftfeuchtigkeit sowie Temperatur in der Versuchsumgebung.

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Um die Verluste extrapolieren zu können, werden lediglich folgende Werte verwendet: -

Zu Beginn Wert nach einem Jahr Wert nach 2 Jahren Wert nach 3 Jahren Wert nach 4 Jahren

Durch diese Werte wird eine Kurve gelegt, welche die Verluste vorhersagen soll:

5 BEMESSUNGSBEISPIEL Dieses Bemessungsbeispiel wurde frei gewählt und wurde mit der Software Dlubal Rstab bemessen. Anschlüsse wurden mit Rotationsfedern modelliert, deren Eigenschaften mit dem analytischen Modell bestimmt wurden.

Das Beispiel wurde weder bezüglich Einwirkung noch Wirtschaftlichkeit optimiert und dient lediglich zu Schulungszwecken. Eine Handrechnung zur Überprüfung der Software-Lösung mit dem analytischen Modell ist ebenfalls möglich und in Wanninger (2015) zu finden.

5.1 Geometrie und Lasten Es wird ein 2 geschossiger Rahmen betrachtet. Die Geschosshöhe beträgt 3 m, die Spannweite 6.5 m in beide Richtungen. Die Träger aus Nadelholz GL24h haben einen Querschnitt von 280x720 mm, die Stützen aus Laubholz GL48h weisen einen Querschnitt von 380x380 mm auf. Der Rahmen ist in folgender Abbildung ersichtlich:

Abb. 19: Spannkraftverluste (durchgezogene Linien) mit Kurven für Interpolation (gestrichelte Linien).

Die Verluste können so über 50 Jahre extrapoliert werden um die totalen Verluste über die Lebenszeit eines Bauwerks abzuschätzen. Die Ergebnisse dieser Überlegung sind in der folgenden Tabelle zusammengefasst.

10 Jahre

50 Jahre

Träger

5%

7%

Rahmen (3 Jahre)

14%

21%

Rahmen (4 Jahre)

12%

19%

Abb. 20: Rahmensystem für das Bemessungsbeispiel.

Die Decken werden auf den Rahmen gesetzt. Um die Lasten gleichmässiger abtragen zu können, werden die Tragrichtungen alterniert:

Tabelle 1: Extrapolierte Spannkraftverluste für die vorgespannten Versuchskörper

Die Verluste bewegen um die 20% für die Rahmen (es sind zwei Rahmen, bei einem wurde der Versuch nach 3 Jahren gestoppt, beim anderen läuft die Messung nach wie vor, so dass Daten für 4 Jahre bereits vorhanden sind).

Verluste dieser Grössenordnung stellen für das System keine Gefahr dar. Bei der Wahl der initialen Vorspannkraft sollten die Verluste jodoch miteinbezogen werden.

Abb. 21: Lastabtrag von den Decken zum Rahmen.

15

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Durch die Alternierung der Tragrichtung wird der Rahmen gleichmässiger belastet. Würden alle Decken in dieselbe Richtung tragen, wäre der Rahmen nur in einer Richtung belastet.

Folgende charakteristische Lasten werden auf den Rahmen angesetzt.

Ständige Lasten

2. Geschoss

Widerstand

qd

42 kN/m

27 kN/m

M-

102 kNm

77 kNm

100 kNm

2. Geschoss

M+

133 kNm

89 kNm

387 kNm

20 kN/m

16 kN/m

V

141 kN

96 kN

242 kN

7 mm

4 mm

2

(6.2 kN/m )

(4.9 kN/m )

w

10 kN/m

3.25 kN/m

Tabelle 3: Schnittgrössen und Verformungen des Rahmens unter Schwerelasten.

2

Wind horizontal

1. Geschoss

1. Geschoss

2

Nutzlasten

Die Einwirkungen und Wiederstände sind in der folgenden Tabelle zusammengefasst:

2

(3 kN/m )

(1 kN/m )

19.5 kN

9.75 kN

Tabelle 2: Zusammenstellung der charakteristischen Lasten für das Bemessungsbeispiel.

Die Lasten werden gleichmässig auf den Rahmen verteilt, d.h. das Problem wird vereinfacht als 2DProblem betrachtet. Die Stützenfüsse wurden gelenkig modelliert, d.h. der gesamte laterale Widerstand des Rahmens kommt aus den vorgespannten Knoten.

Massgebend wird die Querdruckspannung im Anschlussbereich (implementiert im negativen Moment).

Diese können aber nicht zu einem Versagen führen, vielmehr wird die Stütze etwas überdrückt. Dies bedeutet, dass das negative Moment im Anschluss die 100 kNm auch übersteigen könnte, ohne dass der Anschluss Schaden nehmen würde (bei einem negativen Moment von 100 kNm treten Querdruckspannungen von ca. 8.6 MPa im Anschlussbereich auf).

Experimentelle Untersuchungen haben gezeigt, dass der Anschluss 12-14 MPa an Querdruckspannungen aufnehmen kann, ohne dass bleibende Verformungen auftreten (Wanninger 2015b), dies würde bedeuten, dass man das Moment auf ca. 130 kNm steigern könnte.

5.3 Erdbeben

Abb. 22: Modellierung des Rahmens mit Rstab.

5.2 Schwerelasten Die Schwerelasten führen zu Momenten und Querkräfte im Rahmen, welche von der Software berechnet werden:

Abb. 23: Momentenverlauf unter massgebender Lastbeanspruchung.

16

Das Erdbeben wird verformungsbasiert nachgewiesen, d.h. das Erdbeben wird nicht mit einer Kraft modelliert (Ersatzkraftverfahren), sondern direkt als Verschiebung (Stojadinovic (2012), Chopra (2007)).

Das Ersatzkraftverfahren kann für dieses System noch nicht angewendet werden, da für das System noch kein Verhaltensbeiwert q ermittelt wurde.

Das Erdbeben wird somit auch nicht in einem Beschleunigungs-Perioden Diagramm dargestellt, sondern in einem Beschleunigungs-VerschiebungsDiagramm. Die Periode wird also mit der horizontalen Verschiebung des Bodens ersetzt. Dieses Diagramm ist in Abbildung 24 ersichtlich.

Das Verhalten des Gebäudes kann in demselben Diagramm als Pushover-Kurve dargestellt werden. Es wird zudem direkt ersichtlich, ob das Gebäude das Beben übersteht oder nicht; schneidet die PushoverKurve das Erdbeben, so übersteht man dieses. Endet die Pushover-Kurve innerhalb der Kurve, welche durch das Erdbeben definiert wird, kann das Gebäude das Beben nicht überstehen.

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Anhand Abb. 25 erkennt man, dass die PushoverKurve das Erdbeben übersteht (die Kurve endet nicht innerhalb der Umhüllende, welche durch das Ergeben definiert wird). Das System kann sogar grössere Verformungen aufnehmen, als vom SIABemessungsbeben verlangt wird.

5.4 Wind

Abb. 24: Beschleunigungs-Verschiebungsdiagramm für das Bemessungsbeben nach SIA.

Die Pushover-Kurve muss für den äquivalenten Einmassenschwinger (EMS) berechnet werden. Hierzu muss die Kurve, in diesem Fall für einen Zweimassenschwinger (d.h. die Kurve, welche wir von der Software Rstab erhalten), umgerechnet werden. Diese Rechnung kann für das folgende Beispiel in Wanninger (2015) nachgeschlagen werden.

Als Bemessungs-Kriterium wurde für diese Beispiel das Moment im Anschluss gewählt. Es sollte 130-140 kNm nicht überschreiten, so dass keine nennenswerte plastische Verformungen in der Stütze auftreten. Bei einem grossen Erbeben könnte man dies durchaus zulassen, da in erster Linie der Einsturz vermieden werden soll. Dieser Punkt entspricht dem Ende der Pushover-Kurve (in Abbildung 25 mit einem „x“ markiert).

Abb. 25: Beschleunigungs-Verschiebungsdiagramm für das Bemessungsbeben nach SIA sowie Pushover-Kurve für den äquivalenten EMS.

Der Wind ist nicht massgebend für die Schnittkräfte, die Verformungen müssen jedoch überprüft werden.

Es handelt sich beim vorgespannten Rahmen um ein weiches System, daher kann es auch grössere Bodenverformungen unbeschadet überstehen. In dem hier beschriebenen Beispiel führt ein Winddruck von 2 1 kN/m zu folgenden Auslenkungen: -

Rahmen 1 OG: 7 mm Rahmen Dach: 10 mm

Die grösste Schiefstellung wird im ersten OG auftreten. Dies ist eine direkte Folge der gelenkigen Stützenfüsse, was zu einem weichen Erdgeschoss führt.

Diese Verformungen sollten die nicht-tragenden Bauteile sowie die Fassade unbeschadet mitmachen können.

6 POTENTIELLE ANWENDUNGEN IN ERDBEBENGEFÄHRDETEN GEBIETEN Da es sich beim vorgespannten Rahmen und ein sehr nachgiebiges Tragsystem handelt, ist dieses gut geeignet um grosse Verformungen aufnehmen zu können. Eine Anwendung in einem erdbebengefährdeten Gebiet ist daher sinnvoll, um alle Vorteile nutzen zu können.

Es soll nochmals das vorige Beispiel verwendet werden, allerdings ergänzt um ein weiteres System mit Stützenfüssen mit eingeleimten Gewindestangen.

Diese erlauben es, ein Moment aufzunehmen, so dass der Rahmen sich im Erdgeschoss weniger stark verformt und die Momente etwas besser umlagert werden können. Das System wurde mit den gleichen Parametern gerechnet, wie jenes mit den gelenkigen Stützenfüssen (dies bedeutet; gleiche Lasten, gleiche Querschnitte sowie gleiche Parameter für die Berechnung des äquivalenten Einmassenschwingers).

Folgende Erdbeben werden untersucht (Abb. 26): -

SIA Bemessungsspektrum Erdbeben von Amatrice, Italien, 24.08.2016 01:36:33, Magnitude 6.2 Erdbeben von Amatrice, Italien, 30.10.2016 07:16:03, Magnitude 6.6 17

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

Die Pushover-Kurven liegen in beiden Fällen ausserhalb der Umhüllenden, welche durch die beiden Erdbeben definiert werden. Das System sollte demnach die Beben überstehen können. Wiederum wurde so bemessen, dass das Anschlussmoment den Bereich von 130-140 kNm nicht überschreitet.

In Abb. 26 wird auch ersichtlich, was passiert, wenn man die Stützenfüsse aktiviert; das System wird steifer, so dass weniger Deformationen resultieren (entspricht dem Dimensionslosen Wert auf der xAchse), dafür werden die Beschleunigungen / Kräfte jedoch ebenfalls grösser (entspricht dem Dimensionslosen Wert auf der y-Achse).

Abb. 26: Beschleunigungs-Verschiebungsdiagramm für das Bemessungsbeben nach SIA sowie Erdbeben in Amatrice und Pushover-Kurven für den äquivalenten EMS.

7 AUSBLICK Die Arbeit wird derzeit weitergeführt und das System wird hinsichtlich Tragfähigkeit und Steifigkeit optimiert.

Hierzu werden in erster Linie die Stützenfüsse aktiviert.

In einem weiteren Schritt soll die Duktilität des Rahmens weiter untersucht werden. Ziel ist es, ein Verhaltensbeiwert q zu ermitteln, so dass das Erdbeben mit dem Ersatzkraftverfahren nachgewiesen werden könnte. Diese Arbeiten sind derzeit im Gange und werden nach und nach von Institut für Baustatik und Konstruktion der ETH Zürich publiziert.

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8 NOMENKLATUR Grossbuchstaben Ac Querschnittsfläche Stütze Ap Querschnittsfläche Vorspannkabel C* Festigkeits-Koeffizient E90 E-Modul quer zur Faser Stütze Ep E-Modul Vorspannkabel Gc Schubmodul Stütze Ib Trägheitsmoment Träger K(tot) Federsteifigkeit Lp Länge Vorspannkabel M Moment + M Positives Moment M Negatives Moment P Vorspannkraft P0 Initiale Vorspannkraft R Resultierende Kraft Sa Beschleunigung Bemessungsspektrum Sd Verschiebung Bemessungsspektrum V Querkraft Kleinbuchstaben bb Breite Träger bc Breite Stütze c Bettungsmodul d Abstand Vorspannkabel e Exzentrizität hb Höhe Träger qd Linienlast auf Bemessungsniveau r Position Resultierende w Durchbiegung, Verformung x Gedrückte Höhe Griechische Buchstaben  Rotation GA Rotation infolge Schubverformung tot Rotation total  Spannung inf Spannung am untere Rand des Anschlusses sup Spannung am oberen Rand des Anschlusses * Verformung äquivalenter EMS P Änderung Vorspannkraft

Mit Vorspannung zu neuen Lösungen

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LITERATUR

Buchanan, A., Deam, B., Fragiacomo, M., Pampanin, S. und Palermo, A. (2008), Multi-storey prestressed timber buildings in New Zealand, Structural Engineering International Buchanan, A., Palermo, A., Carradine, D. und Pampanin, S. (2011), Post-tensioned timber frame buildings, Structural Engineer Chopra, A.K (2007). Dynmic of Structures:Theory and application to earthquake engineering. Pearson Prentice-Hall.

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19

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL) Lorenzo Boccadoro, Institut fĂźr Baustatik und Konstruktion, ETH ZĂźrich

1 INTRODUCTION The research project presented in this paper treats the structural behaviour of timber-concrete composite slabs made of beech laminated veneer lumber (LVL) with notched connection.

Timber-concrete composite members consist of a timber member in the tensile zone, a concrete layer in the compression zone, and a connection between timber and concrete. The timber member acts as formwork and tensile reinforcement. These slabs are usually made of softwood (e.g. nailed or glued laminated timber made from spruce), and several connection systems have been developed (e.g. screws and notches). Timber-concrete composite members represent interesting systems because they are able to offer several structural, economic and ecological advantages compared to reinforced concrete slabs and timber slabs.

Beech LVL is an efficient structural material because it is able to combine the high strength and stiffness of beech wood with the reliability of the LVL configuration. Moreover, in Europe, beech wood is available in large quantities. Despite beech LVL is very performing, its use in structural engineering began in recent times. Beech LVL plates were never used in timber-concrete composites and no research exists about this topic.

The composite slabs studied in this project can be used e.g. in residential or office buildings, have a span of between 5 and 8 m, and were developed at ETH Zurich in the framework of a project on innovative uses of beech LVL. The composite member consists of a beech LVL plate, which acts as formwork and tensile reinforcement, and a concrete layer. Notches cut in the timber member carry the shear force necessary for the composite action (Figure 1).

In general, a notched timber-concrete connection has a high stiffness at service level compared to other connection systems (Yeoh et al. (2010)). In addition, as shown during previous research works (e.g. Frangi

(2001)), a notch can fail in a ductile way if a compressive failure of timber is governing. The properties of LVL based materials help achieving this purpose.

Since the reliability of LVL materials allows predicting timber failures with higher certainty, a plastic notch design becomes possible.

Figure 1: Timber-concrete composite member made of a beech LVL plate with notched connection.

A slab should normally fulfil several structural, economic, ecologic and aesthetic requirements. From the structural point of view, a composite slab should be as stiff as possible at service level, ductile at ultimate limit state, and must have sufficient load-carrying capacity. Furthermore, vibration, sound insulation and fire resistance requirements should be achieved.

This research work focused on the failure mechanism of the composite member (Boccadoro (2016)).

The basic concept of the composite slab developed was to make sure that yielding of the notches governs the global structural behaviour of the composite member. To design these structures, a clear and reliable model was needed. Several structural aspects of notched connections, such as shear carrying in concrete, were still unclear, and the benefit of notch yielding on global slab plasticity was almost unknown.

21

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

This project included analytical models to predict the failures of notched timber-concrete connections, and to analyse the structural behaviour of timberconcrete composite members governed by a ductile connection. The models were able to predict the structural behaviour of several specimens tested during this work with good accuracy, and can be used as a basis to design timber-concrete composite members made of LVL with notched connection.

2 STRUCTURAL BEHAVIOUR OF TIMBERCONCRETE CONPOSITE SLABS In a timber-concrete composite structure with notched connection, depending on the zone, the timber member may be subjected to uni-axial or multi-axial stresses caused by tension, bending, compression or shear. Figure 2 illustrates three failures which can typically occur in a timber member with notched connection: – compressive failure in the notch, which is a complex mechanism made of different states, and is ductile – brittle shear-off failure close to the notch – combined tensile-bending failure, which typically causes a brittle collapse of the structure

pressive failure of timber can govern the structural behaviour and can provide significant plasticity.

In a timber-concrete composite member subjected to bending, the stress must be transmitted from a concrete member subjected to compression to a timber member subjected to tension. Therefore, in addition to compressive stress, also shear and tensile stresses occur in concrete. Depending on the geometry and the connection system, the load-carrying mechanism in timber-concrete composite structures denotes several analogies with conventional reinforced concrete structures (Figure 3). The main difference is that, in timber-concrete composites with notched connection, the shear forces necessary for composite action are transmitted in a punctual way through the notch borders, whereas, in conventional reinforced concrete members, the force transmission occurs in a continuous way along the reinforcing bar.

In both systems, concrete cracks influence the loadcarrying mechanism. However, in the timber-concrete composite member with notched connection, the position of the cracks is given by the notch geometry.

Figure 2: Typical failure modes of the timber member.

To predict these timber failures, failure criteria are necessary. However, this task is challenging because of the complexity of timber, and several topics are still being discussed (Kasal and Leichti (2005)). The mechanical properties of timber depend on the orientation of the fibres as well as on the direction of loading; furthermore, timber is an inhomogeneous material characterised by natural defects. Further, multi-axial stresses play an important role especially in the case of a shear-off failure of a notch. Eccentricities may cause tensile stresses perpendicular to the shear plane, which facilitate failure.

Several previous research works analysed the failures of timber-concrete notched connections by means of experiments and numerical simulations (e.g.

Blass et al. (1995), Frangi (2001), Michelfelder (2006), Schönborn et al. (2011)). It was found that a shear-off failure is brittle, and depending on the design a com22

Figure 3: Load-carrying mechanism in timber-concrete composite members with notched connection and in reinforced concrete members.

The upper part of a timber-concrete composite member subjected to bending is compressed. If the critical bending moment is achieved, concrete can fail. The existing literature on this topic is related to the modelling of conventional reinforced concrete structures.

The behaviour of concrete subjected to compression is influenced by several factors, and can develop plasticity. The mostly used analytical simplifications for the behaviour of concrete in the compression zone of a member subjected to bending assume that the relationship between axial stress and strain is non-linear (Kenel (2002)). According to the Standard SIA 262 (2013), when concrete reaches the compressive

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

strength on the top of the cross section, the stresses redistribute within the compression zone, and the strain can increase until ď Ľcu â&#x2030;&#x2C6; 0.003. Thanks to the plastic behaviour of steel, reinforced concrete cross sections subjected to bending are able to achieve ductility.

The shear transmission in concrete was studied in the context of the structural analysis of reinforced concrete. If concrete does not contain vertical shear reinforcements, after the formation of bending cracks, shear is carried by several mechanisms, such as cantilever action. As discussed by Muttoni and Ruiz (2008), critical tensile stresses can cause the propagation of flexural-shear cracks. In contrast, if concrete is provided with vertical reinforcements, the loadcarrying mechanism can be modelled with stress fields and truss models in which the shear reinforcements are represented by tension struts (e.g. Muttoni et al. (1997), Marti (1999)).

In contrast to conventional reinforced concrete structures, in timber-concrete composite members with notched connection, the need for vertical reinforcements and the determination of their position is still being discussed.

As shown in Figure 3, the position of the flexuralshear cracks in a composite member with notched connection is given and corresponds to the notch edges. The fact that the cracks are localised implies that, in contrast to conventional reinforced concrete members, the number of cracks is smaller and they become larger. Thus, the risk of flexural-shear failures increases. In addition, since concrete is stiffer than timber and is brittle when subjected to tension, the interaction between the two materials may compromise the shear-carrying mechanism. Timber deformations within the notches, in particular during the plastic process, may cause enlargement of the existing flexural-shear cracks in concrete, leading to a shear failure of the composite member. This failure mechanism can be prevented by designing vertical tensile reinforcements placed in the zones where tension occurs.

The most significant difficulty in modelling the structural behaviour of a timber-concrete composite cross section is the quantification of the influence of the connection behaviour. Whereas simplified methods based on the analytical solution of the differential equation of the partial composite action were developed to describe the behaviour in elastic conditions (e.g. ď §-method), little research exists on the influence of a plastic connection on the structural behaviour of the composite cross section. Frangi and Fontana (2003) developed a model for timber-concrete composite members with ductile connection, based on

equilibrium of the timber member and on the assumption of a rigid-perfectly plastic connection behaviour.

Ceccotti (2002) put emphasis to the fact that a ductile connection should not be over-designed. Otherwise, linear elastic behaviour of the composite member with brittle failure will be observed.

3 ANALYTICAL MODEL 3.1 Introduction This model describes the structural behaviour of timber-concrete composite members with ductile notched connection. Notch plasticity can be achieved if a compressive failure of timber within the notch is governing.

As shown in Figure 4, the model refers to the ideal situation where the vertical load is uniformly distributed, the connections carry exclusively horizontal forces, and yield simultaneously. The use of this model makes sense when the timber member is made of a wood based material having a small variability of the mechanical properties (e.g. LVL).

Figure 4: Overview of the failure modes of a timber-concrete composite slab with notched connection without vertical reinforcements.

The ductile behaviour described in the following sections can be observed only if all brittle failure modes of the composite member are prevented. Figure 4 and Table 1 show several failure modes, which can occur in a timber-concrete composite system with notched connection without vertical reinforcements. The only two ductile failures which can occur are the compressive failure of timber in the contact area of the notch (2C) and the compressive failure in the upper part of the concrete member (1C,c). All other failures are brittle and should be prevented. The purpose of the model is to design the composite member so that the compressive failure of timber (2C) is governing. After that, the compressive strength of concrete should be 23

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

achieved on the cross section top, thus causing a ductile failure of the compression zone.

Failure 1C,n

Compressive failure of concrete in the contact area of the notch

1C,c

Achievement of the compressive strength of concrete on the cross section top

1C,u

Achievement of the ultimate compressive strain of concrete on the cross section top

1S

Horizontal shear failure of concrete

1F

Flexural-shear failure of concrete

1V

Vertical shear failure of concrete in the compression zone

2BT

Combined bending-tensile failure of timber

2V

Shear failure in the cross section of timber

2R

Rolling shear failure of timber in the cross section

2C

Compressive failure of timber parallel to the grain in the contact area in the notch

2S

Shear-off failure of timber

Table 1: Failure modes of a timber-concrete composite member without vertical reinforcements.

First of all, it is very important to design the notch dimensions so that a shear-off failure of the LVL plate is not able to occur. Otherwise, it will not be possible to achieve plastic notch behaviour. This can be made by choosing a sufficient length of timber before the notch, for instance with the procedure adopted by Fonrobert (1960). As shown by Boccadoro (2016), the load-carrying mechanism can induce tensile stresses perpendicular to the shear surface, which can facilitate failure. These effects depend on the notch length and should be taken into account.

Secondly, adequate vertical reinforcements are indispensable to prevent premature flexural-shear failure of the composite member and to allow development of plasticity due to notch yielding. Otherwise, the structural behaviour would be brittle and difficult to predict. In such a composite system, flexural-shear failure of concrete represents a critical issue. Despite cantilever models (e.g. Kani (1955)) allow a theoretic investigation of these failure mechanisms, prediction of such a failure is very challenging because such models are based on an assumed crack configuration.

If unexpected factors, which are not considered by the 24

simplified model, initiate crack propagation, the slab fails abruptly. An additional problem is represented by the enlargement of the flexural-shear cracks during the plastic process discussed in the previous section, which may cause premature shear failure. If the vertical reinforcements are designed to carry the vertical tension, which occurs in concrete, the system is able to activate a plastic load-carrying mechanism, and unexpected brittle failures are prevented. To design these reinforcements, the load-carrying mechanism within the concrete member can be represented with a truss model according to Boccadoro (2016).

An additional task of the vertical reinforcements is to prevent gap opening between timber and concrete.

This phenomenon was observed during several tests on timber-concrete composite members with notched connection (Boccadoro and Frangi (2016)). As soon as the notches began to make plastic deformations, in addition to crack enlargement, the gap between timber and concrete tended to open, thus causing the end of the test.

Boccadoro (2016) developed a simplified model to design reinforcements to solve these structural problems. The vertical reinforcements should: â&#x20AC;&#x201C; keep timber and concrete vertically together â&#x20AC;&#x201C; carry the vertical tension in concrete which develops during the load-carrying mechanism â&#x20AC;&#x201C; allow plastic compressive timber deformations

Figure 5: Moment-curvature behaviour of the composite cross section.

The following section presents an analytical model to describe the moment-curvature behaviour of a timberconcrete composite cross section with ductile notched connection. As illustrated in Figure 5, the analytical model simplifies the structural behaviour of timberconcrete composite members using four states, similar to the models for reinforced concrete structures (Kenel 2002). At first, the entire structure is elastic and

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

concrete does not contain cracks (state I). Then, when the critical tensile stress in concrete is achieved, cracks occur, and the composite member gets into state II. Since, during the first two states, the composite structure is assumed to be elastic, the current calculation methods for composite members described in the previous section are used (-method). Yielding of the notches determines the beginning of the plastic behaviour described by means of states III and IV. Plasticity is due to notch yielding and plastic compression behaviour of concrete. The behaviour during states III and IV is idealised by means of an analogy to the reinforced concrete theories developed by Marti (1980) and implemented in the Standard SIA 262 (2013), combined with the elasto-plastic model of Frangi and Fontana (2003).

The analytical model presented in this section is based on the following assumptions: – The notch behaviour is elastic-ideal plastic and can be simplified as shown in Figure 6.

– According to the Standard SIA 262 (2013), concrete subjected to compression exhibits a plastic behaviour (Figure 6).

– The composite member is simply supported (Figure 4).

– The structure is subjected to a uniformly distributed vertical load (Figure 4).

– Timber and concrete bend together with the same curvature and the same deflection, and no gap opening occurs.

– The notches carry shear forces in longitudinal direction (Figure 4).

– The distribution of the axial strains over the cross section is linear (the cross sections of the two members remain plane).

– The governing failure is a ductile notch failure, and the composite member is designed so that all other failures do not occur.

– The composite member is provided with an adequate amount of vertical reinforcements to prevent shear failure of concrete.

– The notches are designed proportional to the shear force generated by a uniformly distributed vertical load. Thus, they yield simultaneously.

– The ultimate deformation capability of the notch is sufficiently elevated and does not govern the structural behaviour.

– Secondary effects due to notch yielding, which compromise the structural behaviour of the composite member, are prevented.

Figure 6: Assumed structural behaviour of the notched connection and the concrete member in the compression zone.

3.2 Elastic behaviour (state I and II) In the following calculations, the index 1 is related to concrete and the index 2 indicates the timber member. During states I and II, the relationship between axial strains and axial stresses in timber and concrete is linear elastic, and the notches behave elastically.

To calculate the cross section values, the -method is used according to Blass et al. (1995): (1)

1  1

2 

1

(2)

 2 E 2 A2 s 1 l2K

where E2 = modulus of elasticity of timber, A2 = cross section area of timber member, s = distance between the load introduction points of the notches, l = span, K = shear stiffness of the notched connection.

The limit of state I is determined by cracking of concrete. As shown in Figure 7, the stress in the bottom edge of the concrete member reaches the tensile strength ft,1.

Figure 7: End of state I.

During state II, concrete is cracked and the behaviour of the members is elastic. This state ends due to yielding of the notches as shown in Figure 8. When the notches yield, the axial tensile stress in the centroid of the timber member in the point of maximal 25

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

bending moment can be written as the sum of the notch forces between the support and the mid-span divided by the cross section area of timber member: 2, y 

Ty , Ni

(3)

A2

where 2,y = tensile stress in the centroid of the timber member at yielding, Ty,Ni = yielding force of a notch and A2 = cross section area of timber member.

The yielding force of a notch Ty,Ni can be usually estimated by multiplying the contact area of the notch by the compressive strength of timber: T y , Ni  bNi  t Ni  f c,2

(4)

where bNi = width of the notch i, tNi = depth of the notch i, fc,2 = compressive strength of timber.

The bending moment My which causes notch yielding can be obtained by multiplying the tensile stress in the centroid of timber calculated in Eq. (3) by the section modulus corresponding to the centroid of the timber member: My 

 T y , Ni  n 2 A2

I II  2 h1  h2 2  x II 

(5)

where n2 = E2 / E = ratio between the elasticity modulus of timber and the reference elasticity modulus, III = moment of inertia of the composite cross section during state II, 2 = factor which takes into account the flexibility of the notched connection calculated according to Eq. (2), h2 = thickness of the timber member, h1 = thickness of the concrete member, xII = depth of the zero strain layer during state II.

the bending moment My must be smaller than the bending moments which cause the other possible failures, such as: – combined tensile-bending failure of the timber member (2BT) – shear/ rolling shear failure of the timber member (2V/ 2R) – compressive failure of concrete on the cross section top (1C,c) – shear-off failure of timber close to the notch (2S) – shear and flexural-shear failures of concrete 3.3 Plastic behaviour (state III and IV) The transition from state II to state III is due to the fact that the notches begin to make plastic deformations due to the compressive failure of timber. Since the notches yield and are modelled without hardening (Figure 6), the load which is transmitted between timber and concrete during states III and IV is constant and corresponds to the sum of the yielding forces Ty,Ni of the notches between the support and the point of maximum bending moment. In this model, connection yielding is idealised as a plastic increase of the horizontal relative displacement at the interface, which implies an increase of the curvature of the two members. As shown in Figure 9, the composite member should be designed so that state III ends due the achievement of the compressive strength of concrete on the top of the composite cross section. Otherwise, if a tensile-bending failure of timber is achieved, the member will collapse suddenly. The curvature of the cross section 1C,c which corresponds to the achievement of the compressive strength of concrete can be estimated as follows: 1C ,c 

f c,1 E1  x III



2  f m , 2   2, y  1  h2  E 2  f t ,2

The cross section curvature y corresponding to yielding of the notches can be calculated as follows: My EI II

(6)

As discussed in the previous section, since the purpose of the design is to achieve a ductile notch failure, the notch should be able to yield, and all other failures of the composite member which can occur during states I and II should be prevented. This means that 26

(7)

where fc,1 = compressive strength of concrete, E1 = modulus of elasticity of concrete, xIII = depth of the zero strain layer during state III, fm,2 = bending strength of timber, ft,2 = tensile strength of timber.

Figure 8: End of state II.

y 

   

Figure 9: End of state III.

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

During state IV, the connections are still yielding, and the compression zone of concrete begins to make plastic deformations and to redistribute the stresses due to exceeding of the strain fc,1 / E1. Thus, the curvature of the cross section continues to increase until the ultimate failure is reached. To model the behaviour of the cross section during this state, the theories of reinforced concrete were used. However, it must be reminded that notch yielding and plastic extensions of reinforcing bars are physically unrelated phenomena.

As shown in Figure 10, the ultimate failure of the composite cross section should be governed by the achievement of the ultimate compressive strain of concrete cu ≈ 0.003 on the top of the concrete cross section (Mu = M1C,u). This should cause a crushing of concrete followed by a load decrease and a further increase of the curvature. Sooner or later, the increase of the curvature after the concrete failure causes a combined bending-tensile failure of the timber member (2BT). So, the plasticity of this composite system is limited by the rotation capability of timber.

Figure 10: State IV.

The cross section curvature corresponding to the achievement of the maximum strain on the top of the concrete member u can be calculated as follows: u 

 cu x IV

(8)

where cu = maximum compressive strain of concrete, xIV = depth of the zero strain layer during state IV. To prevent a premature brittle tensile-bending failure, the compressive concrete failure should be governing according to the following inequality: u 



2 f m , 2 1  2, y f t , 2  h2 E2



(9)

The maximum bending moment Mu achieved by the composite cross section can be estimated as follows: 0.85 x IV h2  h22 b2 h  M u   2, y A2  h1      u  2  E 2 (10) 2 2 6 2 

The deflections during state III and state IV are more difficult to estimate than in the other states, because the length of the zone where plastic deformations of

the cross section occur is unknown and difficult to estimate. In several research works about plasticity of reinforced concrete beams subjected to bending, it was observed that the plastic behaviour of steel and concrete induces the formation of plastic hinges which have a limited extension (Kenel (2002)). As discussed

by Boccadoro (2016), the deflection of a timberconcrete composite member during states III and IV can be estimated using a similar procedure.

4 EXPERIMENTAL ANALYSIS 4.1 Introduction All experiments of this research project were performed in the laboratory of the Institute of Structural Engineering (IBK) at ETH Zurich. At the beginning of this project, to evaluate feasibility and the structural potential of timber-concrete composite slabs made of beech LVL with notched connection, a series of fourpoint bending tests was performed. These experiments represented the first study on the use of beech wood in timber-concrete composite slabs, gave significant initial information, and put in evidence the need for a ductile and reliable design procedure (Boccadoro and Frangi (2013)). Brittle failure modes governed the structural behaviour of the specimens tested and unexpected flexural-shear failures of concrete occurred (Boccadoro and Frangi (2013)). Afterwards, a series of shear tests on notches demonstrated the possibility to make a ductile design of the notch thanks to the compressive timber failure (Boccadoro and Frangi (2015)). Finally, several bending tests validated the model for ductile design presented in the previous section. The most important results of this series are summarized in the following sections.

The results for the entire test series are summarised in a test report (Boccadoro and Frangi (2016)).

4.2 Materials and methods In this experimental series, 11 composite specimens with 15-mm-deep notches were tested. As illustrated in Figure 11, the specimens were 6 m long, 530 mm wide and 200 mm deep. Each beech LVL plate was 40 mm with a 160-mm-thick concrete layer. The dimensions were chosen so that a compressive failure in timber should govern the structural behaviour. As shown in Figure 11, the notches were cut in a regular distance, and their width was proportional to the shear force generated by a uniformly distributed vertical load. Thus, in theory, they should yield simultaneously. The beech LVL plates were made of 14 veneers (12 veneers in longitudinal direction and 2 veneers in the cross direction to ensure the dimensional 27

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

stability). The mechanical properties of the beech LVL plates were determined by Van de Kuilen and Knorz (2012) in preparation of the European Technical Approval. The concrete that was tested had the strength class C50/60 according to the Standard SIA 262 (2013), a maximum aggregate diameter of 16 mm, and contained a liquid admixture to reduce the drying shrinkage and a steel mesh to prevent shrinkage cracks.

the notches to minimise hardening effects, and thus to allow a better comparison with the model, which assumes no connection hardening according to Figure 6. The rods were designed to carry about the double of the predicted ultimate load. Thus, they were able to prevent concrete crack opening and gap opening during the test with high safety.

Figure 13 illustrates the test setup, which should reproduce a uniformly distributed vertical load. This included four hydraulic cylinders, four load distribution steel profiles (HEB 140) oriented in longitudinal direction, and eight steel plates screwed to the HEB profiles, which transmitted the load to the specimen. The analysis was concentrated on the deflections and the relative displacements between timber and concrete, and the measurement setup consisted of LVDTs and inclinometers. The horizontal relative displacements between timber and concrete ui were measured close to each notch Ni by means of LVDTs.

Figure 11: Plan of the specimens with vertical reinforcements.

The most relevant parameter studied was the vertical reinforcement of the composite member. The amount and the type of reinforcements were varied, and some specimens had no reinforcements.

Figure 13: Test setup.

4.3 Test results The specimens without vertical reinforcements or provided with internal concrete reinforcements reached the compressive failure of timber thanks to the notch geometry, but failed due to enlargement of concrete cracks and gap opening. Thus, plasticity was limited.

Figure 12: Detail of the vertical reinforcements.

The specimens presented in this paper were provided with vertical reinforcements, which were installed to achieve the theoretic requirements illustrated in the previous section. As shown in Figure 11 and Figure 12, the specimens were reinforced with steel rods (strength class 8.8 and 10.9) placed in long holes.

Since the holes were 80 mm long, high plastic horizontal relative displacements could develop without causing a shear failure of the rod. The washers of the rods were placed on lubricated steel plates to prevent that the rods carried forces in longitudinal direction of the slab (Figure 12). Furthermore, 5-mm-thick polystyrene elements were fixed on the timber plates close to 28

Figure 14: Failure mechanism of specimen 8.2.

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

the vertical deflections began to increase, causing the marked non-linearity shown in Figure 16. Since the hydraulic pump was regulated by hand, it was possible to perceive the velocity of the failures. The plastic failure of the composite members tested can be defined as a slow process. From to the compressive failure of timber to the ultimate failure, a total time of between 20 and 35 min was needed. The yielding of timber subjected to compression was particularly slow. Then, as soon as the concrete member began to crush due to compression, the velocity of the plastic deformation increased.

During the tests, the crack layout was marked by bending cracks at mid-span, and flexural-shear cracks in the zones where shear was transmitted from concrete to timber. The flexural-shear cracks grew starting from the notch edges but remained closed and stable thanks to the rods throughout the duration of the test.

Figure 15: Relationship between vertical load and horizontal relative displacement measured between the fix support and the mid-span (top figure) and between the mid-span and the sliding support (bottom figure).

Vertical reinforcements designed according to the analytical models solved these problems. The structural behaviour of the specimens provided with such reinforcements (illustrated in Figure 11) was governed by the compressive failure of timber in the notches.

Figure 14 illustrates the failure process of one specimen (named 8.2) as an example. The plasticity of the composite member was induced by yielding of the notches, and was limited by the development of a compressive failure of concrete on the top of the cross section, which induced concrete crushing and a progressive load decrease, followed by a bending-tensile failure of timber. During the experiments, it was observed that all notches made relevant plastic deformations. Figure 15 reports the values of the horizontal relative displacement measured close to each notch.

In these diagrams, yielding of timber under compression is clearly indicated by a change of gradient in the relationship between vertical load and horizontal relative displacement. As soon as the curves of the horizontal relative displacements began to become flat,

Figure 16: Relationship between vertical load and deflection at mid-span.

The concrete compressive failure always developed in a small sector. This failure never occurred at mid-span as predicted by the analytical model, but in the zones which were weakened by the holes. Starting from the moment in which the compressive concrete failure occurred, the bending line of the composite member was no longer parabolic but tended to assume an angular form, which depended on the position of the concrete failure. The tensile-bending failure of timber always occurred below the concrete compressive failure and determined the end of the test. Totally, three specimens with the same layout were tested, and they showed the same failure mechanism and the same maximum load.

29

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

4.4 Discussion This test series demonstrated that vertical reinforcements are indispensable to achieve plasticity, and validated the analytical model illustrated in the previous sections. Several tests showed that, if the composite structure is not provided with vertical reinforcements, premature failure occurs.

Figure 17 illustrates a comparison between the model forecast and the structural behaviour of the three specimens designed according to Figure 11.

The loads and the succession of the failures correspond to the forecast. However, the ultimate deflection is more difficult to predict because the length, within which plastic concrete deformations occur is unknown and must be assumed.

Figure 17: Comparison between the structural behaviour of the specimens showed in Figure 11 and the prediction made by means of the model under the assumption of a plastic length of 1500 mm.

These specimens achieved a very good structural behaviour with great ductility, because a tensilebending failure of timber occurred as late as possible.

This ultimate failure represents the limit of the composite members studied. In contrast to conventional reinforced concrete structures, the rotation capability of the timber member limits the rotation of the cross section in the plastic zone. Nevertheless, since the system failure was made of 10 compressive failures of a reliable LVL material followed by a compressive failure of concrete, a reliable system was able to develop. Indeed, as shown in Figure 17, all three specimens (named 7.1, 7.2 and 8.2) exhibited the same failure mechanism and achieved the same maximum load.

However, the reinforcements of the specimens, which exhibited plasticity were designed in a special way to achieve the theoretic requirements as good as possible (Figure 11). Therefore, they are not yet suit30

able to be employed in practice. Indeed, it does not make sense to construct slabs provided with such reinforcements. The next step will be to develop an economic and easily fixable reinforcement, which is able to achieve the following structural requirements: – to carry the vertical tension which develops within the concrete member – to prevent enlargement of flexural-shear cracks in concrete – to carry the tensile force which is necessary to hold timber and concrete vertically together – to allow plastic timber deformations in the notches 5 CONCLUSIONS This paper presented a ductile and reliable design approach for timber-concrete composite members made of LVL with notched connection. The model was validated with a series of specimens made of beech LVL. Since the timber member was made of beech wood, the load-carrying capacity and the stiffness measured were great thanks to the elevated mechanical properties of this wood species.

The use of notches as shear connection has two basic advantages. On one hand, the stiffness of the notch in elastic conditions minimises the deformations at service level. On the other hand, if a compressive failure of timber is governing, the notch is able to fail in a ductile way causing plasticity at failure level.

Thus, plasticity of the composite member is generated by timber.

Nevertheless, to ensure the development of plasticity, end-to-end vertical reinforcements are necessary to prevent gap opening and to carry vertical tension in concrete. However, they should carry exclusively vertical forces. In addition, the reinforcements should allow the plastic deformations of timber. Further research is needed to find a connection system which achieves the ductility requirements and is possible to use in practice.

The most important challenge in this work was the understanding and the modelling of the interaction between three members having different mechanical properties: timber, concrete and vertical reinforcements.

6 ACKNOWLEDGEMENT The Schweizerische Nationalfonds SNF, Climate-KIC and the company Pollmeier Massivholz Gmbh, are gratefully acknowledged for financing and supporting the project.

Ductile timber-concrete composite slab made of beech laminated veneer lumber (LVL)

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31

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz Peter Kobel, Institut für Baustatik und Konstruktion, ETH Zürich

1 EINLEITUNG Buchenholz steht in der Schweiz und in anderen europäischen Ländern in grossen Mengen zur Verfügung. Das Potential von Buchenholz für den Einsatz insbesondere in hochbeanspruchten Tragwerken ist schon lange bekannt. Beispiele hierfür sind die Arbeiten von Egner et al. (1966) und Gehri (1980), in welchen die Verklebbarkeit sowie der Gewinn an Tragwiderstand und Steifigkeit von Bauteilen und Verbindungen gegenüber Nadelholz aufgezeigt wurde.

Trotzdem wird Buchenholz weiterhin hauptsächlich für energetische Zwecke und in der Möbel- und Spielzeugproduktion eingesetzt.

Ein aktuelles Forschungsprojekt an der ETH Zürich und der Empa hat sich zum Ziel gesetzt, die Entwicklung von effizienten und zuverlässigen Tragwerken aus Buchenholz voranzutreiben. Dadurch soll der Anwendungsbereich von Buchenholz im Ingenieurholzbau erweitert, und der Absatz und die Wertschöpfung von Buchenholz gesteigert werden. Im vorliegenden Projekt wird der Einsatz von Furnierschichtholz (FSH) aus Buche in Fachwerkträgern untersucht.

Die industrielle Fertigungsweise von Buchen-FSH und die Homogenität durch die Verklebung dünner Furnierlagen gewährleisten ein Material mit sehr zuverlässigen Festigkeits- und Steifigkeitseigenschaften, sowie eine verbesserte Dimensions- und Formstabilität. Durch das Einbringen von Querlagen kann zudem die Anisotropie der Eigenschaften beeinflusst werden.

Dadurch ergibt sich ein qualitativ hochstehender Holzwerkstoff mit einem Potential für den Einsatz in hochbeanspruchten Bauteilen, wie zum Beispiel in weit gespannten Fachwerkträgern.

Bei Fachwerkträgern sind in vielen Fällen die Verbindungen massgebend für die Bemessung. Um ein ausreichende Tragfähigkeit zu erreichen, müssen häufig eher komplizierte Verbindungen konzipiert werden, was wiederum zu einer Überdimensionierung der Anschlussstäbe führen kann. Die Leistungsfähigkeit der Verbindungen ist ein limitierender Faktor bezüglich der Anwendungsgrenzen sowie der Konkur-

renzfähigkeit von Holzfachwerken. Daher liegt im Forschungsprojekt der Fokus auf den Verbindungen: Es wird das Verhalten von Scherverbindungen mit stiftförmigen Verbindungsmitteln in Buchen-FSH untersucht. Es wurden Lochleibungsversuche, und anschliessend Versuche an Stabdübel- und Bolzenverbindungen durchgeführt und die Resultate mit bestehenden Bemessungsansätzen gemäss Eurocode 5 (EC 5) (resp. EN 1995-1-1 (2010)) und SIA 265 (2012) verglichen.

Aufbauend auf diesen Versuchsresultaten wurde anschliessend eine Serie von Drei-PunktBiegeversuchen an Fachwerkträgern durchgeführt.

Ziel war es, eine hohe Tragfähigkeit zu erreichen und durch ein duktiles Verhalten der Verbindungen die Duktilität des gesamten Fachwerkträgers zu erhöhen.

Die Erkenntnisse dieser Studie sollen dazu dienen, bestehende Bemessungskonzepte auf die Anwendbarkeit auf Buchen-FSH zu überprüfen und anzupassen.

2 BUCHENFURNIERSCHICHTHOLZ Die Einsatzbarkeit von Buchenholz im Ingenieurholzbau, primär in der Form von Brettschichtholz (BSH), wurde in der Vergangenheit bereits von mehreren Forschungsstudien bestätigt. Genannt seien hier die Arbeiten von Egner et al. (1966), Gehri (1980), Glos et al. (2000), Blass et al. (2005) und Schmidt et al.

(2010). Buchen-FSH wurde bisher hingegen hauptsächlich für Möbel und für andere nicht-bauliche Anwendungen verwendet. In Studien neueren Datums wurde nun auch die Eignung von Buchen-FSH für bauliche Zwecke untersucht und bestätigt, einerseits als lokale Verstärkungsmassnahme und andererseits auch als Hauptwerkstoff für komplette Bauteile. Zu nennen sind hier die Arbeiten von Knorz et al. (2012), Dill-Langer et al. (2014), Frese (2014), Comberg et al.

(2015) und Hassan et al. (2015). In Deutschland gibt es seit ein paar Jahren allgemeine bauaufsichtliche Zulassungen für Buchen-FSH (Nr. Z-9.1-838 (2013))

33

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Materialeigenschaften 2

[N/mm ]

Abb. 1: Querlagiges Buchenfurnierschichtholz.

und für Brettschichtholz aus Buchen-FSH (Nr. Z-9.1837 (2013)).

Buchen-FSH wird durch die Verklebung von geschälten Buchenfurnieren (i.d.R. 2-4 mm dick) hergestellt. Dadurch ergibt sich ein sehr homogenes Material ohne signifikante lokale Fehlstellen. Die Verwendung von Furnieren aus Buchenholz führt zu wesentlich höheren Festigkeitswerten im Vergleich zu Nadel3 holz, und erhöht die Dichte auf rund 730 kg/m . Im vorliegenden Projekt wurde Buchen-FSH mit vorwiegend längslaufenden und einigen querlaufenden Furnieren verwendet. Der Querlagenanteil wurde zwischen 0% und 24% variiert, um den Einfluss der anisotropen Verteilung der Festigkeiten auf das Tragverhalten zu untersuchen. Ein wesentlicher Vorteil von querlagigem FSH ist, dass sich die Querzugfestigkeit durch die Querlagen um ein Vielfaches erhöhen lässt.

Dies ist insbesondere für Verbindungen mit stiftförmigen Verbindungsmitteln relevant, bei welchen frühzeitiges sprödes Aufspalten infolge Querzugspannungen das Tragverhalten negativ beeinflusst.

3 BEMESSUNG VON SCHERVERBINDUNGEN MIT STIFTFÖRMIGEN VERBINDUNGSMITTELN Scherverbindungen mit stiftförmigen Verbindungsmitteln werden in der Regel nach der Theorie von Johansen (1949) bemessen. Dieser Bemessungsansatz wurde von den meisten Holzbaunormen übernommen, sowie auch vom EC 5 und von der SIA 265. Im Folgenden wird die Bemessung nach EC 5 für Stabdübel- und Bolzenverbindungen behandelt. Die Bemessung nach SIA 265 folgt den gleichen Prinzipien wie der EC 5, schlägt aber vereinfachte und teilweise leicht modifizierte Bemessungsformeln vor, weshalb Bemessungen nach SIA 265 und EC 5 geringfügig voneinander abweichen können.

Die Theorie von Johansen basiert auf der vereinfachenden Annahme, dass sich sowohl die Stahlstifte 34

Buchen-FSH 3 (ρmean=730kg/m )

Fichten- oder Kiefern-FSH 3 (ρmean=480kg/m )

längslagig querlagig längslagig querlagig

fm,0,k

73.8

66.8

50

36

ft,0,k

72

43.3

38

27

ft,90,k

1.6

24.5

0.8

6.0

E0,mean

16’800

13’800

13’800

10’500

Tabelle 1: Materialeigenschaften von Buchen-FSH gemäss Herstellerdaten (Van de Kuilen et al. (2012)). Querlagig: 23% Querlagenanteil.

unter Biegebeanspruchung als auch Holz unter Lochleibungsbeanspruchung ideal starr-plastisch verhalten. Der Tragwiderstand wird durch das Aufstellen von Gleichgewichtsbedingungen für verschiedene Versagensmechanismen berechnet, welche Kombinationen von Lochleibungsversagen im Holz und lokalem Biegeversagen (Fliessgelenke) im Verbindungsmittel darstellen. Derjenige Mechanismus mit dem kleinsten Tragwiderstand wird massgebend. In den Normen werden noch zusätzliche Bemessungsvorgaben definiert, um vorzeitiges sprödes Versagen wie Aufspalten oder Scherkeilversagen zu verhindern.

Diese spröden Versagensarten werden durch Johansens Theorie nicht abgedeckt. Die zusätzlichen Bemessungsvorgaben beziehen sich einerseits auf die minimalen Abstände zwischen den Verbindungsmitteln sowie Rand- und Endabstände. Andererseits wird ein Reduktionsfaktor für mehrere in Kraftrichtung hintereinander angeordnete Verbindungsmittel angegeben. Im EC 5 kann für Bolzen zusätzlich noch eine Seilwirkung berücksichtigt werden (nicht so in der SIA 265). Die Seilwirkung wird mit einem Viertel des Ausziehwiderstandes angesetzt, der rechnerische Anteil an der Tragwirkung wird jedoch auf maximal 25% begrenzt. Allgemein ist zu bemerken, dass die vorherrschenden Bemessungsansätze primär für Vollholz und BSH aus Nadelholz entwickelt wurden. Deren Anwendbarkeit auf Buchen-FSH ist zu überprüfen.

Im EC 5 wird für Stabdübel- und Bolzenverbindungen die Lochleibungsfestigkeit fh als lineare Funktion des Durchmessers d und der charakteristischen Rohdichte ρk des Holzes definiert. Für Holz und FSH in Faserrichtung lautet die Formel:

f h,0, k  0.082 1 0.01 d   k

(1)

Für Sperrholz wird fh für alle Winkel zur Faserrichtung gegeben als:

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Eingeschlitztes Stahlblech

Aussenliegende Stahlbleche

zwischen Kraft- und Faserrichtung bestimmt. Für eine Belastung in Faserrichtung ergibt sich:

n   nef  min 0.9 4 a1 n   13d (Ia)

(IIa)

(IIIa)

(Ib)

(IIIb)

Abb. 2: Versagensmechanismen nach Johansen (1949) für Verbindungen mit stiftförmigen Verbindungsmitteln mit eingeschlitztem Stahlblech und mit aussenliegenden Stahlblechen. (I) Lochleibungsversagen, (II) gemischtes Versagen, (III) Stahlversagen.

f h, k  0.111 0.01 d   k

(2)

Das Fliessmoment für Stabdübel und Bolzen wird gegeben als Funktion von d und der charakteristischen Stahlzugfestigkeit fu,k:

M y , Rk  0.3 f u , k  d 2.6

(3)

In Abb. 2 sind die Versagensmechanismen nach Johansen dargestellt, welche für die im Rahmen dieser Studie durchgeführten Versuche (Kapitel 5.2 und 5.3) relevant sind. Die zugehörigen Bemessungsformeln für den Tragwiderstand je Scherfuge sind: (Ia) Fv , Rk  f h ,1, k t1  d

(4)



(IIa) Fv , Rk  f h ,1,k  t1  d  2 



 F 1  ax,Rk (5) f h,1,k t  d  4 4  M y ,Rk

(IIIa) Fv , Rk  2.3 M y , Rk  f h ,1,k  d 

2 1

Fax,Rk 4

(Ib) Fv ,Rk  0.5 f h , 2,k t 2  d (IIIb) Fv , Rk  2.3 M y ,Rk  f h , 2,k  d 

(6) (7)

Fax,Rk 4

(8)

Dabei ist Fax,Rk der charakteristische Wert des Ausziehwiderstandes des Verbindungsmittels, welcher im Falle von Bolzenverbindungen in den Gleichungen (5), (6) und (8) zur Berücksichtigung der Seilwirkung eingesetzt wird. Der Anteil der Seilwirkung darf jedoch maximal 25% des gesamten Tragwiderstandes ausmachen.

Der Einfluss der Anzahl in Kraftrichtung hintereinander angeordneten Bolzen bzw. Stabdübel n muss durch die Berechnung einer wirksamen Verbindungsmittelanzahl nef berücksichtigt werden. nef wird in Abhängigkeit des Abstandes a1 der Verbindungsmittel untereinander in Faserrichtung sowie des Winkels

(9)

Damit kann die effektive charakteristische Tragfähigkeit Fv,ef,Rk einer Verbindungsmittelreihe berechnet werden:

Fv ,ef , Rk  nef  Fv , Rk

(10)

Es ist zu bemerken, dass für eine korrekte Bemessung nach Johansen eine genaue Kenntnis über die relevanten Materialkennwerte von grosser Bedeutung ist. Ist beispielweise die effektive Stahlzugfestigkeit wesentlich höher als in der Berechnung angenommen, kann dies zur Folge haben, dass der durch die Bemessung in der Regel angestrebte duktile Versagensmodus (III) in Wirklichkeit nicht erreicht wird, sondern dass stattdessen ein spröderes Versagen eintritt.

4 BEMESSUNG VON FACHWERKTRÄGERN Ein ideales Fachwerk basiert auf der Annahme, dass die einzelnen Fachwerkstäbe durch reibungsfrei gelenkige Knoten verbunden, sowie dass die Lasten nur in den Knoten angreifen. Dadurch erfahren die Stäbe nur eine reine Normalkraftbeanspruchung. In realen Fachwerken hingegen werden die Gurtungen in der Regel durchlaufend ausgebildet, und die Biegemomente in den Knoten können nicht vernachlässigt werden. Entsprechend müssen die resultierenden Stabmomente und Scherkräfte bei der Bemessung berücksichtigt werden. Durch das anisotrope und spröde Verhalten von Holz sind die einzelnen Stäbe und insbesondere die Verbindungen sehr anfällig auf Abweichungen der Kraftrichtung von der Faserrichtung.

Im EC 5 gibt es zwei Ansätze für die Bemessung von Fachwerken: Grundsätzlich sind die auftretenden Biegemomente zu berücksichtigen, und die Spannungen sind als Kombination von Biege- und Normalspannungen nachzuweisen. Dieser Ansatz setzt jedoch genaue Kenntnisse über Biege- und Axialsteifigkeiten der Verbindungen voraus, welche im Allgemeinen nicht bekannt sind, und auch schwierig mit ausreichender Genauigkeit abzuschätzen sind.

Alternativ bietet der EC 5 ein vereinfachtes Bemessungsverfahren an für nur in den Knoten belastete Fachwerke. Dabei werden die Verbindungen als gelenkig angenommen, entsprechend können Biege35

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

momente vernachlässigt werden. Stattdessen wird der zulässige Ausnutzungsgrad bezüglich der nachzuweisenden Zug- und Druckspannungen auf 70% begrenzt. Dies ermöglicht zwar in einfaches Nachweisverfahren, allerdings bedeutet der Ersatz eines detaillierten Nachweisverfahrens durch einen pauschalen Abminderungsfaktor auch, dass dieser Faktor konservativ gewählt werden muss, um eine durchwegs auf der sicheren Seite liegende Bemessung sicherzustellen. Entsprechend wird das vereinfachte Verfahren in vielen Fällen zu überdimensionierten Bauteilen führen, was auch Auswirkungen auf die Wirtschaftlichkeit hat.

In der SIA 265 gibt es ebenfalls ein vereinfachtes Bemessungsverfahren, wobei hier die Gurtungen in Fachwerkebene mit auf 2/3 reduzierten Festigkeitswerten zu bemessen sind, und die Tragwiderstände von Stabanschlüssen mit grosser Biegesteifigkeit mit einem Faktor von 3/4 zu reduzieren sind.

Abb. 3: Links: Lochleibungsversuch auf Zug nach EN 383: a1 = 3d, l3 = 7d, l4 = 40d. Rechts: Versuchseinrichtung mit eingespanntem Probekörper.

5 EXPERIMENTELLE UNTERSUCHUNGEN 5.1 Lochleibungsversuche 5.1.1 Versuchsaufbau und Prüfkörper Die Bestimmung der Lochleibungsfestigkeit ist eine Voraussetzung für die Berechnung des Tragwiderstandes nach Johansen. Um die Lochleibungsfestigkeit von Buchen-FSH zu bestimmen, wurde eine Serie von 80 Lochleibungsversuchen auf Zug gemäss EN 383 (2007) durchgeführt. Die Parameter für diese Versuchsserie waren der Dübeldurchmesser (d = 8 ÷ 20 mm), der Querlagenanteil im FSH (q.-l. = 0 ÷ 24%) und die Enddistanz des Dübels (l3 = 7d / 5d / 3.5d).

Dadurch ergaben sich 16 verschiedene Konfigurationen mit je 5 Versuchskörpern.

Nach EN 383 wird fh aus den Versuchen wie folgt berechnet:

f h , EN 383 

{F 5 mm ; Fmax } d t

(11)

Die in Gleichung (11) verwendete Last wird gewählt als im Versuch gemessene Maximallast Fmax, oder als Last FΔ=5mm bei einer relativen Verschiebung von 5 mm, falls Fmax bis dahin noch nicht erreicht wurde.

Die so bestimmte Last wird dann durch die projizierte Kontaktfläche zwischen Dübel und Holz (t: Dicke des Holzquerschnitts) dividiert. Bei Vollholz und BSH wird Fmax in der Regel innerhalb der vorgeschriebenen Grenzverschiebung von 5 mm erreicht. Bei den Versuchen an querlagigem Buchen-FSH hat sich allerdings ein sehr duktiles Verhalten eigestellt, und Fmax wurde im Allgemeinen erst bei weit grösseren Verfor36

Abb. 4: Versagensarten in Lochleibungsversuchen. Links: Längslagiges FSH: Sprödes Aufspalten (Konfiguration mit d = 12 mm, q.-l. = 0%, l3 = 7d). Rechts: Querlagiges FSH: Lochleibungsversagen gefolgt von Scherkeilversagen (Konfiguration mit d = 12 mm, q.-l. = 17%, l3 = 7d).

Abb. 5: Lochleibungsfestigkeiten fh (Mittelwerte) für Konfigurationen mit Enddistanz 7d (gemäss EN 383): ○: 23% Querlagen; x: 14% q.-l.; ◊: 0% q.-l.; ○×◊: fh,EN383 nach Gleichung (11); ○×◊: fh,max nach Gleichung (12). Vergleich mit Bemessungsansätzen nach EC5: Holz und FSH nach Gleichung (1), Sperrholz nach Gleichung (2), wobei 3 3 ρm,Buche = 765 kg/m , ρm,Fichte = 420 kg/m .

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Typ

(A)

(B)

Abb. 6: Aufbau der geprüften Stabdübel- (A) sowie Bolzenverbindungen (B), hier beispielhaft für n = 2 gezeigt.

mungen erreicht. Deshalb wurde fh zusätzlich noch als fh,max berechnet, wobei stets Fmax als massgebende Last eingesetzt wurde:

f h ,max 

Fmax d t

(12)

5.1.2 Versuchsresultate Abb. 5 zeigt die Mittelwerte der nach Gleichung (11) resp. (12) errechneten Lochleibungsfestigkeiten für Konfigurationen mit l3 = 7d, was der in EN 383 vorgeschriebenen Enddistanz entspricht. Durch den Vergleich mit bestehenden Bemessungsansätzen zeigt sich, dass diese die effektiv in Buchen-FSH erreichten Werte unterschätzen. Abb. 4 zeigt den Vergleich zwischen in den Versuchen beobachtetem sprödem Versagen in längslagigem FSH gegenüber duktilem Verhalten in querlagigem FSH. 5.2

Versuche an Stabdübel- und Bolzenverbindungen

5.2.1 Versuchsaufbau und Prüfkörper Um die Erkenntnisse aus den Lochleibungsversuchen umzusetzen, wurden Vorversuche an Stabdübelverbindungen mit zwei eingeschlitzten Stahlblechen durchgeführt. Daraus wurden die Konfigurationen für die Hauptversuchsreihe bestimmt, welche 53 Versuchskörper mit Stabdübelverbindungen mit einem eingeschlitzten Stahlblech und 9 Versuchkörper mit Bolzenverbindungen mit aussenliegenden Stahlblechen beinhaltete. Die Versuche wurden als Zugversuche gemäss EN 1380 (2009) und EN 26891 (1991) durchgeführt. Die Stabdübel (d = 12 mm) und Stahlbleche waren von der Qualität S355 (fu,k = 2 510 N/mm ), die Bolzen (d = 16 mm) von der Qualität 2 8.8 (fu,k = 800 N/mm ). Abb. 6 zeigt schematisch den Aufbau der beiden untersuchten Verbindungstypen.

Die designierten Versagensmechanismen waren Modus (IIa) für die Stabdübelverbindungen und Modus (IIIb) für die Bolzenverbindungen. Die veränderlichen

d

m

n

q.-l.

Abstände

[mm]

[-]

[-]

[%]

(a1, a3)

(A)

12

2

1/2/6

0/15/23

(5d,7d) / (4d,4d)

(B)

16

2

1/2/3

21

(5d,7d)

Tabelle 2: Versuchskonfigurationen für Zugversuche an Stabdübel (A) und Bolzenverbindungen (B). d: Verbindungsmitteldurchmesser, m: Anzahl Verbindungsmittel quer, n: Anzahl Verbindungsmittel längs, q.-l.: Querlagenanteil.

Parameter bei den Stabdübelverbindungen waren der Querlagenanteil, die Anzahl Verbindungsmittel in Kraftrichtung und die Abstände in Kraftrichtung zwischen den Verbindungsmitteln sowie zum beanspruchten Rand. Bei den Bolzenverbindungen wurde nur die Anzahl Verbindungsmittel in Kraftrichtung variiert. Bei allen Versuchen betrug die Anzahl der Verbindungsmittel quer zu Kraftrichtung m = 2. Tabelle 2 fasst die Parameter zusammen. Im Folgenden sollen die Erkenntnisse aus den Versuchen anhand ausgewählter Resultate illustriert werden.

5.2.2 Versuchsresultate Abb. 10 vergleicht die Versuchsresultate von Stabdübelverbindungen (A) mit dem theoretischen Tragwiderstand nach Johansen für eine Dübelreihe, da dadurch mögliche Gruppeneffekte ausgeschlossen werden. Für die Berechnung nach Johansen wurde die experimentell ermittelte Lochleibungsfestigkeit fh,EN383 verwendet (Kapitel 5.1), sowie eine mittlere Stahlzugfestigkeit von fu,m = 1.25 fu,k angenommen (basierend auf Daten von Erchinger et al. (2006)). Dadurch stellte sich eine gute Übereinstimmung zwischen der Vorhersage und den Versuchsresultaten ein. Abb. 7 zeigt den Einfluss von querlagigem FSH auf die Ausbildung des Versagensmechanismus. Ohne Querlagen wird Modus (IIa) nur angedeutet, bevor sprödes Aufspaltversagen eintritt. Bei querlagigem FSH hingegen kann sich Modus (IIa) voll ausbilden, was zu einem duktileren Verhalten der Verbindung führt.

Bei den Bolzenverbindungen in querlagigem Buchen-FSH wurde der effektive Tragwiderstand mit der Bemessung nach EC 5 wesentlich unterschätzt (Abb. 11). Grund hierfür ist die Ausbildung einer sehr ausgeprägten Seilwirkung, welche den in EC 5 berücksichtigen Anteil an der Tragwirkung weitaus übertrifft.

Aufgrund dieser Seilwirkung konnte die Last weiter gesteigert werden, bis die Bolzen im Gewindebereich infolge Scher- und Biegezugspannungen versagten (Abb. 8).

37

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Abb. 7: Versagensmodus (IIa) in Stabdübelverbindungen (A) mit n = 1 Dübelreihe. Oben: Längslagiges FSH (0% q.l.). Unten: Querlagiges FSH (15% q.-l.).

Abb. 8: Versagensmodus (IIIb) mit Seilwirkung und anschliessendem Verbindungsmittelversagen in Bolzenverbindung (B) mit n = 1 Bolzenreihe und querlagigem FSH (21% q.-l.).

Abb. 9: Links: Versagen durch „Öffnen“ in Stabdübelverbindung (A) mit n = 6 Dübelreihen und querlagigem FSH (15% q.-l.). Rechts: Klemmvorrichtung an Versuchskörper.

38

Abb. 10: Last-Verformungsverhalten von Stabdübelverbindungen (A) mit n = 1 Dübelreihe. − Längslagiges FSH (q.-l. = 0%), − querlagiges FSH (q.-l. = 15%). - - Vorhersagen gem. EC 5 für Versagensmodus (IIa) mit fh,EN383 (experimentell) für q.-l. = 0% und q.-l. = 15%.

Abb. 11: Last-Verformungsverhalten von Bolzenverbindungen (B) mit n = 1 Bolzenreihe und querlagigem FSH (q.-l. = 21%). - - Vorhersage gem. EC 5 für Versagensmodus (IIIb) mit fh,EN383 (experimentell) für q.-l. = 21%.

Abb. 12: Einfluss des Querlagenanteils (0%/15%/23%) in Stabdübelverbindungen (A) mit n = 2 Dübelreihen und reduzierten Dübelabständen (a1/a3) = (4d/4d).

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Abb. 13: Reduktionsfaktor kred = nef/n bei Normabständen gem. EC 5 (a1 = 5d). Vergleich der Versuchsresultate mit dem Ansatz nach Gleichung (9) (EC 5).

Stabdübelverbindungen (A): ◊: 0% q.-l.; ×: 15% q.-l.; Bolzenverbindungen (B): +: 21% q.-l.

den. Dies hatte sowohl einen wesentlich höheren Tragwiderstand, als auch eine stark gesteigerte Duktilität zur Folge.

Allerdings wurde bei Stabdübelverbindungen in querlagigem FSH mit mehreren Dübelreihen auch ein Versagen durch „Öffnen“ der Verbindung beobachtet, welches nach Erreichen grosser Verformungen auftrat. Dabei entstanden nach Bildung des Versagensmodus (IIa) durch die Neigung der Stabdübel Ablenkkräfte, welche die aussenliegenden Holzteile nach aussen bogen. Bei einigen Versuchen wurde dies in der Folge durch eine Klemmvorrichtung verhindert (Abb. 9). In der Praxis könnte dies beispielsweise durch den Einsatz von mit Muttern versehenen Passschrauben erreicht werden.

Um die Versuchsresultate bezüglich Abminderungsfaktor für mehrere in Kraftrichtung hintereinander angeordneten Verbindungsmittel mit dem Bemessungsansatz gemäss Gleichung (9) zu vergleichen, wurde der Faktor k red  n ef n berechnet. k red stellt dabei die Abminderung nef pro Verbindungsmittel dar. Abb. 13 zeigt die Werte für k red für Versuchskonfigurationen mit Verbindungsmittelabständen gemäss EC 5, Abb. 14 zeigt k red für Konfigurationen mit reduzierten Abständen (vgl. Tabelle 2). Die Resultate zeigen, dass der Ansatz für nef gemäss Gleichung (9) für querlagiges Buchen-FSH durchwegs konservativ war. Für längslagiges FSH ergaben sich stärkere Reduktionen, sodass nef nach Gleichung (9) teilweise auf der unsicheren Seite zu liegen kam.

5.3 Versuche an Fachwerkträgern

Abb. 14: Reduktionsfaktor kred = nef/n bei reduzierten Abständen (a1 = 4d). Vergleich der Versuchsresultate mit dem Ansatz nach Gleichung (9) (EC 5).

Stabdübelverbindungen (A): ◊: 0% q.-l.; ×: 15% q.-l.; Bolzenverbindungen (B): +: 21% q.-l.

Der positive Einfluss von Querlagen auf das Tragverhalten zeigte sich insbesondere bei Verbindungen mit mehreren Verbindungsmitteln in Kraftrichtung hintereinander. Bei mehreren Verbindungsmitteln erhöht sich durch die Überlagerung von Querzugspannungen die Gefahr von vorzeitigem sprödem Aufspaltversagen. Dieser Gruppeneffekt wird durch Querlagen im FSH reduziert, da diese dem Material wesentlich höhere Festigkeiten quer zur Faser verleihen. Abb. 12 zeigt diesen Einfluss beispielhaft anhand von Stabdübelverbindungen mit n = 2. Während Verbindungen ohne Querlagen durch sprödes Aufspalten versagten, konnte sich der vorgesehene Versagensmodus in querlagigem FSH wesentlich weiter Ausbil-

5.3.1 Versuchsaufbau und Prüfkörper Um die durch die Lochleibungs- und Verbindungsversuche gewonnen Erkenntnisse auch auf Bauteilebene zu implementieren, wurde eine Serie von Drei-PunktBiegeversuchen an Fachwerkträgern durchgeführt.

Ziel war die Aktivierung des Verformungsvermögens in den Verbindungen, um das Tragverhalten des gesamten Fachwerkträgers zu verbessern und ein duktiles Versagen zu erreichen.

Die Serie beinhaltete 10 Versuchskörper, welche als Strebenfachwerke mit einer Spannweite von 4.80 m und einer statischen Höhe von 0.90 m ausgebildet waren. Die gewählte Versuchsanordnung hatte zur Folge, dass zumindest gemäss idealer Fachwerktheorie alle 6 Diagonalen gleich beansprucht wurden.

Es wurde sowohl längslagiges Buchen-FSH eingesetzt, wie auch querlagiges mit q.-l. = 14%.

Abb. 15 zeigt den Versuchsaufbau. Die Last wurde gemäss dem Belastungsverfahren von EN 26891 (1991) in Fachwerkmitte in den Obergurt eingeleitet.

39

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Abb. 15: Versuchsaufbau für Drei-Punkt-Biegeversuch an Fachwerkträgern aus Buchen-FSH. Lasteinleitung über den Hydraulikzylinder in Fachwerkmitte.

Dabei stellte der Lasteinleitungspunkt durch Reibung zwischen Zylinder und Obergurt eine horizontale Halterung in Fachwerkebene dar. Entsprechend konnten beide seitlichen Auflager als bewegliche Rollenlager ausgebildet werden. Die Stabilität aus der Ebene wurde durch zusätzliche Kipphalterungen gewährleistet.

Die Verschiebungen während des Versuchs wurden durch das optische Messsystem NDI Certus HD gemessen. Das System besteht aus drei Kameras, welche die dreidimensionalen Koordinaten von einzelnen auf dem Versuchskörper platzierten LEDs mit einer Genauigkeit von 0.01 mm aufzeichnen. Als Kontrollmessung wurde zusätzlich ein analoger Weggeber in Spannweitenmitte platziert.

Bei jedem Versuch wurden 48 LEDs auf dem Versuchskörper platziert. Dadurch konnten sowohl die absoluten Verschiebungen an verschiedenen Punkten im Fachwerk gemessen werden, wie auch relative Verschiebungen innerhalb des Fachwerks. Damit konnte insbesondere auch das Verhalten der einzelnen Verbindungen aufgezeichnet werden. Abb. 16 (oben rechts) zeigt eine solche Anordnung von LEDs im Verbindungsbereich.

Es wurden drei verschiedene Typen von Verbindungen verwendet, welche in Abb. 16 dargestellt sind:

40

– Stabdübelverbindung mit eingeschlitztem Stahlblech (Typ T1) – Bolzenverbindung mit aussenliegenden Stahlblechen (Typ T2) – Passschraubenverbindung Stahlblech (Typ T3)

mit

eingeschlitztem

Durch Kombination von oben genannten Verbindungstypen mit querlagigem resp. längslagigem FSH ergaben sich die in Tabelle 3 dargestellten Versuchskonfigurationen.

Für die Bemessung der Verbindungen wurde die experimentell ermittelte Lochleibungsfestigkeit fh,EN383 verwendet (Kapitel 5.1). Die Verbindungen wurden auf Versagensmodus (IIIa) resp. (IIIb) bemessen. Die Stabdübel und Stahlbleche waren von der Qualität S355 und die Bolzen von der Qualität 8.8. Die Abstände der Verbindungsmittel wurden gemäss EC 5 gewählt.

Da die Aktivierung des Verformungsvermögens in den Verbindungen Teil des Versuchskonzepts war, wurde in den Anschlüssen zwischen den einzelnen Stäben jeweils eine Lücke von 20 mm gelassen. Dadurch wurde sichergestellt, dass die Kräfte durch die Verbindungsmittel übertragen wurden, und keine

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Kraftübertragung über Kontaktflächen zwischen den einzelnen Holzteilen stattfinden konnte.

5.3.2 Versuchsresultate Abb. 17 zeigt das globale LastVerformungsverhalten aller 10 Versuche. Die dargestellte Verformung ist die Durchbiegung beim Lasteinleitungspunkt im Obergurt in Spannweitenmitte. Klar ersichtlich ist das verbesserte LastVerformungsverhalten von Konfigurationen mit querlagigem FSH, im Vergleich zu ausschliesslich längslagigem FSH. Verantwortlich hierfür war das widerstandsfähigere und duktilere Verhalten der Verbindungen in querlagigem FSH. Wie bereits anhand der vorgängigen Verbindungsversuche (Kapitel 5.2) gezeigt, sind Stabdübel- und Bolzenverbindungen in querlagigem FSH durch die gesteigerte Querzugfestigkeit weniger anfällig auf vorzeitiges Aufspaltversagen. Darüber hinaus werden die Verbindungen durch die Querlagen auch weniger anfällig auf Abweichungen der Richtung der resultierenden Krafteinwirkung von der Stab- bzw. Faserrichtung. In Fachwerkkonstruktionen treten solche Abweichungen der Kraftrichtung dadurch auf, dass die Knoten effektiv nicht gelenkig sind, sondern die Verbindungen auch eine gewisse Biegesteifigkeit aufweisen. Die dadurch auftretenden Abweichungen der Kraftrichtung fördern das Auftreten von vorzeitigem sprödem Aufspaltversagen.

Die Prüfkörper mit Stabdübelverbindungen und längslagigem FSH (T1-0) versagten durch Aufspalten in einer Diagonalenverbindung (Abb. 18), was zu einem vergleichsweise spröden Verhalten der Träger führte. Die Konfiguration T1-14 unterschied sich von T1-0 einzig durch das Einbringen von 14% Querlagen im FSH. Da dadurch sprödes Aufspaltversagen verhindert wurde, konnte eine wesentlich höhere Tragfähigkeit sowie grössere Verformungen erreicht werden.

Allerdings trat nach Ausbildung von Versagensmodus (IIIa) aufgrund der Neigung der Dübel ein Versagen durch Öffnen einer Diagonalenverbindung ein (vgl.

Kapitel 5.2), wie in Abb. 19 dargestellt. Diese Art von Versagen wurde bei Konfiguration T3-14 durch die angebrachten Muttern an den Passschrauben verhindert. Somit konnte sich Versagensmodus (IIIa) vollständig ausbilden. Zusätzlich trat eine Seilwirkung auf, welche sowohl zur Steigerung der Traglast wie auch der Steifigkeit beitrug. Entsprechend zeigte sich bei T3-14 eine gegenüber T1-14 nochmals wesentlich erhöhte Traglast sowie eine höhere Duktilität. Das schlussendliche Versagen trat in Form eines durch Scher- und Biegezugspannungen verursachten Versagens der Passschrauben auf, welche im Kon-

Konfiguration

Verbindungsmittel

Querlagenanteil

T1-0

Stabdübel

0%

T1-14

Stabdübel

14%

T2-0

Bolzen

0%

T2-14

Bolzen

14%

T3-14

Passschrauben

14%

Tabelle 3: Versuchskonfigurationen Biegeversuche an Strebenfachwerken.

für

Drei-Punkt-

Abb. 16: Verbindungstypen in geprüften Fachwerken: Oben links: Stabdübelverbindung mit eingeschlitztem Stahlblech (T1). Unten links: Bolzenverbindung mit aussenliegenden Stahlblechen (T2). Unten rechts: Passschraubenverbindung mit eingeschlitztem Stahlblech (T3). Oben rechts: Anordnung von LEDs zur Messung von Relativverschiebungen im Knotenbereich.

Abb. 17: Last-Verformungsverhalten aus Drei-PunktBiegeversuchen an Fachwerkträgern. Konfigurationen gemäss Tabelle 3 mit Verbindungen gemäss Abb. 16.

41

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

taktbereich mit dem Stahlblech gewissermassen durchrissen (Abb 19).

Bei den Versuchen mit Bolzenverbindungen stellte sich ohne Querlagen (T2-0) ein sprödes Aufspaltversagen in einer Diagonalenverbindung ein (Abb 20).

Bei querlagigem FSH (T2-14) bildete sich zusätzlich zu Versagensmodus (IIIb) eine Seilwirkung aus, welche auch nach der Bildung von Fliessgelenken in den Bolzen eine weitere Laststeigerung ermöglichte. Dies führte schlussendlich zu einem NettoQuerschnittsversagen im Untergurt (Abb. 21). Trotz der hohen in den Versuchen erreichten Gesamtverformung konnte das Verformungsvermögen der Verbindungen also nicht vollständig aktiviert werden.

Die gemessenen Relativverschiebungen in den Verbindungen zwischen den Diagonalen und den Gurten sind in den Abbildungen 22 bis 25 für je einen Versuchskörper verschiedener Konfigurationen dargestellt. Die Messungen für Konfiguration T1-0 mit Stabdübelverbindungen ohne Querlagen zeigen nach einer anfänglichen linear-elastischen Phase eine Steifigkeitsreduktion, welche den Übergang zu einer plastischen Phase mit Versagensmodus (IIIa) andeutet.

Bevor grössere plastische Verformungen auftreten konnten, trat allerdings ein sprödes Verbindungsversagen auf (Abb. 18). Im Gegensatz dazu bildeten sich bei den Stabdübel- und Passschraubenverbindungen mit Querlagen ausgedehnte plastische Verformungen.

Abb. 23 zeigt das Verhalten von Passschraubenverbindungen in Konfiguration T3-14. Wie zu sehen ist, konnte jeweils in allen Diagonalenverbindungen des Fachwerkträgers das plastische Verformungsvermögen aktiviert werden, was von einer kleinen Streuung zwischen dem Verhalten der einzelnen Verbindungen zeugt. Die über die Muttern der Passschrauben erzeugte Seilwirkung erhöht die Anfangssteifigkeit der Verbindungen und verhindert ein Versagen durch Öffnen der Verbindungen. Der Anteil der Seilwirkung am Tragwiderstand erhöht sich mit zunehmender Verformung, weshalb die Last auch nach Ausbildung des plastischen Versagensmodus (IIIa) noch weiter gesteigert werden kann.

Abb. 24 und 25 zeigen das Verhalten der Bolzenverbindungen in Versuchskörpern der Konfigurationen T2-0 und T2-14. Während ohne Querlagen die Verbindungen kaum über die Grenze des linearelastischen Bereichs belastet werden konnten, bevor sprödes Aufspaltversagen eintrat, konnten mit querlagigem FSH höhere Verformungen erreicht werden, und durch die Seilwirkung konnte die Last auch nach Ausbildung von plastischen Fliessgelenken in den Bolzen noch weiter gesteigert werden. Die gemessenen Verformungen in den Verbindungen stellen je42

Abb. 18: Versagen in Konfiguration T1-0: Aufspalten im Verbindungsbereich in Druckdiagonale.

Abb. 19: Links: Versagen in Konfiguration T1-14. Öffnen der Verbindung in Zugdiagonale. Rechts: Versagen in Konfiguration T3-14: Versagen der Passschrauben in Kontaktbereich mit Stahlblech.

Abb. 20: Versagen in Konfiguration T2-0: Verbindungsbereich in Druckdiagonale.

Aufspalten im

Abb. 21: Versagen in Konfiguration T2-14: Biegezugbruch in Netto-Querschnitt von Zuggurt.

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

Abb. 22: Relativverschiebung in den Diagonalenverbindungen in Konfiguration T1-0. Druck- (grau) und Zugverbindungen (schwarz). ×: Aufspaltversagen in Druckverbindung (Abb. 18).

Abb. 24: Relativverschiebung in den Diagonalenverbindungen in Konfiguration T2-0. Druck- (grau) und Zugverbindungen (schwarz). ×: Aufspaltversagen in Zugverbindung (Abb. 20).

Abb. 23: Relativverschiebung in den Diagonalenverbindungen in Konfiguration T3-14. Druck- (grau) und Zugverbindungen (schwarz). ×: Versagen von Passschrauben (Abb. 19).

Abb. 25: Relativverschiebung in den Diagonalenverbindungen in Konfiguration T2-14. Druck- (grau) und Zugverbindungen (schwarz). Kein Verbindungsversagen, sondern Versagen im Zuggurt (Abb. 21).

doch nicht ihr gesamtes Verformungsvermögen dar, da der Fachwerkträger vorzeitig im Netto-Querschnitt des Untergurtes versagt hat.

Die präsentierte Versuchsreihe hat gezeigt, dass das duktile Verhalten von Scherverbindungen mit stiftförmigen Verbindungsmitteln in querlagigem Buchen-FSH in Fachwerkstrukturen zur Verbesserung des Tragverhaltens genutzt werden kann. Spröde Versagensarten in den Verbindungen können verhindert werden, wodurch sich das globale LastVerformungsverhalten eines Fachwerkträgers signifikant verbessern lässt, einerseits in Bezug auf Tragwiderstand und Duktilität, aber auch hinsichtlich Verlässlichkeit und Voraussagbarkeit des Verhaltens.

6 SCHLUSSFOLGERUNGEN Die im Rahmen des präsentierten Forschungsprojektes durchgeführten experimentellen Untersuchungen haben gezeigt, dass querlagiges Buchen-FSH für den Einsatz in hochbeanspruchten Bauteilen geeignet ist.

Die vorteilhaften Materialeigenschaften von querlagigem Buchen-FSH führen zu einer Verbesserung der Leistungsfähigkeit von Stabdübel- und Bolzenverbindungen sowie von gesamten Fachwerkträgern.

Die experimentell ermittelten Lochleibungsfestigkeiten für querlagiges Buchen-FSH liegen über den mit existierenden Bemessungsansätzen errechneten Werten. Ebenfalls wurde in den Lochleibungsversuchen ein sehr duktiles Verhalten festgestellt.

Unter Einhaltung gewisser Randbedingungen bezüglich minimalem Querlagenanteil und Abständen 43

Hochwertige Fachwerke aus Buchenfurnierschichtholz

der Verbindungsmittel können sehr duktile Verbindungen mit hohem Tragwiderstand realisiert werden. Vorzeitige spröde Versagensarten werden verhindert, wodurch sich der vorgesehene Versagensmechanismus nach Johansen vollständig ausbilden kann. Um das vollständige Verformungspotential der Verbindungen ausnutzen zu können, muss je nach Konfiguration das Öffnungsversagen der Verbindung verhindert werden, welches durch Ablenkkräfte von bereits verformten Verbindungsmitteln auftreten kann. Dies kann erreicht werden, indem Passschrauben oder Bolzen eingesetzt werden, welche durch die aufgebrachten Muttern bzw. den Schraubenköpfen einen Ausziehwiderstand aufweisen. Durch diesen Ausziehwiderstand kann sich ausserdem eine Seilwirkung einstellen, welche den Tragwiderstand der Verbindung zusätzlich wesentlich erhöhen kann.

Die Versuche an Fachwerkträgern haben gezeigt, dass sich das duktile Verhalten von Scherverbindungen in Buchen-FSH auch auf die Systemwirkung gesamter Bauteile übertragen lässt. Durch den Einsatz von leistungsfähigeren Verbindungen lässt sich das globale Verhalten einer Fachwerkstruktur wesentlich verbessern, indem höhere Tragwiderstände sowie ein duktileres Verhalten erreicht werden. Um ein duktiles Verhalten zu erreichen, muss bei der Bemessung darauf geachtet werden, dass duktiles Versagen in den Verbindungen massgebend wird, damit spröde Versagensarten (wie beispielsweise NettoQuerschnittsversagen) ausgeschlossen werden.

Die Fortsetzung des Forschungsprojektes wird sich mit der Entwicklung geeigneter Bemessungsansätze befassen, welche den spezifischen Eigenschaften von Buchen-FSH Rechnung tragen sollen.

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Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen Robert Jockwer, Institut für Baustatik und Konstruktion, ETH Zürich

1

EINLEITUNG

1.1 Versagensmechanismen von Verbindungen In Verbindungen tritt ein Versagen im Grenzzustand der Tragwiderstands entweder durch ein lokales Versagen der Verbindungsmittel oder durch ein Versagen des umgebendes Holzes statt. Das Versagen der Verbindungsmittel sollte grundsätzlich angestrebt werden, um durch Wahl eines geeigneten Verbindungsmitteldurchmessers den Tragwiderstand regulieren und einen möglichst duktilen Versagensmechanismus erreichen zu können. Die verschiedenen Versagensmechanismen des Verbindungsmittels wurden von Johansen (Johansen 1949) beschreiben und sind als sogenanntes European Yield Model (EYM) in der europäischen Bemessungsnorm für Holztragwerke Eurocode 5 (EC 5, EN 1995-1-1 (CEN 2004)) sowie vereinfacht in der Schweizer Norm für Holzbau SIA 265 (Architektenverein 2012) enthalten.

Gemäss Fliessgelenktheorie des EYM können zum Beispiel für eine Holz-Stahl-Holz-Verbindung eines eingeschlitzten Bleches vereinfacht drei verschiedene Versagensmechanismen in Abhängigkeit der Holzdicke unterschieden werden. Der Versagensmodus 1 des EYM bezeichnet das reine Lochleibungsversagen im dem Verbindungsmittel umliegenden Holz. Bei ausreichender Dicke des Holzes kann zum anderen der erwünschte Versagensmodus 3 mit einem duktilen Versagen des Verbindungsmittels erreicht werden.

Der Versagensmodus 2 beschreibt ein gemischtes Versagen infolge Lochleibung und Fliessgelenken.

Diese Versagensmechanismen des EYM werden vor allem aufgrund der Eigenschaften des Verbindungsmittels sowie aufgrund der Holzdicken bestimmt. Darüber hinaus muss jedoch auch das die Verbindung umschliessende Holz einen ausreichenden Lastabtrag ermöglichen, um ein Aufreissen des Holzes und damit ein sprödes Versagen zu verhindern.

Um dieses spröde Versagen mit einem Aufreissen parallel (bzw. rechtwinklig) zur Faserrichtung des Hol-

zes zu vermeiden sind in SIA 265 Angaben zu Mindestabständen gemacht. Darüber hinaus wird für Verbindungen mit mehreren stiftförmigen Verbindungsmitteln mit einer parallel zur Faserrichtung wirkende Kraft der Tragwiderstand durch einen Faktor zur Berücksichtigung der effektiv wirksamen Anzahl der Verbindungsmittel reduziert. Für rechtwinklig zur Faserrichtung wirkende Kräfte findet dagegen keine Abminderung der effektiv wirksamen Anzahl der Verbindungsmittel statt.

Neben den Mindestabständen und der effektiv wirksamen Anzahl Verbindungsmittel ist auch der Tragwiderstand im Nettoquerschnitt des Holzes zu beachten. In Eurocode 5 sind dafür für parallel zur Faserrichtung wirkende Kräfte Angaben zum Ab- und Ausscheren eines Blockes von Verbindungsmitteln gemacht, für rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes wirkende Kräfte sind Angaben zum Querzugversagen des Holzes gemacht. In Norm SIA 265:2012 sind keine Angaben zu einem Bemessungsansatz für das Querzugversagen des Holzes im Bereich von Queranschlüssen gemacht.

In diesem Betrag sind die verschiedenen Einflüsse auf das Querzugversagen des Holzes in Verbindungen mit einer Beanspruchung rechtwinklig zur Faserrichtung dargestellt und erläutert. Es werden ausserdem Empfehlungen für eine sichere Bemessung von Verbindungen bei Beanspruchung rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes gegeben.

1.2 Querzugversagen an Queranschlüssen Holz zeigt ein stark anisotropes Materialverhalten.

Grundsätzlich kann zwischen hervorragenden Festigkeiten und Steifigkeiten in Faserrichtung des Holzes und nur sehr geringen Festigkeiten und Steifigkeiten rechtwinklig zur Faserrichtung unterschieden werden.

Bei Querzugbeanspruchung tritt ein sprödes Versagen bereits bei geringen Beanspruchungen auf, weshalb für eine wirtschaftliche Bemessung eine planmässige Beanspruchung auf Querzug vermieden werden sollte.

45

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

1.3 Verstärkung

h

Fv,Ed,1

Fv,Ed,2

a

F90,Ed Abb. 1: Rissbild an einem Queranschluss.

Im Bereich von Anschlüssen mit einer Krafteinleitung rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes können zum Teil sehr grosse Querzugspannungen entstehen, die zu einem Aufreissen und Versagen des Trägers führen können. Ein typisches Rissbild an einem Queranschlüss ist in Abb. 1 dargestellt. Die Grösse der Querzugspannungen hängt dabei vor allem vom relativen Abstand der entferntesten Verbindungsmittel von der querzugbeanspruchten Trägerkante ab. Grundsätzlich muss die Kraft aus dem Queranschluss über Beanspruchungen in Schub und rechtwinklig zur Faserrichtung in den Träger eingeleitet werden. Je nachdem auf welcher Höhe des Trägers der Queranschluss angebracht ist, wird die eingeleitete Kraft direkt über Schub und Querdruck abgetragen oder sie muss über Querzug in den oberen Teil des Trägers übertragen werden. Da dieser Querzug vermieden werden sollte, ist es vorteilhaft, den Queranschluss auf der der Kraft abgewandten Trägerseite anzuschliessen.

Die Querzugbeanspruchung müssen daher bereits in der Bemessung ausreichend berücksichtigt werden, um ein Aufreissen des Trägers zu vermeiden. In der Norm SIA 265 ist die Gefahr des Querzugversagens ausdrücklich hingewiesen und es ist generell eine sehr geringe Querzugfestigkeit angesetzt. Es werden jedoch keine genaueren Angaben darüber gemacht, wie bei der Bemessung von Queranschlüssen die relevanten Querzugspannungen bestimmt werden können.

Um die Gefahr des Aufreissens und des Versagens des Bauteils zu verringern, sollte der Queranschluss auf der unbeanspruchten Trägerseite angeschlossen werden. Wenn dies nicht möglich ist, müssen besondere Vorkehrungen (z.B. Verstärkungen) getroffen werden, um das Risiko des Aufreissens an diesen Stellen zu verringern.

46

Um ein frühzeitiges Versagen zu verhindern sollten die Bereiche mit Querzugbeanspruchung verstärkt werde. Ansätze für die Bemessung der Verstärkung von Querzugsbeanspruchungen sind in Anhand D der Norm SIA 265:2012 angegeben.

Bei der Verstärkung kann zwischen innenliegender und aussenliegender Verstärkung unterschieden werden. Für innenliegende Verstärkung können eingeklebte Gewindestangen oder Betonrippenstähle mit Durchmessern bis 20 mm oder selbstbohrende Vollgewindeschrauben verwendet werden. Dabei ist die Querschnittsschwächung durch die Verstärkung in der Bemessung zu berücksichtigen. Aussenliegende Verstärkung kann aus Holzwerkstoffplatten (z.B. aus Furnierschichtholz oder Furniersperrholz) oder aus aufgeklebten Brettern oder eingepressten Nagelplatten gefertigt sein. Bei aufgeklebter aussenliegender Verstärkung muss insbesondere auch die ungleichförmige Spannungsverteilung in der Klebfuge und die daraus resultierende ungleichförmige Verteilung der Kräfte in der Verstärkung bei der Bemessung berücksichtigt werden.

Bei der Bestimmung der Zugkräfte in der Verstärkung darf die Zugfestigkeit des Holzes rechtwinklig zur Faserrichtung nicht berücksichtigt werden.

2

GRUNDLAGEN

2.1 Arten von Queranschlüssen Als Queranschlüsse werden Verbindungen bezeichnet, bei denen die Last an einen Hauptträger rechtwinklig zur Trägerlängsachse, und damit rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes, angehängt wird. Häufig treten Queranschlüsse als Anschluss von Nebenträgern an Hauptträgern auf, wie etwa bei Pfettenanschlüssen unter Verwendung von Balkenschuhen, oder beim Anhängen von Lasten oder Bauteilen.

Als Verbindungsmittel werden Stabdübel oder Bauschrauben in Holz-Holz-Verbindungen oder in Stahl-Holz-Verbindungen mit eingeschlitzten innenliegenden Blechen verwendet. Fachwerkträger kleinerer Dimensionen können mit eingepressten Nagelplattenverbindungen kostengünstig hergestellt werden.

Stahlformteile wie etwa Balkenschuhe werden genagelt und lassen sich schnell und einfach einsetzen.

2.2 Geometrie Die einheitlichen Bezeichnungen der geometrischen Parameter des Queranschlusses sind in Abb. 2 dargestellt. Die Grösse der Querzugbeanspruchung am Queranschluss ist vor allem vom relativen Abstand a/h der obersten Verbindungsmittelreihe von der auf Zug

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

b t

t

t

t

h

t

a

hm n

ar m

b

b

F90,Ed

F90,Ed /2

F90,Ed /2

F90,Ed

F90,Ed

Abb. 2: Ansicht mit Bezeichnungen eins Queranschlusses, Schnitt durch beidseitigen, mittigen und einseitigen Anschluss.

beanspruchten Seite Trägerseite abhängig. Die absolute Trägerhöhe h hat ebenfalls einen deutlichen Einfluss auf den Tragwiderstands. Dieser Grösseneffekt ist aus anderen Fällen der Rissbildung infolge Spannungskonzentrationen bekannt und kann mit Hilfe der Grundlagen der Bruchmechanik erklärt werden (Leicester 1973). Ausserdem kann die Abhängigkeit der Querzugfestigkeit von der Bauteilgrösse infolge der Theorie des schwächsten Kettenglieds nach Weibull (Weibull 1939) erklärt werden, wie dies z.B. durch Mistler (H.-L. Mistler 1979) für ausgeklinkte Träger beschrieben wurde. Der Einfluss der Trägerbreite ist im Allgemeinen linear auf den Tragwiderstand des Queranschlusses. Weitere Einflüsse sind die Höhe hm und Breite ar der Verbindung oder dem Abstand a1 zwischen benachbarten Verbindungen.

Neben der Anschlussgeometrie ist der Tragwiderstand des Queranschlusses von der Art und Steifigkeit der Verbindungsmittel sowie der Holzart abhängig.

Durch eine gleichmässigere Lasteinleitung, wie sie z.B. Nagelplatten bieten, ist die Spannungskonzentration weniger ausgeprägt und ein höherer Tragwiderstand kann erreicht werden.

3

TRAGVERHALTEN VON QUERANSCHLÜSSEN IN DER THEORIE

In der Literatur sind bereits umfangreiche Untersuchungen zum Tragverhalten von Queranschlüssen zu finden. Diese unterscheiden sich jedoch teilweise stark in Bezug auf die Komplexität des Bemessungsansatzes. Je nach Umfang und Grundlage der Ansätze können verschiedenste Material- und geometrische Parameter berücksichtigt werden.

In der Schweizer Norm für die Bemessung von Holztragwerken Norm SIA 265:2012 liegen keine Bemessungsansätze für Queranschlüsse vor. Ein empirischer Ansatz für die Bemessung von Queranschlüssen war in der deutschen Norm DIN 1052 (DIN 2008)

angegeben. Dieser wurde vor allem auf Grundlage von Versuchen an Nagelplattenverbindern aufgestellt.

Ein theoretischer Bemessungsansatz basierend auf bruchmechanischen Modellen ist in EC5 enthalten. Er wurde vor auf Grundlage von Modellen für Stabdübelverbindungen hergeleitet.

3.1 Ansatz in ehemalige DIN 1052 Ein erster empirischer Bemessungsansatz wurde von Möhler und Siebert (Möhler und Siebert 1980; Möhler und Siebert 1981) präsentiert. Der Ansatz basiert auf Untersuchungen und Versuchen in (Möhler und Lautenschläger 1978; Möhler und Siebert 1980). Der Vo0.8 lumeneinfluss (tef ·h) des Querzugspannungen ist auf Grundlage der Untersuchungen von Barret et al. (Barrett, Foschi, und Fox 1975) enthalten.

Der Bemessungsansatz wurde auf Grundlage von Untersuchungen von Ehlbeck et al. (J Ehlbeck, Görlacher, und Werner 1989; J Ehlbeck und Görlacher 1991) weiterentwickelt und war in DIN 1052:2008 (DIN (2008)) angegeben. Basierend auf den zugrundeliegenden Versuchen ist dieser Bemessungsansatz auf Queranschlüsse mit 0.2 ≤ a/h ≤ 0,7 gemäss Abb. 2 beschränkt.

F90 ,Ed

1

R90 ,d

(1)

 18 a 2  R90,d  k s k r  6,5  2  t ef h  h  

 

1,4ar   k s  max 1 ; 0,7   h  

kr 

n h    h1  i 1  i  n

2

0.8

f t ,90,d

(2)

(3)

(4)

47

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

Im Ansatz wird die individuelle Form des Anschlusses durch die Beiwerte ks und kr in Gleichungen (3) und (4) berücksichtigt.

Der Beiwert ks berücksichtigt die Höhe hm sowie die Anzahl der Verbindungsmittel n in der Verbindung.

Der Beiwert basiert auf der Annahme, dass die gesamten Querzugspannungen aus der Summe der Anteile infolge der einzelnen Verbindungsmittel bestimmt werden kann, wobei eine mit dem Abstand quadratischen Abnahme der Querzugspannungen oberhalb der Verbindungsmittel angenommen wird.

Der Abstand hi bezeichnet dabei den Abstand der iten Reihe der Verbindungsmittel von der unbeanspruchten Trägerkante.

In den dem Ansatz zugrunde liegenden Versuchen wurden mit steiferen Verbindungsmittel höhere Tragwiderstände des Queranschlusses erreicht. Die wirksame Anschlusstiefe tef wurde daher in Abhängigkeit vom Verbindungsmitteldurchmesser definiert. Für weniger steife Verbindungsmittel sinkt die wirksame Anschlusstiefe proportional zur Dicke des Trägers ab, für steife Verbindungsmittel konnte gemäss DIN 1052:2008 die volle Anschlusstiefe angesetzt werden.

Bei benachbarten Queranschlüssen kann es zu einer gegenseitigen Beeinflussung der Tragwiderstände kommen. Ist der Abstand zwischen den benachbarten Queranschlüssen grösser als zweimal der Trägerhöhe, so muss keine gegenseitige Beeinflussung angenommen werden. Für Abstände kleiner als die halbe Trägerhöhe müssen dagegen die benachbarten Queranschlüsse wie ein Anschluss behandelt werden.

Desgleichen darf für Queranschlüsse mit einem Endabstand a3 < h nur der halbe Tragwiderstand angesetzt werden.

Wie bereits beschrieben ist der Bemessungsansatz in Gleichung (2) nur für Queranschlüsse a/h ≤ 0,7 gültig. Anschlüsse mit a/h > 0,7 zeigen nur geringe Querzugproblematik und es ist kein besonderer Nachweis erforderlich. Anschlüsse mit a/h < 0,2 sollten dagegen nur durch Querzugbeanspruchungen mit kurzen Einwirkungsdauern beansprucht werden (z.B. aus Windkräften).

3.2 Van der Put Ein bruchmechanischer Bemessungsansatz wurde von van der Put (van der Put 1990; van der Put und Leijten 2000) aufgestellt. Ausgehend vom Gleichgewicht der Energien während des infinitesimalen Risswachstums kann aus der Veränderung der im Träger gespeicherten elastischen Energie die beim Risswachstum freiwerdende Bruchenergie berechnet werden. In Abb. 3 ist das Beispiel eines Risses der Länge 48

Δx

x

x

Δx h

F90

a

Abb. 3: Rissbild an einem Queranschluss.

x mit dem Risswachstum Δx dargestellt. Der Widerstand des Trägers gegen Aufreissen kann mit diesem Ansatz aus der kritischen Bruchenergie Gc als bruchmechanischer Festigkeitsparameter, der Schubsteifigkeit G und dem Elastizitätsmodul E0 parallel zur Faserrichtung sowie der Trägerhöhe, der Trägerbreite und der Anschlusshöhe als Geometrieparameter berechnet werden. Im von Jensen (Jensen, Gustafsson, und Larsen 2003) beschriebenen allgemeinen Ansatz ist ausserdem die Anfangsrisslänge x enthalten.

F90 ,crit  2b

GG c a 2 3 G  x    a    a 0,61    1.5 1      E 0  a    h    h

(5)

Der von van der Put (van der Put 1990) zuerst publizierte, vereinfachte Ansatz, vernachlässigt den Einfluss der Risslänge und geht von x = 0 aus. Der daraus folgende sehr einfach Ansatz in Gleichung (6) stellt den maximalen Tragwiderstand am Rissbeginn dar.

F90 , Rk  2b

GGc a  a 0.61    h

(6)

Die Anschlussbreite ist in diesem bruchmechanischen Ansatz nicht enthalten. Es wurde stattdessen ein Riss an einem Queranschluss mit einem einzelnen Verbindungsmittel betrachtet. Wie aus den Versuchen und dem in Abschnitt 3.1 beschriebenen Ansatz ersichtlich wird, stellt der Queranschluss mit einem einzelnen Verbindungsmittel und der Anschlussgeometrie ar = 0 und hm = 0 den ungünstigsten Fall mit dem geringsten Tragwiderstand dar und erlaubt daher eine konservative Bemessung.

Die in Gleichung (6) enthaltenen Materialparameter können entweder aus den bekannten Kenngrössen aus den zugehörigen Materialtests berechnet werden oder Anhand von Bauteilversuchen an Queranschlüssen kalibriert werden. Bei erstgenanntem Verfahren

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

kann von einem Versagen mit reiner Rissöffnung im Bruchmodus 1 ausgegangen werden. Der sich mit der zugehörigen Bruchenergie für Nadelholz aus Fichte ergebende Materialparameter von etwa 0.5 0.5 1.5 C1,mean = (G·Gc/0.6) = (650·0.3/0.6) ≈ 18 N/mm ist jedoch höher als der von van der Put und Leijten (van der Put und Leijten 2000) aus Versuchen abge1.5 leitete Wert von etwa C1,mean ≈ 15 N/mm . Dieser Unterschied kann unter anderem auf weitere Grösseneffekte im Bauteil zurückgeführt werden.

Von Leijten and Jorissen (Leijten und Jorissen 2001) wurde der Materialparameter genauer untersucht und ein Vergleich mit verschiedenen anderen Bemessungsmodellen durchgeführt. Es wurde ein charakteristischer Wert des Materialfaktors 1.5 C1,c ≈ 10 N/mm für die Normierung vorgeschlagen.

Zwar wurde der in Gleichung (6) angegebene Bemessungsansatz in Eurocode 5 implementiert, jedoch wurde dabei ein Materialparameter von 1.5 C1,c ≈ 14 N/mm angegeben. Dieser Faktor erscheint bei Auswertung der vorliegenden Versuche jedoch zu hoch und sollte für eine sichere Bemessung deutlich reduziert werden.

Bei der Implementierung des Ansatzes in Eurocode 5 wurde ausserdem eine weitere Anpassung vorgenommen: Der Nachweis wird nicht auf Grundlage der durch den Queranschluss angehängten Gesamtlast F90,Ed, sondern auf Grundlage der im Träger wirkenden Querkraft Fv,Ed rechts oder links des Queranschlusses geführt.

Fv ,Ed  F90,Rd

(7)

Fv ,Ed  maxFv ,Ed ,1 ; Fv ,Ed , 2 

(8)

Der zugehörige Tragwiderstand des Queranschlusses beträgt dabei im Vergleich zu Gleichung (6) nur noch den halben Wert:

F90, Rk  14bw

a 1

(9)

a h

Der Parameter w bezeichnet darin einen Anschlussbeiwert, der je nach Art der Verbindungsmittel gemäss Gleichungen (10) bzw. (11) gewählt wird, wobei mit wpl die Breite der Nagelplatte parallel zur Faserrichtung bezeichnet wird: 0.35    w pl     w  max  ; 1 .

0   100     

w  1.0

für Nagelplatten

(10)

für sonstige Anschlüsse (11)

Die Verwendung der massgebenden Querkraft seitlich des Queranschlusses hat den Vorteil, dass der Einfluss von benachbarten Queranschlüssen sowie von ausmittig angebrachten Anschlüssen ohne zusätzliche Beiwerte oder Regulierungen berücksichtigt werden kann. Diese Annahmen sind jedoch im Vergleich zu Versuchen zum Teil stark konservativ.

3.3 Erweiterter Bruchmechanischer Ansatz Von Ballerini (Ballerini 2004) wurde der Ansatz nach van der Put (1990) und nach Jensen et al. (2003) weiterentwickelt. Es wurde eine abweichende Kraftund Momentenverteilung in den Restquerschnitten angenommen, was zu einer höheren Potenz der relativen Anschlusshöhe im Ansatz führt. Basierend auf Versuchen wurde ein Bemessungswert 1.5 C1,d = 8.6 N/mm für den Ansatz gefunden.

R90, d  2bC1, d f w f r

a a 1   h

(12)

3

mit:

 a a  1  0.75 r 1  f w  min   h   2.2 f r  1  1.75

 1 

mit  

(13) n  hm 1000

(14)

Die beiden Parameter fw und fr wurden von Ballerini eingeführt um den Einfluss der Breite (ar) bzw. der Höhe (hm) des Anschlusses und einen möglichen Abstand zwischen mehreren Anschlüssen (a1) zu berücksichtigen. Die Herleitung dieser Beiwerte wurde rein empirisch auf Grundlage einer Vielzahl von Versuchen durchgeführt.

4

TRAGVERHALTEN VON QUERANSCHLÜSSEN IN VERSUCHEN

4.1 Experimentelle Untersuchungen an der ETH Zürich In einer an der ETH Zürich durchgeführten Versuchsserie an Queranschlüssen wurde das Trag- und Versagensverhalten der Queranschlüsse genauer untersucht und der Einfluss verschiedener Parameter ermittelt. In den Versuchen wurden verschiedene relative Anschlusshöhen a/h zwischen 60% und 80% Prozent der Trägerhöhe und zwei verschiedene Anschlussgeometrien (horizontale Anordnung mit n = 2 und m = 4 sowie vertikale Anordnung mit n = 4 und m = 2) untersucht.

49

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

4.2 Experimentelle Untersuchungen aus der Literatur

Abb. 4: Last-Verformungsverhalten von Queranschlüssen in den an der ETH Zürich durchgeführten Versuchen.

Mithilfe verschiedener Wegmessungen konnten das Verformungsverhalten der Verbindung und die Rissöffnung im Bereich der Verbindungsmittel bestimmt werden. Die Verformungen an der Oberfläche des Trägers im Bereich des Queranschlusses wurden mithilfe optischer Messungen bestimmt. Die so gemessenen Verteilungen der Verformungen konnten dazu verwendet werden, die Dehnungen im Bereich des Queranschlusses zu bestimmen. So konnten die Rissbildung und der Risswachstum berechnet werden und eine Aussage über das Versagensverhalten getroffen werden. Eine Zusammenfassung der Ergebnisse ist unter anderem in (Jockwer, Frangi, und Steiger 2015; Jockwer und Frangi 2016) zu finden.

In Abb. 4 ist das Last-Verformungsverhalten aus Versuchen an drei Prüfkörpern mit verschiedener relativer Anschlusshöhe dargestellt. Es ist zu sehen, dass mit ansteigender relativer Anschlusshöhe a/h der Tragwiderstand ansteigt und infolge dessen die plastische Verformung der Stabdübel erreicht werden kann.

Anhand der Auswertung der optischen Dehnungsmessungen auf der Trägeroberfläche konnte beobachtet werden, dass bei einer relativen Anschlusshöhe a/h = 0.6 das Versagen schlagartig bereits bei der Rissbeginn eintritt. Für die grösseren relativen Anschlusshöhen insbesondere bei a/h = 0.8 kommt es hingegen zu einem kontrollierten und ausgeprägten Risswachstum bevor der Tragwiderstand erreicht wird.

Die Versuche führten unter anderem zu der wichtigen Erkenntnis, dass für Queranschlüsse mit einer relativen Anschlusshöhe über 70% eine Rissbildung zu erwarten ist. Auch an verstärkten Queranschlüssen ist mit einer Rissbildung zu rechnen, die jedoch bei ausreichender Dimensionierung der Verstärkung nicht zum Versagen des Trägers führt.

50

Die grosse Anzahl an Versuchswerten aus der Literatur bietet die Möglichkeit Untersuchungen zu weiteren Einflüssen geometrischer Parameter sowie die Bestimmung von Fraktilwerten für die Bemessung durchzuführen. Für die Untersuchungen wurden die in der folgenden Literatur aufgeführten Versuchsergebnisse an BSH-Trägern herangezogen: (Möhler und Siebert 1981; Jürgen Ehlbeck und Görlacher 1983; Ballerini 1999; Ballerini und Giovanella 2003; Reske 1999; Kasim 2002; Habkirk 2006; Jensen und Quenneville 2011; Schoenmakers 2010).

Der Grossteil der Versuche wurde als 3-Punkt Biegeversuch mit einer mittigen Lasteinleitung durchgeführt. Eine geringe Anzahl an Versuchen mit Queranschlüssen am Trägerende sind z.B. in (Reske et al.

2000) aufgeführt. Versuche an 3-Punkt Biegeträgern mit exzentrischer Krafteinleitung (Queranschluss nahe am Auflager) sind z.B. in (Jensen et al. 2012) und (Schoenmakers 2010) aufgeführt.

Der Grossteil der Versuche wurde an Trägern mit eher kleinen Querschnittsabmessungen mit h ≤ 400 mm durchgeführt. Die Trägerbreite war oftmals sehr gering, so dass zusammen mit sehr steifen Verbindungsmitteln ein Versagensmodus 1 gemäss EYM erreicht wurde. Dies führt zu einer sehr gleichmässigen Belastung über den gesamten Trägerquerschnitt. Diese deutliche Überbemessung der Verbindungsmittel entspricht eher nicht einer praxisnahen Wahl und kann zu Unterschieden im Versagensverhalten der Verbindung führen. Im Gegensatz dazu ist bei sehr schlanken Verbindungsmitteln bereits ein frühzeitiger Rissbeginn aufgrund der Verformung der Verbindungsmittel zu erwarten. Für eine realitätsnahe Versuchsdurchführung sollte ein ausgewogener Tragwiderstand zwischen Verbindungsmitteln und Queranschlusses gewählt werden.

Die häufigsten Verbindungsarten waren Passbolzen mit aussenliegenen Stahlblechen. Es ist anzunehmen, dass diese Verbindungsart vor allem aufgrund der einfachen versuchstechnischen Umsetzung gewählt wurde. In der Praxis werden neben dieser Arten von Verbindungen wie z.B. bei der Verwendung von genagelten Stahlformteilen vor allem auch Anschlüsse mit innenliegende Stahlbleche Verwendung finden.

4.3 Auswertung von Versuchen und Ansätzen 4.3.1

Höhen- und Volumeneffekte

Der nichtlineare Einfluss der Trägerhöhe auf den Tragwiderstand von Queranschlüssen wird von allen

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

Abb. 5: Einfluss der Anschlussbreite ar (oben) und Anzahle Verbindungsmittelreihen n (unten) auf den Tragwiderstand im Vergleich mit den Ansätzen gemäss Gleichung (12) (links) und Gleichung (2) (rechts).

Ansätzen berücksichtigt. Aus den Grundlagen der Bruchmechanik kann für die Ansätze auf dieser Basis (van der Put 1990; Ballerini 2004) näherungsweise von einer Grösseneffekt von h1/2 ausgegangen werden. Durch genauere nichtlineare Betrachtungen gibt es davon leichte Abweichungen. Die empirisch basierten Ansätze und der Ansatz von Ehlbeck et al. (J Ehlbeck, Görlacher, und Werner 1989) geht von einem abweichenden Grösseneffekt aus, der auf dem Grösseffekt nach Weibull basiert. Aufgrund der geringen Datenmenge insbesondere von sehr hohen Trägern mit Queranschlüssen ist eine genauere Aussage zum Volumen beziehungsweise Höheneinfluss auf den Tragwiderstand leider nicht möglich.

über den zu erwartenden Einfluss gemacht werden kann.

Es zeigt sich, dass alle drei Bemessungsansätze den Einfluss der relativen Anschlusshöhe ähnlich gut berücksichtigen, wobei es Unterschiede gibt, die davon abhängig sind, auf welche Weise die Spannungsverteilung im Querschnitt angesetzt wurde. Der Ansatz von Ballerini in Gleichung (12) beschreibt den Einfluss der relativen Anschlusshöhe am besten. Für grosse relative Anschlusshöhen a/h > 0.7 kommt es zu teilweise sehr starken Differenzen. In diesen Bereichen verlieren die theoretisch hergeleiteten Ansätze zunehmend an Relevanz, da andere Versagensmechanismen massgebend werden.

4.3.2

4.3.3

Relative Anschlusshöhe

Die Verteilung der in den Versuchen in der Literatur untersuchten relativen Anschlusshöhen ist einigermassen gleichmässig, so dass eine gute Aussage

Anschlussgeometrie

Der Einfluss der Anschlussgeometrie ist in Abb. 5 dargestellt. Grundsätzlich zeigt sich, dass mit grösser werdender Anschlussbreite bzw. mit steigender Anzahl an Verbindungsmittel übereinander der Tragwi51

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

Abb. 6: Einfluss der Position des Anschlusses auf den Tagwiderstand gemäss EC5 (links) und gemäss ehemaliger DIN 1052 (rechts).

derstand der Queranschlüsse ansteigt. Da in den Bemessungsansätzen der Einfluss der Anschlusshöhe hm basierend auf der Anzahl an Verbindungsmittelreihen n und der Anschlussbreite ar basierend auf der Anzahl an Verbindungsmittelspalten m nur durch empirische Studien berücksichtigt wurde, kommt es zu teilweise grossen Unterschieden zwischen den Ansätzen. Der Ansatz nach (van der Put 1990), der von einem einzelnen Verbindungsmittel (hm = 0 und ar = 0 sowie n = 1 und m = 1) ausgeht, liegt dabei aber grundsätzlich auf der sicheren Seite.

4.3.4

Einfluss der Position des Anschlusses

Die Position des Queranschlusses innerhalb eines Trägers wird einzig in dem in Eurocode 5 implementierten Ansatz durch die Verwendung der Querkraft berücksichtigt. Die Auswertung von Versuchen mit Queranschlüssen an verschiedenen Positionen entlang des Trägers zeigt, dass es jedoch kaum einen Einfluss der Position des Anschlusses gibt. Allein eine Versuchsserie mit Queranschlüssen am Kragarm mit geringen Endabständen der Verbindungsmittel zeigt eine Reduktion des Tragwiderstands im Vergleich zu Queranschlüssen in Trägermitte.

4.3.5

Einfluss von benachbarten Anschlüssen

Für benachbarte Queranschüsse zeigt sich ein Anstieg des Tragwiderstands mit ansteigendem Abstand.

Zwei benachbarte Queranschlüsse mit geringem Abstand haben dabei etwa den gleichen Tragwiderstand wie ein einzelner Queranschluss. Für grössere Abstände wurde in den Versuchen dagegen nicht der volle Tragwiderstand zweier einzelner Queranschlüsse erreicht.

52

Abb. 7: Einfluss des Abstandes a1 zwischen zwei Queranschlüssen auf den Gesamttragwiderstand.

Vereinfachend kann davon ausgegangen werden, dass bis zu einem gewissen Mindestabstand (z.B. a1 < a) benachbarte Queranschlüsse als ein einzelner Anschluss betrachtet werden müssen, wohingegen ab einem ausreichenden Abstand (z.B. a1 > h) keine Beeinflussung benachbarter Queranschlüsse mehr auftritt. Dazwischen liegt ein näherungsweise linearer Zusammenhang vor.

4.4 Charakteristische Werte der Materialparameter aus Versuchen Da die Ansätze auf verschiedenen Grundlagen basieren, werden jeweils auch unterschiedliche Materialeigenschaften verwendet. Der Ansatz auf Grundlage der Festigkeitstheorie in Gleichung (2) verwendet die Zugfestigkeit rechtwinklig zur Faser. Diese ist stark abhängig vom getesteten Volumen und ist Gegens-

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

Abb. 8: Materialparameter in Abhängigkeit der Anschlusshöhe gemäss vereinfachtem (Gleichung (17)) (links) und genauerem (Gleichung (18)) (rechts) Verfahren mit linearer und quadratischer Regression Y.

tand ständiger Diskussion in der Fachwelt, z.B. (Aicher, Dill-Langer, und Klöck 2002; H. L. Mistler 1998).

Die Verwendung des allgemeinen Wertes, der in den Produktnormen (EN 338 (CEN 2009) und EN 14080 (CEN 2013)) angegeben ist, ist daher mit Vorsicht zu betrachten.

Die Ansätze basierend auf den bruchmechanischen Grundlagen in Gleichung (6) und (12) verwenden die Bruchenergie des Holzes. Dabei wird vor allem von einem Querzugversagen ausgegangen und die Bruchenergie des Modus 1 verwendet. Diese Bruchenergie wurde in verschiedensten Studien untersucht und, obwohl es keine normierten Werte gibt, haben sich dennoch in der Fachwelt bestimmte Werte etabliert (Larsen und Gustafsson 1990).

Anhand der grossen Anzahl an Versuchsergebnisse können die Materialparameter der Bemessungsansätze jedoch auch aus den Versuchsergebnissen berechnet werden. Dabei kann ausserdem ermittelt werden, wie stark die so ermittelten Materialparameter streuen und ob es Abhängigkeiten von gewissen geometrischen Grössen gibt. Im Idealfall eines perfekten Bemessungsansatzes würde nur eine sehr geringe Streuung des zugehörigen Materialparameters vorliegen, die sich aus der natürlichen Streuung des Baustoffes Holz ergibt. Ausserdem dürften keine Abhängigkeiten von geometrischen Grössen vorliegen. Für die realen untersuchten Bemessungsansätze liegt dagegen zum Teil eine grosse Streuung vor und es liegen Abhängigkeiten von geometrischen Grössen vor.

Eine Auswertung der aus den Versuchen ermittelten Materialparameter wurde im Folgenden für einen vereinfachten (Abschnitt 5.2) und einen genaueren (Abschnitt 5.3) Bemessungsansatz durchgeführt.

Ansatz

5%-Fraktil Wert

Mittelwert

Variationskoeffizient

Vereinfachter Vorschlag (Gl. (17))

9.85

16.95

30.9%

Genauerer Vorschlag (Gl. (18))

10.51

15.41

22.1%

1.5

Tabelle 1: Materialparameter C1 in [N/mm ] aus Versuchen.

Die Abhängigkeit des Materialparameters C1 von der Anschlussbreite ist in Abb. 8 dargestellt. Es zeigt sich, dass mit dem vereinfachten Verfahren nach Gleichung (17) für ar = 0 die tiefsten Materialparameter ergeben. Grössere Breiten des Anschlusses führen zu höheren Tragwiderständen. Das genauere Verfahren nach Gleichung (18) liefert etwa konstante Materialparameter.

Für die Anschlusshöhe zeigt sich ein ähnliches Verhalten. So ergeben sich für das vereinfachte Verfahren nach Gleichung (17) mit hm = 0 die tiefsten Materialparameter. Grössere Höhen des Anschlusses führen zu höheren Tragwiderständen. Das genauere Verfahren nach Gleichung (18) liefert etwa konstante Materialparameter.

Ja nach Wahl des entsprechenden Bemessungsansatzes ergeben sich die unterschiedlichen, in Tabelle 1 aufgeführten Materialparameter.

53

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

4.5 Bestimmung der Bemessungswerte der Materialparameter 4.5.1

Bemessungskonzept

Das Bemessungskonzept gemäss Norm SIA 265:2012 basiert auf Bemessungswerten Rd bzw. fd, die sich aus dem charakteristischen Wert Rk bzw. fk und verschiedenen Abminderungsbeiwerten zusammensetzen.

Rd  R f d ; a d 

  fd  M t w fk M

(16)

Einfluss der Lasteinwirkungsdauer

Einfluss von Holzfeuchteänderungen

Gemäss Norm SIA 265/1 wird der Einfluss der Holzfeuchteänderungen in den Nutzungsklassen 1-3 durch verschiedene Faktoren ηmod berücksichtigt. Die jeweiligen Faktoren werden infolge steigender Holzfeuchteänderungen im Mittel auf etwa 80% für NKL 2 und auf 60% für NKL 3 des Wertes der NKL 1 reduziert. Diese Reduktion entspricht dem Wert des Faktors ηw gemäss Lignum Holzbautabellen (Lignum 2012).

54

C1,d

Vereinfachter Vorschlag Gleichung (17)

9.85

5.22

Genauer Vorschlag Gleichung (18)

10.51

5.56

Tabelle 2: Charakteristische und Bemessungswerte der 1.5 Materialparameter C1 in [N/mm§ ].

4.5.4

Der charakteristische Festigkeitswert fk ist als der 5%Fraktilwert aus Kurzzeit-Normversuchen festgelegt: Gemäss Norm SIA 265 erfolgt die Umrechnung der Kurzzeit Normversuche in die in der Praxis geltenden Bedingungen über den Parameter ηM. Das Verhältnis der Beiwerte γM / ηM ist für qualitätsgesichertes BSH und maschinell sortiertes Vollholz γM / ηM = 1.5, für Vollholz allgemein γM / ηM = 1.7. Für Verbindungen allgemein gilt γM / ηM = 1.7, für Duktilitätsmasse Ds ≥ 3 gilt γM / ηM = 1.5. Der Einfluss der Belastungsdauer wird in Norm SIA 265:2012 nicht speziell berücksichtigt. Aufschluss über den Einfluss verschiedener Belastungsdauern auf den Tragwiderstand kann dagegen Norm SIA 265-1:2009 liefern. Zusätzlich wurde in Norm SIA 265/1 der Einfluss der Feuchteklasse berücksichtigt.

Die im Versuch vorliegende Klasse der Lasteinwirkungsdauer liegt mit einer Belastungsdauer von etwa 5 min im Bereich zwischen „kurz“ und „sehr kurz“.

4.5.3

C1,k

(15)

Hintergrund der verschiedenen Beiwerte ist, dass die in Versuchen, unter kontrollierten Kurzzeitbedingungen, bestimmten charakteristischen Festigkeitswerte auf die Bemessungswerte für die in der Praxis geltenden Bedingungen unter Berücksichtigung der Belastungsdauer, Umgebungsbedingungen sowie erforderlichen Tragsicherheiten umgerechnet werden müssen.

4.5.2

Ansatz

Bemessungswerte der Materialparameter

Aus den in Tabelle 1 angegebenen Werten können die Bemessungswerte C1,d, basierend auf der Annahme, dass die Bemessung von unverstärkten Queranschlüssen nur für NKL 1 und 2 möglich ist, berechnet werden. Für NKL 3 und andere zu erwartende geringe oder veränderliche Holzfeuchten sind Verstärkungen anzuordnen. Zur Berücksichtigung des Einfluss von Feuchteänderungen insbesondere für NKL 2 wird eine Reduktion um 10% vorgenommen. Die so bestimmten Werte sind in Tabelle 2 aufgeführt.

4.6 Weitere Einflüsse auf den Tragwidersand 4.6.1

Vollholz mit Markröhre

Insbesondere bei Bauteilen aus Vollholz mit Markröhre besteht die Gefahr des Aufreissens infolge Schwindens. Für diese Bauteile sollte die Querschnittsreduktion bereits in der Planung mit berücksichtigt werden.

Gemäss Lignum Holzbautabellen (Lignum 2012) ist der Bemessungswert der Schubfestigkeit für Vollholz mit Markstücken auf 50% zu reduzieren.

4.6.2

Einfluss der Bauteilbreite

Es wird im Allgemeinen ein linearer Zusammenhang des Tragwiderstands mit der Bauteilbreite angenommen. Versuche zeigen, dass dies vor allem für das vollständige Aufreissen zutrifft. Das anfängliche Aufreissen des Queranschlusses im Bereich der Verbindungsmittel ist dagegen vor allem vom möglichen plastischen Versagen des Verbindungsmittels und damit von einer ungleichen Belastung des Trägerquerschnitts abhängig.

In Lignum Holzbautabellen 2 von 1990 (Lignum 1990) und in der DIN 1052 (DIN 2008) sind daher effektiven Trägerbreiten in Abhängigkeit der Art und des Durchmessers der Verbindungsmittel angegeben, die für die Bemessung des Queranschlusses angesetzt werden dürfen. Andere Untersuchungen oder Normenwerke berücksichtigen keine solche Abminderung.

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

In den Versuchen zeigt die Bauteilbreite bzw. der Verbindungsmitteldurchmesser kaum einen Einfluss auf den Materialparameter: Die scheinbar höheren Festigkeiten für geringe relative Verbindungsmitteldurchmesser ergeben sich aufgrund der grösseren Anschlussgeometrien für diese Anschlüsse mit geringen Durchmessern (z.B. genagelte Anschlüsse).

5

VORSCHLAG ZUR BEMESSUNG VON QUERANSCHLÜSSEN

Bei der Wahl eines geeigneten Bemessungsansatzes geht es darum, die Anforderungen an Tragsicherheit und einfacher Anwendung zu genügen. Aus diesem Grund soll ein dreistufiges Vorgehen gewählt werden: 1) Einfach geometrische Randbedingungen, für die kein besonderer Nachweis notwendig ist.

2) Ein einfacher konservativer Ansatz zur sicheren Abschätzung und Vorbemessung.

3) Ein genauer und aufwendigerer Ansatz zur Bemessung spezieller Anschlüsse und individueller Konfigurationen von Queranschlüssen.

5.1 Allgemeines Grundsätzlich sind Anschlüsse mit Krafteinleitung quer zur Faserrichtung nach Möglichkeit zu vermeiden. Bei Queranschlüssen treten örtlich höhere Querzugspannungen auf, die mit dem einfachen Nachweis der Verbindungsmittel nicht erfasst werden. Wird kein genauerer Nachweis durchgeführt, sind die höheren Beanspruchungen gemäss Abschnitt 5.2 oder 5.3 zu erfassen.

Um bei Queranschlüssen einen ausreichenden Tragwiderstand zu gewährleisten, sind nötigenfalls konstruktive Verstärkungsmassnahmen zu ergreifen, insbesondere bei zu erwartendem starken Austrocknen mit der Gefahr von Schwindrissen oder bei auftretenden Feuchtewechseln. Angaben zur Bemessung von Verstärkungen finden sich in Anhang D der Norm SIA 265:2012.

Bei Queranschlüssen mit a/h > 0.7 ist kein Querzugversagen zu erwarten. Queranschlüsse mit a/h < 0.2 dürfen nur durch kurze Lasteinwirkungen (z.

B. Windkräfte) beansprucht werden.

5.2 Vereinfachter Nachweis für Queranschlüsse Um die Möglichkeit eines Querzugversagens infolge der Querzugkraft F90,Ed zu berücksichtigen, gilt der folgende, vereinfachte Nachweis: F90 , Ed  F90 , Rd  2  beff  C1, d

a 1

a h

(17)

mit: F90,Ed

F90,Rd

beff

C1,d

a

h

Bemessungswert der einzuleitenden Anschlusskraft rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes in kN Bemessungswert des Zugwiderstandes rechtwinklig zur Faserrichtung des Holzes in kN mitwirkende Trägerbreite in mm beidseitiger oder mittiger Anschluss: beff = min{b, 2t} einseitiger Anschluss: beff = min{b, t} Bemessungswert des materialabhängigen Festigkeitsparameters für Queranschlüsse mit 1.5 C1,d = 5.5 N/mm für Brettschichtholz und Schnittholz aus Nadelholz grösster Abstand der Verbindungsmittel des Queranschlusses vom beanspruchten Trägerrand in mm Trägerhöhe in mm

5.3 Genauerer Nachweis für Queranschlüsse Um die Möglichkeit eines Querzugversagens infolge der Querzugkraft F90,Ed zu berücksichtigen, kann Abweichend von Gleichung (17) der folgende genauere Nachweis verwendet werden:

F90, Ed  F90, Rd  2  beff  C1, d

a a 1   h

3

 k ar  k tm

(18)

mit: F90,Ed, F90,Rd, beff, C1,d, a und h gemäss Abschnitt 5.2. kar Beiwert zur Berücksichtigung des Einflusses der Anschlussbreite [-] khm Beiwert zur Berücksichtigung des Einflusses der Anschlusshöhe [-] ar Anschlussbreite: Abstand zwischen den äussersten Verbindungsmitteln in mm hm Anschlusshöhe: Abstand zwischen den äussersten Verbindungsmitteln in mm n Anzahl der Reihen von Verbindungsmitteln rechtwinklig zur Faser [-] Der Einfluss der Anschlussbreite ar sowie der Anschlusshöhe hm darf wie folgt berücksichtigt werden.

Anschlussbreite:

k ar

 a 1  0.75 r  min   h  2 .

0 

  

(1)

Anschlusshöhe:

55

Tragverhalten und Bemessung von Queranschlüssen

k hm

nhm  1  1.75 1000 nh 1 m 1000

(2)

5.4 Weitere Bestimmungen Bei vorwiegend ständigen oder quasiständigen Belastungen ist der Tragwiderstand um 20% zu reduzieren.

Bei markhaltigem Vollholz ist der Tragwiderstand um 50% zu reduzieren.

Nebeneinanderliegende Queranschlüsse mit einem Abstand der äusserster Verbindungsmittel a1 < a sind wie ein einzelner Anschluss zu behandeln. Für nebeneinanderliegende Queranschlüsse mit einem Abstand der äusserster Verbindungsmittel a1 > h darf jeweils der volle Tragwiderstand angesetzt werden.

Dazwischen darf linear interpoliert werden.

Für Queranschlüsse am Kragarm mit Endabständen des äussersten Verbindungsmittels zum Trägerende a3 < a darf nur der halbe Tragwiderstand angesetzt werden. Bei Endabständen des äussersten Verbindungsmittels zum Trägerende a3 > h darf der volle Tragwiderstand angesetzt werden. Dazwischen ist linear zu interpolieren.

Bei Verbindungen mit einer Kraftkomponente in einem Winkel zwischen 0° und 90° zur Faserrichtung muss für F90,Rd der rechtwinklig zur Faser wirkenden Anteil berücksichtigt werden.

5.5 Verstärkung von Queranschlüssen In Anhang D.2 der Norm SIA 265:2012 ist ein Bemessungsansatz für die Verstärkung von Queranschlüssen angegeben. Für Queranschlüsse mit einem Verhältnis a/h < 0,7 kann die von der Verstärkung aufzunehmende Kraft gemäss Gleichung (265.140) angenommen werden zu: 2 3  a a  Ft ,90, Ed  1  3   2   F90, Ed h  h   

(19)

Bei innenliegender Verstärkung ist die gesamte Zugkraft Ft,90,d von der Verstärkung aufzunehmen, bei aussenliegender Verstärkung und beidseitigem Queranschluss ist dagegen nur die halbe Zugkraft Ft,90,d /2 je Trägerseite anzusetzen. Die Zugkraft wirkt auf einer Höhe a vom beanspruchten Trägerrand auf die Verstärkung. Die Verstärkungen sollten jeweils möglichst nah am Queranschluss angebracht sein, um einen direkten Kraftfluss zu ermöglichen. Ausserdem muss die Verstärkung ausreichend weit im Holz verankert sein, für die Verstärkungslänge gilt daher (lad,u + lad,o) > 0,7h.

56

Da die Querzugspannungen im Anschlussbereich konzentriert sind und mit grösser werdendem Abstand deutlich abnehmen, sollte die aussenliegende Verstärkung im Bereich der höchsten Querzugspannungen liegen und daher eine Breite zwischen einem Viertel und der Hälfte der massgebenden kürzeren Verankerungslänge lad,o bzw. lad,u besitzen (0,25lad ≤ bv ≤ 0,5lad).

Da die Krafteinleitung bei Queranschlüssen in der Regel oberflächlich erfolgt, darf für innenliegende Verstärkungen über die Bauteilbreite nur je 1 Verstärkungsmittel pro Seite angesetzt werden.

6

ZUSAMMENFASSUNG

Bemessungssituationen, in denen Zugspannungen rechtwinklig zur Faserrichtung auftreten, sollten grundsätzlich vermieden werden, da die Festigkeiten und Steifigkeiten auf Querzug sehr gering sind und ein sprödes Materialversagen auftreten kann.

In der Norm SIA 265 ist die Gefahr des Querzugversagens ausdrücklich hingewiesen und es ist generell eine sehr geringe Querzugfestigkeit angesetzt. Es werden jedoch keine genaueren Angaben darüber gemacht, wie bei der Bemessung von Queranschlüssen die relevanten Querzugspannungen bestimmt werden können. Mit den in diesem Beitrag beschriebenen vereinfachten und genaueren Bemessungsansätzen kann der Tragwiderstand von unverstärkten Queranschlüssen verschiedenster Geometrien einfach abgeschätzt und genau bemessen werden.

Um die Gefahr des Aufreissens und des Versagen des Bauteils zu verringern, sollte der Queranschluss auf der unbeanspruchten Trägerseite angeschlossen werden. Wenn dies nicht möglich ist, müssen besondere Vorkehrungen (z.B. Verstärkungen) getroffen werden, um das Risiko des Aufreissens an diesen Stellen zu verringern. Mit den in Anhang D.2 der Norm SIA 265:2012 gemachten Angaben ermöglichen eine effiziente und sichere Bemessung von Queranschlüssen.

7

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58

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals Pedro Palma, Abteilung Ingenieur-Strukturen, Empa Dübendorf

1 INTRODUCTION AND SCOPE The fire resistance of timber connections is one of the key aspects regarding the structural fire design of timber structures. In this paper, current design rules of EN 1995-1-2:2004 for timber connections in fire are reviewed, taking into account the experimental research conducted before and after its publication in 2004. Some design rules are shown to give unsafe estimates of the fire resistance, while others give very conservative results. Shortcomings of current rules are discussed and improvements are proposed.

2 EXPERIMENTAL BACKGROUND Fire tests on timber connections have been conducted at least since the late 1970s and early 80s (Carling 1989), mainly in Germany, Sweden, Denmark, and Finland. The corresponding test reports are nowadays difficult to obtain and when available are many times difficult to interpret (regarding loading and exposure) or are related to very specific connections typologies that are no longer relevant in practice. Based on some of these tests, the German standard DIN 41024:2016-05 and Scheer and Peter (2009) provide prescriptive guidance, mainly regarding geometric parameters, so that specific connection typologies can be classified as F~30 or F~60 (German performance classes).

According to König and Fontana (2001), some simplified rules in EN 1995-1-2:2004 are based on the test results of Norén (1996) and the reduced load method is based on the test results of Norén (1996), Dhima (1999), and Kruppa et al. (2000). These were tests on splice connections loaded in tension, namely three-member timber-to-timber and steel-to-timber (with an internal steel plate) connections, and exposed to fire on all sides. EN 1995-1-2:2004 is a redraft of prestandard ENV 1995-1-2:1994, which contained rules for timber connections that were, according to König and Fontana (2001), "based on empirical rules derived from various fire tests carried out on

timber connections, which are difficult to understand".

Nevertheless, in the absence of other data, some of these empirical rules in ENV 1995-1-2:1994 were still transposed to EN 1995-1-2:2004.

Since the publication of EN 1995-1-2:2004, more fire resistance tests on timber connections have been conducted, following similar set-ups, namely the tests

by Fleischer et al. (2002), Scheer et al. (2004), some of the the tests by Oksanen et al. (2005), Erchinger et al. (2006), Laplanche (2006), Lau (2006), Chuo (2007), Peng et al. (2012), and Palma et al. (2013).

Tests on other connection typologies were performed

by Oksanen et al. (2005), Audebert (2010), Werther et al. (2015), and Palma et al. (2016). The number of tests and the connection typologies are presented in Tab. 1.

In the tests by Fleischer et al. (2002), after the target fire resistance was reached (either 30 or 60 min), the load in the connections was increased until failure, unlike in the other tests, where the load was kept constant until failure. The tests by Oksanen et al. (2005) comprised splice steel-to-timber connections with stainless steel fasteners and multiple steel plates, loaded in tension, and secondary to main beam connections with exposed beam hangers, loaded in shear. Erchinger et al. (2006) performed tests on steel-to-timber connections with multiple slotted-in steel plates, whereas the other studies tested steel-totimber connections with a single slotted-in steel plate.

The tests by Lau (2006) and Chuo (2007) were performed in an electrical furnace that was not able to follow the ISO 834-1:1999 time-temperature curve and the connections were assembled with laminated veneer lumber (LVL), as opposed to solid timber or glued laminated timber in all other tests. Audebert (2010) presents tests on timber members with a connection at mid span, which is either loaded in the direction perpendicular to grain or in bending. In the tests by Peng et al. (2012), the connections were exposed to the ASTM E119 - 12a fire curve (prescribed

by CAN/ULC-S101-07), which is different from the 59

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Reference

Norén (1996) Dhima (1999) Kruppa et al (2000) Fleischer et al. (2002) Scheer et al. (2004) Oksanen et al. (2005) Erchinger et al. (2006) Laplanche (2006) Lau (2006) Chuo (2007) Audebert (2010) Peng et al. (2012b) Palma et al. (2013) Werther et al. (2015) Palma et al. (2016)

Timber-to-timber

Steel-to-timber

Nails

Dowels

Bolts

Dowels

Bolts

32 2 2 -

10 12 5 -

6 2 2 18

9 12 2 18 2 10 2 -

10 2 2 13 -

Other

2 8 9 -

Tab. 1: Fire resistance tests on three-member symmetrical timber connections loaded in tension – number of tests for each connection typology.

ISO 834-1:1999 fire curve. Werther et al. (2015) performed tests on secondary to main beam connections with self-tapping screws and exposed beam hangers, loaded in shear. In these tests, after the target fire resistance was reached, the load in the connections was increased until failure, unlike in most of the other tests, where the load was kept constant until failure.

Palma et al. (2013) tested connections with single and multiple slotted-in steel plates and reinforced with selftapping screws. Finally, the tests presented in this study Palma et al. (2016) were performed on beam-tocolumn connections loaded in shear.

3 ASSESSMENT OF CURRENT DESIGN METHODS 3.1 Overview of design methods The design rules in EN 1995-1-2:2004 apply mostly to symmetrical three-member connections with timber side members and laterally loaded fasteners, under standard fire exposure, and for fire resistances below 30 min (up to 60 min for protected connections). Two approaches are laid out for the designer: the simplified rules, in which the required fire resistance is attained by either increasing the dimensions of the side members or by protecting the connection with the addition of wood-based panels or gypsum plasterboards; and the reduced load method, in which the load-carrying capacity of the connections after a given fire exposure is estimated, based on the design effect of actions in

60

Fig. 1: Simplified rules for unprotected timber-to-timber connections – extra thickness and extra end and edge distances.

the fire situation and the load-carrying capacity of the connection at normal temperature.

3.2 Simplified rules 3.2.1 Unprotected timber-to-timber connections The simplified rules for unprotected timber-to-timber connections assume that connections designed according to EN 1995-1-2:2004 satisfy a fire resistance of 15 min (nails, screws, bolts, and connectors) or 20 min (dowels), given that a minimum side member thickness is used. For connections with fasteners with non-projecting heads (nails, screws, and dowels), fire resistances greater than those assumed for connections with the minimum end and edge distances prescribed by the design at normal temperature (according to EN 1995-1-2:2004) can be achieved if the thickness of the side members t1 and the end and

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Fig. 2: Experimental results and current simplified rules for timber-to-timber connections with nails (a) and dowels (b): a1/b1) fire resistance as a function of the side member thickness; a2/b2) fire resistance as a function of the extra thickness of the side member (assuming a minimum side member thickness t1 ≥ 35 mm for the nailed connections). Black markers represent tests performed with load levels η ≤ 0.3 and grey markers tests performed with load levels η ≥ 0.3.

edge distances of the fasteners, a3 and a4, respectively, are increased by afi (Eq. 1 and Fig. 1)

afi   n  kflux  treq  tfi 

(1)

(Eq. 6.1 of EN 1995-1-2:2004), where βn is the notional charring rate, kflux = 1.5 is a coefficient to take into account the increased heat flux through the fasteners, treq is the required fire resistance, and tfi is the fire resistance of the unprotected connection (tfi = 15 or 20 min, as mentioned above).

According to König and Fontana (2001), this rule is based on Norén's (1996) tests with nailed timber-totimber connections, which is why it is limited to fire resistances not exceeding 30 min.

Further limitations of this rule are a minimum fastener diameter (for connections with nails and screws), and a minimum thickness (for connections with dowels). EN 1995-1-2:2004, however, does not establish a maximum load level in fire (ratio between the effect of actions for fire design and the resistance at normal temperature η = Efi / R20°C) up to which this rule is still applicable.

For timber-to-timber connections with nails, Figs. 2a1,a2 show that if the simplified method of Eq. 1 is to always provide conservative results, a minimum side member thickness t1,min = 35 mm and maximum load level η ≤ 0.3 must be considered. For connections with dowels Figs. 2b1,b2), if the same maximum load level is assumed (η ≤ 0.3) this simplified method also 61

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Steel plate

a

b

Unprotected edges in general b

Unprotected edges on one or two sides

Width

Fire resistance class

bst ≥ 200 mm c bst ≥ 280 mm

R 30

bst ≥ 120 mm

R 30

bst ≥ 280 mm

R 60

R 60

a

The plate should be at least 2 mm thick and it should not project beyond the timber surface. b If the steel plate is narrower than the timber member, its edges may be considered as protected if the thickness of the steel plate is ts ≤ 3 mm, and the gap depth is dg ≥ 20 mm for R 30 and dg ≥ 60 mm for R 60. c This value seems to be a mistake: it is the same value as for steel plates with more protected edges; the Holz Brandschutz Handbuch (Kordina et al. 1995; Scheer and Peter 2009) prescribes bst ≥ 400 mm for this same case.

Tab. 2: Fire resistance classes of steel-to-timber connections with an internal steel plate, according to EN 1995-1-2:2004.

Fig. 3: Steel-to-timber connections with an internal steel plate: a) plate with unprotected edges in general; b) plate with unprotected edges in one or two sides.

provides conservative estimations of the fire resistance. For connections with dowels, the new experimental data (Laplanche 2006; Scheer and Peter 2009) shows that the minimum thicknesses prescribed by the Holz Brandschutz Handbuch (Scheer and Peter 2009) (Fig. 2b1) give conservative estimates of the fire resistance for fire exposures up to 60 min.

3.2.2 Connections with internal steel plates The simplified rules for steel-to-timber connections with an internal steel plate prescribed by EN 1995-12:2004 are based on the width bst and thickness ts of the steel plate, and the gap depth dg (Fig. 3 and Tab. 2). The scope of these rules is not completely clear, as EN 1995-1-2:2004 is omissive about whether the rules are valid for both dowelled and bolted con-

62

nections. As for the timber-to-timber connections, also no limit to the load level η is prescribed.

The prescribed minimum width of the steel plate for a fire resistance class R 60 is the same for plates with unprotected edges in general and for plates with unprotected edges on one or two sides (bst ≥ 280 mm, which seems to be a mistake. The Holz Brandschutz Handbuch (Kordina et al. 1995; Scheer and Peter 2009) prescribes bst ≥ 400 mm for the former case.

Also, the scope of the provisions for steel plates with protected edges (without glued-in strips or protective wood-based boards) is limited to plates with rather small thicknesses ts ≤ 3 mm.

The comparison between the simplified rules and experimental results (Fleischer et al. 2002; Lau 2006; Chuo 2007; Peng et al. 2012; Palma et al. 2013) is presented in Fig. 4. The collected experimental data only comprises symmetric three-member connections loaded in tension (as in Fig. 3b), therefore with unprotected edges on one or two sides.

The connections with dowels (d ≥ 6 mm) exhibited more than 30 min of fire resistance (Figs. 4a1), regardless of the width of the steel plate and the gap depth.

This might indicate that other parameters, such as the load ratio, could be more relevant for the fire resistance. Regarding the fire resistance class R~60, since the experimental data does not comprise any connections meeting all the corresponding requirements (bst ≥ 280 mm, or ts ≤ 3 mm and dg ≥ 60 mm) it is not possible to assess their adequacy.

The connections with bolts did not reach 30 min of fire resistance (Figs. 4b1-2) (except in one case with a low load level η ≤ 0.1) and therefore the current rules should not be applicable to bolted connections.

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Fig. 4: Experimental results and current simplified rules for dowelled (a) and bolted (b) steel-to-timber connections with an internal steel plate: a1-b1) fire resistance as a function of the width of the steel plate (minimum width of the steel plate for R 60 is likely to be bst ≤ 400 mm , instead of bst ≤ 280 mm); a2-b2) fire resistance as a function of the gap depth (rules for protected edges are only applicable for steel plates with a thickness ts ≤ 3 mm).

3.3 Reduced load method The reduced load method is based on a negative oneparameter exponential model fitted to the test results of Norén (1996), Dhima (1999), and Kruppa et al.

(2000). The model gives the load-carrying capacity of the connection after a given fire exposure (verification of the fire resistance in the strength domain) or the fire resistance for a given load level (verification in the time domain). The method is applicable to nailed, bolted, and dowelled, timber-to-timber and steel-totimber connections, for fire exposures up to 20-40 min.

3.4 Load-carrying capacity after a given period of fire exposure 1

According to section 6.2.2 of EN 1995-1-2:2004 , the characteristic load-carrying capacity of an unprotected connection, with fasteners in shear and side members of wood, after a given period of standard fire exposure should be calculated as

Fv,Rk,fi  e

 k td,fi

 Fv,Rk

(2)

1

Corrigenda EN 1995-1-2:2004/AC:2006 and EN 1995-12:2004/AC:2009.

63

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Connection with

k

Nails and screws

Maximum period of validity for parameter k in an unprotected connections [min]

0.08

20

0.065

30

0.085

30

0.04

40

Dowels steel-to-wood , with d ≥12 mm

0.085

30

Connectors in accordance with EN 912

0.065

30

a

Bolts wood-to-wood , with d ≥12 mm a

Bolts steel-to-wood , with d ≥12 mm a,b

Dowels wood-to-wood , with d ≥12 mm a,b

a

Minimum side member thickness t1 ≥ max{50 mm; 50+1.25·(d-12), with d in mm). b The values for dowels are dependent on the presence of one bolt for every four dowels

Tab. 3: Parameter k according to EN 1995-1-2:2004.

Connection type Connection with fasteners in shear and side members of wood Connection with fasteners in shear and side members of steel Connection with axially loaded fasteners

kfi 1.15 1.05 1.05

Tab. 4: Values of kfi (part of Tab. 2.1 of EN 1995-1-2:2004).

Fig. 5: Reduction of the load-carrying capacity for different connection typologies, according to the reduced load method of EN 1995-1-2:2004.

where Fv,Rk is the characteristic load-carrying capacity of the connection at normal temperature (calculated according to EN 1995-1-1:2004), k is a parameter describing the reduction of the load-carrying capacity for different connection typologies (Tab. 3 and Fig. 5), and td,fi is the design fire resistance of the unprotected connection.

The design load-carrying capacity is calculated based on the 20% fractile of the load-carrying capacity at normal temperature according to Fv,20

Fv,Rd,fi 

e

k td,fi

    Fv,Rk  kfi

 M,fi

(3)

where kfi is a coefficient relating the 5% and the 20% fractiles of the load-carrying capacity at normal temperature (Fv,Rk without the effect of load duration and

64

moisture, i.e. kmod = 1) (Tab. 4), and γM,fi = 1.0 is the recommended partial safety factor for timber in fire.

For consistency between EN 1995-1-1:2004 and EN 1995-1-2:2004, the load-carrying capacity of a connection should be denoted as R… instead of Fv,…, which in EN 1995-1-1:2004 represents the loadcarrying capacity per shear plane per fastener and not the load-carrying capacity of the connection. This inconsistency with the symbols used in EN 1995-12:2004 for the load-carrying capacity of a connection has misled several authors and designers.

3.5 Fire resistance of a connection loaded by the design effect of actions According to EN 1995-1-2:2004/AC:2009, the design fire resistance td,fi of an unprotected connection loaded by the design effect of the actions in the fire situation is

1       k  td,fi   ln  fi 0 M,fi mod  k  kfi   M 

(4)

(Eq. 6.7 of EN 1995-1-2:2004), where η0 is the degree of utilisation at normal temperature (ratio between the design effect of the actions Ed and the design load carrying capacity Rd; η0 = 1.0 is as a conservative simplification, as it assumes there is no overdesign at normal temperature), ηfi is the reduction factor for the load in the fire situation (ratio between the design effect of the actions in fire Ed,fi and at normal temperature Ed; as a simplification, EN 1995-1-2:2004 (sec-

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

tion 2.4.2) proposes ηfi = 0.6 or 0.7), kmod is the modification factor from EN 1995-1-1:2004 (subclause 3.1.3), and γM is the partial factor for the resistance of connections (subclause 2.4.3 of EN 1995-11:2004). All the other symbols have already been presented.

Eq. 4 is not directly obtained by rearranging Eq. 3.

It actually implies a few implicit assumptions that are not clearly stated in EN 1995-1-2:2004, which are shown in the following paragraphs.

According to EN 1995-1-2:2004, it shall be verified, for the required duration of fire exposure t, that

Ed,fi  Rd,t,fi

R20

 M,fi

e

-k td,fi



R20

 M,fi

(Eq. 2.3 of EN 1995-1-2:2004), where R20 is the 20% fractile of the load-carrying capacity at normal temperature, and γM,fi is the partial safety factor for timber in fire. The conversion factor η for unprotected timber connections with side members of wood is the negative one-parameter exponential model (Eq. 2 and Fig. 5).

From the previous equations, the fire resistance of a connection loaded by the design effect of actions Ed,fi is

1  Ed,fi   ln k  R20  M,fi

   

(7)

and expanding R20 according to Eq. 6 of EN 1995-12:2004, the fire resistance td,fi of a connection loaded by the design effect of actions Ed,fi becomes

td,fi

Ed,fi 1    ln k  kfi  Rk  M,fi

   

(9)

(Eq. 2.8 of EN 1995-1-2:2004) where Ed is the design effect of actions for normal temperature and ηfi is the reduction factor for the design load in the fire situa2 tion .

Consequently, Eq. 8 becomes

1  fi  Ed td,fi   ln k  kfi  Rk  M,fi

   

(10)

Since the characteristic load-carrying capacity at normal temperature is (Eq. 2.17 of EN 1995-1-2:2004)

Rd  kmod

Rk

M

 Rk   M

Rk kmod

(11)

Eq. 9 becomes

1  fi 0  Ed td,fi   ln k  kfi   M  Rd kmod   M,fi

(6)

Rd,t 0,fi

td,fi

Ed,fi    Ed

(5)

(Eq. 2.7 of EN 1995-1-2:2004) where Ed,fi is the design effect of actions for the fire situation and Rd,t,fi is the corresponding design resistance in fire.

The design load-carrying capacity after a given period t of fire exposure Rd,t,fi can be derived from the design load-carrying capacity at t = 0, i.e. at normal temperature, through the conversion factor η = η(t)

Rd,t,fi  

The design effect of actions for the fire situation Ed,fi may be obtained, as a simplification, from the analysis for normal temperature as

   

(12)

Finally, given that the ratio between the design effect of the actions Ed and the design load-carrying 3 capacity Rd is the degree of utilisation , η0 is

0 

Ed Rd

(13)

Eq. 12 finally becomes

1       k  td,fi   ln  fi 0 M,fi mod  k  kfi   M 

(14)

which is what is currently given in EN 1995-1-2:2004 (Eq. 6.7), even though the underlying assumptions are not clearly stated. In a preliminary stage, Eq. 12 can be useful to get a conservative estimate of the fire resistance, given a design scenario for normal temperature, but it is not equivalent to Eq. 3.

4 IMPROVEMENT PROPOSALS

(8)

The previous formula is simply a rearrangement of Eq. 2 (load-carrying capacity after a given period of fire exposure) for the time domain (tfi,req ≤ td,fi).

Current Eq. 6.7 of EN 1995-1-2:2004 is a further simplification of Eq. 8.

4.1 Simplified rules The scope of the simplified rules for unprotected timber-to-timber connections should be limited to a maximum degree of utilisation η ≤ 0.3.

2

As a simplification, EN 1995-1-2:2004 recommends ηfi = 0.6 or 0.7.

3 The degree of utilisation is η = 1.0 for optimal design.

65

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Fig. 6: Timber-to-timber connections with nails: a) negative one-parameter exponential models fitted to subsets of experimental data with the same side member thickness; b) correlation between the parameter k and the side member thickness.

For nailed connections, if the simplified method is to always provide conservative estimates of the fire resistance, either a minimum side member thickness t1 ≥ 35 mm and kflux = 1.5 are prescribed, or a thinner side member thickness and a higher kflux (e.g. t1 ≥ 28 mm and kflux = 2.4).

For dowelled connections, it is proposed to maintain the current minimum side member thickness t1 ≥ 45 mm, change kflux = 1.5 to kflux = 1.9, and extend the maximum fire resistance from 30 to 60~min.

The rules for connections with internal steel plates should be limited to connections with dowels and to a maximum load level η ≤ 0.3.

Further tests/simulations should be performed to study the influence of geometric parameters on the fire resistance.

4.2 Reduced load method A simple way to improve the reduced load method would be to make the parameter k dependent not only on the connection typology, as it is now, but also on the thickness of the timber side members t1, which has been shown to be the most relevant parameter regarding fire resistance of timber connections.

For timber-to-timber connections with nails, Fig. 6a shows negative one-parameter exponential models fitted to subsets of experimental data with the same side member thickness and the corresponding regression parameters k. As it can be observed, there is a clear influence of the side member thickness in the

66

decay rate of the exponential model. The high correlation between the side member thickness t1 and the regression parameter k is shown in Fig. 6b, where it can also be seen that a simple linear model can be used to describe the relationship between these two variables.

Therefore, the load-carrying capacity of a connection after a given period of fire exposure Rfi would be

Rfi  e  ktfi  R20C

(15)

where R20°C is the load-carrying capacity at normal temperature, and the exponential decay constant k is

k  k t1   c1  c2  t1

(16)

where c1 and c2 are specific parameters for each connection typology, and t1 is the thickness of the timber side members.

The parameters c1 and c2 for each connection typology (Tab. 5) were obtained by fitting a negative one-parameter exponential model to data subsets comprising experiments with the same side member thickness, therefore obtaining an exponential decay constant k for each side member thickness t1 (Fig. 6a.

A simple linear model was then fitted to the obtained decay constants and corresponding side members thicknesses (Fig. 6b), using a weighted least squares method (the various observations of k are not equally reliable, since there are more results available for some thicknesses than for others).

Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

Connection

Requirements

Nails and screws

20 ≤ t1 ≤ 50 d ≥ 2.8 45 ≤ t1 ≤ 60 d ≥ 12 45 ≤ t1 ≤ 80 d ≥ 12 50 ≤ t1 ≤ 100 d ≥ 12 45 ≤ t1 ≤ 124 d ≥ 12

[mm]

Timber-to-timber Timber-to-timber

Bolts Steel-to-timber Timber-to-timber Dowels Steel-to-timber

Parameter k = k(t1)

Maximum fire resistance

0.1308-0.00195·t1

min{30; 13.3 + 0.33·t1}

0.0717-0.00039·t1

min{30; -10.0 + 0.67·t1}

0.2089-0.00218·t1

min{30; 1.4 + 0.36·t1}

0.0447-0.00026·t1

min{60; 20.0 + 0.40·t1}

0.0711-0.00039·t1

min{30; -15.9 + 0.61·t1}

[mm]

Tab. 5: Proposed parameters k, geometric requirements, and maximum fire resistances for unprotected connections.

To restrict the scope of the proposed approach to the underlying experimental data, minimum fastener diameters, minimum and maximum side member thicknesses, and maximum fire resistances that can be reached are set for each connection typology (Tab. 5).

The proposed method gives better estimates of the load-carrying capacity in fire when compared to the current EN 1995-1-2:2004 (comparing the sum of squared residuals Σε2 of both approached to the available experimental data).

A similiar approach taking into account not only the thickness of the side members but also the fastener diameter (k = k(t1, d) = c1 + c2·t1 + c3·d) showed no significant improvement over the model in Eq. 16 and, therefore, fastener diameter is not considered. Recent simulations, performed by the author, on dowelled steel-to-timber connections also show a much lower influence of the dowel diameter on the fire resistance, in comparison with the influence of the thickness of the side members.

5 DESIGN OF BEAM-TO-COLUMN CONNECTIONS The proposed model for the fire design of timber connections in fire was developed taking only into account the tests performed on connections loaded in tension and exposed on all four sides. Nevertheless, applying the current simplified rules for steel-to-timber connections (section 3.2) to beam-to-column connections tested by the author (Palma et al. 2016) shows again that the width of the steel plate bst and the gap depth dg are not clearly correlated with the fire resistance and should not be taken as design parameters (Fig. 7).

The dependency of the fire resistance on the side member thickness for beam-to-column connections,

observed in simulations performed by the author, agrees with the proposed improvement to the reduced load method. The proposed k = k(t1) model provides conservative estimates of the load-carrying capacity of tested and simulated beam-to-column connections exposed to fire (Fig. 8) and its scope could be extended to include these connections.

6 CONCLUSIONS Current design rules of EN 1995-1-2:2004 for timber connections in fire were compared to available experimental results.

The scope of the simplified rules for timber-totimber connections should be better defined, namely regarding minimum side member thicknesses t1 and maximum load levels η, and the maximum fire resistance of dowelled connections can be increased from 30 to 60~min. As for steel-to-timber connections, their scope of the simplified rules should exclude bolted connections, but even for dowelled connections the influence of the design parameters (width of the steel plate bst and gap depth dg on the fire resistance are not clear.

The currently called reduced load method does not take into account the influence of the side member thickness, which is one of the most relevant parameters regarding the fire resistance of timber connections. The proposed improvements to this method, namely by making the decay rate of the load-carrying capacity in fire dependent on the thickness of the side members, allow to greatly improve the estimated loadcarrying capacity of timber connections in fire, including for beam-to-column connections.

The required cross section sizes for R 30 and R 60 ratings set by Lignum's Dokumentation Brandschutz (Frangi et al. 2011) were shown to provide these fire resistance ratings.

67

Design of timber connections in fire â&#x20AC;&#x201C; review of design rules and improvement proposals

Fig. 7: Current EN 1995-1-2:2004 simplified rules for steel-to-timber connections and experimental results on beam-tocolumn connections (Palma et al. 2016): a) influence of the size of the steel plate bst; b) influence of the gap depth dg.

Fig. 8: Proposed and current EN 1995-1-2:2004 models, and experimental results on beam-to-column connections (Palma et al. 2016): a) connections with a side member thickness t1 = 77 mm (R 30); b) connections with a side member thickness t1 = 117 mm (R 60).

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Design of timber connections in fire – review of design rules and improvement proposals

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69

Brettsperrholz im Brandfall Joachim Schmid und Michael Klippel, Institut für Baustatik und Konstruktion, ETH Zürich

Brettsperrholz (BSP) ist ein relativ neues Holzprodukt, welches als tragendes Bauteil für Wand-, Decken- und Dachelemente für innovative und qualitativ hochwertige Holzkonstruktionen verwendet werden kann. BSP ermöglicht eine schnelle Umsetzung von Bauprojekten durch den hohen Grad an Vorfertigung in Elementen oder auch Modulen. Im Gegensatz zu Holzrahmenkonstruktionen, in denen nur einzelne Holzständer für die Übertragung der vertikalen Lasten verantwortlich sind, erlaubt die Verwendung von BSP die Übertragung von hohen vertikalen Lasten.

Bei entsprechender Bemessung kann zudem eine hohe Gebäudesteifigkeit sowie -robustheit erreicht werden. Weitere wesentliche Vorteile von BSP sind eine ausgezeichnete Wärmedämmung und Luftdichtigkeit. Die Verwendung von BSP kann auch im Brandfall von Vorteil sein, da die Gefahr der Brandausbreitung durch Hohlräume im Vergleich zur Holzrahmenbauweise reduziert wird. Es sollte jedoch beachtet werden, dass eventuell sichtbare, d.h. ungeschützte Holzoberflächen die Brandlast in Räumen erhöhen.

In der Regel wird BSP aus keilgezinkten Nadelholzlamellen hergestellt, welche zwischen ca. 10 und 45 mm stark und 80 bis 240 mm breit sind. Aktuell auf dem Europäischen Markt befindliche Produkte zeigen eine grosse Produktvielfalt mit verschiedener Anzahl Lagen, deren Stärken und der Gesamtstärke.

Dies stellt nicht nur eine Schwierigkeit in der Verfügbarkeit und Austauschbarkeit der Produkte sondern auch eine Herausforderung an die Entwicklung von Bemessungsverfahren dar. Die Anzahl der Lagen ist in der Regel eine ungerade Zahl und reicht von drei bis neun Lagen. Üblicherweise werden aneinander folgende Lagen um 90° verdreht verklebt. In seltenen Fällen werden äussere Lagen parallel zur Richtung der folgenden Lage angeordnet. Für die Verklebung kommen verschiedene Klebstoffe zum Einsatz; in der Regel ein 1-Komponenten-Polyurethan Klebstoff (PUR) oder ein Mehrkomponentenkleber MUF (Mel-

amin Urea Formaldehyd) oder seltener PRF (PhenolResorzinol-Formaldehyd). Eine Verklebung der Schmalseite der Lamellen kann erfolgen; sie stellt aber nicht den Regelfall dar. Der aktuelle Vorschlag für eine Produktnorm lässt sogar Abstände zwischen den Lamellen (Spalten) von 6 mm zu (CEN 2015).

Die Grösse und Form der BSP-Elemente wird von der Produktion, den Transportbedingungen und den Rahmenbedingungen an der Baustelle begrenzt.

Aufgrund der flächenartigen Natur dieses Bauproduktes könnte man bei BSP-Decken von zweidimensionalen Tragewerken ausgehen. Da die Verbindungstechnik für aneinandergereihte Elemente noch keine geeigneten Verbindungen bietet, die eine ausreichende Übertragung von Querkraft und Momenten ermöglicht, wird in der Bemessung oft von einem Ein- oder Mehrfeldträger mit entsprechender Breite ausgegangen. Entsprechend der vorhandenen Auflager entstehen im BSP Lagen in Längs- und Querrichtung. Hierbei ist es gängige Praxis die untere und obere Lage als Längslagen in Richtung der Spannweite anzuordnen (siehe Abb. 1).

Brennbare Baustoffe wie Holz brennen an ihrer Oberfläche, wobei sie Energie freisetzen und so zur Brandausbreitung und Brandentwicklung beitragen können. Da in der Regel für Holzbauteile beziehungsweise Holzgebäude die gleichen Anforderungen an den Feuerwiderstand gelten wie für Bauteile und Gebäude aus nicht brennbaren Materialien, stellt

Bis zu 500mm

1 EINLEITUNG

Abb. 1: Schematisches Beispiel eines fünflagigen BSPElementes (i=5) mit ausgebildeten Spalten in den Querlagen; modifiziert übernommen von (Schmid et al. 2010).

71

Brettsperrholz im Brandfall

72

Abklingen

Voll entwickelter Brand

Ausbreitung

Brandentstehung

Brandüberschlag

Brandsicherheit ist eine grundlegende Forderung unserer Gesellschaft an Gebäude und Bauprodukte, jedoch ist die quantitative Erfassung dieser ein sehr komplexes Thema. Die Europäische Union hat in den letzten Jahrzehnten grosse Anstrengungen unternommen genaue Definitionen für alle Länder abzuleiten, um Verbrauchern und Herstellern einen harmonisierten Markt bieten zu können. Brandsicherheit ist eine grundsätzliche Anforderung an Bauprodukte, die – neben sechs weiteren – in der Bauproduktenverordnung (engl. Construction Product Regulation) niedergeschrieben steht (EC 2011).

Damit hat Brandsicherheit einen festen Platz in der Europäischen Normung im Allgemeinen und in harmonisierten Produktnormen (sogenannte ENhs) gefunden. Neben Produktnormen gibt es in Europa auch Prüfnormen, Klassifizierungsnormen und Bemessungsnormen, welche strikt auseinander zu halten sind.

Im Hinblick auf die Brandbemessung tauchen wiederholt Begriffe auf, die oft falsch verwendet werden, jedoch durch den Fachmann getrennt betrachtet werden müssen. Hierzu zählen die Begriffe Brandeigenschaft (engl. fire performance, fire behaviour), Brandverhalten (engl. reaction to fire), Brennbarkeit (eng. combustibility) und Feuerwiderstand (engl. fire resistance). Brandeigenschaft ist ein weitgehend undefinierter, sehr genereller Überbegriff; während die übrigen Begriffe in der Fachwelt als auch der Normung genau definiert sind. Die Unterscheidung der Begriffe steht im Einklang mit dem Verlauf eines realen Brandes, siehe schematische Darstellung in Abb. 2. Das Brandverhalten von im Brandraum befindlichen Produkten beeinflusst massgebend die Phasen Brandentstehung und Brandausbreitung vor dem Brandüberschlag (engl. flash over); sie beschreiben damit den Beitrag zur

Zündung

2 GRUNDLAGEN FÜR DIE BRANDBEMESSUNG

Brandentwicklung. Das Brandverhalten „brennbar“ ist eine Teileigenschaft des Brandverhaltens.

Temperatur

die Kenntnis und Umsetzung des Brandverhaltens eine Grundvoraussetzung für die Verwendung von BSP dar.

Dieser Beitrag stellt einleitend die Rahmenbedingungen für eine Brandbemessung und die Verwendung von BSP in Europa vor. Anschliessend werden die für die Brandbemessung wichtigsten Erkenntnisse über die Eigenschaften von BSP im Brandfall vorgestellt und damit die aktuelle Fassung der SIA 265 (2012) und der EN 1995-1-2 (CEN 2004) erweitert. Des Weiteren wird ein Überblick über Verbesserungsmöglichkeiten für die Brandbemessung von Holzbauteilen im Allgemeinen vorgestellt.

Zeit

Abb. 2 Typischer Verlauf eines Zimmerbrandes und Einteilung in Phasen.

Der Brandüberschlag markiert das Ende der Brandentwicklung. Von diesem Zeitpunkt an ist der Feuerwiderstand der strukturellen Bauteile von Bedeutung. Der sprunghafte Anstieg der Temperaturen beim Brandüberschlag wird in Brandversuchen durch eine genormte Temperatur-Zeit-Kurve abgebildet.

Diese sogenannte Normbrandkurve hat das Ziel, einen Vollbrand zu simulieren und ist durch einen zunehmenden Temperaturverlauf charakterisiert, der keine Abkühlphase kennt.

Zweck von Brandschutzvorschriften ist primär die Gewährleistung der Personensicherheit, inkl. Feuerwehre, im Brandfall. Dazu werden Brandschutzkonzepte mit den entsprechenden Brandschutzmassnahmen erarbeitet, um die definierten Schutzziele einzuhalten. Bauteile mit Feuerwiderstand dienen somit primär der Begrenzung der Brandausbreitung zu anderen Brandabschnitten. Darüber hinaus sollen sie einen Kollaps der Struktur verhindern.

In allen Prüfungen zum Brandverhalten und Feuerwiderstand werden Produkte jeweils gleichen Belastungen ausgesetzt, um diese Produkte schlussendlich miteinander vergleichen zu können: Aufgrund des natürlichen Charakters eines realen Brandes ist jedoch zu erwarten, dass die wirkliche Belastung mitunter signifikant von den Prüfannahmen abweichen kann.

2.1 Brandverhalten Die Klassifizierung des Brandverhaltens verfügt über zwei Untergruppen. Einerseits umfasst es (i) Bauprodukte mit Ausnahme von Bodenbelägen und

Brettsperrholz im Brandfall

andererseits (ii) Bodenbeläge. Letztere besteht aus einer ähnlichen Klassifizierung wie (i) jedoch einer anderen Prüfanordnung. Das Klassifizierungssystem nach EN 13501-1 (CEN (2010)) ist eine nicht-lineare Einteilung des Beitrages zur Brandentwicklung in Brandverhaltensklassen A bis F. Verschiedene Prüfungen müssen durchgeführt werden, um ein Bauprodukt in diese Klassen einteilen zu können. Ohne ein Vorliegen von Prüfungen beziehungsweise einer Klassifizierung ist die niedrigste Klasse auszuweisen. Holz wurde ursprünglich als Definition der Klasse D herangezogen, welche unbehandeltes, ausreichend starke Holzprodukte charakterisiert.

Das Brandverhalten eines Produktes ist per Definition an dem fertigen Endprodukt festzustellen, d.h. zu prüfen und zu klassifizieren. Je nach angestrebter Klasse gibt es in Summe drei verschiedene Testmethoden. Änderungen am Endprodukt, zum Beispiel durch Behandlungen (Imprägnierungen, Oberflächenbeschichtungen) können zu einer Änderung des Brandverhaltens führen und ziehen demnach neue Produktprüfungen und eine neue Produktklassifikation nach sich. Demzufolge muss jedes Holzprodukt durch eine Klassifikation abgedeckt werden. Die grosse Produktvielfalt der Holzprodukte ergäbe allein für Brettschichtholz (BSH) unter Berücksichtigung der Variation der Festigkeitsklasse, Abmessung, Aufbau (Anzahl und Stärke der Lamellen) eine entsprechend grosse Anzahl an Prüfungen und Klassifizierungen. Diese Klassifizierungen konnten durch eine sogenannte Klassifizierung ohne weitere Prüfung (engl. Classification without further testing, CWFT) für BSH und Vollholz unter bestimmten Voraussetzungen vermieden werden. Für BSP gibt es dieses CWFT zurzeit noch nicht. Jede neue Produktvariation muss der kostenintensiven Prüfung und Klassifizierung unterzogen werden.

Holz- und holzbasierte Produkte können aufgrund des natürlichen Ursprunges und seines natürlichen Aufbaues die Prüfung der Unbrennbarkeit (engl. noncombustibility), welche einen der Tests zur Beurteilung des Brandverhaltens darstellt, nicht bestehen (limitierter Masseverlust unter hoher Temperatureinwirkung). Daher können diese Produkte die Brandverhaltensklassen A1 oder A2 nicht erreichen, d.h. eine Unbrennbarkeit kann nicht erreicht werden.

Durch geeignete Behandlung können Holz- und holzbasierte Produkte die Brandverhaltensklasse B erreichen. Bei jeglicher Art von Behandlung muss allerdings auf die Dauerhaftigkeit dieser Rücksicht genommen werden, da Behandlungen oft hygroskopisch sind und ausgewaschen werden können (z.B. bei Fassaden).

Während das Brandverhalten (Brennbarkeit) von Produkten bzw. der Oberflächen in Simulationen zur Brandausbreitung in Räumen oder Gebäuden berücksichtigt werden kann, ist es kaum möglich aufgrund der Zusammensetzung eines Bauproduktes Simulationen durchzuführen, welche auf Brennbarkeitsklassen schliessen lassen. Es besteht allerdings die Möglichkeit relativ kostengünstige Prüfungen mit einem sogenannten Kegelkalorimeter (engl. cone calorimeter) durchzuführen, um eine Vorhersage der Brennbarkeitsklasse zu tätigen (Tsantaridis et al.

2010).

Hinsichtlich BSP sei abschliessend angemerkt, dass die aktuelle Version von prEN 16351 (CEN 2015) hinsichtlich des Brandverhaltens fehlerhafte Regeln enthält, da die Klassenbestimmung aufgrund der Brandverhaltensklasse von Ausgangsmaterialien durchgeführt werden soll, welches dem Grundsatz widerspricht, dass die Brandverhaltensklasse stets am Endprodukt festzustellen ist. Ein CWFT für BSP könnte hierfür Hilfestellung bieten.

2.2 Feuerwiderstand Der Feuerwiderstand umfasst die drei Eigenschaften Tragfähigkeit (R), Raumabschluss oder Unversehrtheit (E) und Wärmedämmung oder Isolation (I). In der Regel werden letztere beide zum Kriterium der Brandabschnittsbildung (EI) zusammengefasst, welches den Feuerwiderstand bezüglich der Brandausbreitung zu benachbarten Brandabschnitten beschreibt. Die Eigenschaften werden in ihrer Klassifikation mit einer Zahl kombiniert, welche den Feuerwiderstand unter Normbrand in Minuten angibt.

Hier sollte darauf hingewiesen werden, dass die Tragfähigkeit in Kombination mit einer Zeit ganz klar in Abhängigkeit einer konkreten Belastung steht.

Diese Belastung kann eine maximal zulässige Last bei Normaltemperatur sein oder aber auch eine niedrigere Last. Dies bedeutet, dass die Beschreibung eines Bauteiles mit lediglich seinem Feuerwiderstandes, z.B. R30, unzureichend ist, da das gleiche Bauteil mit entsprechend geringerer Belastung eventuell auch einen Feuerwiderstand von R60 erreichen könnte.

Generell sind entsprechende Nachweise für den Feuerwiderstand von Bauteilen bzw. Baukonstruktionen durch geeignete Brandversuche oder Bemessung mit Berechnungsmodellen durchzuführen wie sie in der SIA oder im Eurocode zu finden sind. Die notwendige Klassifizierung auf Basis von Versuchen erfolgt nach EN 13501-2 (CEN 2015). Nachdem die Nachweisführung nach SIA oder Eurocode, d.h. entsprechend der dort verfügbaren Berechnungsmodel73

Brettsperrholz im Brandfall

le, charakteristische Materialkennwerte für die Beschreibung der Steifigkeits- und Festigkeiten verwendet, ist generell zu erwarten, dass Brandversuche zu optimistischeren Ergebnissen führen als die entsprechende Bemessung mittels Bemessungsverfahren (Östman et al. 2010). Insbesondere für Holzbauteile, bei denen ein signifikanter Unterschied zwischen den charakteristischen Werten und der Mittelwerte zu erwarten ist, sollte dieser Umstand entsprechend berücksichtigt werden.

3 BEMESSUNG BRANDFALL

VON

HOLZBAUTEILEN

IM

Die SIA 265 (2012) und der Eurocode 5, EN 1995-12 (CEN 2004) verwenden die Berechnungsmethode mit reduziertem Querschnitt zur Herleitung des Tragwiderstandes von Holzbauteilen in zwei Schritten.

1. Im ersten Schritt kann gemäss einem Modell für den Abbrand von Holz der unverkohlte Querschnitt zu jedem beliebigen Zeitpunkt berechnet werden; das Ergebnis ist ein verbleibender Restquerschnitt. Das Modell berücksichtigt die Querschnittsgeometrie, die Produktart (z.B. Vollholz oder Brettschicht-holz) sowie das Vorhandensein von ev. Brandschutzbekleidungen (z.B. Gipsplatten).

2. Im zweiten Schritt wird aus dem Restquer-schnitt ein wirksamer Querschnitt berechnet, der Materialeigenschaften (Festigkeit, Steifigkeit) bei Normaltemperatur aufweist. Hierfür wird vom Restquerschnitt eine fiktive Schicht abgezogen, die durch die Erwärmung des verbliebenen Restquerschnittes ergebenen Festigkeits- und Steifigkeitsverluste kompensieren kann. Der um diese Kompensations-schicht (SIA: dred, Eurocode: d0) verminderte Restquerschnitt kann als effektiver Querschnitt bezeichnet werden. Daher wird zukünftig von der Methode des effektiven Querschnitts gesprochen.

Hinweis: Aufgrund der Überlegungen zur Definitionsänderung wird hier von effektiven Querschnitten gesprochen während in der aktuellen Fassung von SIA 265 und EN 1995-1-2 von ideellen Querschnitten gesprochen wird.

4 MODELL FÜR DEN ABBRAND Holz ist ein brennbares Baumaterial und unterscheidet sich damit von den meisten anderen verwendeten Baustoffen. Wenn ausreichend Wärmeenergie auf die Holzoberfläche aufgebracht wird, kommt es zur thermischen Zersetzung (Pyrolyse) des Baustoffes. Hierbei erfolgt die Bildung von brennbaren Ga74

sen, welche durch einen Masseverlust begleitet wird.

Folglich wird eine Kohleschicht gebildet, welche im Brandfall weiter der Hitzeeinwirkung ausgesetzt wird.

Diese Kohleschicht wächst fortan und der darunterliegende unverkohlte Holzquerschnitt wird weiter durch die Pyrolyse zersetzt, d.h. in seinen Querschnittsabmessungen reduziert. Holz ist bekanntlich ein schlechter Wärmeleiter (Wärmeleitfähigkeit -1  ≈ 0.1 W/(m∙K) ). Die im Brandfall gebildete Kohleschicht weist durch die abnehmende Dichte (zunehmende Porosität) allerdings eine noch bessere Wärmedämmeigenschaft auf als die von Holz und schützt damit den unverkohlten Restquerschnitt gegen einfallende Hitze. Diese Eigenschaften erklären die geringen Temperaturen im Kern eines Holzquerschnittes, welche das günstige Tragverhalten im Brandfall begründen. Während bei Stahlbauteilen von homogenen Temperaturen ausgegangen wird, können bei ungeschützten Holzbauteilen ab einer Tiefe von ca. 40 mm hinter der Abbrandgrenze (Tiefe der Kohleschicht) Normaltemperaturen gemessen werden (Janssen et al. (1994), Frangi et al. (2003), Schmid et al. (2012)).

Angeordnete Brandschutzsysteme wie Brandschutzbekleidungen können einerseits die Wärmeenergie, welche auf die Holzoberfläche auftritt, infolge ihrer Dämmwirkung reduzieren (mineralische Bekleidungen, aufschäumende Oberflächenbeschichtung) oder durch das Verdampfen von darin enthaltenem Wasser nachhaltig verzögern (gipsbasierte Bekleidungen). Für Holzoberflächen, welche ungeschützt der Normbrandeinwirkung ausgesetzt sind, können in der Regel konstante Abbrandraten beobachtet werden, welche auch Eingang in das gegenständliche Modell finden (CEN (2004), Frangi et al. (2003)).

Obwohl in Forschungsarbeiten unter Normbrand eine Abhängigkeit der Abbrandrate von der Dichte und der Feuchte nachgewiesen wurde, wird vereinfacht von einem Bemessungsgrundwert der Abbrandrate für Bauholz (Nadelholz) von 0  0.65 mm/min ausgegangen (CEN (2004)). Dieser Grundwert ergibt sich aus unzähligen Messungen unter Normbrandbedingungen (Frangi et al. (2003)).

Je nach Produkt und Ausführung können verschiedene Faktoren den Bemessungsgrundwert  0 für die Abbrandrate vermindern oder erhöhen. Diese Faktoren werden in Tabelle 1 zusammengefasst.

Während z.B. Brandschutzbekleidungen den Bemessungswert der Abbrandrate vermindern, erhöhen Risse (z.B. bei der Verwendung von Vollholz) oder Spalten (beispielsweise in den Querlagen von BSP, siehe Abb. 1) diesen Bemessungswert. Eine

Brettsperrholz im Brandfall

erhöhte Abbrandrate tritt zudem bei linearen stabförmigen Bauteilen (Balken) im Gegensatz zu flächigen Elementen auf; hier wird der erhöhte Abbrand im Bereich der Kanten (Ausrundungen) berücksichtigt, um den Tragsicherheitsnachweis einfach gestalten zu können. Durch die Annahme eines äquivalenten, rechteckigen Restquerschnittes, beziehungsweise einer um einen Koeffizienten erhöhte Abbrandrate, können wichtige Querschnittswerte (Fläche, Widerstandsmoment, Flächenträgheitsmoment) einfacher berechnet werden.

Kürzlich wurde für die Herleitung der Abbrandrate unter Beachtung möglicher Randbedingungen die allgemeine Gleichung (1) vorgestellt (Falk et al 2016):

 n  ks  k pr  kn  k g  kcr  k j  kco  0

(1)

Die Gleichung (1) setzt den Bemessungsgrundwert 0 in eine klare Beziehung zur ideellen Abbrandrate n, wobei im Normalfall die meisten Faktoren ki = 1.0 gesetzt werden können. Während ein Grossteil der angegebenen Ausdrücke bereits heute in EN 1995-1-2 in verschiedenen Abschnitten eingeführt sind, stellt der hier präsentierte Ansatz eine ganzheitliche Beschreibung dar, die flexibel in Zukunft auch für neue Anwendungen angepasst und erweitert werden kann. Die in Gleichung (1) verwendeten Faktoren sind in Tabelle 1 beschrieben sowie mit Quellenangaben versehen.

Für anfänglich geschützte Holzbauteile treten während des Brandes verschiedene Phasen auf, welche mit entsprechenden Abbrandraten sinngemäss kombiniert werden, um einen Restquerschnitt herleiten zu können. Abb. 3 zeigt das vereinfachte Modell von EN 1995-1-2 (CEN (2004)), wobei hier nun den verschiedenen Abbrandraten eindeutig Phasen zugeordnet wurden.

Phase 1 beschreibt jene Phase, in der das aktuelle Brandschutzsystem einen Beginn des Abbrandes des Holzquerschnittes verzögern kann. Es muss darauf hingewiesen werden, dass der Holzquerschnitt in dieser Phase jedoch bereits eine Erwärmung erfährt, welche zu einer Verminderung der Materialeigenschaften (Festigkeit, Steifigkeit) führt.

Diese Phase endet mit dem Beginn des Abbrandes zum Zeitpunkt tch, welcher entweder hinter der Bekleidung stattfindet, oder gleichzeitig mit dem Versagen der Bekleidung zum Zeitpunkt t f einsetzt. Im Fall von Holz- oder Holzwerkstoffplatten als Bekleidung aber auch bei Verwendung von normalen Gipsplatten fallen diese beiden Zeitpunkte zusammen.

75

Brettsperrholz im Brandfall

Tabelle 1: Faktoren zur Herleitung des Bemessungswertes der Abbrandrate  n (Falk et al. (2016).

Faktor

Bezeichnung

Erklärung

Quelle

ks

Querschnittsfaktor

Berücksichtigt den Einfluss der überlagernden Wärmeströme für schmälere Querschnitte ( b  180 mm). In der Regelbetrifft dieser Faktor nur die einseitig brandbeanspruchte Schmalseite von Bauteilen (Ständer, Rippen in gedämmten Wand- und Deckenkonstruktionen).

Frangi (2011)

1, 2  k s  1, 3  0, 00167  b  1, 0 k pr

Schutzfaktor

et

al.

für 40 mm  b  60 mm für 60 mm  b  180 mm für b  180 mm

Berücksichtigt den veränderten Abbrand hinter einem Brandschutzsystem (Bekleidung). In (CEN 2004) werden einige generische Werte für k pr angegeben, in Zukunft können produktspezifische Werte nach EN 13381-7 bestimmt werden.

CEN (2004) Frangi (2011)

et

al.

CEN (2016) König (2005)

kn

Kantenrundungsfaktor

kg

Spaltenfaktor

kcr

Rissfaktor

Berücksichtigen den erhöhten Abbrand in der Nähe von Kanten, Spalten (Abstände zwischen Lamellen in BSP) oder Rissen. In der Realität tritt in diesen Fällen ein mehrdimensionaler Abbrand auf, wird aber mittels dieser Faktoren auf einen eindimensionalen Abbrand umgerechnet, um eine einfache Handhabung zu ermöglichen.

Ollis et al.

(1977), König 1995) Östman et al.

(2010) Fornater et al.

(2001) König (1999)

et

al.

kj

Fugenfaktor

Berücksichtigt den Einfluss von nicht hinterlegten Fugen von Bekleidungen auf die Brandabschnittsbildung (EI). Für hinterlegte Fugen von Bekleidungen kann k j  1.0 angenommen werden.

Östman et al.

(2010)

kco

Verbindungsfaktor

Berücksichtigt den erhöhten Abbrand aufgrund von metallischen Teilen bzw. Verbindungsmitteln, welche insbesondere bei Verbindungen mit innenliegenden Stahlblechen beobachtet werden kann.

Erchinger (2009) König et al. (1999)

76

Versagen der Bekleidung wird wieder die einfache Abbrandgeschwindigkeit n angesetzt.

(II)

Beginn des Abbrandes Versagen Brandschutzsystem

Abbrandtiefe Lage i

Brettsperrholz im Brandfall

(I)

n,3

5 MODELL FÜR DEN ABBRAND VON BSP

Kohleschicht 25 mm

N,1 Phase 1

n,2 Phase 3

Phase 2

tch=tf

Zeit

ta

Legende:

n,1

Bemessungswert Phase

1;

der

ideellen Abbrandrate in

Anmerkung:

gilt

für

ungeschützte

Holzbauteile. Für geschützte Holzbauteile gilt

n,1  0

 n ,2

Bemessungswert

der ideellen Abbrandrate in

Phase 2

 n ,3

Bemessungswert

der ideellen Abbrandrate in

Phase 3

tch

Beginn des Abbrandes

tf

Versagenszeit

des

Brandschutzsystems

(Brandschutzbekleidung)

ta

Zeitpunkt zu der eine 25 mm starke Kohleschicht erreicht ist

Abb. 3 Allgemeine Beschreibung des Abbrandes von ungeschützten (I) und anfänglich geschützten Holzbauteilen (II) nach EN 1995-1-2 (CEN (2004)), modifiziert übernommen von (Falk et al. (2016)).

In der aktuellen Version von EN 1995-1-2 ist bereits ein Faktor eingeführt, mit dem ein Versagen von Bekleidungen berücksichtigt wird: Der Faktor k2  2 beschreibt in Phase 2 eine doppelte Abbrandrate, um das Nichtvorhandensein einer schützenden Holzkohleschicht bei gleichzeitig bereits hohen Temperaturen im Brandraum zu berücksichtigen. Das Modell geht davon aus, dass sich nach der schnellen Bildung einer ausreichend dämmfähigen Kohleschicht von 25 mm wieder die ursprüngliche ideelle Abbrandrate (gestrichelte Linie in Abb. 3) einstellt.

Dieses Modell kann für die Beschreibung des Abbrandes für anfänglich geschützte massive Holzquerschnitte aber auch für BSP verwendet werden (Frangi et al. (2009)). In der Lignum Dokumentation Brandschutz 3.1 (2011) wird ähnlich zum Ansatz in EN 1995-1-2 während den ersten 15 Minuten nach dem Versagen der Bekleidung mit dem doppelten Abbrand n gerechnet. Ab 15 Minuten nach dem

Die Grundzüge des Modelles von SIA 265 und EN 1995-1-2 zur Beschreibung des Abbrandes von Holz wurden bereits in Kapitel 4 erläutert. Unter Berücksichtigung produkttypischer Eigenschaften kann es auch für BSP verwendet werden. Aufgrund des lagenartigen Aufbaus und der damit einhergehenden Verklebung kann der Abbrand von BSP von jenem homogener Produkte abweichen. Hierbei muss der Lage der mit den Isothermen parallelen Klebfugen sowie dem Klebstoff selbst besondere Beachtung geschenkt werden.

In den letzten Jahren wurde eine grosse Anzahl an Brandversuchen mit BSP als Wand- und Deckenelement durchgeführt (Klippel et al. (2014)). In diesen Versuchen wurden auch verschiedene Einflussparameter untersucht; unter anderem die Stärke der Lagen, die Art des verwendeten Klebstoffes, unterschiedliche Brandschutzsysteme (Bekleidungen), die Anzahl der Lagen und die Lagerbedingung. Darüber hinaus wurden einerseits Brandversuche nach gängigen Normen als auch hiervon abweichende, sogenannte ad-hoc-Versuche, z.B. mit Strahlungspanelen (engl: heat panel), durchgeführt. Basierend auf diesen Untersuchungen und der gezielten Auswertung des Abbrandverhaltens von BSP-Elementen kann ein klarer Bemessungsvorgang vorgestellt werden.

Die Berechnung des Restquerschnittes sollte die Ausrichtung der BSP-Elemente berücksichtigen, d.h. ob diese horizontal (Deckenelement) oder vertikal (Wandelement) ausgerichtet sind. Um den Restquerschnitt bzw. die Abbrandtiefe zu bestimmen, sollten folgende Parameter berücksichtigt werden: a. Wenn verkohlte Lagen des BSPs an unverkohltem Holz anhaften (Eigenschaft „Anheftung“, siehe Normenreihe EN 13381-X (CEN (2016))) und damit die Kohleschicht den Restquerschnitt weiter schützt, verhält sich das Produkt wie ein Vollholzprodukt. b. Wenn mit einer Anheftung der verkohlten Lagen des BSPs an dem unverkohlten Restquerschnitt nicht gerechnet werden kann, muss angenommen werden, dass das Produkt zeitweise die schützende Wirkung der Kohleschicht verliert.

Daher muss bei der Ermittlung des Restquerschnittes ein Abfallen der entsprechenden verkohlten Lage, sowie ein folglich erhöhter Abbrand in der nachfolgenden Lage berücksichtigt werden bis wieder eine Kohleschicht gebildet werden konnte, die den BSP-Restquerschnitt vor hohen 77

Temperaturen im Brandraum schützen kann.

Dieses Phänomen gleicht jenem von Holzbauteilen, welche anfangs von Bekleidungen geschützt werden, siehe Abb 3. Wie bereits in Kapitel 4 erläutert, ist anzunehmen, dass eine doppelte Abbrandrate bis zum Erreichen einer 25 mm starken Kohleschicht auftritt, danach ist wieder mit einer einfachen Abbrandrate (Verminderung des Abbrandes) zu rechnen. c. Für vertikal ausgerichtete BSP-Elemente (Wandelemente) wurde in den durchgeführten Versuchen der Verlust der Anheftung von verkohltem Lagen weniger ausgeprägt festgestellt. Allerdings sollten ungeschützte (BSP ohne Brandschutzsystem) tragende Wandelemente mit mindestens fünf Lagen vorgesehen werden, um eine robuste Tragstruktur zu gewährleisten.

Generell sollte sichergestellt werden, dass der BSPRestquerschnitt über eine rechnerische minimale Reststärke der äusseren Lage in Spannrichtung von mindestens 3 mm aufweist (Schmid et al. (2010), Falk et al. (2016), Schmid et al. (2015)). Aufgrund des vorgestellten Verhaltens von BSP im Brandfall kann festgehalten werden, dass der Lagenstärke von BSP eine hohe Bedeutung zukommt. Eine starke äussere Lage ist in der Regel von Vorteil, da in diesem Fall der mehrlagige Aufbau von BSP nur einen geringen Einfluss in der Brandbemessung hat, und somit bspw. kein Einfluss des Klebstoffes auftreten kann. Eine Dimensionierung des Produktes mit einer Lage entsprechender Stärke sollte darauf abzielen, dass die erste Lage erst nach ca. 45 bis 60 Minuten Brandeinwirkung vollständig verkohlt ist.

78

Modell: Abbrandtiefe [mm]

Brettsperrholz im Brandfall

100

konservativ "sicher" 80

60

40

20

unkonservativ "unsicher" 0 0

20

40

60

80

100

Versuch: Abbrandtiefe [mm]

Abb. 4 Vergleich des Abbrandmodelles mit Versuchen, modifiziert übernommen aus (Klippel et al.

(2017)).

Das Europäische Handbuch „Fire Safety in Timber Buildings“ (Östman et al. (2010)) beschreibt bereits einen Faktor, um den zweidimensionalen Abbrand in und um Spalten eindimensional zu beschreiben, welcher im Einklang mit der oben vorgestellten Gleichung (1) ist. Für Spalten bis zu 2 mm muss der Bemessungsgrundwert der Abbrandrate  0 nicht weiter erhöht werden, während für Spalten zwischen 2 und 6 mm der erhöhte Spaltenfaktor von kg  1.2 zu verwenden ist. Für Spalten über 6 mm muss der Abbrand der Lamellen als dreiseitig angenommen werden. Eine Beschreibung des Restquerschnittes für diese Produkte mit einfachen Berechnungsverfahren ist nicht mehr möglich und es müsste für diese Produkte auf andere Methoden zurückgegriffen werden, zum Beispiel Versuche oder thermische Simulationen mit der Methode der finiten Elemente. Es sollte in diesem Zusammenhang auch erwähnt werden, dass die Anordnung von Spalten in Quer- und Längslagen zu undefinierten Randbedingungen führen würde, bei der mit einer Brandausbreitung durch das BSP Element hindurch zu rechnen ist. Für Längs- und Querlagen mit aneinandergefügten oder an der Schmalseite miteinander verklebten Lamellen wird k g  1.0 angenommen.

Brettsperrholz im Brandfall

Decken

Fall A Signifikantes Abfallen von verkohlten Schichtteilen

Wände

Fall B Kein Abfallen von verkohlten Schichtteilen Decken

d5

n,mean

d4

d1

i=5

d1

d2

d3

d4

d5

i=1

i=2

i=3

i=4

i=5

i=4 n

d3 d2

Wände

Fall C Leichtes Abfallen von verkohlten Schichtteilen

25mm

2n n

25mm

2n n

i=3

n

n

i=2

n

i=1

Anfangs (un)geschützt: Abbrandphase 1 Abbrandphase 2 Abbrandphase 3

Anfangs ungeschützt: Nur eine Abbrandphase

Anfangs ungeschützt: Nur eine Abbrandphase

Zusammengesetzter Holzquerschnitt

Vollholzprodukt

Produkt mit nicht signifikantem Abfallen der Kohleschicht

kg=1.0 (keine Spalten) n,1 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0

n,2 = 1.30 mm/min

kpr = 2.0

n,3 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0

n,1 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0

n,1 = 0.8 mm/min

kpr = 1.2

n,mean = 1.1 mm/min (R ≤ 90 min)

n,1 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0 kg = 1.0

n,2 = 1.6 mm/min

kpr = 2.0 kg = 1.2

i=2

i=1

kg=1.2 (mit Spalten in Querlagen; 2 < Spalt < 6 [mm])

kpr = 1.0 kg = 1.2

n,2 = 1.3 mm/min

kpr = 2.0 kg = 1.0

n,3 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0 kg = 1.0

i=3

n,3 = 0.8 mm/min

n,1 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0 kg = 1.0

n,1 = 0.8 mm/min

kpr = 1.2 kg = 1.0

n,1 = 0.8 mm/min

kpr = 1.0 kg = 1.2

n,1 = 0.95 mm/min

kpr = 1.2 kg = 1.2

n,1 = 0.65 mm/min

kpr = 1.0 kg = 1.0

n,1 = 0.8 mm/min

kpr = 1.2 kg = 1.0

n,mean = 1.2 mm/min (R ≤ 90 min)

Abb. 5 2016).

Fallunterscheidung von Abbrandraten für verschiedene Typen BSP (ohne Bekleidung) (Falk et al

79

Brettsperrholz im Brandfall

Die generelle Gleichung (1) verfügt damit lediglich über zwei Faktoren welche für die Herleitung der ideellen Abbrandrate  n für BSP herangezogen werden müssen, d.h. ki  1.0 , diese sind: k pr Faktor zur Berücksichtigung des ange brachten Brandschutzsystems, d.h. der Bekleidung (Schutzfaktor) 

kg Faktor zur Berücksichtigung der Zwischenräume in den Querlagen (Spaltenfaktor)

der verkohlter Lagen zu keiner Veränderung des Lagenaufbaus bzw. der Gesamtstärke des BSPElementes bei Decken aufgrund der Brandbemessung führt (Tragfähigkeitsnachweis). Dies bedeutet, dass die Brandbemessung für handelsübliche Deckenelemente aus BSP nicht zu einer Veränderung des Lagenaufbaus führen sollte (unabhängig vom Klebstoff). Der Lagenaufbau ergibt sich vielmehr durch Nachweise bei Normaltemperatur (Schwingung, Durchbiegung, etc.) (Klippel et al. (2016)).

Vereinfachter Abbrand von BSP

An dieser Stelle sollte hervorgehoben werden, dass in Abhängigkeit vom vorliegenden Produkt der ideelle Abbrand n,i gegebenenfalls für jede Lage i individuell berechnet werden muss.

Abb. 5 zeigt die Berechnungswege für Deckenund Wandelemente aus BSP zur Ermittlung des Restquerschnittes entsprechend dem hier vorgestellten Verfahren. Sowohl für Decken- als auch Wandelemente kann es notwendig sein, ein Versagen der Anheftung der Brettlagen zu berücksichtigen (Abfallen verkohlter Schichten). Unterschiedlich hierbei ist jedoch die Ausprägung dieser Eigenschaft, womit die drei Berechnungsfälle A bis C in Abb. 5 gegeben sind. Ein Vergleich zwischen dem vorgestellten Modell und der Auswertung von Brandversuchen zeigt, dass das Modell ausreichend genau in der Lage ist, die vorgestellten Phänomene zu beschreiben, siehe Abb. 4.

Ob ein Abfallen der verkohlten Lagen auftritt, hängt nicht nur von dem verwendeten Klebstoff und der Güte der erreichten Verbindung in der Klebfuge ab, sondern auch von dem Aufbau des BSPProduktes (Anzahl und Dicke der Lagen). Für einen benötigten Feuerwiderstand von 30 Minuten kann es nicht zu einem Abfallen der ersten Lage kommen, sofern diese eine typische Mindeststärke von 25 mm hat, da die Abbrandgrenze innerhalb der ersten Lage liegt. Für einen angestrebten Feuerwiderstand von 60 Minuten ist ein Einfluss von abfallenden Lagen auf die Stärke des Restquerschnittes zu erwarten, wenn die Stärke der ersten Lage unter 40 mm ist.

Es sollte jedoch deutlich darauf hingewiesen werden, dass der Feuerwiderstand nicht allein aus der Abbrandtiefe abzuleiten ist, sondern auch der produkttypische Aufbau mit den Querlagen, welche sehr geringen Festigkeiten in Längsrichtung aufweisen, zu berücksichtigen ist. Beispiele zur Brandbemessung von handelsüblichen BSPDeckenelementen in (Klippel et al. (2014)) konnten zeigen, dass die Brandbemessung bei der Mehrzahl von handelsüblichen BSP-Elementen trotz ablösen80

Für die Berücksichtigung des Abfallens von verkohlten Lagen kann theoretisch neben dem zuvor diskutierten Stufenmodell unter Verwendung der zeitweise doppelten Abbrandrate ein weiteres vereinfachtes Modell hergeleitet werden. Der Abbrand von BSP könnte konstant mit einer gemittelten Abbrandrate  n, mean beschrieben werden, welche auf alle Lagen angewendet wird. Diese Abbrandrate  n , mean wurde aus Berechnungen für 90 Minuten Brandbelastung entsprechend dem Stufenmodell ermittelt. Für BSP ohne Spalten oder Spalten bis max. 2 mm ergibt sich eine anzusetzende Abbrandrate von  n, mean  1.10 mm/min wobei hier der Abfall von verkohlten Lagen ab i  2 berücksichtigt wurde (Fall A in Abb. 5). Verglichen mit dem Stufenmodell ist dieser Wert für viele Produkte konservativ, allerdings ist die Verwendung sehr einfach da die etwas längere Berechnung nach dem Stufenmodell entfällt. Dieser gemittelte Bemessungswert des Abbrandes ändert sich geringfügig falls das Produkt in den Querlagen Spalten zwischen 2 und 6 mm aufweist, in diesem Fall ist n,mean  1.20 mm/min.

Extrapolation von Versuchsergebnissen Abschliessend sollte darauf hingewiesen werden, dass Versuchsergebnisse, welche den Abbrand dokumentieren, für BSP nicht extrapoliert werden dürfen. Aufgrund des beschriebenen Einflusses der Stärke der Lagen sind insbesondere Ergebnisse, welche aus zeitlich begrenzten Versuchen gewonnen wurden, nicht beliebig zu erweitern. Ein konkretes Beispiel sind hierbei Rückschlüsse vom Abbrand in der ersten BSP Lage auf folgende Lagen beziehungsweise das ganze Produkt.

6 TRAGFÄHIGKEITSBEMESSUNG RESTQUERSCHNITTES

DES

BSP-

Hohe Temperaturen, wie sie im Brandfall eines BSPElementes auftreten, reduzieren sowohl durch den

Brettsperrholz im Brandfall

Abbrand die Querschnittshöhe als auch die Materialeigenschaften des erwärmten Holzes im Restquerschnitt selbst. Die aktuellen Versionen von SIA 265 und EN 1995-1-2 geben keine spezifischen Informationen über die Brandbemessung von BSP an.

Grundsätzlich bleiben für die Bemessung nach SIA 265 und EN 1995-1-2 zwei Berechnungsmethoden für plattenförmige Bauelemente wie Brettstapel- oder Brettsperrholz: (1) Methode des effektiven Querschnittes (2) Erweiterte Berechnungsmethoden bzw. Simulationen (Annex B in EN 1995-1-2) Das Konzept von (1) wurde bereits in Kapitel 3 beschrieben. Die Methode sieht eine Verminderung des Restquerschnittes zu einem beliebigen Zeitpunkt der Brandbelastung vor, um eine sogenannte Kompensationsschicht, die d 0 -Schicht (in SIA 265 mit dred bezeichnet) mit einer Stärke d 0 , vor. Diese Schicht kompensiert die Veränderung der mechanischen Eigenschaften im Bereich zwischen Normaltemperatur und der Temperatur, ab der keine Festigkeit mehr vorhanden ist (>300°C) (König (2005)). Die Methode (1) des effektiven Querschnittes stellt für die Praxis die zentrale Bemessungsmethode da und wird aus diesem Grund für BSP im Folgenden näher erläutert.

Zur Verwendung von erweiterten Berechnungsmethoden wird auf die folgende Literatur verwiesen: Schmid et al. (2010).

Aufgrund des produkttypischen Aufbaus mit Quer- und Längslagen zeigt BSP eine wesentlich komplexere Veränderung des Tragverhaltens als Vollholz wenn es einer Brandbelastung ausgesetzt wird. Wie auch bei Normaltemperatur hängen die mechanischen Eigenschaften von BSP stark von Stärke und Festigkeiten der Lamellen in Längsrichtung und der Stärke der Querlagen ab. Nachdem die Querlagen in Längsrichtung kaum wirksam sind (Spalten, Belastung quer zur Faserrichtung), wird in tragende und nichttragende Lagen unterschieden, wenn auch von einer ausreichenden Übertragung von Schubkräften der Querlagen ausgegangen wird (Schmid et al. 2010). Ungeachtet der Anzahl, Anordnung und Stärke der Lagen verhält sich BSP thermisch wie Vollholz. Das heisst, die temperaturbeeinflusste Tiefe hinter der Abbrandgrenze (Tiefe, in der die Temperatur von 300 auf 20°C fällt) ist nach ca.

20 Minuten Brandeinwirkung in etwa konstant und kann, für ungeschützte BSP-Elemente, mit ca. 35 bis 40 mm angegeben werden. Die unterschiedlichen mechanischen Eigenschaften der Lagen in Spannrichtung haben grundlegende Konsequenzen für die Bestimmung der d 0 -Schicht wie das in Abb. 6 gezeigt wird:

a) Die Grenze des Restquerschnittes liegt in einer Querlage, die d 0 -Schicht liegt komplett in dieser; die Berechnung des Tragwiderstandes wird von ihr nicht beeinflusst. b) Die Grenze des Restquerschnittes liegt in einer Längslage, die d 0 -Schicht liegt komplett in dieser; die Berechnung des Tragwiderstandes wird von ihr beeinflusst.

Abb. 6 Definition des Restquerschnittes und des effektiven Querschnittes: Grenze des effektiven Querschnittes a) in der Querlage und b) in der Längslage (Falk et al.

(2016)).

Im Fall a) wird zwar die Querschnittshöhe des effektiven Querschnittes durch die d 0 -Schicht reduziert, aufgrund der Faserrichtung und limitierten Breite der Lamellen wird die Berechnung der Tragfähigkeit des Restquerschnittes aber nicht beeinflusst. Dem Widerspricht die Tiefe der temperaturbeeinflussten Tiefe, abgebildet rechts neben dem Querschnitt in Abb. 6. Sie erreicht bereits die folgende (lastabtragende) Längslage. Ziel der Kompensationsschicht d 0 ist es jedoch, die Festigkeit- und Steifigkeitsminderungen durch Temperaturbeanspruchung entsprechend zu kompensieren. Im Fall a) ist demnach davon auszugehen, dass die abgebildete d 0 -Schicht nicht in der Lage ist, die tatsächliche Tragfähigkeit zu beschreiben. Im Fall b) reduziert die d 0 -Schicht den effektiven Querschnitt und beeinflusst wie bei Vollholz die Berechnung der Tragfähigkeit des Restquerschnittes. In der Realität kann es selbstverständlich zur Kombination beider Fälle a) und b) über die Zeitdauer der Brandeinwirkung kommen. Fall a) und b), sowie weitere mögliche Kombinationen, welche sich aus dem Abbrand und der Überlagerung mit den Temperaturprofilen ergeben, erklären, warum es in der Regel nicht möglich ist, das Tragverhalten von BSP-Produkten im Brandfall mit einem konstanten Wert für die Stärke der d 0 -Schicht abzubilden. Während entsprechend SIA 265 und EN 1995-1-2, aus81

Brettsperrholz im Brandfall

       82

Gesamtstärke BSP 45 bis 315 mm Dicke der Lagen: 15 bis 45 mm Anzahl der Lagen: 3 bis 7 Anfänglich ungeschützt und geschützt (verkleidet) Brandbeanspruchte Seite unter Zug und unter Druck Symmetrischer Aufbau Normbrandbelastung bis 120 min



Decken werden als in eine Richtung gespannte Elemente betrachtet

Die resultierenden Gleichungen, vorgestellt in (Östman et al. (2010)), folgen im Mittel den Simulationsergebnissen. Es wurde erkannt, dass die Ergebnisse optimiert werden könnten (Einschränkung der Streuung der Resultate), wenn eine Einschränkung des Produktportfolios eine gezieltere Beschreibung des Tragverhaltens im Brandfall ermöglichen würde.

Abb. 7 zeigt, im Vergleich zu Gleichungen ausgewiesen in (Östman et al. (2010)), eine deutlich geringere Bandbreite, die auf eine Reduktion der Lagenstärke zurückzuführen ist (minimale Lagenstärke von BSP mit hi  25 mm statt 15 mm in (Schmid et al.

2010)). Mit dieser Voraussetzung könnte, gemeinsam mit der Forderung der Robustheit (Berücksichtigung von Lamellen nur mit einer Restmindestreststärke von 3 mm), eine näherungsweise Angabe mit d0  12.5 mm in den meisten Fällen zu einer akzeptablen Lösung führen.

Mögliche produktangepasste Simulationen könnten allerdings zu einer Ungleichbehandlung von BSP in verschiedenen Ländern führen, da im Moment nur wenige Akteure über die notwendige Kompetenz verfügen, um die oben genannten Anforderungen in Simulationsstudien zu berücksichtigen.

Stärke Kompensationsschicht d0 [mm]

gehend von der Beschreibung des Biegewiderstandes von BSH-Trägern im Brandfall bis zu 60 min, von einem konstanten Wert für d 0 ausgegangen wird, kann für eine grosse Anzahl an unterschiedlich aufgebauten BSP-Elementen eine solche einfache Lösung nicht angeboten werden, da dies in der Regel entweder zu einer Über- oder Unterschätzung der Tragfähigkeit des Restquerschnittes führt.

Das Europäische Handbuch „Fire Safety in Timber Buildings“ (Östman et al. (2010)) führt daher einfache Funktionen für d 0 ein (die darin angegebenen Regeln für s0 entsprechen jenen für d 0 ). Um dem umfangreichen Produktportfolio von BSP zu begegnen, wurden weitere verschiedene Ansätze für drei-, fünf- und siebenlagige BSP-Elemente angegeben.

Darüber hinaus wird in Wand- und Deckenelemente unterschieden, um das grundlegend verschiedene mechanische Verhalten (Knicken vs. Biegung) korrekt wiederzugeben und um eine unökonomische Überdimensionierung in vielen Fällen zu vermeiden.

Die Werte für die Kompensationsschicht sind entweder mit Konstanten oder einfachen Gleichungen in Abhängigkeit von der Stärke des BSP-Elementes angegeben. Die in dem Handbuch angegebenen Werte wurden basierend auf einer umfangreichen Studie entwickelt, welche auf Simulationen beruht, die mit Hilfe einer Vielzahl von Versuchen verifiziert wurden (Schmid et al. (2010)). Die Ergebnisse der Simulationen wurden mit dem aktuellen Bemessungsverfahren, der Methode des effektiven Querschnittes in EN 1995-1-2 verglichen. In dem relevanten Tragfähigkeitsbereich von brandbeanspruchten Holzbauteilen von 40 bis 20% Mfire / M20 ist der entsprechende kalte Querschnitt in einer Vielzahl der Fälle kleiner als jener nach EN 1995-1-2, wo von einer Reduktion von d0  7 mm ausgegangen wird.

Das bedeutet, dass bei dieser Vielzahl von Fällen der Wert d 0 grösser ist als 7 mm. Um die grosse Streuung der Ergebnisse zu reduzieren, wurden Gleichungen für verschiedene Belastungs- und Anwendungsfälle hergeleitet bzw. Einschränkungen durchgeführt. Die folgenden Produkttypen und – anwendungen wurden untersucht (Schmid et al.

(2010)):

15

BSP unter Biegung anfänglich geschützt und ungeschützt (Zugzone erwärmt)

5 Lagen

10

7 Lagen

3 Lagen

5

hi ≥ 25mm 0 0

45

90

135

180 225 270 315 Gesamtstärke BSP h20 [mm]

Abb. 7 d 0 -Schichtstärken für BSP unter Biegung für anfänglich geschützte (gestrichelte Linien) und ungeschützte Elemente.

Einfluss des Abfallens der Kohleschicht auf die d 0 -Schicht Ein Abfallen der Kohleschicht kann erfolgen, wenn die Pyrolysegrenze die Klebfuge erreicht, siehe Kapitel 5. Ein unverkohlter Holzquerschnitt weist hinter einer vollständig ausgebildeten Holzkohleschicht (ca.

Brettsperrholz im Brandfall

25 mm stark) ein Temperaturprofil auf, welches nach einer Tiefe von ca. 40 mm hinter der Kohleschicht Normaltemperatur zeigt, siehe Abb. 6. Dahingegen zeigen gut geschützte Querschnitte (z.B. mit einer doppelten Gipsbekleidung) relativ flache Temperaturgradienten, welche erst nach ca. 80 mm (Schmid et al. (2012)) Normaltemperatur aufweisen. Umgekehrt führt das spontane Abfallen von Holzkohleteilen zu sehr steilen Temperaturprofilen (Schmid et al.

(2010)), bei denen eine geringere Kompensationsschicht ( d 0 -Schicht) abgeleitet werden kann. Ein eventuell auftretendes Abfallen von Teilen der Kohleschicht oder der Kohleschicht im Ganzen bedarf daher keiner weiteren Bemessungsregeln. Ein Abfallen von Kohleschichten führt zu einem sehr steilen Temperaturgradient. Das heisst, das Bauteil weist eine sehr geringe temperaturbeeinflusste Tiefe auf, in der die Festigkeiten und Steifigkeiten vermindert sind. Folglich sinkt die Tiefe der Kompensationsschicht, der d 0 -Wert wird geringer. Dies bedeutet, dass ein Abfallen von Kohleschichten bei der Bestimmung des d0 Wertes nicht berücksichtigt werden muss, da jene Bemessungsregeln ohne Abfallen stets konservative Lösungen darstellen. Nachdem andererseits das spontane Abfallen der verkohlten Lage nicht garantiert werden kann, darf der d0-Wert nicht vermindert werden.

7 BRANDVERSUCHE MIT BSP Um Ergebnisse von Brandversuchen wissenschaftlich auswerten zu können, müssen – je nach Zielsetzung und Material – verschiedene Kriterien erfüllt werden. Die Herleitung von d 0 Werten bei holzwerkstoffbasierten strukturellen Bauteilen wurde in (Schmid et al. (2015)) genau beschrieben und sei hier für BSP angepasst kurz zusammengefasst: 1) Die Tragfähigkeit des geprüften Elementes muss vor dem belasteten Brandversuch hinreichend genau bestimmt worden sein. Die alleinige Annahme der Festigkeit aus Festigkeitsklassen ist nicht ausreichend.

2) Im Brandversuch führen die Auflagerbedingungen zu einem definierten statischen System, um eine Rückrechnung von d 0 zu ermöglichen.

3) Der Brandversuch wird unter einer bestimmten Belastung (relativ zur erwarteten Tragfähigkeit) bis zum Versagen durchgeführt. Ein Abbruch des Versuches bei Erreichen eines Feuerwiderstandes (z.B. 90 Minuten) lassen keine Rückschlüsse auf die zu erwartende Versagenszeit führen. Die Zunahme der Verformungsrate kann

als leicht konservatives Versagenskriterium herangezogen werden.

4) Der Abbrand bzw. der Restquerschnitt bei Versagen wird ausreichend genau dokumentiert.

Dies bedingt ein schnelles Ablöschen von Brand- und Glutnestern nach dem Abbruch des Brandversuchs.

Während die oben angeführten vier Grundsätze die Rückrechnung von d 0 ermöglichen, d.h. einen Beitrag zur Tragfähigkeitsberechnung bzw. der Modellentwicklung leisten können, müssen für die Entwicklung des Modells zur Beschreibung des Abbrandes andere Massnahmen getroffen werden: 5) Der Abbrand muss während des Brandversuchs durch Thermoelemente verfolgt werden, welche in genau definierten Tiefen im Holzquerschnitt angeordnet sind. Da bei BSP die Temperatur insbesondere in Klebefugen bewertet werden muss, müssen die Thermoelemente in eben jenen positioniert werden. Nur so kann ein plötzlicher Temperaturanstieg (in etwa auf Ofentemperatur) bei Abfallen von verkohlten Lagen beobachtet werden.

6) Bei der Installation von Thermoelementen sind Grundsätze der Wärmeleitung und der Messtechnik zu berücksichtigen. Aufgrund der schlecht wärmeleitenden Eigenschaften des Holzes sind demnach glasfaserisolierte Kabelthermoelemente mit geringen Litzendurchmessern mit einer entsprechend schlank ausgebildeten Messspitze zu verwenden. Die Einbettungslänge (Länge des Kabels parallel zur erwartenden Isotherme) ist entsprechend lang (mind. ca. 50 mm) zu wählen (VDI (1994)).

Punkte 5) und 6) bedeuten für BSP, dass Thermoelemente in ausreichender Quantität bereits zwingend in der Produktionsphase des BSP-Elementes in die Klebefugen eingesetzt werden müssen.

Punkte 1) bis 6) überschreiten in einigen Bereichen das Anforderungsspektrum der entsprechenden Normendokumente zur Bauteilprüfung, in anderen Bereichen werden diese nicht sorgfältig vom Brandlabor verfolgt. Es ist daher anzuraten, die Prüfund Messanordnung sowie das generelle Versuchsprogramm mit entsprechenden, eventuell externen Experten bereits in der Planungsphase abzustimmen.

83

Brettsperrholz im Brandfall

8 BSP IN EN 1995-1-2:2020 Im Rahmen der oben angeführten Untersuchungen zum Brandverhalten von BSP wurden auch Abweichungen hinsichtlich des Bemessungsverfahrens von anderen Bauteilen in EN 1995-1-2 gefunden und beschrieben (Schmid et al. (2012)). Die oft zitierten Brandversuche, welche die sehr einfache Bemessungsmetode verifizieren sollten, sind in der Regel nicht verwendbar oder weisen auf höhere d 0 Werte hin (Schmid et al. (2014), Schmid et al. (2015)). Sowohl für stabförmige Bauprodukte (Balken, Stützen) als auch für BSP scheint es, dass eine vereinfachte generelle Beschreibung durch nur einen Wert, wie sie in der aktuellen Fassung von EN 1995-1-2 zu finden ist, nicht möglich ist, wenn gleichzeitig die Wirtschaftlichkeit als Zielsetzung gegeben ist. ① Tabellierte

-

Überdimensionierung

-

Werte

schnellere

Bemessung geringere

Wirtschaftlichkeit

② Vereinfachte Bemessung ③ Genauere

-

Berechnungsaufwand

Bemessung -

Bemessung

Abb. 8 Berechnungsarten Niveaus ① bis ③ CEN/TC250/SC5/WG4.

aufwändigere

höhere

Wirtschaftlichkeit

auf verschiedenen in Erarbeitung in

Daher wird von CEN/TC250/SC5/WG4 zukünftig eine Bemessung von tragenden Holzbauteilen auf mehreren Niveaus angestrebt. Diese Unterscheidung soll sowohl eine schnelle aber auch eine genaue Bemessung ermöglichen. Je höher der Grad der Komplexität, desto genauer sollten die Ergebnisse sein. Dieses Prinzip ist in Abb. 8 dargestellt.

Während zum Beispiel für BSP nach Abb. 8 auf Niveau ① ein Wert mit d0  12.5 mm angegeben werden könnte, so sind auf Niveau ② entsprechende lineare Gleichungen zu finden. Gemäss Niveau ③ sollten Berechnungen mit finiten Elementen durchgeführt werden.

9 ZUSAMMENFASSUNG Einleitend wurden die wichtigsten Ausdrücke der Brandsicherheit erklärt sowie die physikalischen Grundsätze vereinfacht vorgestellt. Anschliessend wurde vertiefend auf die Begriffe Brandverhalten und Feuerwiderstand eingegangen sowie relevante Punkte speziell für Holz besprochen.

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Das zweistufige Bemessungsverfahren für den Tragsicherheitsnachweis im Brandfall gemöss SIA 265 und Eurocode 5, EN 1995-1-2 wurde sowohl für Holzbauteile als auch angepasst für BSP vorgestellt.

Das bereits heute verankerte Modell zur Berechnung des Restquerschnittes lässt sich in leicht adaptierter Form für BSP verwenden, wobei ein stufenweiser Abbrand zu berücksichtigen ist. Der Einfluss des Klebstoffes und die resultierenden drei Berechnungsfälle wurden vorgestellt. Ausblickend auf die Neufassung des Eurocodes 5, erwartet für 2022, wurde bereits auf formale Änderungen in der Berechnung des Abbrandes eingegangen.

Für den Tragsicherheitsnachweis im Brandfall ist neben dem Abbrand weiter der Festigkeitsverlust des Restquerschnittes zu ermitteln. Im Moment sind weder in der SIA 265 noch im Eurocode 5 Regeln für BSP zu finden. Die darin angeführten Berechnungsregeln sind nur begrenzt für BSP gültig. Die Erarbeitung eines im Jahre 2010 vorgestellten Berechnungsmodelles für BSP wurde kurz beschrieben sowie Möglichkeiten der weiteren Vereinfachung angeführt. Für die Neufassung der Brandbemessung in Eurocode 5 werden aktuell verschiedene Niveaus der Nachweisführung untersucht, welche sowohl der Forderung nach Einfachheit als auch nach grösserer Wirtschaftlichkeit entsprechen.

Um zukünftige Brandversuche auch wissenschaftlich verwerten zu können, wurden die Grundvoraussetzungen für diese angeführt, kurz erläutert und auch auf vorliegende Missinterpretationen für BSP in Normen- und Zulassungsverfahren eingegangen.

10 DANKSAGUNG Die Verfasser möchten COST sowie den COST Actions FP1402 und FP1404 für die Unterstützung danken. Viele der Punkte konnten bereits International auf einer Konferenz gemeinsam mit Industrievertretern diskutiert werden (Falk et al. (2016)), eine enge Zusammenarbeit zwischen Industrie, Forschung und Normung konnte als wichtige Basis für weitere Entwicklungen geschaffen werden.

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EN 1365-1, Feuerwiderstandsprüfungen für tragende Bauteile - Teil 1: Wände, CEN European Committee for Standardization, Brüssel, 2013.

EN 13501-2, Klassifizierung von Bauprodukten und Bauarten zu ihrem Brandverhalten - Teil 2: Klassifizierung mit den Ergebnissen aus den Feuerwiderstandsprüfungen, mit Ausnahme von Lüftungsanlagen, CEN European Committee for Standardization, Brüssel, 2015. prEN 13381-7, Prüfverfahren zur Bestimmung des Beitrages zum Feuerwiderstand von tragenden Bauteilen - Teil 7: Brandschutzmassnahmen für Holzbauteile, CEN European Committee for Standardization, Brüssel, 2016. prDIN 20000-8, Anwendung von Bauprodukten in Bauwerken - Teil 8: Brettsperrholz für tragende Zwecke nach DIN EN 16351, 2016.

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sia D 0259

Dokumentation

D 0259

sia

Von der Forschung zur Praxis: neue Lösungen für den Holzbau V o n d e r F o r s c h u ng z ur P ra xi s: n e u e L ö su n g e n f ür d e n H ol z b a u

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