Der Bauingenieur : Zeitschrift für das gesamte Bauwesen, Jg. 21, Heft 3/4

DER BAUINGENIEUR

21. Jahrgan g 20. Januar 1940 Heft 3/4

D IE IN G E N IE U R B A U W E R K E D E R S C H W E IZ E R IS C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G .

V o n D ip l.-In g . R Ü b e r s i c h t : N ach einer kurzen Einleitung werden der Schiff- libach, die Schwebebahn und einige H allenbauten besprochen.

D ie S ch w eizerisch e L a n d e sa u sste llu n g w u rd e in Z ü rich am 6. M ai 1939 erö ffn e t und d a u e rte bis E n d e O k to b er. Sie w u rd e a u f zw ei v e rh ä ltn ism ä ß ig sch m alen S tre ifen zw isch en d er S ta d t und den Seeu fern e rrich tet (s. Ü b e rsich tsp la n A b b . i) . A u f dem rech ten U fe r lie g t die la n d w irtsc h a ftlic h e A b te ilu n g m it dem D ö rfch en , in w elch em eine A n z a h l d er 22 K a n to n e d u rch ein H a u s in d er bei ihnen b o d en stän d igen A r c h ite k tu r v e rtre te n sind . D o rt ka n n m an die E rzeu g n isse ih rer K ü c h e und ihres K e lle rs im e n t­

sp rech en d en R a h m en kenn enlern en .

A u f dem lin k en U fe r liegen die gro ß en A u sstellu n gsh a llen . D a v o r w u rd e eine H ö h en straß e g e fü h rt, in w elch er, gleich sam als O u v e rtu re, d ie in d er A u sste llu n g b eh an d elten T h em en k u rz d a r­

g e s te llt sind.

D ie A u sste llu n g is t v o r allem d a d u rch b em erken sw ert, d a ß sie in all ihren T eilen a u f d em selben N iv e a u s te h t und nirgends den C h a ra k te r ein er M usterm esse h a t. Z u m e rsten m al w u rd e m it dieser K o n se q u e n z eine A u sste llu n g th e m a tisc h b eh an d elt, in dem Sinne, d a ß sie n ic h t ein fach fertig e P r o d u k te zeig t, sond ern jed en A u sste llu n gsg e ge n stan d in sein em W e rd e g a n g v o rfü h rt. So w ird beisp ielsw eise in d er A b te ilu n g „ K le id e r m ach en L e u t e “ die H e r­

stellu n g des K u n stse id e n fa d en s, die W eb erei, die A p p re tu r und sch ließ lich d as fertig e K le id in ein er F o lg e a u sg e ste llt. D e r th e m a ­ tisch e A u fb a u b ed in g t, d a ß d er A u sste ller m it seinem P ro d u k t g eg en ü b er der d a rg estellten Id ee in den H in terg ru n d tr itt, u n d es ist ä u ß e rst in teressa n t festzu ste llen , w ie seh r sich d er E in zeln e, tro tz seiner o ft seh r b ed eu ten d en g eistig en u n d fin a n ziellen L e i­

stu n gen , fre iw illig in den gro ß en R a h m e n ein o rd n et. D ie A u s­

stellu n g is t eine ein d rü ck lich e M a n ife sta tio n des W ille n s des v ie r ­ sp rach igen S ch w e ize rv o lk es z u r S e lb stb e h a u p tu n g d u rch Q u a li­

tä tsa rb e it, w ob ei in A n b e tra c h t d er sch w ierigen Z e ite n a u ch e in ­ d rü ck lich d a rg e s te llt w ird , d a ß sich die S ch w e iz gegen jed en A n ­ g reife r v e rte id ig e n k a n n und w ill. D a s L e itm o tiv d e r A u sste llu n g w ird in d er H ö h e n straß e so fo rm u lie rt: 650 Jah re B u n d e streu e , F re ih e it u n d O rd n u n g.

W ir besch reib en n un einige fü r den B a u in g en ieu r besonders in teressan te B a u te n :

A . N aef, Z ü rich . r>K 624.061.4(494) Der Sch ifflib ach .

D e r S c h ifflib a c h ist eine d e r o rig in ellsten B a u te n und der grö ß te P u b lik u m se rfo lg d er A u sste llu n g. E r lä u ft, bei ein er L ä n g e vo n ru nd 1600 m , in einer geschlossen en K u r v e v o m E in g a n g der A u sste llu n g d u rch G rü n a n la g en gegen d en F e s tp la tz , u n d d arau f, m itten du rch die A u sstellu n g sh a llen , w ied e r zu rü ck zum A u s­

g a n g sp u n k t (A b b . 2).

Abb. 2. Schifflibach.

E r w u rd e vo n d er V e rsu c h sa n sta lt fü r W asserb au an der E id gen össisch en T ech n isch en H o ch sch u le p ro je k tie rt. S ä m tlich e S ch w ie rig k eite n des P ro b lem es w u rd en d u rch M o d ellversu ch e im M a ß stab 1 : 5 in d ieser A n s ta lt a b g e k lä rt.

D a s G erin n e b e ste h t au s v o rb eto n ierte n , tra p ezfö rm ig en K ö r ­ pern m it 1,2 m B re ite an d er Sohle und 1,5 m B re ite in W a sser­

spiegelh öh e. D ie W a ssertie fe b e tr ä g t 0,50— 0,55 m , das G efälle 1 ,2 — i,6°/oo und die m ittlere W a sserg esch w in d ig k eit 1,4 — 1,6 m/s.

In diesem G erinn e sch w im m en re ch te ck ig e S ch iffch en vo n 1,25 m B re ite u n d 3,50 m I.än ge, w elch e 6 Person en fassen und

AussMungstraäe C

1

SchntfA-A SchnittB-B

Stö/zro//^

SchnittC-C

A bb. 3.

Schifflibach : Schiffshebewerk und Pum pstation vor der Elektri-

zitätshalJe.

■18 N A E F , I N G E N I E U R B A U W E R K E D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G . D E R B A U IN G E N IE U R 21 (1940) H E F T 3/4.

sich m it 20 sec. A b sta n d folgen kön nen . D ie A n la g e k a n n s tü n d ­ lich m it 82 S c h iffclicn 1080 P erso n en befördern.

A m A u s g a n g s p u n k t b e fin d e t sich eine P u m p sta tio n m it 1,1 m 3/sec F ö rd erm en ge, w elch e m it dem Z iirich see in V e rb in ­ d u n g s te h t. B e im U m k eh rp u n k t, v o r d e r E le k triz itä th a lle , w u rd e ein S ch iffsh e b ew erk und eine zw e ite P u m p e a n g eo rd n et. V o n d er E n d s ta tio n ru tsch en die leeren S ch iffch en um 2,3 m u n ­ te r die A u sste llu n g sstra ß e und w erd en a u f der anderen S eite d e r S tra ß e w ied er a u f die H ö h e d er E in g a n g ss ta tio n geh oben.

J edes H e b ew erk b e ste h t aus zw e i end losen K e tte n , w elch e d u rch Q u erstä b e ve rb u n d e n sind (A b b . 3).

D ie Sch w ebebahn.

D e r V e r k e h r zw isch en dem lin k en u n d dem rech ten Seeu fer

,0 .

<

D E K B A U IN G E N IE U R

20. JA N U A R 1940 N A E F , I N G E N J E U ¡{HA UXVERKE D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G . 19 w ird d u rch A u to b u sse lä n g s den U fern , du rch M otorsch iffe und

eine S ch w eb eb a h n v e rm itte lt.

D ie S ch w eb eb a h n w ird v o n zw ei S ta h ltü rm e n vo n 75 m H öh e und 906 m A b sta n d g e tra g e n . D ie T ü rm e liegen b ei den E in ­ g än gen d er A u sste llu n g und sind v o n w e ith e r als d eren W a h r­

zeichen sich tb a r. E s m u ß te so rg fä ltig verm ied en w erd en , d aß sie a llzu seh r den C h a ra k te r v o n F ö rd e rtü rm en e rh ielten . Sie w urden d esh alb a rch ite k to n isch seh r ein gehend stu d ie rt, und das R e su lta t is t seh r g u t a u sgefallen . (A b b . 4).

G r ü n d u n g :

B eso n d ere S ch w ie rig k eite n b o t ihre F u n d ieru n g . D ie vo n der S ta h lk o n stru k tio n a u f die F u n d a m e n te ü b e rtra ge n en K r ä fte variieren seh r stark , w ie au s fo lgen d er Z a h le n ta fe l e rsich tlich ist.

Schnitt A -A Schnitt 1S -B

sin d als B e to n o rtsp fä h le m it B le ch ro h ru m m an telu n g und F u ß ­ zw ieb el a u sg e fü h rt. B e i d en jen igen P fä h len , die Z u g k r ä fte a u f­

zuneh m en haben , w u rd e das B le ch ro h r m it der Z w ieb el du rch R u n d e isen b ü g e l verb u n d en .

A m rech ten U fe r liegen äh n lich e B o d e n v erh ä ltn isse vo r. E s w u rd e jed o ch ein e tw as ab w eich en d es F u n d a tio n ssv ste m g e w ä h lt (s. A b b . 6).

D a s L a n d fu n d a m e n t u n d die beid en A b sp a n n fu n d am en te erh ielten 10 m lange, b ieg u n gsfeste, sen krech te, arm ierte O rts­

b eto n p fä h le, w äh ren d das S eefu n d a m en t du rch sch iefe, 20 m lange H o lzp fä h le a b g e s tü tz t w urde.

A u f G ru n d der P ro b eb elastu n g en w a r fü r das g e w ä h lte F u n - d a tio n ssyste m eine m a x im a le S e tz u n g in d er G rö ß en o rd n u n g vo n 3 cm vo rau szu seh en . D ie S e tzu n g e n w u rd en bis h eu te durch p eriod isch e P rä zisio n sn ive llem e n te k o n tro lliert und ü b erstieg en bis je t z t n irgen d s den B e tr a g v o n 10 m m . D ie h o rizo n talen , seew ärts g e rich te ten V ersch ieb u n g en v o n L a n d - und S eefu n d am en t, w elche du rch trig o n o m e trisch e M essungen k o n tro lliert w u rd en , sind k lein er als 4 m m .

Sondier- ii

• . bohrung ^-27,00

%Hoizprdh/e

Abb. 5. Schwebebahn, Turm fundation am linken Ufer.

Linkes Ufer R echtes Ufer Max. t Min. t M ax. t Min. t Fundam entsbezeichnung V e r t i k a l e K r ä f t e S e e fu n d a m e n t... + 383 - f 196 + 341 - f 171 L a n d f u n d a m e n t ... + 309 — 92 + 1S9 — 154 S eitl. A b sp a n n fu n d am en te . — 94 — 25 — 90 — 14

H o r i z o n t a l k r ä f t e + gegen den See — gegen das Land S e e fu n d a m e n t... + 143 + 6 2 + 128 + 5 3 L a n d f u n d a m e n t ... — 36 + 1 4 — 26 + 1 5 D e r B a u g ru n d w u rd e d u rch P ro b eram m u n g en , P ro b eb e la stu n ­ gen und V ersu ch e im E rd b a u la b o ra to riu m ein geh end u n tersu ch t.

A m lin k en U fe r liegen die tra g fä h ig e n K ie ssch ich ten im M ittel a u f 25 m T iefe, d a rü b e r liegen L eh m , S eek reid e und k ü n s t­

liche A u ffü llu n g .

D ie F u n d a tio n w u rd e w ie fo lg t a u sg e fü h rt (s. A b b . 5).

E in D o p p e lp fa h lb o c k u n ter dem v e rtik a le n T u rm sc h a ft und je ein P fa h lb o c k u n te r d er T u rm streb e im See und den zw ei s eit­

lichen Seil V e r a n k e r u n g e n . D ie beid en H a u p tfu n d a m e n te sind du rch zw ei e lastisch e Z u g b ä n d e r m itein a n d er verb u n d en . Z u r A u fn a h m e der L än g s- und Q u ersch ü b e sind in allen R ich tu n g en schiefe P fä h le m it ein er N eigu n g vo n 1 : 3,5 an g eo rd n et. N u r ein v e rh ä ltn ism ä ß ig klein er T e il d er S ch ü b e w ird d u rch den p assiven E rd d ru c k a u f die F u n d a m en tw ä n d e aufgen om m en . D ie P fä h le

Abb. 6. Schwebebahn, Turm fundation am rechten Ufer.

S t a h l k o n s t r u k t i o n e n . (A b b . 7, 8, 9, 10, 11).

A m K o p fe d er T ü rm e b e fin d e t sich d ie U m ste ig e sta tio n vom L if t zu r K a b in e m it einer A u ssic h tsp la ttfo rm .

D ie T ra g se ile h ab en ein G e w ic h t vo n 4,3 kg/m und b ei einer S p an n w eite vo n 906 m einen D u rc h h a n g vo n 27,4 m in u n b ela ste ­ tem Z u sta n d und einen D u rch h a n g vo n 49 m b ei v o llb e la stete r K a b in e im G ew ich t v o n 3 t in F e ld m itte . Jed e d er zw ei K a b in e n w ird v o n zw ei T ra gseilen getragen , w elch e am K o p fe des rech ten T u rm es b e fe s tig t sind. A m K o p fe des lin k en T u rm es lau fen sie ü b er U m len kro llen zu den G eg en gew ich ten . D a s endlose Z u gseil lä u ft am rech ten T u rm k o p f du rch den A n trie b und am linken T u rm ist a n einer R o lle e b en falls ein G eg en g e w ich t a u fg e h än g t.

D asselb e g ilt fü r das H ilfsseil. D er grö ß te H o rizo n ta lzu g a u f einen T u rm k o p f b e tr ä g t 4 x 16 + 2 X 3,8 + 2 X 3,8 = 79,2 t.

D a s Z u gseil e rg ib t im B e trie b sz u sta n d ein T o rsio n sm o m en t vo n 7 m t, das d u rch T u rm sc h a ft und S tre b e au fgen o m m en w ird.

D a s T o rsio n sm o m en t erreich te b ei d er M o n tage m a x im a l den a c h t­

fach en norm alen B e tr a g ; die B e re ch n u n g u n ter A n n ah m e des B ru ch e s eines T ra g se ils e rg ib t den i2 fa c h e n B e tra g .

D ie T ü rm e w u rd en als w eitm asch iges F a c h w e rk aus B r e it­

flan sch p ro filen a u sg e fü h rt. M it R ü c k s ic h t a u f W ied erverw en d u n g des M aterials n ach d er D e m o n ta g e w u rd en zu sam m en gesetzte Q u ersch n itte m ö g lich st verm ied en . D ie T ü rm e sollten m ö glich st steif sein, u m S ch w in gu n gen , die fü r die P a ssag iere unangenehm sind, a u f das M in d estm aß zu reduzieren . D e sh a lb w u rd e auch

2 0 N A E F , I N G E N I E U R B A U W E R K E D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G . D E R B A U I N G E N I E U R 21 ( i 9 4o) H E F f 3/4.

l eo-m

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I Dittt

Restaurantdach

— 77110---

Schnitt 12-11-36 lwoho-

verband

U0-120M

Schnitt 16-mOj 16___15 1

Restauraniboden . Lux-m-n

/C.wnim.

l m m n

'Limmi

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Stationsboden

\ -1W - W 10 , r 1 s

¡1-^. -

1 0/E22

122 / LSOSOS 2LXS0-S

27,Im, unbelastet

Schnitt1!

Schnitf20-lS

20 2m_io

1. Etappe

Aufbau mit dem Turmkran Montage m it Turmkran beendet

A bb. 7. Schwebebahn, Türme.

d as S ch la n k h e itsv erh ä ltn is / d er E c k p fo ste n n ic h t grö ß er als 150 u n d fü r die F ü llu n g sg lie d e r n ic h t g rö ß er a ls 200 g e w ä h lt. D ie E c k ­ p fo sten w u rd en in norm alen (D IN ) u n d v e rs tä rk te n (D IR ) D iffer- d in ger B reitfla n sc h p ro filen a u sgefü h rt. F ü r die F ü llu n g sg lie d e r w u rd en e x tr a leich te B reitfla n sc h p ro file (D IE ) ve rw e n d e t. D e r A n sch lu ß der K n o te n b le c h e e rfo lg te teils d u rch e lek trisch e S ch w eiß u n g, teils d u rch V ersch ra u b u n g , w o b e i S p ezialsch ra u b en v o n o ,s m m S p iel v e rw e n d e t w u rd en ; diese sin d d u rch ein fach e F ed errin g e gesich ert.

D ie S treb e is t q u er zu r B a h n a c h se seh r elastisch , um die E in ­ sp an n u n g sm om en te an ih rem oberen E n d e in fo lg e T o rsio n des T u rm es zu reduzieren .

D e r T u rm is t im V erh ä ltn is zu r seitlich en S e ilab sp an n u n g seh r steif, so d a ß die seitlich en Seile n u r 7 0 % ein er in H ö h e der S e il­

b efestig u n g angreifen d en H o r iz o n ta lk r a ft übern eh m en .

D e r T u rm e rh ie lt am F u ß e eine A n h eb e v o rrich tu n g , um e v e n ­ tu elle u n erw a rte t gro ß e F u n d a m en tse tzu n g en k o rrigieren zu kö n n en .

Montage mit dem Leichtbaukran Montage des Turmkopfes Abb. 8. Schwebebahn, Montage der Türme.

Abb. io. Schwebebahn, Turm auf linkem Ufer. Abb. 12. Zementhalle. Abb. 14. Zementhalle m it Betonplastik.

D E R B A U I N G E N I E U R N A E F , I N G E N I E U R B A U W E R K E D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G . 2 1

2 0 . J A N U A R 1 9 4 0 . '

Abb. 13. Zem enthalle, Arm ierung.

D ie V era n k e ru n g d e r seitlich en A b sp a n n u n g erlau b t, diese Seile du rch h y d ra u lisch e P ressen vo rzu sp an n en .

D a die A u sb ieg u n g en des T u rm sc h a fte s k lein bleiben, w u rd e a u f die A u sb ild u n g e ig en tlich er G elen k e v e rz ic h te t. D ie gan ze S ta h lk o n stru k tio n w u rd e w eiß gestrich en , u m ih r ein m ö glich st leich tes A u sseh en zu geb en . D ie M o n tage e rfo lgte fü r die un teren 30 m d u rch einen 50111 hohen T u rm d re h k ra n , d er R e s t w u rd e m it H ilfe eines L e ic h tb a u k ra n s m on tiert.

D ie Z em en th alle.

W en n der In gen ieu r in d er L an d esa u sste llu n g im allgem ein en seine A u fg a b e d a rin geseh en h at, m ö g lich st w irtsc h a ftlic h zu bauen u n d d esh alb a u f a u ß ero rd en tlich e K o n stru k tio n e n v e rz ic h te t h at, so s te llt die Z e m en th a lle eine K o n str u k tio n dar, die n ic h t n u r au f das P u b lik u m , sondern a u ch a u f den F a c h m a n n ü b errasch en d w irk t. D ie 6 cm sta rk e und 20111 lan ge S ch ale ru h t a u f zw e i D o p p e l­

stü tze n , w elch e g le ic h ze itig eine P asserelle tra g e n . A ls T ra g s y s te m w ir k t n ic h t e tw a die Sch ale, sondern der ebene, u n tere T e il d er S ch ale w u rd e als K o n so lträ g e r a u sg e b ild et, w elch e das G ew ö lb e tra g en . D a s G ew ö lb e w u rd e in v ie r L a g e n v o n 1,5 cm S tä rk e gu ni- tie rt. B eso n d ere S ch w ie rig k eit b o t d er A n sc h lu ß d er K o n so lträ g e r a n die S tü tz e n , d a zw isch en den S tü tz e n eine D u rch g an g sö ffn u n g vo rgeseh en w erd en m u ß te . (A b b . 12, 13, 14).

Abb. 9. Schwebebahn, Turm au f linkem Ufer.

Abb. 11. Schwebebahn, H auptstrebe (linkes Ufer).

Mittlerer Querschnitt

Umers/cht

22 N A E F , I N G E N I E U ¡ { B A U W E R K E D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G D E R B A U I N G E N I E U R 2 1 ( l 9 .|0) H E F T 3/4.

Chem iehalle.

A ls die elegan teste D a ch k o n stru k tio n d er L an d esau sstellu n g d a rf w ohl der S h ed b au in H o lz d er C h em ieh alle b ezeich n et w erden.

E s sind B o gen b in d er m it Z u g b a n d vo n 29,5 m S p an n w e ite und

7 m A b sta n d . D e r B o g en is t aus v ie r B o h le n 9 x 1 6 zu sam m en ­ g e setzt, die alle M eter d u rch S ch ra u b en und B u lld o g g en verb u n d en sind. D e r U n terg u rt b esteh t aus zw ei B o h len 8 X 28. (A bb. 15, 16, 17).

Abb. 13. Chemiehalle, Dachbinder. Abb. 16. Chemiehalle, Dachbinder.

Schnitt A -A mit Verglasung

! j . Kmgezzov/

j Untergurt2 8/28 Unfer/argsscfieibe100/120/8

f'wl. _{'fy.z-etn 2-8/28}

» -

- lu f -- ¥ ---- ---¿t-üi-iJ—A-

Schnittdurch Shed -7,0 0-

ßoppetzangc26/ft

höchsferPunkt tiefster PunQ

2/r/nt

Abb. 17. Chemiehalle, Dachbinder.

D E R B A U I N G E N I E U R

2 0 . J A N U A R 1 9 1 0 . N A E F , I N G E N I E U R B A U W E R K E D E R S C H W E I Z E R I S C H E N L A N D E S A U S S T E L L U N G ,

Oöergurt

je Gurtstoß: ¥ ■ 13ttäget 120ra, Oedtasche 3/11 xgwmÿ alle Wem mit J J /90er Nägel auf jedes Gurtholzgenagelt ' ' V x ‘' V x x , >■>■ xw -r3 "í, X X x. . ï ï>1 “. . ,y/f-< - ^ V 'v > < /äX X 1 5 T * \ -r.’- w ■(7k\%. - / A s / X V 3 Nagelung im Obergurt gleich wie im Untergurt

Punkt A

ñllhotz S/S mit 3flöget KO nun. auf

Grundriß

<3/S ¡•zStücknOim.Nögel'¡wischen Gurtung x . undDiaqonote bztr. zwischen Gurtunq undfullholz Mogas7,S*

ty b tq L h x a & S ^ ? '

Fallhölzer S/6 SÈuUdoggs p* Schrb 73* Schrb. 13*alle tu™.

i Zwischenraum zwischen Gurtungen Dlagonalenanschlüsse Typ B Diagonalenanschlüsse Typ C

^ ousfäHen, soweit umrandet jede Diagonale mit BuHdogqs und jede Diagonaie mit 5Nägel j Oiogonalenanschlüsse Typ A vNägel 120mm. angeschlossen (^120 mm. und i*ijOmm. angeschl)

^ jede Diagonale mit ßulldoggs und ^

i Nägel720mm.(8+HfürFüllhölzer) ^ ^

^ ^ angeschlossen Oechlosche 3/2110,00 nun. lg 2*3010,5 ^

Untergurt

2 Laschen 30/6

Überhöhung 25 m. (bogenförmig) ; -Pfosten

¿3*32/10 -5,00---— ---5,0t

Diagona/enanschlüsse

TypB 7//

Diagonatenansc/ilüsse Diagonalenanschlüsse

Typ A TypB - Typ C

Abb. 18. Alum inium halle, Dachbinder.

Sticher S/15rd. fW/g mit Sparren vernagelt yrapiOm.n 6eß/ieU%

'29mm.

\ '¡¡c/12'tom, m m“ “ X , Sch.1*!6/]Z0 / /

-23.0.100 scht-ism o M.180 ScäZ-10/330 jtom

^SAUSO/VSO

¿M m Sc.

Sch. 1* 18/SW Fenstersprossenlf.

* ^ X

SchZ’ toh Knacken 3/30

rdsolg beiderseitig mit Sparren i/ernogelt

— S,00---

rd.1%Geflj/te

höc/sterft/nkt

’iKÖW fm sten) ''3RD. 180

26 O.m sch, ueo/wo

je 3RD. wT’Sfoß im Untergurt Sch. 6‘ 18/320 Sch. 1’16/VSO ZS0.130 SchZ*T0/320

260.110

Sch. 1-20/SW_____

Grundriß

z/lO. 100 Sch 2-16/330 260m ■

ScAi-iefim

ßindermitts

A bb. 19. Textilm aschinenhalle, Dachbinder.

A lu m in iu m h a lle .

D ie D a c h k o n s tru k tio n d er A lu m in iu m h a lle b e ste h t aus P a r a lle ltr ä g e r n m it v ie lfa ch em S tre b e n sy ste m in H o lz. D ie S p a n n ­ w eite b e tr ä g t 30 m , die T rä g e rh ö h e 2,60 m .

D ie G u rtu n g en b esteh en au s 2 B r e tte r n 30 X 6 cm , die D ia g o n ale n aus B re tte rn 9 x 6 , die V erb in d u n gen sind m it N ä g e ln u n d B u lld o g g en h erg estellt. (A b b . 18.)

T ex tilm asch in en h alle.

D ie H a llen b in d er v o n 25 m S p a n n w e ite und 5 m A b sta n d sind P a ra lle lträ g e r m it ein fach em S tre b en zu g . D ie G u rtu n g en b esteh en a u s z w e i B r e tte r n 8 x 22. D ie V e rb in d u n g e rfo lg t d u rch R in g d ü b el.

D ie sch rägen D a ch sp a rre n stü tze n sich d ire k t a u f d ie G u rtu n g en . (A b b . 19 20).

A n der Ausführung der Schwebebahn waren folgende Firm en beteiligt: Stahlbau B uß A G ., Basel; Eisenbaugesellschaft Zürich; W a rt­

mann & Co., Brugg; Feineisenkonstruktionen: Geilinger & Cie., W in ter­

thur; Gebr. Tuchschmid, Frauenfeld; Gründungen: Locher & Cie.;

Züblin Ed. & Co. A G .

Abb. 20. Festhalle — Zeltdach, m it den zwei längs verschieblichen M ittelstücken.

24

K U R Z E T E C H N IS C H E B E R IC H T E .

Versuche und Erfahrungen an ausgeführten Eisenbeton­

bauwerken in der Schweiz.

Voraussetzung für die genaue Berechnung und Beurteilung des wirklich vorhandenen Sicherheitsgrades eines Bauwerkes ist die Kenntnis der Baustoffkonstanten, wie z. B . des Elastizitätsm oduls und des Kriech- und Schwindmaßes des Betons. W esentlich erschwert werden diese Beurteilungen der Baustoffeigenschaften durch die noch heute zur V er­

wendung gelangende V ielzahl von Betonsorten an Stelle einiger weniger Einheitssorten, deren M aterialkonstanten schon hinreichend bekannt sind, um z. B . Angaben für das Schwind- und Kriechm aß einer B ogen ­ brücke unter bestimmten örtlichen Verhältnissen (Luftfeuchtigkeit usw.) mit hinreichender Genauigkeit treffen zu können.

D ie auf Grund von Laboratorium sversuchen gewonnenen E rgeb­

nisse können immer nur unvollkomm enen Aufschluß über die B eschaffen­

heit des Bauwerkes geben, während erst die am Bauw erk vorgenom ­ menen, wenn möglich sich auf längere Z eit erstreckenden Messungen eine Beurteilung des Spannungs- und Verformungszustandes, des elasti­

schen Verhaltens, der T ragfähigkeit, der Frost- und W etterbeständig­

keit, der Rostbildung ermöglichen. A us diesem Grunde h at Prof. Dr.- Ing. M. R o s , Präsident der Eidgen. M aterialprüfungs- und Versuchs­

anstalt für Industrie, Bauwesen und Gewerbe, Zürich, in der Z e it von 1924 bis 1937 an 50 Eisenbetonbauwerken (26 Bogen-, 9 Balkenbrücken, 15 Eisenbetonhochbauten) eingehende Belastungsversuche und Beobach­

tungen durchgeführt, deren Ergebnisse in dem B ericht K r. 99 der Eidgen.

M aterialprüfungsanstalt Zürich veröffentlicht wurden l . D a der B ericht nur in wenigen Exem plaren erschienen ist und die sorgfältig durch­

dachten und durchgeführten Messungen m it ihren w ertvollen E rg eb ­ nissen allgemeine B eachtung verdienen, sei der deutschen Fachw elt aus dem B ericht Folgendes m itgeteilt:

Bogenbrücken.

D ie Untersuchungen von Bogenbrücken erstreckten sich in erster Linie auf die Spannungs- und Verform ungszustände bei der Bogenaus­

rüstung ohne Bogenüberbau, bei Belastung m it einer Einzellast im Scheitel des Bogens ohne und m it Überbau und an seit längerer Zeit fertiggestellten Bauwerken.

D ie Anordnung der Durchbiegungsmesser im Bogenscheitcl und -Vierteln und an den Käm pfern und W iderlagern sowie die Ergebnisse der Durchbiegungs-, Drehungs- und Spannungsmessungen einer Bogen­

brücke sind aus A b b . 1 ersichtlich.

A us den Messungen geht hervor, daß die Bogenausweitung der Brücke Baden-W ettingen beim Ausrüsten 1,6 mm, die Drehung der W iderlager rd. 42“ betrug. Dabei ist die Größenordnung der N achgiebig­

keit des Widerlagers unter Berücksichtigung eines Horizontalschubs von S20 t m it einer gesam ten Bogenausweitung von rd. 1/42 500 der Stü tzw eite als gering zu bezeichnen. Sow eit Abweichungen zwischen Messung und Rechnung, wie beispielsweise bei den Spannungen, auf- treten, lassen sich diese durch unvermeidliche Schwankungen in der B etongüte durch die Ungleichförm igkeit des Betons, der zufolge der elastische Schwerpunkt des beanspruchten Querschnitts nicht m it dem geom etrischen zusam m enfällt, und durch o ft nicht auszuschaltende Störungen infolge Temperaturwechsels während der Versuche erklären, obwohl bei den M eßgeräten soweit als möglich das gegen W ärm eände­

rungen sehr unempfindliche Invar m it« t = 0,0000005 verw endet wurde.

In welcher W eise die Verformungsmessung beim Ausrüsten des Bogens nutzbar gem acht werden kann, zeigt Abb. 2. Die gemessenen Durchbiegungen im Bogenscheitel und -Vierteln sowie der Spannungs­

verlauf und die sich während der Ausrüstung ergebende Drucklinie beweisen, daß der Bogen der hier untersuchten Maggiabrücke annähernd mit seinem ganzen Gewicht das Lehrgerüst belastete. Diese Feststellun­

1 Vgl. die Buchbesprechung im Bauing. 20 (1939) S. 135.

gen stehen im Einklang m it den Tem peraturen, die während der B etonie­

rung des Bogens Ende M ärz bis A nfang A pril niedrig waren, so daß die W ärm ezunahm e den fertigen Bogen nicht abheben konnte. D er Einfluß der W ärm e auf die Bewegungen des Scheitels zeigte sich später, als gegen M itte Mai die Tem peratur von + 8 ° auf 20° C stieg. W eiterhin geht aus A bb. 2 die Verform ung des Lehrgerüstes infolge Bogeneigenlast her­

vor. Die angenommene Überhöhung von 95 mm im Bogenscheitcl ist gu t eingeschätzt worden. D er Einfluß der Zeitdauer der W irkung der Eigenlast des Dreigelenkbogens tra t deutlich in Erscheinung. Die lot­

rechte Scheitelsenkung nahm am iS . April kurz nach dem Ausrüsten von 13 bis 17 Uhr um 14,44m m , das ist um rd. 38% , zu. B e i einer anderen Bogenbrücke wurde festgestellt, daß der Bogen sich infolge Tem peraturanstieg in der Z eit vom Gewölbeschluß bis zur Ausrüstung im Scheitel um 1,4 mm vom Lehrgerüst a b ge­

hoben h atte und an den B ogenvierteln stärker aufruhte.

W eiterhin wurde durch Untersuchungen bei einer anderen Brücke festgestellt, daß s tä r­

kerer Tem peraturabfall nach dem Betonieren dem sa tt auf dem Lehrgerüst auf liegenden Bogen eine Vorspannung erteilt, die auf rd. 5 kg/cm2 Zug eingeschätzt wurde. D ie Bogenvorspan­

nung auf Zug erreichte in diesem F all 35% der Bogeneigengewichtsspannung auf D ruck.

B ei Beobachtungen über Scheitelbewegun­

gen infolge Tem peraturschwankungen wurden in den Jahren 1928 bis 1932 W erte erm ittelt, die in einer Bewegungskurve des Scheitels des fertigen Bogens der Lorrainebrücke über die A a r in Abb. 3 wiedergegeben wurden. Die Ergebnisse zeigen deutlich die zeitliche V er­

zögerung der Bewegungen des Scheitels gegen ­ über den Tem peraturschwankungen.

Die Belastungsversuche m it einer E in zel­

last von 30 t im Scheitel der Bogenbrücken ohne B erücksichtigung des Fahrbahnunterbaues zeigten ein p rak­

tisch elastisches V erhalten des Bogens. Die bleibenden Verformungen, die auch durch Laboratorium sversuche bei einm aliger und wieder­

holter Be- und Entlastung unzweideutig nachgewiesen wurden, waren durchweg von untergeordneter Bedeutung. So wurde bei einer ersten Probebelastung nach erfolgter Entlastung eine bleibende Scheitel­

senkung von nur 16% der Gesam tverform ung gemessen.

B ei Belastungsversuchen durch rollende Lasten wurden bei^der Hundwilertobelbrücke m it 1 = 105 m Stoßzuschläge bei einer Gescliwin-

Ferligslel/ung des Aufbaues wjftñm 5. Mai 7937 +S°C A bb. 2. Bogenausrüstung der neuen M aggiabrücke.

digkeit von rd. 20 km /Std. von 13% im Bogenscheitel und 9 % im B ogen­

viertel festgestellt (Abb. 4). D abei ergaben sich keine Interfercnzerschei- nungen als Folge der Abstim m ung zwischen der Eigenschwingungsdauer der B rücke und der Periode der sich wiederholenden Im pulse der rollen­

den L asten. Einen ü berblick über bei zahlreichen Brücken gemessene Stoßziffern g ib t Abb. 5. Die beobachteten W erte liegen innerhalb der in der Schweiz vorgeschriebenen Stoßzifferkurve.

Besonders w ertvoll waren die Messungen hinsichtlich der E n t­

lastung der Bogenbrücke durch den ü berbau und der Lastverteilung.

So wurde bei Belastung einer Bogenbrücke in halber B ogenbreite eine Entlastung um 4 5% durch die nichtbelastete B ogenhälfte festgestellt.

Abb. 6 gib t die querverteilende W irkung des Füllbetons einer Bogen- -22S

Abb. 1. Ergebnisse der Messungen bei der Ausrüstung des Eisenbetonbogens der Brücke Baden-W ettingen.

D E R B A U IN G E N IE U R

20. JA N U A R 1940. K U R Z E T E C H N I S C H E B E R I C H T E.

25

brücke wieder. B ei dem V ergleich der Durchbiegung des Scheitels und B ogenviertels erkennt m an, daß die lastvcrteilende W irkung m it zu­

nehmender Höhe des Fi'illbetons w ächst. B ei allen Bogenbrücken zeigte sich der Einfluß der lastverteilenden, versteifenden und som it entlasten­

den W irkung des Überbaus. D ie von der Verkehrslast hervorgerufenen Spannungen und Verform ungen im fertigen Bauw erk waren wesentlich geringer als für den Bogen allein ohne Überbau. So sinken z. B . infolge des Zusam m enarbeitens von Bogen und Überbau bei der bereits er-

zuheben, daß bei diesem bereits in den Jahren 1912 bis 1914 erbauten V ia d u k t diese Erhöhung der Verkehrslast nicht nur dem entlastenden Einfluß des Überbaues, sondern ebenso der m it dem A lter angewachsenen Festigkeit zuzuschreiben ist. Beim Langwieser V iad u kt wurden gelegent­

lich der Fertigstellung 1914 und in den Jahren 1925, 1930 und 1931 D ruckversuche an während des Baues erzeugten und sodann am B a u ­ werk selbst gelagerten, also gleichen Z eit- und W itterungseinflüssen aus­

gesetzten Betonwürfeln durchgefiihrt. D ie D ruckfestigkeit stieg von

1. n. w. iv. v. vi. vn. m ix. x. xr.nr.1930 1931

1. n. m. iv v vi. m m ix. x x i.m Scheifeibewegunqen

uw | Laststellung„13' Gewölbe Nr.: / jr

L afttemperaturen

IScheite!

Abb. 3. Scheitelbewegungen unter dem Einfluß der Luittem peraturschw ankungen Bogenscheitel

a - 1 Senkung

uw | Laststellung v 22“ \ &k

Gewölbe f / m l K m I V V VT

Viertel ßogenvlertel

'Scheitel

■M)b. 4. Schwingungsdiagram m e, aufgenom m en im Bogenscheitel und im -Viertel.

Abb. 6. Durchbiegungen im Bogenscheitel und -Viertel

infolge Verkehrslasten.

• - glatte Fahrbahn

(p3 - ^jg^-ffidg. Verordnung1935)

° - rauhe Fahrbahn

<ph iß-<P3

s - Scheitel v - Viertel

Numerierung entsprechend dem jeweiligen Verzeichnis der untersuchten Bauwerke.

Vaduz-Sevelen Mittelwerte

Riggenbach

Dosierung ja ;k g/Tn? Sand: Kies=3 :5______

_____Konsistenz schwach niasiisrh__________

f/ormenprobe des Zementes \ßd - /cm.2 Alter ZSTaae

1 11{ l8Jahre

Atter

A bb. 7. M ittelwerte der W ürfeldruckfestigkeiten bei einem A lter bis zu 18 Jahren des Betons der Fahrbahn, der Pfeiler und Fahrbahnstützen Stützweite bzw. halbe Bogenstiitzweife

A bb. 5. Versuchswerte von Stoßziffern bei Bogen- und Balkenbrücken.

w ähnten Bogenbrücke Baden-W ettingen m it 1 = 6S m die durch die schwerste Verkehrslast hervorgerufenen Spannungen bzw. Verformungen im Sch eitel auf % , in den B ogenvierteln auf 1/10 und in den Käm pfern auf 1/a der entsprechenden W erte für den Bogen ohne überbau.

Die zulässigen Spannungen sind im fertigen B auw erk also keines­

wegs ausgenutzt. Es ist deshalb in vielen Fällen möglich, höhere V er­

kehrslasten zuzulassen. So könnte z. B . nach den 1929 ausgeführten Messungen bei dem Langw ieser V ia d u kt die Verkehrslast um S o % g e ­ steigert werden, ohne daß die zulässigen Beanspruchungen überschritten oder die K nicksicherheit zu klein würde. D abei ist besonders hervor-

und des Bogens, des Langwieser Viaduktes.

378 kg/cm2 nach 28 T agen au f 738 kg/cm2 nach 18 Jahren, d. li. auf rd.

das D oppelte (Abb. 7). A uch der Elastizitätsm odul erhöhte sich m it’dem A lter. D abei erwies sich die in den Schweizer Eisenbetonbestimmungen angegebene Beziehung zwischen E-Modul und Prism endruckfestigkeit

Kfa

Kb, nämlich E b = 550000 • — — --- (inkg/cm 2) für Druckspannungen K b + 150

bis a = y3 K b als zutreffend.

In A bb. 8 ist neben der A bhängigkeit des E lastizitätsm oduls von der Prism endruckfestigkeit die Verhältniszahl n wiedergegeben. Im

26

nirgends Absprengungen des Betons infolge Rostbildung an Stellen zu geringer Betonüberdeckung festgestellt werden, wie wir sie leider bei vielen alten Bauw erken beobachten.

A n keinem der untersuchten Bauw erke konnten Frostschaden fest­

gestellt werden. Die im A lter von 18 Jahren geprüften, im Laboratorium SchnitfB Schnitt C

D urchschnitt wurde bei den Bauwerksm essungen ein E-Modul von 300000 bis 400 000 kg/cm2 erm ittelt, was einer Verhältniszahl n = 7 bis 5,25 entspricht.

Alle Messungen bestätigten das einwandfreie elastische Verhalten der B auwerke. A uch der oben erwähnte Langwieser V iad u kt h at tro tz seines A lters an E la stizitä t nichts eingebüßt. Durch Belastungsproben 1914 und 1929 wurden folgende Scheitelsenkungen, die fast um gekehrt pro­

portional dem entsprechenden E lastizitätsm odul liegen, festgestellt.

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 201318 V 16151f 131211103 8 7 6 5 f 32 1 0

EHikon Lastsfeliungeh dr: F/aach

SchniffC Dehnungsmesser H?

I (keine Haarrisse) 400000

iekstisch-550000

Fahrt Flaadi-Ellikon FahrtEllikon-Flaach

3 f 5 6 7 8 S 10 tt 1213 ff IS IS 1718 IS 20 Laststellungen f/n-- EHikon

Oehnungsmesser Hw SchnittB ( Haarrisse) E Beton.

Hoom'sse

Fahrt Ellikon-Flaach

0 100000 200000 300000 OTÄ»%fcm.Z

Elastizitätsmodul E

Elastizitätsm odul als Funktion der Prism endruckfestigkeit

V erhältniszahl n = E Eisen : E Beton. Ofil - Fahrt Ftoach-Ellikon ? n n y/\

0 o7 7 T i T T T s 131f 15161718 IS 20 Fiaach Lastsiellungen Nn: EHikon

Abb. 10. Verlauf der gemessenen örtlichen D ehnungen in den Schnitten B (mit Haarrissen) und C (rißfrei) des H auptträgers einer Eisenbeton­

balkenbrücke.

Scheitelsenkung in mm

kg/cm2 I E

Erste Belastungsprobe, 1914 . . Zw eite Belastungsversuche, 1929 V erh ä ltn isza h l...

400 000 500 000

1 : 1,25 50fachem schroffen Frostwechsel (zwischen - f 15° und — I5 °C ) aus­

gesetzten Betonwürfel des Langwieser V iadukts zeigten einen noch innerhalb des natürlichen und zulässigen Streuungsgebietes von ± 25%

liegenden Festigkeitsabfall von 12 % . Sic haben sich also als frostsicher erwiesen.

Balkenbrücken.

B ei den untersuchten Eisenbetonbalkenbrücken wurden in ähnlicher W eise wie bei den Bogenbrücken Verformungs- und Spannungsmessungen vorgenommen.

Oruckiinie für c/en Bogen mit Aufbau Besondere Sorgfalt wurde auf die Untersuchung der Ivnicksicherheit

der Bogenbrücken verwendet. So verlangte z. B . der sehr hohe Schlank­

heitsgrad der Maggiabrücke — ~ 130 eine sehr sorgfältige Untersuchung auf Knicken dieses 88 m w eit gespannten Bogens. Es zeigte sich, daß die rechnerische Knicksicherheit v des Bogens allein mit einer E xzentri­

zitä t m = 0,5 gleich der halben Kernweite v = 3,7, und für eine E x- Drucktinie für den Bogen allein Kernweits-o, 200 u1. Kerniveite-ü, 183 ttl

Bogenacise 5,553 ^

Kernweite4,2iTm. '^Bruck/im e Bruckiinie

A b b . 9.

Drucklinienverlauf des D rei­

gelenkbogens der Maggia- briieke ohne und m it Ü berbau;

im letzteren F all gleich ­ zeitig auch auf die halbe Stü tzw eite m itp = 400 kg/m2 gleichm äßig ve rte ilt belastet.

E xzen trizitä ten des K r a ft­

angriffes.

>3X-Um~i -3S6- ^~-ff5-~~-i/S9-~~-,f59-~*~-ff5-^ -f85-**~ff9-~U-V0f~i~-398-*~-Wf'

--- ff,00--- 4 -— --- ififm ---

109*^396^190

Kermrei/e-QHOOm.

m-0,70 ■ Drucklinie für ständige Last

+einseitige /erkehrstast von W lij/m ? ^

Kerm reite-ojn-m .

Kern weife-0,183m

______ 1--- <ni

saos Bruck Unie

130 l - i K i m ~~ 3ssA-m -l»«y-l*. w ~ -~ «y-

---ft,

---

zen trizität m = ^{1 ,} v = 2,7 b eträg t. Es war daher bei der Bogenaus­

rüstung und insbesondere bei der Ausführung des Überbaues größte Vorsicht am. P latze, da unsymmetrische Belastungen, verbunden m it einseitiger Sonnenbestrahlung, das E xzentrizitätsm aß

H ebelarm der D ruckkraft m = --- —--- ;---

K ernw eite

bedeutend vergrößern und entsprechend die Knicksicherheit vermindern können (Abb. 9).

B ei der Untersuchung der durch Hochwasscr zerstörten 22 Jahre alten Eisenbetonbrücke über den Rhein bei T avanasa zeigten sich an den durch die Zertrümmerung entstandenen zahlreichen Rißstellen keine Spuren von R ost. Die Bewehrungseisen waren sachgem äß verteilt, sorg­

fältig verlegt und nirgends zu eng angeördnet. Die Betonüberdeckung der Eisen w ar an keiner Stelle kleiner als 25 mm. Infolgedessen konnten

Ziel der Belastungsversuche bei der A a-B rücke des Kraftw erkes W äggital war, neben Spannungszustand und Arbeitsweise des Brücken­

tragw erkes die m ittlere G üte des Betons festzustellcn, da die Festig­

keiten der Probewürfel bedeutende Unterschiede aufwiesen. D er geringe Unterschied der Messungen der Durchbiegung der einzelnen H auptträger bei gleicher Belastung b estätigte diese Streuungen in der Festigkeit nicht, sondern die Messungen ließen auf ein gleichm äßiges Gefüge des Verbundkörpers schließen. Selbst wenn in dem einen oder anderen Fall in einzelnen Teilen des B auw erks auf Grund der Probewürfelergebnisse verschiedene Festigkeiten angenommen wrcrden, findet ein Spannungs­

ausgleich in dem Sinne sta tt, daß der weniger feste B eton auf Grund seiner größeren D ehnungszahl« = ~ sich au f K osten d es festeren Betons einer überm äßigen K raftaufnahm e entzieht.

D E R B A U IN G E N IE U R

2 0. JA N U A R 1940. K U R Z E T E C H N I S C H E B E R I C H T E . 27

Die bei den Untersuchungen an dieser Brücke festgestellten, durch Schwinden und Zugbeanspruchung entstandenen Haarrisse in der Zu g­

zone des Eisenbetonbalkens zeigten sich dcullich in dem V erlauf der gemessenen D ehnung im S ch n itt B (Abb. 10). W ährend in dem in der Zugzone nicht gerissenen Sch nitt C keine überm äßig großen örtlichen Verform ungen auftreten, wachsen die Faserdehnungen in dem über die B eton zu gfestigkeit beanspruchten S ch n itt B bis zu 0 ,0 9 I ° / 00. D as V or­

handensein von Haarrissen h at dann keine nachteiligen Folgen für den B etrieb und B estand des Eisenbetonbauwerks, wenn der frische Beton längere Z eit feu cht gehalten und die Bildung von klaffenden Rissen, die infolge W asserzutritt ein R osten der Bewehrung ermöglichen, verhindert wird.

Die Messungen über die Stoßziffer, den Elastizitätsm odul, die last­

verteilende W irkung bestätigten bzw . ergänzten die bei den Bogen­

brücken festgestellten Ergebnisse.

ßehäiterboden Huggenberger H7

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A bb. t i . Verform ungen des B ehälterbodens des W asser- und Aussichts­

turm es zu Basel.

H o c h b a u te n .

B ei dem 1 Jahr alten Wasser- und Aussichtsturm der S ta d t Basel wurden Messungen über das K riechen während des erstm aligen Füllens und E ntleerens angestellt. In A b b . n ist das Verformungsdiagramm entsprechend der fortschreitenden Füllung und Entleerung sowie dem Zeiteinfluß des w ährend einer N ach t vollgefüllt belassenen W asser­

behälters dargestellt.. W ährend der N ach t tra t infolge des Einflusses der Voll-W asserlast ein mehr oder weniger starkes K riechen ein, das ein Größtm aß fü r den B ehälterboden erreichte. W ie bereits bekannt ist, wurde beobachtet, daß a lter B eton hoher F estigkeit kleinere Kriechm aße aufw eist als jun ger B eton von geringer F estigkeit. Prof. Roä g ib t an, daß im Verlaufe von 2 Jahren das Kriechm aß im M ittel ~ 40% der der -Belastung und dem Schwinden entsprechenden Gesam tverform ung erreicht.

Bei im A u fträge des Gas- und W asserwerks B a sel durchgeführten Messungen über auftretende Schwingungen der Koksaufbereitungsanlage einer Gasfabrik sollte der Einfluß der Schwingungen für die B etriebs­

sicherheit und den B estand des Eisenbetonbaues untersucht werden.

D ie vertikalen B ew egungen sowie Längsschwingungen erwiesen sich

-51-

51 .52

Feldbelastung Gurtmifte

Biegungsmomente

45^•48

_.5L - _ « 51 56 10

Einzellast in Feldmitte

„ 3 2 32 31 Feidmdje____4£ ~ °—

--- --- -365-

30 “28

Iß v Iß 1,3 1,1 1,5 Iß 1,7 1,8 1?

-28„ S/reitenbeiastung J&VL'&feldmitte 27326-23^25

M- P_

n.

G urIm itte .21^26

-21-

M-

25 24 -2^5-

- 5,5-

_ J e/d m ifte

5p 53 ---3---- ü ____

V J __ L.

1,0 p 1ß 1,3 1,1 1,5 1,5 1,1 ß 1ß

Einze/tast in Guitmitte üi;__ Gurtmitte

51 V

-5,5- M -

ąp

iß 1,1 1Z 1ß 1,1 1ß 1fi 1,7 1ß iß iß Verhältnis Länge: Breite derFeider 1,0 11 iß iß i j i 1,5 ys n tß x3 so

Verhältnis Lange ■■ Breite der Felder

Abb. 12. Biegungsm om ente einer Pilzdecke in Feld- und G urtm itte für Feld-, Streifenbelastung und E igenlast. Poissonsche Querdehnungszahl

m = 6.

von untergeordneter Bedeutung. D ie größten Schwingungen in der Querrichtung, gemessen am obersten Boden des 27 m hohen Förderungs­

turmes, betrugen ^ 0,15 mm. D ie D auer der Schwingung wurde zu 0,23 biso,24 S ek.erm ittelt,w as4,3 bis3,7 H ertz (Schwingungenje Sekunde) entspricht. Diese Schwingungen erklärten sich dadurch, daß die Schwin­

gungszeiten der Schütteirinnen und die Eigenschwingungszeit der Koks- aufbereitungsanlage nahe beieinanderliegen. T rotz dieser ungünstigen Übereinstimmung der Schwingungszeiten bestanden infolge der großen Steifigkeit des Bauw erks keine Bedenken für die Betriebssicherheit, um so weniger als bei gleichzeitiger T ätig k eit der Schüttelrinnen, der Brecher, der Rohkoksförderer, des K ranes und der A bsackvorrichtung die an sich schon nicht sehr großen Schwingungen von ¿Jj 0,15 mm bedeutend

herabgesetzt wurden. Irgend welche sichtbaren Risse wurden an dein Bauw erk nicht beobachtet.

Die Messungen und Untersuchungen an neuen Pilzdecken bestätigten das einwandfreie elastische V erhalten dieser D eckcnart. A lle Verfor­

mungen gingen nach der Entlastung vollständig wieder zurück. Ge­

messen wurden außer quadratischen auch rechteckige Felder. Abb. 12 gib t die Biegungsm om ente in Feld- und G urtm itte für gleichm äßig ver­

teilte Feld- und Streifenbelastung und E inzcllasten in Feld- und G urt­

m itte wieder. Dabei fä llt auf, daß bei Streifenbclastung die Momente in Gurt- und Feldm itte praktisch übereinstimmen, während nach der Theorie von Marcus und Lew e das M oment in der M itte zwischen zwei Säulen um ~ 50% größer sein sollte als in F eldm itte. D er Unterschied rührt daher, daß in der Berechnung der Einfluß der S teifigkeit des P ilz­

kopfes nicht ausreichend erfaßt werden kann. A uch in anderen Fällen ergaben sich gewisse Abweichungen zwischen Theorie und Messung.

Prof. Roä folgert daraus, daß es durchaus begründet ist, Ergebnissen system atischer, sachkundig durchgeführter Belastungsversuche, beson­

ders an hochgradig statisch unbestim m ten Tragw erken, wie Pilzdecken, den gleichen oder einen noch größeren W ert beizumessen wie den E rgeb­

nissen der Theorie, zum al wenn diese notgedrungen auf unzulänglichen Annahm en aufgebaut ist. Dem entsprechend dürfen nach der eidgenös­

sischen Eisenbetonverordnung von 1935 für die Bemessung von P ilz­

decken auch die Ergebnisse eingehender, wissenschaftlich bearbeiteter Versuche verw ertet werden. D ipl.-Ing. F ritz Z e h , Baden-Baden.

Versuche über die V erstärkun g einfacher biegungsfester Riegelanschlüsse durch Einbetonieren.

I. Allgem eines und Versuchsprogramm.

Gelegentlich einer Versam m lug der In stitu tion o f Structural E n­

gineers, London, am 8. Dezem ber 1938, berichtete Prof. C. B a t h o über Versuche, die er ausgeführt hat, um die V erstärkung geschraubter und genieteter biegungsfester Riegelanschlüssc durch Einbetonieren zu untersuchen, d. h. zu erm itteln, ob die bei einfach genieteten oder g e ­ schraubten Anschlüssen nicht vollkom mene Ü bertragung der Biegungs­

momente von den Riegeln auf die Pfosten durch Einbetonieren zu ver­

bessern ist.

Zunächst ist das V erhalten solcher Anschlüsse, die in üblicher Weise ohne Zuhilfenahme einer V erstärkung durch Einbetonieren hergestellt sind, zu betrachten. N im m t man die W inkeländerung der Achsen der zusam m engefügten Teile — Pfosten und R iegel — für das Verhalten des Anschlusses unter der W irkung eines Biegungsmomentes als Kriterium , so ergibt sich für Probekörper nach Abb. 1 (oben) ein Schaubild nach Abb. 2, K u rve O-A. Man erkennt, daß m it wachsendem Moment die W inkeländerung schnell zunim m t, ein Ergebnis, das durch das V erhalten des auf Zug beanspruchten oberen Winkelanschlusses und zw ar sowohl der N iete selbst wie auch des verbindenden Anschlußwinkels bedingt ist. Es folgt daraus, daß die Berechnung solcher Anschlüsse nach den einfachen R egeln zu wenig brauchbaren Ergebnissen führt, daß ins­

besondere die statische W irksam keit in der Ü bertragung bestimmter Momente von den durch den Anschluß zusam m engefügten Riegeln und Pfosten erheblich von den Annahm en der normalen Berechnung abweicht.

Die W irksam keit solcher biegungsfester Anschlüsse lä ß t sich durch Einbetonieren verbessern. Um hierin näheren Einblick zu erhalten, sind Probekörper ähnlich der in A bb. x dargestellten Form untersucht worden;

die Ergebnisse sind im Schaubild A bb. 2 aufgetragen. Die K u rve O— A behandelt — w ie schon erw ähnt — einen einfachen Anschluß ohne B eton.

Die K u rve O— B ergibt sich für einen Probekörper m it einbetonierten Anschlüssen, wobei der B eton jedoch keine Bewehrung hatte, während die K u rve O— C das Verhalten eines Probekörpers m it stahlbewehrter Betonum kleidung kennzeichnet. Die K urven beweisen, daß die E in ­ betonierung des Anschlusses diesen innerhalb eines gewissen Belastungs­

bereiches m erklich versteifte, daß jedoch von einem bestim m ten A ugen­

blick an die Formänderungen der einbetonierten Proben m it dem weiteren Anwachsen des wirkenden Biegungsm om entes in ähnlicher Weise wie bei den nichteinbetonierten Proben Zunahmen. Dieser Zustand wurde erreicht, sobald im gezogenen B eton Risse auftraten, so daß seine W irk ­ sam keit ausgeschaltet wurde und die weiteren Formänderungen nur noch vom V erhalten der oberen Anschlußwinkel und ihrer Vernietung oder Verschraubung abhingen. Die W eiterführung der Belastung bis zum Bruch ergab, daß bei diesen Proben durch Einbetonieren ohne und mit Bewehrung eine Erhöhung der B ruchlast nicht zu erzielen war.

Zur tieferen Erforschung dieses Problem s sind weitere Versuche gem acht worden, die sich von den vorstehend erwähnten dadurch unter­

scheiden, daß

1. bei einer Versuchsreihe der Trägeranschluß vor Einbringen des Betons vorbelastet und wieder en tlastet wurde,

2. bei einer zweiten Reihe der Anschluß vor dem Einbetonieren vo r­

belastet wurde und während des Einbetonierens b elastet blieb, 3. bei einer dritten Reihe eine D auerbelastung über eine längere Z eit­

spanne hinweg aufgebracht wurde.

Diese Belastungsarten entsprechen der W irklichkeit bei Ausführung eines solchen Anschlusses, beispielsweise in einem Stahlskelettbau, wo gleichfalls bereits eine mehr oder minder große Belastung der Rahm en­

ecken a u ftritt, bevor ein Einbetonieren möglich ist.

Die Probekörper wurden nach Abb. 1 ausgeführt; die gewählten Abmessungen sind dort zu entnehmen. Der 1 : 2 : 4 gemischte B eton

28

wurde unter gleichen Verhältnissen wie bei einem Ausführungsbauwerk hergestellt und eingebracht; seine D ruckfestigkeit nach 28 Tagen betrug 350 kg /cm2.

Für die ersten beiden Versuchsreihen wurden die Probekörper auf dem Biegebalken einer gewöhnlichen Prüfmaschine untersucht, wie in Abb. 3 oben schematisch dargestellt. Für die Versuche m it Daucr- belastung war eine Anordnung nach Abb. 3 unten gew ählt. Die L ast wurde durch sorgfältig geeichte Federn, deren jeweilige Spannung an Maßstäben abgelesen werden konnte, aufgebracht und unter laufender Beobachtung durch Nachstellen der Federn aufrechterhalten. Die ge­

suchten W inkeländerungen zwischen den Achsen der einen Probekörper bildenden Pfosten- und R iegel-Stücke wurden optisch m it Spiegeln gemessen.

Z w e i t e V e r s u c h s r e i h e : D er Trägeranschluß wurde vor dem Einbetonieren belastet, diese Belastung blieb während des E in ­ betonierens erhalten; erst dann folgte nach 28 T agen Erh ärtung die weitere Untersuchung. Die vor und während des Einbetonierens bis zur erfolgten Erhärtung in gleicher Größe verbleibende Belastung wurde durch eine Versuchsanordnung nach Abb. 3 (unten) aufgebracht. Der Einfluß des Schalungs- und B eton-Eigengew ichtes auf die zu unter­

suchende W inkeländerung wurde genau festgestellt. N ach der E rh är­

tungszeit wurden die Probestücke aus dieser Vorrichtung ausgebaut und in einer Prüfmaschine behandelt.

D ie Ergebnisse sind in A bb. 5 dargestellt, auch hier im Vergleich m it entsprechenden K u rven für Anschlüsse ohne Einbetonierung und ohne Vorbelastung. D as V erhalten unter der Vorbelastung (einschl. des

Schnitt B -ß Winkeländerung im Bogenmaß-103

Abb. 2. Darstellung der Beziehung zwischen W inkeländerung und Biegungsm om ent bei

biegungsfesten Riegelanschlü ssen.

hinzukommenden Eigengew ichtes der Schalung und des Betons) ist durch die K u rve O— A gekennzeichnet. Nun folgte die E rhärtungszeit von 28 Tagen, innerhalb der sich nichts änderte. Das spätere V erhalten ist durch den K urven abschn itt A — B dargestellt. Man erkennt, daß — wie zu erwarten — der untere K urven teil O— A dem gewöhnlichen F all ent­

spricht und daß in höherem Bereiche die K u rve A — B sich derjenigen des nicht irgendwie vorbelasteten Probestückes sehr nähert.

D r i t t e V e r s u c h s r e i h e : Die Probekörper erhielten, nach­

dem sie ohne irgendeine Belastung einbetoniert und 28 T age erhärtet

Abb. 3. Anordnung der Belastung der Probekörper.

gestrichelte W eiterführung bis E aus Vergleichsuntersuchungen gefunden ist. N ach der Entlastung verblieb eine W inkeländerung, die K u rve geht nicht bis O, sondern nur bis B zurück. D ann wurde einbetoniert und bei der erneuten Belastung ergab sich die K u rve B — C— D. Bem erkenswert ist der Knick bei C, der m it dem A u ftreten von Rissen im B eton und dem Beginn größerer Formänderungen der Anschlußbolzen zusammen- fällt und genau über A liegt, sowie die Tatsache, daß hinter C die K u rve C— D etw a parallel der K u rve A — E verläuft. Im Bereich größer«

Biegungsmomente fällt die K u rve C— D dieser Versuchsreihe etw a m it der K u rve O— F des Vergleichsversuches eines ohne Vorbelastung ein­

betonierten Probestückes zusairm en, so daß die Vorbelastung auf das Verhalten in höheren Bereichen keinen Einfluß zu haben scheint.

Winkeländerung im Bogenmaß- 10

Abb. 4. Ergebnisdiagram m der ersten Versuchsreihe.

waren, über einen längeren Zeitraum hinweg eine auf einer bestimmten, gleichen Höhe verbleibende Belastung. B eobach tet wurden die W in kel­

änderungen, die sich nun im Laufe der Z eit, also ohne eine weitere L ast­

steigerung ergaben, wobei als Ursache dieser Form änderungen das Schwinden und Kriechen des B eton s und das dam it zusammenhängende A uftreten von Rissen anzusehen ist.

U n ter mehreren Versuchen, die m it verschiedenen Belastungen ausgeführt wurden, ist das Ergebnis nach Abb. 6 bei einem Probekörper gewonnen, der m it einem Biegungsm om ent b elastet wurde, das im um­

hüllenden B eton gewöhnlich noch keine Risse hervorruft. Man erkennt, daß die W inkeländerungen in der ersten Z eit stärker, später weniger Zunahm en, um schließlich nach längerer Zeit, und zw ar bei diesemVer- Abb. 1. Ausbildung der Probekörper.

L 152-102-13 ; gedrehte Bolzen

Schnitt A -A

1.305-127

II. Versuchsergebnisse.

E r s t e V e r s u c h s r e i h e : Der Trägeranschluß wurde vor dem Einbetonieren belastet und wieder entlastet, sodann einbetoniert und nach 28 Tagen Erhärtungsdauer untersucht. A ls Vergleich wurden nichteinbetoniertc und ohne Vorbelastung einbetonierte Anschlüsse m it­

untersucht. Das Ergebnis ist in dem Diagram m Abb. 4 aufgetragen.

Das Verhalten des zunächst nichteinbetonierten Trägers unter einem bestim m ten Biegungsmoment kennzeichnet die K u rve O— A , deren

Querhaupt der Prüfmaschine ___—Kugelflächen

Halb­

rund

Biegebalken der Prüfmaschine

D E R BA U IN G E N IE U R

20. JA N U A R 1940. K U R Z E T E C H N I S C H E B E R I C H T E . 29

such nach etw a einem Jahr (in Abb. 6 nicht mehr dargestellt), ganz zur Ruhe zu kommen. Die beiden Seiten 1 und r verhielten sich zwar nicht ganz gleich, aber doch sinngemäß ähnlich. D er K nick in der K urve der Seite r ist auf größere Risse zurückzuführen, die sich nach 78 Tagen Versuchsdauer einseitig ausbildeten. Der Ruhezustand nach einer

**1000

|

Winkeländerung im Bogenmaß-103

Abb. 9. Darstellung der Einspanngerade und W iderstandskurve.

Länge des Trägers, die Neigung der Geraden A — B jedoch von dem Steifigkeitsgrad des Balkens abhängt. Die Verdrehung der Pfosten kann auf zwei W egen berücksichtigt werden: entweder durch Neigen der L o t­

rechten O— A in die Lage O— A ', wobei A ' auf der gleichen Höhe wie A verbleibt, oder durch ein Verschieben von A auf der Lotrechten O— A nach oben oder untep.

Bei Zunahme der Belastung verschiebt sich die Einspanngerade A — B , da ihre Neigung nur vom Steifigkeitsgrad des Riegels abhängt, parallel m it sich selbst in die Lage A '— B '. Die Ordinate von Q gibt das unvollkomm ene Einspannungsmoment an, das — wie man sieht — bei doppelter L ast nur wenig zunim m t. D as V erhältnis : Mvoj|

nimmt also m it wachsender Belastung ab, was zw ar dem Pfosten zugute kom m t, für die R iegel jedoch natürlich nachteilig ist.

Wenn die Belastung gleich N ull wird, geh t auch die Einspanngerade Winke/änderung im Bogenmaß ■103

Abb. 5. Ergebnisdiagramm der zweiten Versuchsreihe.

W inkeländerung von 0,002 (im Bogenmaß) tra t ein, nachdem die Risse sich soweit vergrößert hatten, daß der gezogene B eton nicht mehr wirksam, für das weitere Verhalten also nur noch die oberen Anschluß­

winkel und ihre Verbindung maßgebend waren.

Aller

Abb. 6. Ergebnisdiagram m der dritten Versuchsreihe.

Auch bei gleichlaufenden Versuchen m it kleineren und größeren D auerbelastungen hörten, wenn auch nacli verschieden langer Zeitdauer, jegliche Formänderungen auf, nachdem die Form änderungen und dam it die Betonrisse das fast genau gleiche Maß erreicht h a tte n wie beim erst­

beschriebenen Versuch.

12 n 16

Winkeländerung im Bogenmaß ■ 103

Abb. 7. Diagram m infolge Kriechens und Schwindens des Betons.

D a diese für den vorliegenden V ersuch maßgebende W inkeländerung in einfacherer W eise durch einen Versuch m it gewöhnlicher, stufenweise gesteigerter Belastung zu erm itteln ist, folgt hieraus, daß Dauerversuche zur Feststellung, welchen Einfluß das K riechen und Schwinden des B etons h at, unnötig sind.

Die aus diesen Überlegungen konstruierte K urve O— A— B — C in

A bb. 7 stellt die W inkeländerungen unter D aucrbelastungen verschie­

dener Größe bei Berücksichtigung des Schwindens und Kriechens des Betons dar. Im unteren Belastungsbereich (Kurve O— A entsprechend) bew irkt das Schwinden W inkeländerungen bis zur Größe der Form ­ änderung des nichteinbetonierten Anschlusses unter gleicher L ast. Im oberen Bereich (K urve B — C entsprechend) gelten die Verhältnisse des gewöhnlichen einbetonierten Anschlusses. D azwischen ist die lotrechte Linie A — B maßgebend, wobei B als durch die R ißbiklung charakteri­

stisch gekennzeichnete Form änderung des gewöhnlich einbetonierten Probekörpers gefunden -ist

Diese Folgerungen fan ­ den ihre B estätigun g in den Ergebnissen eines einfachen Versuches m it steigender B e ­ lastung, der an einem -nach erfolgtem Schwinden zur Ruhe gekommenen Probe­

körper ausgeführt wurde. Die zeichnerische Darstellung er­

gab eine K urve ähnlich Abb. 8. M omentenverlauf

Abb 5. in Rahmenriegeln.

III. Grundsätzliches für die Auswertung der Ergebnisse.

Bei Stockwerkrahm en sind die Anschlußm om ente der R iegel von der Steifigkeit dieser Riegel und der Anschlüsse selbst abhängig. D a letztere, wie die Versuche erwiesen haben, nicht konstant sind, muß ein besonderer Rechnungsgang gew ählt werden.

W ir betrachten als einfachsten F all einen Rahmenriegel, dessen Einspannungsmomente an beiden Enden gleich sind und der zudem gleichm äßig verteilt belastet ist. Bei voller Einspannung sei das zu­

gehörige Moment = MvolI; dann ergibt sich der bekannte Mom enten­

verlauf nach Abb. 8, wobei F läche A — G— N gleich F läch e A — C— H— N ist. B ei unvollkomm ener Einspannung m it einem kleineren Moment Mtcl) ist die Neigung & der Trägerenden an den Einspannungsstellen gleich der schraffierten Fläche E — C— H— K , geteilt durch E • I.

* = (Mv° 121~ Mti i|) ~ ° d c r Mtci. = “ voll - 2 E • 1 • *

L etztere Gleichung lä ß t sich durch die Gerade A— B in Abb. 9, die

„Einspannungsm om entengerade“ oder kurz ,, Einspanngerade“ genannt darstellen. W enn O— Q die versuchsm äßig erm ittelte Moment-Dreh- winkelkurve, kurz „W iderstandskurve“ genannt, der Trägerenden ist, so stellt die Ordinate von P als Sch nittpu nkt von A — B und O— Q das unvollkommene Einspannungsmoment Mtcji dar, wenn der Pfosten lo t­

recht b leibt. Verm erkt sei, daß O— A = Myo,j nur von Belastung und