Holzbau Sonderheft 1/2021

Sonderbeilage der „Bautechnik“ Ausgabe 1 April 2021

Holzbau

- Prävention von progressivem Kollaps bei Holzhochhäusern - Holz-Beton-Verbunddecken in Fertigteilbauweise - Polymermörtel-Klebverbindungen für HBV-Brücken - Verbinder aus Kunstharzpressholz - Biegefestigkeit von Segmentlamellenholz - Fünfteilige Fichtenlamellen in Brettschichtholz - „SKAIO“: Holz-Hybrid-Gebäude in Heilbronn

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Bautechnik Inhalt Sonderheft Zum Titelbild: In Deutschland erfreut sich der Holzbau wachsender Beliebtheit. Und das hat gute Gründe.

Insbesondere im rapide wachsenden, sich mehr und mehr verdichtenden urbanen Raum kann der natürliche, nachwachsende Baustoff seine Vorzüge voll zur Geltung bringen. Im großen Holzbau-Interview haben sich die drei Geschäftsführer und Branchenkenner Eberhard Stegner (GRAPHISOFT Deutschland), Markus Gallenberger (FRILO) und Alexander Neuss (SEMA) klar zum Holzbau als Bauform der Zukunft bekannt. Das Trio erläutert anschaulich, warum die Vorurteile gegenüber Holz als Baumaterial ungerechtfertigt sind und wie optimal auf­einander abgestimmte Software-Tools bereits heute einen effizienten und reibungslosen BIM-Ablauf ermöglichen. (s. Beitrag S. A4–A6, Foto: Fortbildungs­ akademie des Ministeriums des Innern NRW)

HOLZBAU

EDITORIAL

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Steffen Franke Was ist leicht, intelligent und klimafreundlich?

Die ­Antwort ist Holz!

AUFSÄTZE

Thomas Tannert, Hercend Mpidi Bita, Johannes A. J. Huber 3 Untersuchungen zur Prävention von progressivem Kollaps von ­Holzhochhäusern

Richard Woschitz, Karl Deix, Christian Huber, Thomas Kampitsch 12 Entwicklung neuartiger Holz-Betonverbunddecken in Fertigteilbauweise

Martin Kästner, Karl Rautenstrauch 23 Polymermörtel-Klebverbindungen für ­Holz‑Beton‑Verbundbrücken Teil 1

Martin Kästner, Karl Rautenstrauch 31 Polymermörtel-Klebverbindungen für Holz‑Beton‑Verbundbrücken Teil 2

Simon Aurand, Hans Joachim Blaß 40 Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN

Lukas Windeck, Markus Hirmke 52 Biegefestigkeit von Segmentlamellenholz

Sebastian Egner, Stephan Strübel, Matthias Frese 61 Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz

April 2021, Sonderheft Holzbau – Ausgabe 1 ISSN 0932-8351 (print) ISSN 1437-0999 (online) Peer-reviewed journal Die Bautechnik ist im Journal Citation Report von Clarivate Analytics (vormals Thomson Reuters) sowie bei Scopus von Elsevier gelistet.

Impact Factor 2019: 0,282 CiteScore 2019: 0,7

BERICHT

Thorsten Kober, Stefan Winter 75 Innovatives Bauen in die Höhe – das „SKAIO“ als neuer Standard in der Holz-Hybrid-Bauweise

Produkte & Objekte A4 Holzbau

http://wileyonlinelibrary.com/journal/bate

www.ernst-und-sohn.de/bautechnik

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HOLZBAU

(Fotos: Eberhard Stegner/a2k-media, Joe Ehrhardt/SEMA GmbH)

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V. l. n. r.: Eberhard Stegner (GRAPHISOFT Deutschland), Markus Gallenberger (FRILO) und Alexander Neuss (SEMA)

„... dann sind dem Siegeszug des Holzbaus keine Grenzen gesetzt”

ben. Vor allem im Haupteingang kommt der Baustoff Holz in Kombination mit den großen Glaswänden super zur Geltung.

Die Holzlamellen umhüllen auch noch das Kinderkrankenhaus und bilden einen schönen Kontrast zu der dunkelgrauen Keramikfassade.

Der Holzbau in Deutschland boomt! Im Interview legen die Geschäftsführer und Branchenkenner Eberhard Stegner (GRAPHISOFT Deutschland), Markus Gallenberger (FRILO) und Alexander Neuss (SEMA) dar, was der Baustoff Holz leisten kann und warum es im Hinblick auf urbanes Bauen wichtig ist, mit den unzutreffenden Vorurteilen aufzuräumen. Außerdem geht das Dreigespann auf den ganzheitlichen BIM-Workflow ein, der zwischen den drei Softwarelösungen besteht.

Neuss: Ich bin im Allgemeinen fasziniert vom mehrgeschossigen Holzhausbau. Diesbezüglich ist das HoHo in Wien mit seinen 24 Stockwerken und einer Höhe von 84 Metern ein absolutes Vorzeigeprojekt in Hybridbauweise. Trotz der Bündelung mehrerer Baustoffe stand beim Bau des HoHo das Holz eindeutig im Vordergrund. Das Hochhaus macht anhand von plastischen Beispielen deutlich, warum der Holzhausbau in der heutigen Zeit und für zukünftige Generationen so wichtig ist.

Guten Tag, die Herren. Holzbauten sind mitunter hochkomplexe und vielschichtige Ingenieurbauwerke. Welche Holzbau-Konstruktion hat Sie nachhaltig beeindruckt?

Die da wären?

Stegner: Als Holzbaukonstruktion hat mich die Akademie MontCenis in Herne nachhaltig beeindruckt. Wie die Glaswände mit dem Standgerüst aus Holz verschmelzen, ist aus Architektensicht absolut sehenswert.

(Foto: Fortbildungsakademie des Ministeriums des Innern NRW)

Gallenberger: Ich war in der Vergangenheit häufiger in Nor­ wegen unterwegs und mir ist die Akershus Universitätsklinik in Oslo als besondere Holzbaukonstruktion in Erinnerung geblie-

Bild 2

Akademie Mont-Cenis in Herne: Die Glaswände verschmelzen mit dem Standgerüst aus Holz

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Neuss: Gegenüber einer Ausführung in Stahlbeton spart das HoHo 2.800 Tonnen CO2-Äquivalente ein. Das entspricht in etwa 20 Millionen PKW-Kilometern. Neben dem Effekt der klassischen CO2-Speicherung hat das Holz als Baustoff aber viele weitere energetische und ökologische Vorteile. So wurde beispielsweise errechnet, dass das HoHo 300.000 Megawattstunden weniger Primärenergie verbraucht als eine Ausführung in Stahlbeton. Das ist in anderen Worten jene Energie, die benötigt wird, um ein Wohnhaus von 32 Wohneinheiten für eine Periode von 1.100 Jahren zu heizen. Dank seiner natürlichen Dämm­eigenschaften trägt Holz zur Senkung des Energiebedarfs von Gebäuden bei.

Stegner: Neben der Fähigkeit, CO2 zu speichern, ist Holz besonders klimaneutral und nachhaltig, weil es ein nachwachsender und langlebiger Rohstoff ist. Zu den Themen Standfestigkeit und Tragfähigkeit von Holz als Baustoff denke man nur an die vielen Fachwerkhäuser, die in einigen Regionen seit Jahrhunderten stehen. Außerdem kann Holz aufgrund seiner Wandelbarkeit im Gebäudebereich als Baustoff für Tragwerke, Fassaden, Terrassen aber auch für die Innenbekleidung äußerst vielseitig eingesetzt werden.

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HOLZBAU Gallenberger: Studien in Krankenhäusern und Schulen haben gezeigt, dass Holz das Stresslevel reduziert und sich positiv auf das Wohlbefinden des Menschen auswirkt. Holz fördert den Heilungsprozess, die Gesundheit und die Erholung des Menschen. Neben dem Aspekt der Wohngesundheit vermittelt Holz in Innenräumen dank der behaglichen Optik auch Harmonie und Gemütlichkeit. Außerdem produziert Holz keinen Abfall.

Am Ende der Lebensdauer werden einzelne Bauteile entweder wieder verwendet oder verbrannt und erzeugen so Wärmeenergie.

Die Vielzahl der Vorteile von Holz als Baustoff liegt auf der Hand.

Wie erklären Sie sich, dass Holzbauten und -konstruktionen im ländlichen und urbanen Raum dennoch unterrepräsentiert sind?

Stegner: Ich denke, die althergebrachte Vorstellung, dass Holz leichter brennt und im Falle eines Brandes weniger standfest ist als andere Baustoffe, ist dafür verantwortlich. Aber diese Vorstellung entspricht nicht der Realität. Tatsächlich hält ein richtiger Holzträger im Brandfall seine Standfestigkeit sehr lange aufrecht. Wenn es brennt, sind die Kunststoffe im Gebäude eher ein Problem als das Holz.

Neuss: Genau richtig. Leider kämpft der Holzbau heute immer noch gegen Vorbehalte in Bezug auf Haltbarkeit des Holzes, Statik, Brand- und Feuchteschutz. Dabei sind diese dank moderner, technischer Innovationen von Holzbauprodukten wie Cross Laminated Timber (Anmerkung der Redaktion: kurz CLT), den OSB-Platten und dem Konstruktionsvollholz völlig ungerechtfertigt. Aus meiner Sicht besteht die größte Herausforderung allerdings darin, den Mangel an hochqualifizierten Fachund Nachwuchskräften für die Planung und die Montage von Holzbau zu beheben. Sie werden dringend benötigt, um die Qualität im Holzbau zu gewährleisten.

Gallenberger: Holz ist ein „lebender“ Rohstoff, der stärker als andere Baustoffe der Witterung und sonstiger Gängigkeit aus­ gesetzt ist. Auch die richtige Standortwahl ist bei einem Bauvorhaben mit Holz entscheidend. Entsprechend wird die Herausforderung sein, die hohen Qualitätsanforderungen an den Holzbau zu erfüllen und verlässliche Partner für die Zusammenarbeit zu finden.

Wie kann mit den Vorurteilen gegen den Holzbau aufgeräumt werden?

Gallenberger: In vielen Bauämtern muss ein Umdenken stattfinden. Es fehlen aktuell einfach baurechtliche Grundlagen und Zulassungen, die zum Beispiel den mehrgeschossigen Bau in den Städten erst ermöglichen.

Neuss: Wir brauchen gezielte Lobbyarbeit. Die Politik, die Behörden und Kommunen müssen von der Sinnhaftigkeit und den Vorteilen des Holzbaus überzeugt werden. Mit BadenWürttemberg geht ein Bundesland voran, an dem sich andere ein Beispiel nehmen sollten. Dort wurde der Einsatz von Holz beim Geschossbau per Landesbauordnung erleichtert. Meines Erachtens sind auch Architekten viel eher mit dem Thema Holzbau in Kontakt zu bringen. Nicht zuletzt muss Aufklärungsarbeit auch bei den Kunden betrieben werden, um ihnen klarzumachen, dass Brandschutz und Feuchtigkeit überhaupt keine Probleme mehr für den Holzbau darstellen. Wenn uns das gelingt, dann sind dem Siegeszug des Holzbaus keine Grenzen gesetzt.

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Auch im urbanen Raum?

Stegner: Gerade im urbanen Raum! Ein großes Thema in ­Städten ist die Gewinnung von zusätzlichem (sozialem) Wohnraum. In diesem Zusammenhang macht insbesondere das Aufstocken von bestehenden Gebäuden auf Basis von Holz Sinn, da es schlicht und einfach leichter ist als eine Stahlkonstruk­ tion. Außerdem stellt sich in Städten die praktische Frage nach der Bauzeit. Die ganzen Maschinen, Kräne und Baumaterialen auf den Baustellen stören doch erheblich im verdichteten städtischen Umfeld. Dank der modularen Fertigung gewährleistet Holz schnelle Bauzeiten.

Gallenberger: Exakt. Wenn man die verschiedenen Bauformen mit Holz mischt, könnte dank der heute bereits vorhandenen Techniken in kürzerer Zeit wesentlich mehr Wohnraum für alle zur Verfügung gestellt und zusätzlich die Preisspirale gebremst werden. Wegen der Knappheit im urbanen Lebensraum sollte der Holzbau in Zukunft eine viel größere Rolle im städtischen Wohnungsbau spielen.

Neuss: Die fortschreitende Digitalisierung hat im Holzbau Maschinen, Tools und Softwares hervorgebracht, die einen hohen Vorfertigungsgrad ermöglichen und dank des hohen Automatisierungsgrades für große Effizienz in der Produktion, Konstruktion und Montage sorgen. Diese Qualität und Präzision, die im konventionellen Bau nicht zu finden sind, führen zu eben jenen schnellen Bauzeiten. Außerdem haben die bereits erwähnten technischen Innovationen wie CLT den mehrgeschossigen Holzbau in bis dahin ungeahnte Dimensionen realisierbar gemacht.

Gerade die Digitalisierung wird also für einen richtigen Auf­ schwung im urbanen Holzbauen sorgen. Auch weil sie die integrale Planung, Ausführung und Bewirtschaftung von Gebäuden unter Einbeziehung aller Baubeteiligten gewährleistet. Wie sieht ein möglichst reibungsloser BIM-Ablauf im Holzbau heute schon aus?

Gallenberger: Wegen des hohen Vorfertigungsgrades ist Holz ein besonderer Rohstoff, bei dem schon am Anfang des Prozesses die Weichen richtig zu stellen sind. Je später Fehler in der Prozesskette bemerkt werden, desto teurer wird es, diese auszugleichen. Um die hohen Qualitätsstandards erfüllen zu können, ist der BIM-Ablauf im Holzbau heute schon von Anfang an digitalisiert und automatisiert. Durch die gemeinsame Kollaborationslösung profitieren alle Beteiligten vom Planer über den Architekten und den Statiker bis hin zum Bauherrn. Bei ­GRAPHISOFT, FRILO und SEMA bieten wir Lösungen, die eben diesen digitalen Austausch über die unterschiedlichen Disziplinen hinweg ermöglichen.

Neuss: Dank der digitalen Lösungen ist gerade im Holzbau der BIM-Prozess weit ausgereift. Bereits heute findet ein bilateraler Datenaustausch zwischen unseren optimal abgestimmten Software-Tools im Sinne der BIM-Philosophie statt. Dadurch kann eine absolut effiziente und präzise Prozesskette im Holzbau vom Design bis hin zur Bauteilfertigung geschlossen werden.

Wie setzt sich der Workflow zwischen GRAPHISOFT, FRILO und SEMA konkret zusammen?

Stegner: Zunächst wird mit unserer Software-Lösung Archicad ein Architekturmodell entworfen. Von Archicad wird das ­designte Modell anschließend an die FRILO Software zur Trag-

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HOLZBAU werksanalyse und -detaillierung übergeben. Möglich ist auch, das Architekturmodell zunächst in die SEMA Software zur Erstellung einer ersten konstruktiven Entwurfsplanung zu importieren und erst im Anschluss die Bauteile an die FRILOProgramme zu transferieren.

Gallenberger: Mit unserer FRILO-Software stellen wir sicher, dass das Modell, das GRAPHISOFT eingefallen ist, nachher nicht einfällt. Wir sorgen dafür, dass die Tragfähigkeit des besonderen Baustoffes Holz zur Geltung kommt. Dabei berechnen wir die Statik auch unter Berücksichtigung von standortspezifischen Einwirkungen. Die einzelnen Bauteile werden bemessen und die statisch ermittelten Parameter an SEMA weiter- oder zurückgegeben.

Neuss: SEMA ist der konstruktive Teil in der Prozesskette.

Wenn von Archicad heraus vom User definierte parametrische Konstruktionsvarianten im SEMA-Programm angesprochen werden, werden diese automatisch an die aktuelle Situation angepasst. Sind die Detailplanung und Elementierung in SEMA sowie die statische Analyse in FRILO erledigt, kann das Modell zur finalen Visualisierung an Archicad übergeben werden. Die Prozesskette reduziert sich also auf den stark automatisierten, bidirektionalen Datenfluss zwischen den drei Partner-Softwares.

Der Workflow verkörpert den BIM-Gedanken par excellence.

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Die Manager Eberhard Stegner ist seit Februar 2015 Managing Director bei der GRAPHISOFT Deutschland GmbH. GRAPHISOFT ist ein weltweit führender Anbieter von Architektursoftware, die in über 100 Ländern und 25 Sprachen rund um den Globus vertrieben wird.

Markus Gallenberger übernahm im Dezember 2018 als CEO die Leitung bei der FRILO Software GmbH. Mit ca. 100 StatikSoftwarelösungen ist FRILO einer der führenden Anbieter von innovativen Berechnungsprogrammen für baustatische Aufgabenstellungen und Tragwerksplanung.

Alexander Neuss lenkt seit April 2015 als Managing Director die Geschicke der SEMA Group. SEMA ist der weltweit führende Anbieter von Softwarelösungen in der Holzbaubranche, im Treppenbau und dem blechverarbeitenden Gewerbe. www.frilo.eu

Das Interview führte: Tim Kullmann

Brandschutz und Schallschutz – Forschungsschwerpunkte im Holzbau Aktuelle Forschungsschwerpunkte des Holzbau Deutschland-Instituts sind nach wie vor der Brandschutz und der Schallschutz. Darüber hinaus sei man in allen für den Holzbau relevanten Themen unterwegs, so Geschäftsführer Johannes Niedermeyer, angefangen vom Eurocode 5 bis hin zur Innenraumluft. Ein ganz wichtiger Aspekt sei aber auch der Wissenstransfer in die relevanten Zielgruppen.

Auch das im Dezember 2020 fertiggestellte Forschungsvorhaben „Entwicklung einer Richtlinie für Konstruktionen in Holzbauweise in den Gebäudeklassen 4 und 5 gemäß der LBO BW – HolzbauRLBW“ zum Schutzziel der Rauchdichtheit weist nach, dass mehrgeschossige Holzgebäude unter Brandeinwirkung vergleichbar sicher sind wie Gebäude anderer Bauweisen. In dem Vorhaben konnte belegt werden, dass hinsichtlich des Rauchdurchganges die Holztafelbauweise gleichwertig zu anderen Bauweisen bewertet werden muss. Zum Abschluss dieses Projektes wird in Kooperation mit dem Holzbau DeutschlandInstitut eine Schrift beim INFORMATIONSDIENST HOLZ zu Leitdetails für die Gebäudeklassen 4 und 5 erarbeitet.

Beim Schallschutz im tieffrequenten Bereich und der differenzierten Flankenbewertung habe der Holzbau große Fortschritte gemacht, betont Johannes Niedermeyer. Im Grundlagenwerk „Schallschutz im Holzbau – Grundlagen und Vorbemessung“ beim INFORMATIONSDIENST HOLZ sind die tieffrequenten Bereiche, wie sie etwa beim Trittschall entstehen, berücksichtigt, während die neue DIN 4109-5:2020 mit ihren Zielwerten den tieffrequenten Bereich unter 100 Hz nicht abbildet. Eine für den Nutzer spürbare Verbesserung des Trittschallschutzes ist damit

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nicht gewährleistet. Zusammen mit dem Bundesverband Deutscher Fertigbau (BDF) und dem Deutscher Holzfertigbau-Verband (DHV) erarbeitet das Holzbau Deutschland-Institut eine Vorlage für eine Vereinbarung zur vertraglichen Festlegung des erhöhten Schallschutzes inklusive der Abdeckung des tieffrequenten Bereiches über die Spektrumsanpassungswerte Ci50-2500.

Bei der ebenfalls beim INFORMATIONSDIENST HOLZ erschienen Broschüre „Differenzierte Flankenbewertung bei der Trittschallübertragung“ wird ein erweitertes Prognoseverfahren für den Trittschall von Holzdecken vorgestellt. Dieses bildet das tatsächliche Trittschalldämmpotenzial einer Holzdecke deutlich besser ab als das pauschale Nachweisverfahren der DIN 4109 Teil 2. Bis zum kommenden Jahr werden in einem Großprojekt in Zusammenarbeit mit der Hochschule Rosenheim und dem IFT Rosenheim ergänzende Laborprüfungen zur Flankenwirkung im Schallschutz für die DIN 4109 – 2 und – 33 durchgeführt.

Grundlegend werden mit den Projekten zur Flankenübertragung, zur Schallübertragung bei haustechnischen Anlagen und Installationen in Ergänzung zu den Forschungsarbeiten zu den tiefen Frequenzen entscheidende Schritte unternommen, um Informationslücken zu schließen und den Holzbau für alle Gebäudetypen noch konkurrenzfähiger zu machen. www.institut-holzbau.de

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HOLZBAU

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Holz als innovativer Baustoff „The Race is on!“ – damit eröffnete Michael Green, ein kanadischer Architekt von der Westküste, seinen Redebeitrag zur Weltkonferenz des Holzbaus (WCTE) in Auckland im Jahr 2012. Er hatte Recht: Das Rennen in und um den Holzbau ist eröffnet – weltweit! Aber worum geht es in dem Wettbewerb?

Europarekord: 24 Geschosse als Holzbau

(Foto: Kampa GmbH)

Michael Green hatte 2012 vor allen Dingen die Höhe im Blick, also das Rennen um das höchste (neue) Holzgebäude in der Welt. Denn schließlich hat man mit Holz ja schon immer in die Höhe gebaut und es gibt Jahrhunderte alte hohe Gebäude aus Holz, vom japanischen Tempel über mitteleuropäische Fachwerkhäuser an der Hochhausgrenze bis zu einem 132 m hohen Sendemast aus Holz bei München, der leider inzwischen gesprengt wurde. Aber das Rennen könnte viele andere Aspekte umfassen: Die beste Ressourceneffizienz, die niedrigste Quote an eingesetzter Primärenergie, den geringsten Energieverbrauch oder noch besser, die höchste Energieproduktion im Betrieb, den höchsten Grad an Vorfertigung und damit die schnellste Bauzeit oder den höchsten Anteil an gespeichertem Kohlenstoff in der Konstruktion ... Aufzählung fortsetzbar.

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Bezüglich der plakativen Größe „Höhe“ ist derzeit Europa ­führend und in Europa Österreich mit dem HoHo in Wien (24 Geschosse, 84m Höhe) – Glückwunsch! Die nächsten Projekte weltweit sind allerdings in der Planung, allzu lange wird der Rekord wohl nicht mehr Bestand haben. Bei diesen hohen Gebäuden handelt es sich im Regelfall um hybride Bauwerke.

Der Begriff hybrides Bauen bezieht sich dabei sowohl auf die Gesamtstruktur der Gebäude (Stahlbetonkern für Treppenhaus und Liftschächte) wie auch auf die Bauteile (Holz-Beton-Verbunddecken und in seltenen Fällen -wände). Kann man denn dann noch von „Holzbau“ reden? Aus unserer Sicht ist das

Kampa K8 – Büro und Ausstellung – Treppenhäuser und Aufzugschächte in Massivholzbauweis. Bauherr: Kampa GmbH, Architekt: Florian Nagler Architekten, München, Holzbau: Kampa GmbH

zutreffend, wenn mehr als 50 % des oberirdischen Bauteilvolumens aus Holzbauteilen besteht. Womit es aber auch gleich­ zeitig naheliegend ist, dass die beteiligten Ingenieure nicht nur sehr gute Holzbauer sein müssen, sondern auch die Werkstoffe Stahlbeton und Stahl mit allen ihren Facetten beherrschen müssen.

Hybride Bauteile und Aussteifungsstrukturen Das gilt für hybride Bauteile wie Holz-Beton-Verbunddecken ebenso wie für die hybriden Aussteifungsstrukturen (Decken, Wände, Stahlbetonkerne etc.). Das Langzeitverhalten der verwendeten Baustoffe (Kriechen, Schwinden) muss in der Bemessung ebenso berücksichtigt werden wie eine eintretende Rissbildung in den Stahlbetonbauteilen (Übergang vom Zustand I in den Zustand II) mit der einhergehenden Steifigkeitsreduktion und den daraus resultierenden Lastumlagerungen.

(Foto: Huber&Sohn)

Als bauart-ingenieure sind wir schon lange im Stahlbeton- und im Holzbau intensiv tätig. Und als national und international in Forschung, Entwicklung und Normung vernetztes Büro wollten und wollen wir uns natürlich am Rennen beteiligen – mit der klassischen Taktik für Langstreckenrennen. Denn um ein solches handelt es sich. Also lieber langsam anfangen und sich dann steigern. Dank wunderbarer und innovativer Bauherren ist uns das in der Vergangenheit auch sehr gut gelungen.

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H8 – Achtgeschossiges Holzhybridgebäude – Wohnen und Büro.

Bauherr: B&O Wohnungswirtschaft, Architekt: Schankulla ­Architekten, München, Holzbau: Huber&Sohn, Bachmehring

Vom viergeschossigen Holzgebäude mit außenliegender Erschließung (H4, City of Wood, Bad Aibling) über das erste achtgeschossige Holzgebäude in Deutschland mit Stahlbetonfertigteilkern (H8, City of Wood, Bad Aibling, Bild 1), das erste siebengeschossige Bürogebäude an der Hochhausgrenze mit Massivholzkernen (Kampa K8, Aalen, Bild 2) bis zum ersten Hochhaus in Holzhybridbauweise (Skaio, Heilbronn) ist das Rennen bisher erfolgreich gestaltet und wird im Moment mit

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(Grafik: bauart Konstruktions GmbH & Co. KG)

(Foto: CHRISTMANN + PFEIFER/F. Schöttner)

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Schule Wetter – Sanierung einer Schule in Betonfertigteilbauweise.

Bauherr: Landkreis Marburg-Biedenkopf, Architekt: muellerschurr Architekten GbR, Marktoberdorf, Generalplaner: Christmann + Pfeifer Schlüsselfertiges Bauen GmbH & Co. KG, Angelburg

Projektstudie 15-geschossiges Holzgebäude

­ cheibe mit hoher Steifigkeit verfügbar. Die Konstruktions­ S prinzipien gleichen daher inzwischen dem Stahlbetonbau, der als einzige andere Bauart alle Elemente vom Stab bis zur Fläche ebenso zur Verfügung stellt. Besonders bewährt hat sich in­ zwischen auch im Holzbau die Konzentration flächiger Ele­ mente in den Kernen der Gebäude mit zunehmender Auflösung in den Skelettbau nach außen. Kombiniert mit nichttragenden, leichten und hochdämmenden Außenbauteilen (Wand, Dach) entstehen so nachhaltige Baustrukturen, da die nichtragenden Teile in ferner Zukunft leicht gewechselt werden können. Dieses Prinzip machen wir uns auch bei der Renovierung von Bestandbauten auf der Grundlage vorlaufender Forschung [1] zu Nutze, bei der Sanierung von Wohnbauten ebenso wie bei Schulen (Bilder 4 und 5). Wie man sieht: Auch eine „zweite Chance der Architektur“.

den ersten Entwürfen für 15 Geschosse und mehr fortgesetzt (Bild 3).

Nachhaltige Baustrukturen Bei diesen Arbeiten konnte und kann nicht immer auf die ein­ geführten technischen Baubestimmungen zurückgegriffen werden. Alternative oder ergänzende Nachweise auf Grundlage aktueller Forschungs- und Normungsarbeit sind sowohl in der Tragwerks- als auch in der Brandschutzplanung ebenso wie Abweichungen vom aktuellen Baurecht gelegentlich nötig. Und selbstverständlich ergeben sich aus der praktischen Arbeit zusätzliche Erkenntnisse und Erfahrungen.

Dazu zählt die konsequente Anwendung für den Holzbau ­eigentlich neuer Konstruktionsprinzipien, welche durch die schnelle Verbreitung der Massivholzbauweisen und insbeson­ dere die Bereitstellung von Brettsperrholz in breiter Masse ­ermöglicht wird. Durch das Brettsperrholz ist nun auch im Holzbau das großformatige Flächenbauteil als Platte oder

Integrale Planung

(Foto: Dörthe Hagenguth, Photojournalist)

In der Planungsphase der Gebäude hat sich immer wieder gezeigt, dass eine die Fachdisziplinen übergreifende, integrale Planung besonders zielführend ist. Basierend auf nachhaltiger Architektur – was den Menschen gefällt wird erhalten – der KollegInnen in den beteiligten Architekturbüros bietet die bauart-ingenieure Gruppe zwischenzeitlich das gesamt Spektrum der Fachplanung von der Tragwerksplanung über Brandschutz, Wärmeschutz und Schallschutz bis zur Technischen Gebäudeausrüstung an. Daraus resultieren eine vereinfachte Abstimmung der technischen Fragestellungen und eine verbesserte Wirtschaftlichkeit der Planungsprozesse.

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Grüntenstraße Augsburg – Wohnbausanierung mit TES Fassade.

Bauherr: WBG Wohnungsbaugesellschaft der Stadt Augsburg GmbH, Architekt: lattkearchitekten, Augsburg, Holzbau: Gumpp & Maier, Binswangen

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Selbstverständlich ist gerade im Holzbau nachfolgend eine enge Abstimmung mit den ausführenden Firmen notwendig, je früher im Planungsprozess, umso besser. Schließlich sollen umfangreiche Anpassungsplanungen der Ausführenden vermieden und die Spitzenreiterrolle des Holzbaus in der Vorfertigung genutzt werden. Dabei bleibt idealerweise die Herstellung des Holzbaus vom Tragwerk bis zur gesamten wasser- und winddichten Gebäudehülle in einer Hand, nur so können die notwendigen Schritte zum qualitätsgesicherten, industriellen Bauen vollzogen werden und die Haftungsrisiken für den Bauherren minimiert werden – ein in Deutschland nicht immer ganz einfacher Weg, der aber von uns gerne unterstützt wird.

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(Foto: Eckhart Matthäus, Fotograf)

Veränderung der Waldwirtschaft mehr Laubholzbaustoffe zu verwenden. Ein erstes Beispiel konnten wir mit einem Bürogebäude in Augsburg bereits umsetzen (Bild 6). Weitere innovative Baustoffe und Projekte in diesem Bereich werden folgen.

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Bürogebäude in Augsburg. Bauherr: Euregon AG. Architekt: ­lattkearchitekten, Augsburg, Holzbau: Gumpp & Maier, Binswangen

Mit Blick auf die Vorteile des Holzbaus und auf Grund des im Team häufigen Hintergrundes holzhandwerklicher Ausbildung sind wir also begeisterte „Holzbauer“, allerdings keine Dogma­ tiker. Die Vielfalt unserer Baustoffe muss sinnvoll eingesetzt werden. Hybride Bauwerke sind ja eigentlich schon immer die richtige Lösung.

Und auch der zukünftigen Aufgaben im Holzbau sind wir uns bewusst. Sie beginnen bei der Notwendigkeit, auf Grund der

Wir wollen zudem zur weiteren Objektivierung der Umweltauswirkungen des Bauens mit allen Werkstoffen durch sinnvolle Anwendung von Lebenszyklusanalysen beitragen und mithelfen, die Recyclingeigenschaften und -quoten aller Bauweisen zu erhöhen. Zur Integration der gesamten planerischen Anforderungen und der Umsetzung in gebaute Umwelt ist die ständige Weiterentwicklung des Einsatzes digitaler Methoden notwendig.

Der „digitale Zwilling“ unserer Bauwerke ist heute schon häufig vorhanden, seinen Nutzen weiter zu entwickeln ist nicht nur eine Frage des Holzbaus.

Zum guten Schluss eine kleine Erinnerung: Holzbau umfasst nicht nur Geschosswohnungsbau. Weitgespannte Hallen für Sport, Veranstaltung und Industrie, Türme, Brücken und sogar Windräder – das alles geht mit Holz. Und ist in vielen Fällen mit nachweisbaren, positiven Effekten für Nutzung und Umwelt verbunden. Das bauart-Team hilft bei der Umsetzung.

Literatur [1] TES Energy Facade – www.ar.tum.de

www.bauart-ingenieure.de

WIE REALISIEREN WIR

NACHHALTIGES BAUEN? GEMEINSAM. Für schalltechnische Anforderungen im Holzbau wurde die REGUPOL comfort Range entwickelt, die durch ein abgestimmtes Portfolio aus Trittschalldämmung und massenerhöhender Ausgleichsschüttung vielseitige Lösungen ermöglicht.

Mit den Abhängesystemen REGUFOAM hangers können tieffrequente Unterdecken realisiert werden oder durch den Einsatz von REGUFOAM vibration Lagerstreifen kritische Flankenübertragungen im Bereich der Stoßstellen gemindert werden.

Fragen Sie die Experten.

akustik@regupol.de www.regupol.com

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Kombination von Stahl-Beton- und Holz-Beton-Verbund in einem Tragwerk

Von der Holz-Beton-Verbunddecke bis zum Stahl-Beton-Verbund – der Hybridbaulösung gehört die Zukunft Von der Bestandssanierung zum Neubau, von der Holz-Beton-Verbunddecke (HBV) zum Stahl-Beton-Verbund: Der HBV-Spezialist Elascon packt das Thema Verbundsysteme – von der Bemessungssoftware über die ETA zugelassene Hybridnocke bis zur Schüttung ganzheitlich an.

Ein Holzbauteil, ein Betonbauteil und Verbinder, die beides schubfest miteinander koppeln: Das Rezept, nach dem HBV konstruiert werden, ist ebenso einfach wie effektiv, denn es führt sicher, schnell, kostengünstig und effizient zu statisch hoch belastbaren Decken, die über optimale Schall-, Brandschutz- und Schwingungseigenschaften verfügen.

Seit 2010 setzt HBV-Spezialist Elascon diese Lösung bundesweit ein. Zur Anwendung kam das System ursprünglich insbesondere, wenn marode Holzbalkendecken im Bestand statisch, akustisch sowie im Hinblick auf den Brandschutz, die Steifigkeit und das Schwingungsverhalten ertüchtigt werden mussten. So konnten Konstruktionen gerettet – und optimiert – werden, die als Alleinlösung nicht mehr sanierungs- bzw. tragfähig waren.

Angesichts der zunehmenden Bedeutung des Holzbaus – schon im Hinblick auf die Klimakrise – setzt auch der Neubau immer häufiger HBV-Decken ein. Dafür stehen viele Varianten zur Verfügung, von Brettsperrholz- über Brettschichtholz- bis zu

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Brettstapeldecken, aber auch monolithische Elemente mit integrativem Schallschutz und hohem Design­anspruch.

Am Anfang steht Easycon FEM Um die jeweilige Lösung an individuelle Anforderungen anzupassen und normgerecht erstellen zu können, muss im Vorfeld jeder HBV-Konstruktion ein wirklichkeitsgetreuer statischer Nachweis erbracht werden. Dies geschieht idealerweise mittels Easycon FEM, einer von Elascon maßgeschneiderten und kostenfrei zur Verfügung gestellten Bemessungssoftware. Die Webserver-basierte Lösung baut den Nachweis über ein räumliches 2D-Modell voll automatisiert auf. Dabei berücksichtigt die Lösung auch Sonderfälle wie Trapezlasten, Blocklasten, Einzel­ lasten, Linienlasten und Mehrfeldträger.

Die Elascon ETA-18/0264 deckt als Bausatzzulassung alle Systemvarianten von der Standarddecke und Flachdecke bis zur Kombidecke ab. Zur Anwendung im kostenoptimierten HBV – auch in monolithischen Holzelementen – kommen u. a. SFIX 2 (Tk 17.000 N) und die Hybridnocke (Tk 35.000 N) zum Einsatz.

Komplettangebot: vom HBV zum Stahl-Beton-Verbund Elascon ist zudem bundesweit der einzige Hersteller, der von der Bemessung über das Schraubendesign und die Herstellung der Schubverbinder bis zum fertigen Werk alle HBV-Leistungen aus einer Hand anbietet und mit eigenem Personal bundesweit

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(Grafik/Foto: Elascon)

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STABEKO TFuse: ETA-zertifizierter Konnektor für den Stahl-BetonVerbund

realisiert. Alternativ können Architekten, Ingenieure, Werkunternehmer und Bauherren einzelne Leistungen beziehen, von der Dimensionierung über die praktische Unterstützung bis zur ganzheitlichen Problemlösung per se.

Darüber hinaus hat Elascon nun auch Stahl-Beton-Verbunddecken in das Portfolio integriert. Mit Hilfe speziell entwickelter Kopfbolzen (ETA-20/0440 STABEKO VFuse und ETA-20/0441 STABEKO TFuse) ist damit sogar ein Dreifachverbund zwischen Holz, Beton und Stahl möglich. Die Sprühfolie ­ElascoCure 3in1 deckt die Vor-, Zwischen- und Endbehandlung des Betons ab und lässt sich gleichzeitig als Hydrophobierungsmittel für Holz einsetzen. Als Höhenausgleich und als Trittschalldämmung (250 kg/m3) setzt der Spezialist seine zugelassene gebundene Schüttung Elascoloft 250 R, (Z23.11-2097) mit der Brandschutzklasse A2 ein.

Zur Verstetigung und Erweiterung des für derart innovative Produktentwicklungen erforderlichen Know-hows kooperiert Elascon u. a. intensiv mit dem Institut für Baukonstruktion und Holzbau iBHolz der Technischen Universität Braunschweig, Prof. Dr.-Ing. Mike Sieder. Gemeinsam werden Optimierungen der Holz-Beton-Verbundbauweise untersucht und Innovationsmöglichkeiten gedacht. Das derzeit in der Bearbeitung befindliche Verbund-Forschungsprojekt der TU Braunschweig und der Hochschule Biberach (Prof. Mike Sieder/Prof. Jörg Schänzlin) „Durchlaufwirkung von Holz-Beton-Verbunddecken für die Anwendung im Mehrgeschoss- und Bürobau“ wird von Elascon begleitet und unterstützt. Weitere universitäre Forschungsprojekte betreffen z. B. Themen wie Holzfeuchte und Hydrophobierung und die Tragwerksplanung von Hybridbauwerken.

Eurocode 5 mit Technical Specification Damit ist Elascon gut gerüstet für die anstehende Erweiterung des Eurocode 5: Aufgrund der wachsenden Bedeutung der Hybridlösung HBV entwickeln die Normierungsgremien derzeit eine Technical Specification für dieses Verfahren, die sofort nach ihrer Veröffentlichung baurechtlich gültig und somit einsetzbar sein wird. Dabei ist die Innovationskraft des HBV weiterhin ungebrochen groß: So entstehen derzeit schon erste Referenzobjekte – mit einer Zustimmung im Einzelfall –, bei denen Klebeverfahren eingesetzt werden. Dies macht es möglich, ­Abbinde- und Trockenzeiten noch weiter zu verkürzen – und zwar ebenso einfach wie effektiv.

Christine Ryll www.elascon.de www.stabeko.de www.elascoloft.de

Berlin: Aufträge für neun Kitas in Holzmodulbauweise vergeben Neue KITA-Plätze braucht das Land Berlin. Um den bestehenden Bedarf an neuen Kita-Plätzen möglichst schnell zu decken, erarbeitete die Senatsverwaltung für Stadtentwicklung und Wohnen mit der Senatsverwaltung für Bildung, Jugend und Familie und den Bezirken das Projekt MOKIB (Modulare Kitabauten).

Im Ergebnis dieses Prozesses wurden Bedarfsprogramme für drei unterschiedlich große Kindertagesstätten entwickelt. Bereits in der Wettbewerbsauslobung entschied man sich aus ökologischen, aber auch aus ökonomischen Erwägungen zudem für den Baustoff Holz.

Das erste Vergabeverfahren für die Errichtung der modularen Kitabauten aus Holz endete, ohne dass ein Angebot abgegeben wurde. Das Verfahren für die Ausführung wurde deshalb ein zweites Mal europaweit ausgeschrieben – diesmal mit Erfolg.

Der Auftrag für neun Holzgebäude mit insgesamt 1200 neuen Kitaplätzen wurde erteilt. Den Zuschlag für Los 2 erhielt Fa. Terhalle Holzbau GmbH aus Ahaus, den Zuschlag für Los 3 die HU-Holzunion GmbH aus Rotenburg.

in hoher Qualität errichtet. Das Projekt zeigt, wie Holzbau mit vorgefertigten Modulen in Berlin auch in Zukunft zügig und umweltverträglich umgesetzt werden kann. Aufgrund der angespannten Situation am Baumarkt und der neuentwickelten Holzmodulbauweise war es nicht einfach, geeignete Firmen für den Bau der Kitas zu finden. Umso mehr freue ich mich, dass die Realisierung von neun Kitas noch in diesem Jahr beginnen kann.“ Sandra Scheeres, Senatorin für Bildung, Jugend und Familie: „Wir haben mit Schulen in Holzmodulbauweise bereits gute Erfahrungen gemacht und freuen uns, dass nun auch im KitaBereich neun solcher Bauten realisiert werden. Es ist eine gute Ergänzung zu unserem erfolgreichen Landesprogramm zum Kita-Ausbau.“ Die Gebäude (Typ 120 mit maximal 136 KITAPlätzen) werden zunächst in neun Berliner Bezirken realisiert.

Die ersten Gebäude wurden 2020 fertiggestellt. Die neun Gebäude verfügen über 1.224 Plätze. www.stadtentwicklung.berlin.de

Katrin Lompscher, Senatorin für Stadtentwicklung und Wohnen: „Mit den neuen Gebäudetypen werden in kurzer Zeit Kitas

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Holz und Stahl im Tragwerk – modulares Bauen als nachhaltiges Pendant zum Massivbau Das Tragwerk eines Gebäudes kann aus unterschiedlichen Materialien bestehen. Beton gilt dabei als besonders vielfältig einsetzbar. Betrachtet man den Baustoff jedoch unter ökologischen Gesichtspunkten, schneidet er im Vergleich zu anderen Materialien schlechter ab. Beton entsteht auf Basis endlicher Rohstoffe. Bereits heute ist die wichtige Ressource Bau-Sand stark begrenzt. Hinzu kommt beim Grundstoff Zement die Klimabelastung durch den produktionsbedingt hohen Ausstoß von CO2.

Die Grundkonstruktion eines Modulgebäudes von ­KLEUSBERG besteht aus Holz oder Stahl. Dabei sprechen einige Eigenschaften – wie die Schnelligkeit beim Baufortschritt und die damit einhergehende Zeitersparnis sowie die qualitätsgeprüfte Vorfertigung der einzelnen Modu- Bild 1 Grundkonstruktion eines Stahlmoduls von KLEUSBERG le im Werk – für beide Ausführungsvarianten. Auch unter Nachhaltigkeitsgesichtspunkten sind Stahl und Holz gleichermaßen Kundenwunsch können Holzoberflächen innen wie außen positiv zu bewerten. Stahl wurde in seinen Eigenschaften über sichtbar bleiben. Durch konstruktiven Holzschutz sowie eine Jahrzehnte weiterentwickelt. Sein Einsatz ermöglicht in naheentsprechende UV-Lasur wird das Material vor äußeren Einflüszu allen Anwendungsbereichen – vom Automobilbau bis zum sen geschützt.

Bausektor – einen hochstabilen und sicheren Leichtbau und schlanke Bauteile. Modulgebäude, deren Tragkonstruktion aus Dieser Tage hat KLEUSBERG ein Holzmodulgebäude für die dem beliebig oft recycelbaren Baustoff bestehen, weisen gegenHausburg-Grundschule in Berlin fertiggestellt, das in den Fluüber konventionellem Bauen z. B. mit Beton schon heute eine ren und Nischen mit festverbauten Sitzgruppen aus Holz ausgute Ökobilanz auf. Diese wird sich über den stark zunehmengestattet ist. So sind ruhige Lernplätze entstanden, die durch den Einsatz erneuerbarer Energie bei der Stahlproduktion den natürlichen Baustoff besondere Behaglichkeit ausstrahlen sukzessive verbessern. und zum Verweilen einladen. Auch außen spiegelt sich das nachhaltige Material wider. Die naturbelassene LärchenholzHolzmodulgebäude verfügen im Vergleich zur Massivbauweise fassade mit vertikal und horizontal verlegter Rhombuslattung von Grund auf über ein niedrigeres Gewicht, eine schlankere verleiht dem Gebäude ein besonders ansprechendes ErscheiGebäudehülle sowie eine bessere Wärmedämmung. Je nach nungsbild.

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Naturbelassene Lärchenholzfassade mit horizontal und vertikal verlegter Rhombuslattung

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Vorfertigung der Holzmodule am KLEUSBERG Fertigungsstandort Kabelsketal

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Cradle-to-Cradle

Mit Investitionen in Forschung und Entwicklung, z. B. neuer, noch emissionsärmerer Fertigungsmethoden und schadstofffreier Systematiken, treibt KLEUSBERG sein Umwelt-Engagement konsequent voran.

Flexibilität durch Versetzbarkeit Modulare Gebäude aus Stahl oder Holz lassen sich aufgrund ihrer Konstruktion nachträglich an einen anderen Standort versetzen. Die Innen- und Außenwände eines Stahlmodulbaus übernehmen grundsätzlich keinerlei statisch tragende Funktion, sodass auch alternative Raumaufteilungen durch Entfernen oder Versetzen von Wänden problemlos möglich sind. Bei einem Holzmodulgebäude sollte die Versetzbarkeit bereits bei der Planung berücksichtigt werden. Auch hier lässt sich der Neubau für die Hausburg-Grundschule in Berlin als Beispiel anführen. Aufgrund des innerstädtischen, begrenzten Baufelds erhielt das Bezirksamt Friedrichshain-Kreuzberg lediglich die Gebäudegenehmigung für eine Standzeit von acht Jahren. Im Nachgang soll der Modulbau an einen anderen Standort versetzt werden. Um den Eingriff in das Baufeld möglichst gering zu halten, wählte KLEUSBERG eine Punktfundamentierung. Auf diese baut eine Balkenlage mit zwi-

(Fotos: KLEUSBERG GmbH & Co. KG)

Bereits im Herstellungsprozess werden die einzelnen Module von KLEUSBERG als Ressource für die nächste Nutzungsphase betrachtet. Was im Stahlmodulbau bereits gelebte Praxis ist, lässt sich auf ein Gebäude aus Holz ebenfalls übertragen. Stahl wird 100-prozentig recycelt und wiederverwendet. Holzprodukte lassen sich am Ende ihrer Lebensdauer energetisch verwerten. Dadurch entsteht mehr Energie als zur Herstellung, Nutzung, Instandhaltung und Entsorgung verbraucht wird. Zusätzlich können fossile Brennstoffe vermieden werden, was sich wiederrum positiv auf den CO2-Ausstoß auswirkt. Bei der Verbrennung von Holz wird nur so viel CO2 freigesetzt, wie der Baum während seines Wachstums aufgenommen hat. Es findet also eine Art Ausgleich statt, durch den ein neutraler CO2-Kreislauf entsteht.

Bild 4

Hausburg-Grundschule in Berlin – in Holzmodulbauweise von ­KLEUSBERG realisiert

schenliegender Dämmschicht auf, die als Unterkonstruktion für die Module des Erdgeschosses dient und den späteren Rückbau erleichtert.

Kurze Ausbauzeit durch hohen Vorfertigungsgrad Die einzelnen Wandtafeln aus massivem Brettschichtholz sind mit exakten Ausschnitten für Fenster und Türen versehen. Der Einbau erfolgt werkseitig, bevor die Module die KLEUSBERG Fertigungsstraße in Kabelsketal verlassen. Elektroinstallationen sowie Akustikdecken sind ebenfalls vorgerüstet, sodass die Ausbauzeit auf der Baustelle auf ein Minimum reduziert wird. Das ca. 2.000 m2 große Schulgebäude in Berlin konnte so innerhalb von 3 ½ Monaten Bauzeit fertiggestellt werden. Der Neubau besteht aus 75 Holzmodulen. www.kleusberg.de

„Messe mit Zugehörigkeits-Effekt“ Vom 15. bis 18. Februar 2022 findet die nächste DACH+HOLZ International in Köln statt – von ­Robert Schuster, Leiter der Fachmesse, als „Messe mit Zugehörigkeits-Effekt“ avisiert. Die Schwerpunkte: Green Building, Gebäudehülle und konstruktiver Holzbau. Die Aufplanung der Hallen beginnt voraussichtlich im Mai 2021.

Für Aussteller ist der wichtigste Grund für die Teilnahme an realen Messen der persönliche Austausch, der Face-to-FaceKontakt, gefolgt von Gewinnung neuer Kunden und Lead­ generierung sowie Produktpräsentationen. Einen guten Marktüberblick bekommt man nur auf einer realen Plattform, live vor Ort.“ Die Themen Flach- und Steildach werden in einer Halle zusam-

Viele Messehallen standen in den letzten Monaten leer – niemand weiß zurzeit, wann Corona wirklich durchgestanden sein wird. Robert Schuster ist guter Dinge: „Wir alle können aus der Bewältigung dieser Krise sehr viel lernen – trotz aller Risiken und Einschränkungen. Die Fachwelt lebt vom intensiven Austausch – davon, dass sich Anbieter und Anwender persönlich treffen, Hersteller und Praktiker gemeinsam ausloten, was ihre Arbeit verbessert, welche Trends wichtig sind und vor allem: was ihre Kunden begeistert. Das geht am besten auf einer Messe und darin sind sich auch alle einig. Den Unternehmen fehlen ohne Messen oder weitere Verkaufsplattformen wichtige und wertvolle Geschäftschancen, unter anderem für Neukontakte.

mengeführt. Robert Schuster: „Zudem setzen wir vermehrt auf den Erlebnischarakter der Messe in allen Hallen. Dazu gehören neue Formate wie Netzwerk-Plattformen für Start-ups und ­Influencer, Themen-Parcours, die handfesten Input vermitteln und themenspezifische Foren mit Streaming – zum Beispiel von Handwerkern aus aller Welt oder Zimmerern auf der Walz, die von ihren Berufserfahrungen berichten. Unser prioritäres Ziel ist es, die Branche mit einer einzigartigen Plattform zusammenzubringen und eine Messe mit Zugehörigkeits-Effekt für alle Beteiligten durchzuführen.“ www.dach-holz.com

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Innovative Holzverbindungssysteme – Brandschutz in einer anderen Dimension Die oberösterreichische Unternehmensgruppe WIEHAG ist für das Errichten großer und spektakulärer Konstruktionen weltweit bekannt.

Nun ist man gerade dabei, für die Nanyang Technological University in Singapur (NTU) ein neues Gebäude zu errichten, welches hinsichtlich seiner Ausmaße einzigartig ist. So betragen die kolportierten Baukosten für diesen sechsstöckigen Gebäudekomplex mit einer Fläche von 40.000 m2, der im Jahr 2021 fertiggestellt werden soll, ca. 115 Millionen €.

Dabei betont die NTU, „besonderen Wert auf Materialien aus erneuerbaren Ressourcen“ zu legen. „Es wird das größte Holzgebäude in Asien entstehen und von unserem Engagement für Nachhaltigkeit zeugen“, so Professor Subra Suresh. Insgesamt wurden 400 Container mit blockverleimten BSH-Stützen und -Trägern aus ca. 7.000 m3 Holz inklusive aller Stahlbauteile sowie Verbindungsmittel mit dem Schiff nach Asien geliefert – eine logistische Herausforderung. Die Bauteile werden im Werk in Altheim montagefertig mit CNC bearbeitet und mit einem termitenresistenten Anstrich versehen.

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Prüfung der HVP-Verbinder bei der Technischen Versuchs- und Forschungsanstalt der Universität Innsbruck

haben wir gemeinsam mit dem Arbeitsbereich Holzbau sowie der Technischen Versuchs- und Forschungsanstalt der Universität Innsbruck unsere HVP-Verbinder genau für diese Anwendung geprüft und durch die optimierte Verschraubung auch bestätigen können. Allerdings kamen noch die Herausforderungen der Exzentrizität aufgrund der großen Balkenquerschnitte sowie die speziellen Anforderungen an die Brandwiderstandsdauer dazu“, erläutert Herbert Schaffer.

Hohe Anforderungen

Allerdings sind optimierte Systemverbinder, die durch eine Europäische Technische Bewertung geregelt sind, üblicherweise nur bis zur NKL 2 verwendbar. „Um diese Hürde zu meistern,

Sehr anspruchsvoll waren die Bestimmungen der Universität Singapur hinsichtlich einer Brandwiderstandsdauer von 94 (!)

Minuten. Für die Bauteile wie Stützen, Balken und Decken aus

(Fotos: Pitzl Metallbau)

Ein großer Vorteil für die Planung war die Tatsache der ­Gültigkeit des Eurocode 5 (Singapore Standard, SS EN 1995-1-1:2018). Dadurch kann auch das europäische Wissen rund um den Holzbau direkt umgesetzt werden. „Dennoch wird man gleich zu Beginn mit der Frage der Nutzungsklasse konfrontiert, vor allem auch bei der Verwendung von Verbindungsmitteln“, so Herbert Schaffer von der Fa. Pitzl. „Die Temperatur beträgt fast das ganze Jahr über etwas mehr als 28 °C und die Feuchtigkeit liegt konstant bei rund 85 %. Folglich haben wir hier die Nutzungsklasse drei (NKL 3) angenommen.“

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Prüfung der Brandwiderstandsdauer beim ift Rosenheim

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Holz konnten die Regelungen der EN 1995-1-2 für die Dimensionierung herangezogen werden. Bei den Verbindungsmitteln wurden experimentelle Untersuchungen nach EN 1365-1/2 gefordert, da die Bewertungen der Brandwiderstandsdauer in Zulassungsdokumenten meist nur bis R60 reichen. „Der Umfang dieser Prüfungen war enorm“, bestätigt Roland Mader­ebner von der Universität Innsbruck.

Eine Brandwiderstandsdauer von 120 Minuten unter einer permanenten Lastaufbringung von 500 kN, so lauteten die Kriterien. Neben der Bemessung der Querschnitte sowie der HVPVerbinder war auch der Schutz der Messmittel und der Lasteinleitung vor den hohen Temperaturen im Brandraum zu erreichen.

Die Koordination der Brandversuche sowie der Zusammenbau der Versuchskörper und die Anbringung der Messtechnik wurden von der Fa. Pitzl in Kooperation mit der nach DIN EN ISO/IEC 17025 akkreditierten Prüfstelle der ift Rosenheim GmbH realisiert. „Nach dem Einschalten des Brandofens denkst du nicht, dass diese Konstruktion über 120 Minuten der vollen Last standhält, schließlich sind es unter Einhaltung der Einheitstemperaturzeitkurve ja bereits nach 30 Minuten rund 850 °C im Brandraum.

Aber wir konnten die Prüfungen erfolgreich zu Ende führen –

abbrechen mussten wir den Versuch dann eigentlich nur zum Schutz der hydraulischen Zylinder für die Lasteinleitung“, erinnert sich Auftraggeber Thomas Pitzl.

Besonders aufschlussreich waren auch die erhaltenen Daten aus den verbauten Thermoelementen. Die Auswertungen zeigen, dass die Temperatur im unmittelbaren Bereich der HVP-Aluminiumverbinder bei einem verdeckten Einbau auch nach 94 Minuten nicht über 50 °C steigt.

Erfreuliche Prüfergebnisse „Auch für uns war das eine spannende Prüfung: Im Vorfeld mussten viele Themen vom Einbau der Decke in den Brandofen über die Anordnung der Druckzylinder bis hin zur Ablöschung des brennenden Probekörpers außerhalb des Ofens berücksichtigt werden. Im Zusammenspiel mit der Universität Innsbruck, der Firma Pitzl und der Unterstützung der Feuerwehr Rosenheim konnte der Versuch wie geplant abgeschlossen werden – umso erfreulicher, dass auch die Prüfergebnisse den Erwartungen entsprachen“, so Anyke Aguirre Cano, Prüfstellenleiterin des Bereichs Brandschutz.

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Größte und modernste Boulderhalle der Welt in Erlangen – ein hexagonaler Holzbau

(Visualisierung: Blockhelden Bamberg GmbH)

Denn die Boulderhalle der BLOCKHELDEN ist sowohl durch ihre Dimensionen als auch durch ihre Bauweise außergewöhnlich. Sie besticht architektonisch durch ihren hexagonalen Grundriss: Diese sechseckige Bauweise gibt dem Gebäude einen einzigartigen Charakter, der durch die auf 77° gekippte Holz­fassade und damit schräg verlaufende Außenfassade noch betont wird.

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3D Visualisierung der BLOCKHELDEN Boulderhalle Frankenjura

Was sich seit November 2020 im Gewerbegebiet Bubenreuth anbahnt, ist nicht irgendein Holzbau. Dort entsteht aktuell die größte und modernste Boulderhalle der Welt. Realisiert wird der Holzbau für die BLOCKHELDEN GmbH von der Rudolf HÖRMANN GmbH & Co. KG im Allgäu, die sich auf den Bau von Gebäuden aus Holz, Stahl und Hybrid-Bauweise spezialisiert hat.

Im Januar 2021 begann die Vorfertigung dieser 14 m × 24,7 m bzw. der 14 m × 16 m großen Fassadenelemente inklusive Fenster am Firmensitz von HÖRMANN in Buchloe. Für den Transport auf die Baustelle müssen die Elemente aufgrund ihrer Dimension in Einzelelemente (14 m × 4,20 m) geteilt und anschließend auf der Baustelle wieder zusammengefügt werden.

Für HÖRMANN ist dies bereits die dritte Boulderhalle. Allerdings die erste Boulderhalle, die in so großzügigen Dimensionen mit 14,5 m Höhe und einer Nutzfläche von 5.500 m2 geplant wurde. „Dieses Bauprojekt ist ein echtes Prestigeobjekt für den Holzbau in Bayern und Deutschland“, freut sich Rolf Hörmann, der Geschäftsführer von HÖRMANN.

Individuelles Brandschutzkonzept

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Vorfertigung der Wandelemente für die Boulderhalle im Werk in Buchloe

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Die Baustelle Boulderhalle Frankenjura am 24.02.2021 – Drohnenbild

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Die Baustelle Boulderhalle Frankenjura am 24.02.2021

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Boulderhalle Frankenjura Außenansicht fotorealistisch

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Für den Bau der Halle war durch die Einstufung in die Gebäudeklasse 5 ein besonderes Brandschutzkonzept notwendig, das die Umsetzung der Holzbauweise überhaupt ermöglichte. Wichtiger Bestandteil hierbei ist die Erhöhung der Feuerwiderstands-

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HOLZBAU fähigkeit des gesamten Holztragwerks auf F60.

Ein weiterer Bestandteil dieses speziellen Brandschutzkon­zeptes kommt in der Fassade zum Einsatz: Während die Holzfassade der Boulderhalle aus optischen Gründen von unten nach oben durchlaufend sein wird, wird diese über vertikale Stahlwinkel in kleine Abschnitte unterteil. Dadurch werden eine horizontale Brandausbreitung und ein schlagartiges Entflammen der gesamten Fassade verhindert.

Hinzu kommen weitere brandschutztechnische Herausforderungen beispielsweise zur Rauchabführung in der Boulderhalle. Durch das offene Raumkonzept im Inneren der Halle gibt es, anders als bei Standardbauten, keine durchgehenden Decken. Aus diesem Grund wurden im Vorfeld Brand- und Entrau­chungs­simulationen durchgeführt, die ein effektives Agieren auf Brandsituationen ermöglicht. Speziell dafür ausgelegte Anlagen auf dem Dach sorgen im Ernstfall für eine zügige Entrauchung, damit die Sportlerinnen und Sportler ohne Probleme zu den Fluchttreppen gelangen können. Zusätzlich sorgt die große Fensterfassade mit Lamellenfenstern für eine Zuluft- und Abluftfunktion in Verbindung mit den Lüftungsanlagen.

BIM-orieniert geplant und mit Holz gebaut

Aufgrund seiner Komplexität wurde das Gebäude BIM-orientiert geplant. „Bei diesem Bauvorhaben können wir unsere gesamte Fachkompetenz im Holzbau einsetzen und unsere langjährige Erfahrung bei Hallenbauten für Sport und Freizeit ausspielen“, sagt Michael Hörmann, Bereichsleiter Gewerbe- und Industriebau bei HÖRMANN. So wurde bei diesem Projekt die statische Konzeption, Planung und Fertigung komplett von HÖRMANN realisiert.

Die hohe Fertigungstiefe des Unternehmens spiegelt sich bei dieser Umsetzung wider.

Das Familienunternehmen HÖRMANN gibt es seit 60 Jahren. Jährlich werden über 600 Bauprojekte in den eigenen Fertigungshallen für Holz-, Metall- und Stahlbau mit modernsten Maschinenparks umgesetzt. All dies ermöglicht es der Firma HÖRMANN, ein solch spezielles Gebäude zu realisieren.

Auch in Sachen Ökobilanz setzt dieses Gebäude Maßstäbe. Da der Auftraggeber, die Firma BLOCKHELDEN, großen Wert auf Nachhaltigkeit und Klimaschutz legt, war von Anfang an für den Gründer der BLOCKHELDEN und Ersteller des Entwurfs, Simon Brünner, klar, dass die Boulderhalle aus Holz sein soll. Denn Bauen mit dem nachwachsenden Rohstoff Holz leistet einen aktiven Beitrag zum Klimaschutz. So wird in Holzbauten etwa das klimaschädliche Treibhausgas CO2 in Form von Kohlenstoff gebunden.

In diesem konkreten Fall werden 1.200 m3 Holz sowie Holzwerkstoffe verbaut und damit ca. 1.100 Tonnen CO2 der Umwelt entzogen.

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(Fotos 2–6: Rudolf Hörmann GmbH & Co. KG)

In der Boulderhalle, die sich über fünf unterschiedlich im Raum verteilte Ebenen erstreckt, wird es zwei massive ­Treppenhäuser aus Stahlbeton und zwei Außenstahltreppen geben. Diese Außen­ stahltreppen mit einer Höhe von 12 m werden am Standort Buchloe von der Firma HÖRMANN selbst gefertigt.

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Bild 6 Boulderhalle Frankenjura Wandelement

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Deutschlands höchster Holzhybridbau

Das in Oslo ansässige Architekturbüro Mad arkitekter hat den Realisierungswettbewerb für das Wohnhochhaus WoHo in Berlin-Kreuzberg gewonnen. Im Rahmen des zweistufigen Wettbewerbs überzeugten die Norweger die Jury, die sich aus Vertreter*innen des Landes Berlin, des Bezirks, renommierten Fachleuten und der Bauherrenschaft UTB zusammensetzt. Mit dieser Entscheidung wurde zum einen festgelegt, wie die Kubatur und Positionierung des Hochhauses auf dem Grundstück an der Schöneberger Straße aussehen soll. Zum anderen bekräftigt die Juryentscheidung die Philosophie des Projekts als vertikales, urbanes Quartier mit vielfältigen Nutzungen. Insgesamt wurden 14 Arbeiten für Deutschlands höchsten Holzhybridbau eingereicht, von denen es sechs in die zweite Wettbewerbsphase schafften. Mad arkitekter überzeugten die Jury mit ihrem „Entwurf, der sich in seiner Baukörperausformulierung und Ausrichtung angemessen in den städtebaulichen Kontext einfügt und gleichzeitig den Anspruch an das besondere Programm des WoHo erfüllt.

Die differenzierte Gebäudefigur aus vier einzelnen Baukörpern wird aus der typischen Kreuzberger Stadtstruktur abgeleitet und konsequent in der inneren Raumstruktur weiterentwickelt“, so die Jury. „Berlin ist schon immer eine wichtige Inspirationsquelle für Mad gewesen und auch die Idee der Gründung des Büros ist in Berlin geboren. Wir freuen uns deshalb besonders, das WoHo in Zusammenarbeit mit Land und Bezirk, mit UTB und den Anwohner*innen weiterzuentwickeln“, freut sich das Team von Mad. Markant ist der im Zentrum des Ensembles positionierte 98 m hohe Turm mit 29 Geschossen, der das WoHo zu Deutschlands höchstem aus Holz erbautem Gebäude macht.

Lediglich Kerne und das Untergeschoss sollen aus Stahlbeton errichtet werden, die Einhaltung des KfW-40 Standards ist avisiert. Durch die Sockelkomposition, Auskragungen und Vorsprünge im Turm entsteht Bewegung, die durch die Lebendigkeit der begrünten und klar gegliederten Raster-Holzstruktur der Fassade akzentuiert wird. Abgerückt von der Schöneberger Straße, fügt sich das WoHo städtebaulich angemessen in seine Umgebung, wirkt identitätsstiftend und öffnet sich zum Grünzug Anhalter Steg. Die öffentlichen und halböffentlichen Bereiche für Bewohner*innen und Nachbarschaft befinden sich im siebengeschossigen Sockelbereich und werden durch die außenliegende Treppe verbunden. Das 4 m hohe Erdgeschoss ist bewusst einladend konzipiert und sieht Gewerbeflächen für die Nahversorgung wie beispielsweise Bäcker, Cafés, Spätkauf und Werkstätten vor. In den weiteren Geschossen des Sockelbereichs sind Flächen für soziale und öffentliche Funktionen und Träger untergebracht, darunter eine Kita und Hort mit Außenflächen auf den Dächern, Kiezkantine, Jugendeinrichtungen, Indoor-Spielplatz, Ateliers und Gewerbeeinheiten sowie große Familienwohnungen. Das Dachgeschoss im Turm ist ebenfalls öffentlich zugänglich und bietet zudem Möglichkeiten für eine Bar und Sauna.

Regula Lüscher, Senatsbaudirektorin: „Ich bin glücklich, dass wir nach langen und sehr intensiven Diskussionen zu einem so guten Ergebnis gekommen sind. Ich bedanke mich bei dem Bauherrn für die außerordentlich vielfältige Programmierung – Berliner Mischung in einem Hochhaus, das ist neu. Das WoHo

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(Grafik: Mad arkitekter)

Mad arkitekter hat im Januar 2021 den Realisierungswettbewerb für das Wohnhochhaus WoHo in Berlin-Kreuzberg gewonnen. Mit dem 98 m hohen WoHo liegt ein Entwurf für Deutschlands höchstes Haus aus Holz vor.

Wohnhochhaus WoHo in Berlin-Kreuzberg: Ansicht Schöneberger Straße

hat Vorbildcharakter für weitere Hochhausprojekte und entspricht voll umfänglich den Vorgaben des Hochhausleitbilds des Berliner Senats. Der Siegerentwurf von Mad arkitekter setzt die Nutzungsmischung aus Wohnen, Gewerbe und sozialer Infrastruktur sehr gut um und schafft im Sockelbereich eine leben­ dige Erdgeschosszone. Gleichzeitig integriert sich das Hochhaus in konstruktiver Holzbauweise in besonders gelungener Weise in die öffentlichen Räume der Nachbarschaft.“ Florian Schmidt, Bezirksstadt Friedrichshain-Kreuzberg: „Das Projekt WoHo bietet die Chance,neue Wege beim dringend notwendigen Umbau der Stadt zu gehen. Im Zentrum des Projekts stehen das innovative Bauen mit Holz und eine gemischte soziale Struktur. Das WoHo hat durch seinen Nutzungsmix das Potential, sozialen Zusammenhalt und urbane Produktivität zu befördern. Beide sind wesentlich für eine Stadt, die allen Menschen bezahlbaren und sinnstiftenden Wohn- und Wirkungsraum bietet und zugleich auf Klimakrise, Mobilitätswende und Ökologie mit innovativen Lösungen reagiert. Für die Nachbarschaft um den Hafenplatz bietet der Entwicklungsprozess die Chance, eigene Bedarfe einzubringen und gemeinschaftlich mit den neuen Nutzern und Projektträgern Ideen zu entwickeln.

Das WoHo kann in der aktuellen Situation die Funktion eines Pilotprojektes mit Leuchtturmcharakter haben, das weit über Berlin hinaus ein Zeichen setzt, dass der Umbau der Stadt hin zu einem sozialen und ökologischen Paradigmenwechsel möglich ist.“ Von den 18.000 m2 Nutzfläche sind 15 % für die soziale Infrastruktur geplant, 25 % für gewerbliche Einrichtungen und 60 % für das Wohnen. Dieses gliedert sich zu je einem Drittel in mietpreisgebundene Wohnungen, bezahlbare genossenschaftliche Wohnungen und Eigentumswohnungen. Dabei werden ganz unterschiedliche Typologien berücksichtigt, darunter Wohnformen für soziale Träger wie betreutes Wohnen von Jugendlichen und Demenzerkrankten, aber auch Studentenstudios und sogenannte „Jokerzimmer“ für kurzfristigen Mehrbedarf an Platz.

Die Anordnung der Wohnungen folgt ebenfalls dem Prinzip der Gebäudeprogrammierung und so ist die Durchmischung auch auf Etagenebene gegeben. Darüber hinaus wird eine Koopera­ tion mit einer landeseigenen Wohnungsbaugesellschaft angestrebt. Weitere Maßstäbe setzt das WoHo durch die bewusste Reduzierung des fahrenden Privatverkehrs: weniger Fahrzeugstellplätze, dafür mehr Raum für vielfältige Mobilitätsalternati-

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HOLZBAU ven und Sharing-Angebote für Kfz, Fahrräder und Lastenfahr­ räder. Umfassende Auflademöglichkeiten für die E-Mobilität werden eingeplant, ebenso Fahrradgaragen samt Werkstatt. Der Gewinnerentwurf ist die Grundlage für die Schaffung von Baurecht durch das vorhabenbezogene Bebauungsplanverfahren.

Im nächsten Schritt werden alle Entwürfe des Wettbewerbsver-

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fahrens samt Jurybegründungen der Öffentlichkeit vorgestellt.

Darüber hinaus werden interessierte Akteure, Träger und die Nachbarschaft in das weitere Verfahren eingebunden, um die Nutzungen im WoHo bedarfsgerecht zu konkretisieren. www.mad.no

Dreigeschossiges Schulgebäude in Holzmodulbauweise An der Hausburgschule im Berliner Stadtbezirk FriedrichshainKreuzberg entsteht ein dreigeschossiges Schulgebäude für 300 Grundschüler*innen in Holzmodulbauweise als temporärer Ausweichstandort. Der 2.100 m2 große Neubau an der Europaschule mit Ganztagsangebot wird aus 75 Modulen zusammengesetzt, die im Werk vorgefertigt und per Schwerlast-LKW in die Otto-OstrowskiStraße transportiert werden.

(Grafik: NEMESIS GbR Becker+Ohlmann)

Das Gebäude wird im Frühjahr 2021 fertiggestellt und an das Bezirksamt übergeben. Im Schulgebäude sind neben zwölf Unterrichtsräumen und einer Mensa auch Gruppen- und Verwaltungsräume untergebracht. Die Gesamtkosten für das Projekt belaufen sich auf ca.6,15 Millionen €. Darin sind Baunebenkosten, Honorare, die Gestaltung der Freianlagen und die Ausstattung mit Möbeln bereits enthalten.

Die verwendeten Massivholzmodule sind versetzbar, stapelbar und flexibel und können aufgrund der Qualität lange genutzt werden. Die Module erfüllen den KfW-Standard 55, haben einen sommerlichen Wärmeschutz, nutzen Fernwärme und sind mit einem Gründach ausgestattet. Die lichte Raumhöhe beträgt 3 m.

Dreigeschossiger temporärer Ausweichstandort für die Hausburgschule im Berliner Stadtbezirk Friedrichshain-Kreuzberg in Holzmodulbauweise

„Ich freue mich über diese innovative Holzbauweise an unserem Schulstandort. Der Baustoff Holz ist nachhaltig und sorgt für ein gutes Lernklima. Das Gebäude ist so konzipiert, dass es mit geringem Aufwand zurückgebaut und versetzt werden kann. So soll es nach acht Jahren Nutzung abgebaut und an einen anderen Standort versetzt werden“, erläutert Baustadtrat Florian Schmidt.

deckt die künftigen Bedarfe im Einschulungsbereich der Hausburg-Grundschule. Wir können damit die Grundschulplatzkapazitäten temporär erweitern und gleichzeitig einen Ausweichstandort für den nächsten Bauabschnitt der Sanierung der Hausburg-Grundschule anbieten“, erklärt Schulstadtrat Andy Hehmke.

„In dieser Schulregion haben wir aktuell einen deutlich wachsenden Bedarf an Grundschulplätzen. Der neue Holzmodulbau

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Tirol Lodge Wilder Kaiser-Brixental: Fassadenrinne schützt vor Staunässe Das Skigebiet Wilder Kaiser-Brixental gilt als eines der größten und modernsten der Welt. Mit ca. 280 km Pisten und über 90 Liften ist es ein vielfältiges Paradies für Wintersportler. Mitten in diesem alpinen Panorama liegt die Tirol Lodge. Um die modernen Holzbauten im Anschlussbereich zwischen Bodenbelag und Gebäudefassade bei großen Niederschlagsmengen optimal zu entwässern und vor Staunässe zu schützen, kommen Fassadenrinnen des Typs Stabile Air der Fa. Richard Brink zum Einsatz.

Vier urige Lodges aus Lärche und Fichte mit außergewöhnlichem Designkonzept bilden den ansehnlichen Hotelkomplex in bester Lage am Wilden Kaiser. WinterBild 1 Tirol Lodge Wilder Kaiser-Brixental: Die ökologische Holzbauweise der vier Lodges aus Lärche und Fichte sportbegeisterte profitieren hier sowie die Wetterbedingungen erfordern gezielte Maßnahmen zur Entwässerung der Anschlussbereiche von einer gelungenen Kombinatizwischen Fassade und Bodenbelag. on aus Komfort und direkter Anbindung an die Talstation der Gondelbahn. Gleichzeitig erwarten sie vielseitige Möglichkeiten Ökologisch und geschützt zur Erholung und Ruhe. Während die natürliche Bauweise im alpin-modernen Stil ein behagliches sowie stylisches WohlDas Konzept der Tirol Lodge beruht auf einer rein ökologischen fühlambiente schafft, bedarf sie aufgrund der niederschlagsreiHolzbauweise. Zum Schutz der Außenwände ist eine sorgfältige chen Wetterlage der Region eines besonderen Schutzes vor Planung und Ausführung der Sockelausbildung unerlässlich.

Feuchtigkeit. Im Anschlussbereich der Holzfassade erfüllen die Besonders dort, wo der Außenbereich bündig oder weniger als Fassadenrinnen Stabile Air der Richard Brink GmbH & Co. KG 30 cm an die Fassade anschließt, müssen gezielte Maßnahmen diese Aufgabe mühelos. zur Entwässerung getroffen werden. Mit Blick auf die speziellen

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Dränage- und Entwässerungsrinnen nehmen einen immer größeren Stellenwert bei Holzbaukonstruktionen ein, sorgen sie doch für den langfristigen Schutz und Erhalt des organischen Baustoffs Holz.

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Das Dränagesystem der Fa. Richard Brink gewährleistet das gleichmäßige Absickern des anfallenden Niederschlags in den Untergrund.

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(Fotos: Richard Brink GmbH & Co. KG)

Wetterbedingungen vor Ort und die zuletzt jährlich zunehmenden Regenfälle im Alpenraum waren die Anforderungen der Tirol Lodge Bergbahnen Ellmau-Going Touristik GmbH klar: zuverlässige Entwässerung und Schutz vor Nässe selbst bei intensiven Niederschlagsphasen. Die von ihr beauftragte Holzbau Saurer Ges.m.b.H. & Co. KG entschied sich nach gründlicher Produktrecherche und aufgrund guter Erfahrungen bei vorherigen Projekten für Fassadenrinnen der Firma Richard Brink.

Die beste Lösung Die Rinnen des Typs Stabile Air kommen gleich an mehreren Stellen des Hotelkomplexes zum Einsatz. An den jeweiligen Haupteingängen zu den Zimmertrakten wurden insgesamt zwölf Rinnen mit einer Länge von je 2,5 m verbaut. Zusätzlich montierten die Verarbeiter an zwei Seiten des Poolhauses ca. 17 lfm und an der Lobby auf allen vier Seiten des Gebäudes 100 lfm der Produkte des Metallwarenherstellers. Maschenroste aus Stahl mit einer Zink-Aluminium-Magnesium-Beschichtung bilden die passende Abdeckung der Rinnen.

Für Klaus Lorenz, Bauleiter der F. Holzbau Saurer, ist die Wahl der Fassadenrinnen von Brink folgerichtig: „Durch ihre spezielle Bauweise erfüllt die Stabile Air unsere Anforderungen in allen Punkten. Das Wasser kann gleichmäßig absickern und die Wandfläche wieder abtrocknen.“ Möglich machen dies großflächige Öffnungen an der fassadenzugewandten Seite der Rinnen aus Edelstahl oder feuerverzinktem Stahl. Nach außen gekantete Rostauflagen sowie die Auskragung des Rinnenbodens an der Seite bewahren 15 mm Abstand zwischen Dränagesystem und Wand. So kann kein Regenwasser aufsteigen und Staunässe sowie Kapillarbildung werden zuverlässig verhindert.

Die Fa. Richard Brink fertigt die Stabile Air standardmäßig in einer Länge von 1.000 mm an, einteilige Rinnen können bis zu 3.000 mm lang sein. Durch eine einfache Steckverbindung ist das System zudem beliebig erweiterbar. Auf Kundenwunsch wird die Dränagerinne auch in Sondermaßen angefertigt.

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Die mit Maschenrosten abgedeckten Entwässerungsrinnen fügen sich passgenau in das Gesamtbild des Hotelkomplexes ein. Ihr hoher Anspruch an Funktion und Design erfüllt alle Anforderungen der Bauherrn.

rungslösung passt zu 100 %. Sie fügt sich sehr gut in das Gesamtdesign und die Architektur des Hotels ein und erfüllt unseren Anspruch vollumfänglich“, resümiert Klaus Exenberger, Geschäftsführer der Tirol Lodge Bergbahnen Ellmau-Going Touristik GmbH. Klaus Lorenz kann diesen Eindruck nur unterstützen: „Die Produkte der Firma Richard Brink entsprechen unseren Anforderungen an Baumaterialien für unsere Kunden.

Wir werden sie auch für folgende Projekte verbauen und weiterempfehlen.“ www.richard-brink.de

Edelstahl im Holzbau – eine sichere Verbindung

Einbau auf Maß Von diesen profitierten auch die Verarbeiter der Fa. Holzbau Saurer. Durch die Montage auf Maß gefertigter Teile sparten sie viel Zeit, denn lästige Trennschnitte vor Ort entfielen vollständig. Generell schätzten die Fachhandwerker den einfachen Zusammenbau und Einbau, wodurch die Installation des Entwässerungssystems zügig umgesetzt werden konnte.

Zunächst wurde der Außenbereich um das Gebäude herum unter der Auflagefläche der Fassadenrinne mit sickerfähigem Schüttmaterial hinterfüllt und verdichtet. Das Auflagenniveau konnte anschließend mit ebenfalls sickerfähigem Magerbeton oder einer feinen Kiesaufschüttung problemlos und exakt hergestellt werden, bevor das Dränagesystem eingebaut und die restliche Fläche für die Pflasterarbeiten eingefüllt wurde.

Zufriedenheit auf lange Zeit Fertig montiert gewährleisten die Produkte der Fa. Richard Brink die langfristig zuverlässige Entwässerung der Fassadenbereiche der Lodges aus Holz. Vom Ergebnis zeigen sich sowohl Bauherr als auch Verarbeiter überaus zufrieden. „Die Entwässe-

Ob am Wohnhaus (Holzfassade, Sichtschutz, Carport oder Terrasse) oder im modernen Holzingenieurbau (Lagerhallen, Brückenbau, Schwimmbad- und Sportstättenbau) – die richtige Auswahl der Verbindungselemente benötigt besondere Aufmerksamkeit.

Immer dann, wenn Holzbauten dauerhafter Feuchtigkeit ausgesetzt sind, kommt den eingesetzten Verbindungselementen wie Schrauben, Muttern und Gewindestangen eine ganz besondere Bedeutung zu.

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Bauen mit CLT: starke Verbinder für ein starkes Zuhause

Bauen mit Holz ist und war schon immer eine innovative und nachhaltige Möglichkeit, komplexe sowie moderne Holz­gebäude zu bauen. Immer erfolgreicher wird in diesem Zusammenhang der ökologische Baustoff CLT, der zahlreiche unschlagbare Vorteile mit sich bringt, die das Bauen mit dem nachwachsenden Rohstoff besonders machen. Die Eurotec GmbH leistet einen Beitrag dazu, die Holzbauweise mit CLT zu verstärken und setzt sich intensiv mit Befestigungs- und Verankerungssystemen von Holzfertigelementen auseinander.

In den letzten Jahren ist deutlich Zahlreiche innovative Verbindungslösungen beim Einsatz von CLT erkennbar, dass sich der traditionelle Holzbau weiter entwickelt hat und der Einsatz von Massivholzelementen eine wichtige Bereicherung für die Branche darstellt. CLT gilt erheblich. Darüber hinaus bietet das Unternehmen Zuglaals äußerst fest und formbeständig und wird vor allem für schen zur Aufnahme von Zugkräften. Diese sind sowohl für moderne Konstruktionen im Hochbau eingesetzt.

Verbindungen auf Holz als auch auf Beton und Stahl geeignet. Dank spezieller Verschraubungslöcher erweisen sie sich als besonders effizient in der Montage. Mit dem vielfältig Vielfältige Einsatzmöglichkeiten einsetzbaren Systemwinkel CLT können beispielsweise komplexe Verbindungen geschaffen werden, die eine hohe KraftDas Anwendungsgebiet von CLT erstreckt sich über viele übertragung erzeugen. Holzverbinder dieser Art bringen nicht Bereiche: Vollständige Gebäude sowie mehrgeschossige nur einen sehr effektiven, sondern auch einen wirtschaftliWohnbauten können damit konstruiert werden. Alle Bauteile chen Vorteil mit sich. wie Wände, Decken und Dächer können mithilfe nur eines Baustoffes gefertigt werden. Vorteilhaft ist, dass BrettsperrWichtige Informationen zu Produkten wie Holzverbindern und holz schall- und wärmedämmend und damit auch für GroßSchrauben sowie technische Details können ab jetzt in der projekte im Gewerbe- und Industriebau geeignet ist. Ein Einneuen CLT-Broschüre von Eurotec eingesehen werden. satzfeld von CLT ist auch der Brückenbau. Der CLT-Bau besticht in erster Linie durch die geringe Montagezeit der vorgefertigten Holzelemente sowie durch die unkomplizierte Gemeinsam auf Erfolgskurs gehen Montage. Mit ausgewählten Befestigungs- und Verankerungstechniken liefert Eurotec maßgeschneiderte Systemlösungen.

Durch die wachsenden Herausforderungen und die rasanten Komplexe Bereiche des Ingenieurholzbaus werden damit Weiterentwicklung des Holzbaustoffes CLT fördert das Unterdurchweg abgedeckt. nehmen das Bauen mit Holz und gestaltet die Branche gemeinsam mit ihren Kunden. Eurotec unterstützt mit innovativen Für viele Projekte sind die optimale Lastverteilung sowie die Produkten die Realisierung von Projekten. Ziel ist es, weiterhin Aufnahme von Zug- und Scherkräften grundlegend. Das Unmit Hochdruck an einzigartigen Lösungen für Systemverbinder ternehmen bietet diverse Lösungsformen für hochbeanzu arbeiten, um auch zukünftigen Anforderungen rund um den Holzbau gerecht zu werden. spruchte Holzverbindungen aller Art: Spezielle Systemwinkel, Scherwinkel für Holz-Holz- oder Holz-Beton-Verbindungen sowie Zug­anker sind gezielt für Anwendungsfälle mit CLT konzipiert worden und erleichtern die Holzbauarbeiten www.eurotec.team

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(Grafik: EuroTec)

Das Bauen mit CLT (cross laminated timber, Brettsperrholz) ist auf dem Vormarsch. Mit besonders vorteilhaften Eigenschaften initiiert das flexible Holzprodukt eine enorme Entwicklung in der Holz­branche. Auch in puncto Nachhaltigkeit trägt die Nutzung von Brettsperrholz aktiv zum Klimaschutz bei. Darauf basierend hat die ­Eurotec GmbH eine umfangreiche CLT-Broschüre erstellt, die Bezug nimmt auf das beliebte Holzprodukt sowie auf eine Vielzahl von Produkten aus dem Sortiment und wichtige Angaben zu technischen Details liefert.

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Brücke in Bad Mergentheim: Holzschutzkonzept mit Monitoringsystem garantiert eine hohe Lebensdauer

Die alte Brücke wurde bis auf die Pfeiler abgebaut, die Pfeiler wurden entsprechend saniert und anschließend die neue Brücke in Holzbauweise errichtet. Im Juni 2020 wurde die neue Fußgängerbrücke über die Tauber, die Innenstadt und Kurpark verbindet, in einem kleinen Rahmen eingeweiht. „Wir freuen uns über die neue Brücke, die in einer nachhaltigen Bauweise als Holzkonstruktion erstellt wurde und nun den höchsten Ansprüchen genügt, so Prof. Dr. Wolfgang Reinhart, Vorsitzender des Verwaltungsrates. „Es ist gelungen, das Werk sowohl im Zeit- als auch Kostenplan umzusetzen.“ Die neue Kurparkbrücke überspannt mit einer Länge von ca. 93 m und einer Breite von ca. 3 m die Tauber. Die vier ­Bauteile zeichnen sich durch getreppte blockverklebte Brettschichtholzträger aus, die durch die spezielle Form konstruktiv geschützt sind. Die Bauteile wurden als Durchlaufträger konzipiert und die Stöße als Gerbergelenke mit Schattenfugen ausgebildet. Dadurch konnte die Brücke filigran gebaut, einfach transportiert und innerhalb eines Tages reibungslos montiert werden.

Bereits bei der Planung wurde dem Thema Witterungsschutz große Bedeutung zugesprochen. So wurden beispielsweise alle

(Foto: Via Studios)

Bereits 2018 beschloss der Verwaltungsrat der Kurverwaltung Bad Mergentheim GmbH in Baden-Württemberg die Erneuerung der Tauberbrücke im Kurpark. Den Zuschlag für die Erneuerung erhielt das Schwäbisch Haller Ingenieurholzbauunternehmen Schaffitzel Holzindustrie, welches ausschließlich Holz aus nachhaltig bewirtschafteten Wäldern verwendet und Vorreiter im Bereich konstruktiv geschützter Holzbrücken ist.

Die neue Fußgänger- und Radwegbrücke aus Brettschichtholz über die Tauber in Bad Mergentheim verbindet Innenstadt und Kurpark

Kanten bzw. Stufen des Trägers mit einer Tropfnut versehen, sodass Wasser besser abtropfen kann. Der Belag aus Betonfertigteilplatten schützt zusätzlich den Brückenträger vor Witterungseinflüssen. Weiter wurde ein Monitoring-System zur Überwachung der Holzfeuchte installiert, sodass auftretende Probleme frühzeitig angegangen werden können, bevor Schäden entstehen. „Diese innovative Holzbrücke ist ein lebendiges Beispiel für modernen Holzbau“, so Geschäftsführer Joachim Schibold von der ITBS Ingenieurgesellschaft. Ein Geländer aus Edelstahl mit horizontalen Edelstahlseilen als Füllung dient als Absturzsicherung. Insgesamt wurden ca. 200 m3 Brettschichtholz verbaut und damit ca. 162 t CO2 gebunden. www.schaffitzel.de

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Steffen Franke

EDITORIAL

Was ist leicht, intelligent und klimafreundlich? Die Antwort ist Holz!

Holz hat in der Baubranche eine lange Tradition und war mit eines der ersten Baumaterialien in der Evolutionsgeschichte. Die weitere geschichtliche Entwicklung im Holzbau, wie dem Fachwerkhausbau, wurde leider u. a. durch die nicht zeit­ gleiche Entwicklung auf dem Gebiet des Brandschutzes gebremst. Während der Industrialisierung haben Steine, Stahl und Beton den Wohnungs- und Industriebau übernommen und dominieren ihn leider bis heute. In dieser Zeit ist von ­Pionieren, wie Otto Hetzer, die Entwicklung fortgesetzt worden. Der „Hetzer­ träger“ wurde vor über 115 Jahren patentiert und ist heute das bekannte Brettschichtholz, welches lange, hohe und gekrümmte Träger ermöglicht und sich ­etabliert hat. Dennoch ist ein Wandel zurück zum Werkstoff Holz in wesentlich größerem Umfang als Hauptkomponente in der Baubranche unverzichtbar, um die europäischen Klimaziele zu erreichen und eine gesunde Welt für unsere heranwachsenden Generationen zu schaffen.

Steffen Franke

Holz ist, wie allen bekannt, ein nachhaltiges Produkt, welches durch ein optimiertes Forstmanagement im ausreichenden Maß zur Verfügung steht. So wächst in der Schweiz alle 2–3 Minuten ein neues Einfamilienhaus aus Holz nach, in Österreich sogar alle 40 Sekunden und in Deutschland alle 23 Sekunden. Der Einsatz von Holz senkt nicht nur den CO2-Ausstoß in der Erstellung von Gebäuden, sondern speichert in dieser Form zudem CO2 lebenslang und kann auch im Rückbau eine hohe Wiederverwendbarkeit innerhalb der Kaskadennutzung erreichen.

Für mich ist Holz genial, denn es ist einfach zu bearbeiten, formbar, stark und sofort nutzbar, da es ohne Austrocknen und Aushärten eingesetzt werden kann. Ich kann meine Kinder unbedenklich damit spielen lassen. Es gibt meiner Familie eine ruhige warme Atmosphäre zum Entspannen und Wohlfühlen. Warum es also nicht in der Baubranche wieder als Hauptkomponente verwenden? Fast jeder achtet heutzutage bereits bei der Auswahl von Speisen und Lebensmitteln auf regio­ nale und Bio-Produkte und schaut nach Labels wie „CO2-neutral produziert“.

Warum also nicht auch „Bio-Häuser“, die CO2-neutral gebaut werden und zusätzlich ein CO2-Speicher sein können? Ein sogenanntes Plus an Klimafreundlichkeit.

Die Holzforschung im europäischen und internationalen Raum arbeitet bereits intensiv an kreativen und intelligenten Lösungen. Die Qualitätssicherung wird im Holzbau großgeschrieben, da man ständig mit konkurrierenden Produkten ver­ glichen wird. Neue Methoden werden kritisch hinterfragt und müssen strenge Prüfungen bestehen, bevor sie auf dem Markt eingesetzt werden können. Ich selbst beschäftige mich seit über 10 Jahren als Forscher und Dozent für Holzbau und Statik an der Berner Fachhochschule in Biel/Bienne, Schweiz, gemeinsam mit Stefan Zöllig und der ETH Zürich mit Timber Structures 3.0, die es erlaubt, in Beton übliche Flachdeckenkonstruktionen in Holzbauweise zu erstellen. Holz­ decken aus stirnseitig verklebten Elementen, zweiachsig tragend und mit punkt­ gestützter Lagerung in unendlich freier Dimension erlauben Ingenieuren und Architekten neue Möglichkeiten für Gebäude im Hochhausstil. Viele hielten dies für unrealistisch oder gar Spinnerei, aber die weltweite Anwendung in ersten Bauprojekten belegt das Potenzial, so auch der bereits dreijährige Außenprüfstand auf dem Campus der Berner Fachhochschule in Biel/Bienne, Schweiz. Die Elemente der Bodenplatte, des Daches, der Wand und des Balkons sind stirnseitig verklebt und ohne Stahlteile oder Verbindungsmittel ausgeführt. Jeder kann die erreichte Entwicklung anfassen, begehen und sich überzeugen. Es präsentieren sich täglich

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EDITORIAL

weitere intelligente Lösungen und Verbesserungen, sodass vermehrt z.

B. Hochhäuser, Stadien, Schwerlast­ brücken oder Wildtierüberführungen mit dem Werkstoff Holz realisiert werden können. Dies belegen auch die Beiträge in der aktuellen Ausgabe.

Holz ist stark und die geschichtliche Tradition der Anwendung von Holz im öffentlichen und privaten Bereich muss weiter vorangetrieben werden. Anhand innovativer Beispiele und Lösungen muss das Vertrauen der Bauherrschaft, Architekten und Planer gestärkt werden. Holz kann neue Wege in der Wohnungswelt, Infrastruktur und Freizeit eröffnen. Holz muss aus meiner Sich zukünftig der dominante Werkstoff sein und kann so die Zukunft unserer nächsten Generationen sichern. Oft steht aktuell in der Umsetzung von Projekten in Holz ein Mehrpreis im Raum. Diesen sind wir aber auch bei den Bio-Produkten bereit zu bezahlen. Oder nicht?

Prof. Dr.-Ing. Steffen Franke

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AUFSATZ

Thomas Tannert, Hercend Mpidi Bita, Johannes A. J. Huber

Untersuchungen zur Prävention von progressivem Kollaps von Holzhochhäusern Ohne weiterführende Entwurfsüberlegungen zur strukturellen Robustheit von Gebäuden aus Holz kann das Versagen eines einzigen Bauteils zu einem progressiven und/oder unverhältnismäßigen Gebäudekollaps führen. Die bestehenden Anforderungen in den internationalen Richtlinien zur Prävention von progressivem Kollaps sind unwirtschaftlich für mehrstöckige Gebäude aus Brettsperrholzplatten (BSP) im Plattformbau. ­Dieser Beitrag fasst aktuelle Forschungsergebnisse zusammen, um die strukturelle Robustheit solcher Gebäude zu gewähr­ leisten. Eine verbesserte Methode wird vorgestellt, um die ­Mindestanforderungen an Zugankerverbinder zu quantifizieren und um alternative Lastwege unter Verwendung vereinfachter linearelastischer Ansätze sicherzustellen. Es wird gezeigt, wie in einer nichtlinearen, sog. Pushdown-Analyse eines Plattformhochhaussegments zur Charakterisierung der Widerstands­ mechanismen vier verschiedene alternative Lastpfade ermittelt wurden. Danach wird anhand linearer dynamischer Analysen das Tragwerksverhalten bei Bauteilversagen eines zwölf­ stöckigen Hochhauses mit BSP-Geschossplatten und Wandsystem und eines neunstöckigen Hochhauses mit BSP-Geschossplatten und Brettschichtholzstützen untersucht. Die ­vorgestellten Ergebnisse tragen dazu bei, den Entwurf mehrstöckiger BSP-Gebäude im Plattformbau zu verbessern.

Recent research on the disproportionate collapse prevention of CLT platform-type buildings Without additional design considerations, such as structural robustness, the failure of a building’s structural element can develop into a progressive and/or disproportionate collapse.

The existing requirements in the international guidelines for preventing disproportionate are generally unpractical and un­ economic when applied to multi-storey cross-laminated timber (CLT) buildings in platform-type construction. This paper summarises recent research and improved approaches developed to meet structural robustness for such buildings. To ensure ­alternative load-paths using simplified linear-elastic analytical procedures, an improved method using engineering mechanics was derived for CLT buildings in platform type construction to aids in quantifying the minimum tie-force requirements. Using advanced nonlinear dynamic analyses, the behaviour of two buildings under element removal scenarios are studied: i) 12-storey with CLT floor and wall system; and ii) 9-storey flatplate CLT floor system and glulam columns. Finally, in a non­ linear pushdown analysis of a platform CLT bay to characterise the mechanical resistance mechanism of the floor and wall panels, four different alternative load paths are elicited. The presented research findings can support the design of multistorey CLT buildings in platform type construction to ensure structural robustness.

Stichworte Brettsperrholzplatten; Plattformbau; Fallstudie

Keywords cross-laminated timber; platform-type construction; case-study

1 Literaturübersicht

Typische Verbindungsdetails für die BSP-Plattformkon­ struktion nutzen Vollgewindeschrauben (VGS), die die Geschossböden mit den darunterliegenden Wänden verbinden, oder mit Holzschrauben bzw. Nägeln befestigte Winkelverbinder, die die Geschossböden mit den darüberliegenden Wänden verbinden [10, 11]. Bild 1 zeigt ein Detail von zwei einfach gestützten BSP-Platten, die mittels VGS über die mittlere tragende Wand verbunden und Winkelverbinder für die lateralen Belastungen bemessen sind [3, 12]. Damit hängt in BSP-Plattformgebäuden die Tragfähigkeit [13], und damit auch die Robustheit und die Fähigkeit, einen progressiven Kollaps zu vermeiden, von den Verbindungen zwischen den Bauteilen ab [14, 15].

1.1 BSP-Plattformkonstruktion Brettsperrholz (BSP) ist ein Massivholzprodukt aus rechtwinklig zueinander verklebten Brettschichten [1]. In verschiedenen Studien wurden analytische Modelle und Verfahren für den Entwurf von Aussteifungssystemen aus BSP entwickelt [2, 3] und BSP wird mittlerweile weltweit als laterales Aussteifungssystem in Gebäuden eingesetzt [4]. Der Entwurf und die Konstruktion von BSP-Gebäuden erfolgen nicht mehr nur durch die sog. Early Adopters, sondern sind mittlerweile Teil der normalen Holzbaupraxis [5], auch in erdbebengefährdeten Regionen.

Das häufigste System für BSP zur vertikalen Lastabtragung [6, 7] ist der Plattformbau, bei der die Geschossplatten als Plattform für die nächste Ebene dienen. Das neunstöckige Stadthaus [8] in London in England und das zwölfstöckige Origine [9] in Quebec City in Kanada sind nennenswerte Beispiele.

1.2

AUFSATZ ARTICLE

DOI: 10.1002/bate.202000083

Prävention von progressivem Kollaps

Zusätzlich zu normalen vertikalen und lateralen Lasten (Wind, Schnee), die auf Gebäude einwirken, gibt es extreme oder außerordentliche Belastungen, z. B. Explosionen.

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T. Tannert, H. Mpidi Bita, J. A. J. Huber: Untersuchungen zur Prävention von progressivem Kollaps von Holzhochhäusern

EN-1991-7-Ansatz der Haupttragelemente [20, 24, 25] minimiert werden. Nach diesem Verfahren müssen Haupttragelemente eines Hochbaugebäudes in der Lage sein, eine außergewöhnliche Einwirkung Ad = 34 kN/m2 abzutragen, die separat in horizontalen und vertikalen Richtungen auf das Element selbst und angeschlossene Bauteile einwirkt. Ein solches Überdimensionieren von Komponenten kann jedoch zu unwirtschaftlichen Lösungen führen und wird daher nur als letztes Mittel empfohlen [26]. Folglich wird die strukturelle Robustheit P[F|DHi] als die beste Methode zur Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses beschrieben [23, 27].

Bild 1 Verbindungsdetails für das BSP-Gebäude vom Plattformtyp Connection detailing for platform-type CLT building

Die Versagenswahrscheinlichkeit von Bauteilen, die für „normale“ vertikale Lasten ausgelegt sind, liegt im Bereich von 10–5/Jahr [16, 17]. In Anbetracht dieser niedrigen Versagenswahrscheinlichkeit ist ein Schaden nach Allg. akzeptabel [18, außerordentlichen Belastungen i.

19]. Wenn jedoch die beschädigten tragenden Bauteile zum Ausfall eines großen Teils des Gebäudes führen, wird der resultierende Kollaps, gemäß den Richtlinien in EN 1991-1-7 [20], als progressiv und unverhältnismäßig zum anfänglichen Schaden bezeichnet. Der Einsturz des Ronan Point Wohnhauses in London im Jahr 1968 [21] und des World Trade Centers in New York City im Jahr 2001 [22] sind die bekanntesten Beispiele für einen unverhältnismäßigen Kollaps.

Die Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Kollapses P[DC] kann durch Gl. (1) [23, 24] quantifiziert werden: P[DC] = P[Hi] × P[D | Hi] × P[F | DHi] (1) Hierbei ist P[Hi] die Exposition des Tragelements (oder der gesamten Struktur) gegenüber extremen Ereignissen, die zu außerordentlichen Belastungen (Hi) führen kann, P[D|Hi] die Anfälligkeit für lokale Schäden (D) bei Hi, und P[F|DHi] die strukturelle Robustheit, definiert als die Fähigkeit, eine Versagensausbreitung (F) bei Hi und D zu verhindern.

Die o. g. Gleichungskomponenten sind statistisch unabhängig voneinander und können daher getrennt vonei­ nander betrachtet werden, um P[DC] zu reduzieren [24].

Eine Risikobewertung hilft dabei, mögliche Extremereignisse (Hi), denen das Tragwerk ausgesetzt sein kann, zu identifizieren sowie geeignete Lösungen zur Reduzierung von [Hi] zu finden. In der Entwurfsphase kann es jedoch sowohl unwirtschaftlich als auch unpraktisch sein, alle außerordentlichen Belastungen zu berücksichtigen, die die Lebensdauer des Gebäudes beeinflussen könnten [18]. Wenn P[Hi] nahe 1,0 liegt, kann P[D|Hi] nach dem 4

1.3

Strukturelle Robustheit und alternative Lastpfade

Strukturelle Robustheit ist definiert als die Fähigkeit eines Gebäudes, nach einem anfänglichen Schaden alternative Lastpfade (ALP) zu entwickeln [28]. Strukturelle Robustheit kann mit direkten oder indirekten Verfahren implementiert werden [29–31], abhängig von der Gebäudeklasse und Gebäudenutzung [20, 25]. Direkte Ansätze zur Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses können ereignisabhängig sein, z. B. durch die Berücksichtigung spezifischer außerordentlicher Lasten, oder ereignisunabhängig, z. B. durch fiktive Bauteilwegnahme. Zur Abschätzung der Tragfähigkeit nach extremen Belastungen können zusätzliche Analysen, von linearen statischen bis zu nichtlinearen dynamischen, durchgeführt werden.

Indirekte Bemessungsansätze zum Nachweis der Gebäudesicherheit, wie z. B. die Gewährleistung der strukturellen Integrität und Redundanz durch Mindestanforderungen an die Verbindungen zwischen den Komponenten, kommen ohne komplexe Analysen aus.

Gebäude von normaler Schadensfolgeklasse mit bis zu vier Stockwerken werden meist mit dem indirekten Ansatz nach den Prinzipien der technischen Mechanik entworfen. Für Hochhäuser und Gebäude von hoher Schadensfolgeklasse wird der direkte Ansatz unter Verwendung numerischer Analysen, unter Berücksichtigung von Nichtlinearitäten mit oder ohne dynamischem Verhalten, empfohlen [23, 32]. Für mittelhohe Gebäude kann je nach Wichtigkeit des Gebäudes entweder der indirekte oder direkte Ansatz anwendet werden [23, 32]. Um wirtschaftliche Entwurfslösungen zu erzielen, wird häufig eine nichtlineare dynamische alternative Lastpfadanalyse (ALPA) als direktes Verfahren verwendet [33–35]. Während umfangreiche Untersuchungen unter Verwendung nichtlinearer dynamischen ALPA, wie in UFC 4-023-03 [25] beschrieben, an Beton- und Stahlgebäuden durchgeführt wurden [36, 37], sind vergleichbare Arbeiten an BSP-Gebäuden ausgesprochen selten.

Das indirekte Verfahren mit vorgeschriebenen Werten oder Formeln für horizontale und vertikale Verbindungskräfte, die auf ein Mindestmaß struktureller Integrität abzielen, ist in Baunormen [20] und Richtlinien [25, 38] implementiert. Entwürfe von Gebäuden, die diese Anforderungen erfüllen, können als robust angesehen werden [27,

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29]. Die bestehenden Anforderungen an Zuganker wurden jedoch nur aus Tests und Analysen an Beton- und Stahlgebäuden entwickelt. Die aus den Timber-Frame2000-Tests [39] abgeleitete Richtlinie [40] ist die einzige Anleitung zur Herstellung struktureller Integrität von auf sechs Stockwerke beschränkten Holzleichtbaugebäuden.

Diese Bestimmungen sind jedoch für BSP-Plattformkon­ struktionen weder praktisch noch wirtschaftlich [26].

1.4

Bestehende Richtlinien zur Prävention von progressivem Kollaps

Die europäische Norm EN 1991-1-7 [20] definiert Grenzen für Schäden und schlägt Strategien vor, um sicherzustellen, dass diese Schäden in Bezug auf Gebäudekategorien nicht unverhältnismäßig zum anfänglichen Schaden sind. EN 1991-1-7 veranschaulicht jedoch nicht explizit, wie diese Strategien implementiert werden sollen. In den Vereinigten Staaten stützt sich ASCE-7 [41] auf strukturelle Integrität durch Kontinuität, Redundanz und Duk­ tilität als indirekte Methoden zur Vermeidung eines unverhältnismäßigen Kollapses. Es werden jedoch weder spezifische Grenzen für Schäden noch explizite Entwurfsmindestanforderungen angegeben. Die US-amerikanischen Dokumente UFC 4-023-03 [25] und GSA [38] enthalten Leitlinien für die Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses von Bundes- und Regierungsgebäuden in Form von ALPA (Mindestkräfte in Zugankern) sowie dem Ansatz mit wesentlichen Bauteilen. In Kanada bezieht sich der National Building Code (NBCC) seit 1980 nicht mehr direkt auf einen unverhältnismäßigen Kollaps [42], sondern geht davon aus, dass Gebäude, die gemäß den kanadischen Materialnormen entworfen wurden, eine zufriedenstellende strukturelle Integrität aufweisen, die dazu führt, den Schaden lokal zu beschränken und damit einen unverhältnismäßigen Kollaps zu vermeiden. NBCC weist jedoch auch auf Situationen hin, in denen die Gewährleistung struktureller Integrität besondere Aufmerksamkeit erfordert, z. B. bei einem Entwurf, der unter Berücksichtigung von Explosionslasten mit CSA S850 [43] ausgelegt wird. In Australien und ­Neuseeland enthält die Baunorm AS/NZS 1170.0 2002 [44] eine allgemeine Robustheitsanforderung ähnlich EN 1991-1-7 [20]. Ingenieuren werden jedoch nur wenige zusätzliche Informationen bereitgestellt – die strukturelle Robustheit ist in ihrer Bedeutung in den Hintergrund gerückt und darüber hinaus begrifflich nicht eindeutig definiert [45].

Im Allgemeinen sind die Bestimmungen für die Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses in den genannten Bauvorschriften nicht explizit definiert und teilweise subjektiv. Strukturelle Integrität soll durch Einhaltung B. der geltenden der jeweiligen Materialstandards, z.

Holzbaunorm, sichergestellt werden, es wird jedoch nicht beschrieben, wie die Sicherheit gegen einen unverhältnismäßigen Kollaps nachzuweisen ist. Für Bauweisen außerhalb des Geltungsbereichs der Materialstandards, z. B. bei BSP-Plattformkonstruktionen, bleibt das Vermeiden

eines unverhältnismäßigen Kollapses dem technischen Urteilsvermögen des Entwurfsingenieurs überlassen, was oft unwirtschaftlich sein kann oder eine Begutachtung durch Fachkollegen erfordert.

1.5

AUFSATZ ARTICLE

T. Tannert, H. Mpidi Bita, J. A. J. Huber: Recent research on the disproportionate collapse prevention of CLT platform-type buildings

Überblick über die derzeitige Praxis

Eine Online-Umfrage unter Ingenieuren weltweit wurde von den Autoren dieses Beitrags durchgeführt [45], um in der Ingenieurpraxis Informationen über strukturelle Robustheit und die Prävention des unverhältnismäßigen Kollapses zu sammeln. Ziel der Umfrage war es, weltweit die Faktoren zu verstehen, die die Entscheidung für die Verwendung bestehender Normen und Richtlinien für strukturelle Robustheit im Bauwesen beeinflussen. Die Antworten von 171 Befragten wurden ausgewertet und der Forschungsbedarf sowie die Verbesserungsbereiche ermittelt. Aus der Umfrage wurden folgende Schlussfolgerungen gezogen: 1) Das Fehlen von Normen zur Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses wirkt sich nachteilig auf die Berücksichtigung der strukturellen Robustheit aus, im Detail speziell für Holztragwerke.

2) Die Bauvorschriften sollten spezifische Empfehlungen zur Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses enthalten, die für bestimmte Gebäudeklassen gelten, und zwar als orientierender Ansatz und nicht als verpflichtende Vorschrift.

3) Praktische Beispiele und Anleitungen werden bevorzugt, da sie nicht nur zum Verständnis der Konzepte beitragen, sondern es auch ermöglichen, geeignete und kostengünstige Methoden zur Verhinderung eines unverhältnismäßigen Kollapses in Betracht zu ziehen.

Die Erkenntnisse zu den bestehenden Praktiken gelten hauptsächlich für Ingenieure, die sich mit der Prävention von progressivem Kollaps befassen. Obwohl die Ergebnisse dieser Umfrage in ihrem Umfang begrenzt sind, geben sie dennoch einen Einblick in die Notwendigkeit, Normen und Richtlinien zur Verhinderung von Kollaps weiterzuentwickeln.

1.6 Forschungsbedarf Angesichts der bestehenden Einschränkungen, kombiniert mit dem Trend zu höheren BSP-Gebäuden in Plattformkonstruktion, sind spezielle Anforderungen an die strukturelle Robustheit, unter Berücksichtigung der Prävention von progressivem Kollaps, zu beachten. Das Hauptziel dieses Beitrags ist es, die jüngsten Forschungsergebnisse hinsichtlich direkter und indirekter Verfahren zur Vermeidung eines unverhältnismäßigen Kollapses bei der Konstruktion von BSP-Hochhäusern zusammenzufassen. Die drei sekundären Ziele sind anhand von Fallstudien: i) mögliche Schutzmechanismen gegen den Kollaps von BSP-Gebäuden zu identifizieren, ii) ein vereinfachtes, linearstatisches Analyseverfahren für Mindest-

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jede Wand über der Lücke durch einen Massenpunkt ersetzt wurde, der durch steife Federn mit den Wänden darüber und darunter und über das zuvor ermittelte KraftVerschiebungsgesetz mit dem fixierten Hintergrund verbunden wurde. Eine zuvor eingebrachte Kraft, die die entfernte Wand ersetzte, wurde plötzlich entfernt und das dynamische Verhalten des Systems untersucht. Folgende Schlussfolgerungen wurden gezogen:

Bild 2 Modell für die Entfernung einer Wandplatte in einem sechs­ stöckigen BSP-Gebäude vom Plattformtyp: a) Gebäudesegment, b) Grundriss und resultierende ALP für das c) oberste, d) mittlere und e) unterste Stockwerk Model for wall panel removal in a 6-storey platform-type CLT ­building: a) isolated bay, b) floor plan and resulting ALPs for the c) top, d) middle and e) bottom storey

1) Auf verschiedenen Stockwerken können sich vier verschiedene ALP entwickeln: ALP I) ist eine Scherwirkung in den Deckenplatten an den Rändern der Wandplatten über der entfernten Wand, ALP II) ist eine Bogenwirkung der Wände zu den benachbarten Wandplatten, ALP III) ist eine Kettenwirkung zwischen den Deckenplatten und ALP IV) ist die Verankerung in den Dachplatten.

2) ALP I ist durch die Scherfestigkeit in den Deckenplatten begrenzt. ALP II–IV sind durch ihre jeweiligen Verbindungsfestigkeiten begrenzt.

3) Ein Gebäudeeinsturz nach der Wegnahme einer einzelnen Wand ist unwahrscheinlich, es sei denn, die Steifigkeit der Verbindungen zwischen den Stockwerken untereinander ist zu gering.

2.2 anforderungen an die Zugverbindungskraft unter Verwendung vorzustellen und iii) die Anwendung nichtlinearer dynamischer Verfahren zu veranschaulichen.

2

Aktuelle Forschungsergebnisse

2.1

Alternative Lastpfade in einem plattformartigen BSP-Gebäude

Um alternative Lastpfade in einem plattformartigen BSPGebäude numerisch zu untersuchen, wurde eine Wandplatte in einem Ecksegment eines sechsstöckigen BSPGebäudes mit Plattformkonstruktion entfernt [46]. Bild 2 zeigt das isolierte Segment, das in jedem Stockwerk vier fünflagige BSP-Wandplatten und drei fünflagige BSP-­ Deckenplatten enthielt, die durch VGS und Winkelverbinder verbunden waren. Jeder Verbinder wurde als separates Element mit spezifischem Verformungsverhalten modelliert.

In einem ersten Schritt wurde der Einfluss des Entfernens einer Wandplatte im unteren Stockwerk auf separate Modelle von drei repräsentativen Stockwerken (Erdgeschoss, Mitte, oberstes Stockwerk) analysiert. Die Entwicklung der ALP wurde untersucht, indem die Wände in einer nichtlinearen Analyse quasistatisch über der erzeugten Lücke nach unten verschoben wurden (Pushdown-Analyse). Die resultierende Reaktionskraft wurde aufgezeichnet, um die sog. Pushdown-Kurve (Kraft-Verschiebungskurve) zu erhalten [34]. In einem zweiten Schritt wurde ein vereinfachtes dynamisches Modell erstellt, bei dem 6

Einschränkungen des bestehenden Zugankerverfahrens für BSP-Gebäude

Die strukturelle Integrität, ein Schlüsselfaktor beim Entwurf für Robustheit, ist ein indirekter Ansatz zur Vermeidung des unverhältnismäßigen Kollapses, der in verschiedenen Normen wie EN 1991-1-7 [20], ASCE-7 [41], NBCC [42] und technischen Leitlinien [25, 38] vorgeschlagen wird. Bei plattformartigen Konstruktionen können BSP-Wandplatten als Kragarm und/oder Balken wirken, während BSP-Böden Membran- und Kettenwirkungen auslösen können. Bild 3 zeigt die möglichen Schlüsselpositionen der Zuganker für den BSP-Plattformbau, um die strukturelle Integrität sicherzustellen: L) Längszuganker, die zwei Deckenplatten in Längsrichtung verbinden; T) Querzuganker, die in Querrichtung der einzelnen BSP-Bodenplatte verlaufen; V) vertikale Zuganker, die zwei aufeinanderfolgende Wandplatten in vertikaler Richtung verbinden; P) periphere Ringzuganker, die durch die Außenwände entlang des Gebäudeumfangs verlaufen.

Aus dieser Studie wurden die folgenden Schlussfolgerungen gezogen: 1) Die grundlegende Zugankertragkraft (FT,L = min (60 kN/m; 20 + 4 × Anzahl Stockwerke)) [20] sollte die erhöhte Redundanz mehrstöckiger Gebäude berücksichtigen. Die Durchbiegungsforderung von 20 % [20] oder 10 % [25] der Spannweite ist für BSP-Gebäude unrealistisch.

2) Die horizontalen Zugankerkräfte sollten für Längsund Querverbindungen von BSP-Gebäuden nicht als gleich angesehen werden. Die Kettenwirkung in

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kungen wurden zwei mit VGS verbundene BSP-Platten in Querrichtung zwischen den Wänden platziert. Die Stützen für die BSP-Deckenplatten in Querrichtung bildeten 5 m lange, einfach gelagerte Brettschichtholzbalken.

Um die erforderliche Zugankerkraft für eine minimale strukturelle Integrität und damit die Vermeidung eines unverhältnismäßigen Kollapses abzuschätzen, wurden bei den Analysen folgende Bauteilentfernungen berücksichtigt: i) Innenwand 4/AB, ii) Innenwand 7/AB, iii) äußerer Brettschichtholzträger 1/BC und iv) Eckwände 1/AB und 1-4/A gleichzeitig. Diese Entfernungsszenarien wurden als ungünstigste Fälle angesehen, was zu den höchsten Verbindungskräften (Kragarmkräften) führte, wie in Bild 4 dargestellt.

Bild 3 Position der Zuganker für die BSP-Plattformkonstruktion zur ­Gewährleistung der strukturellen Integrität Location of ties for CLT platform-type construction to ensure ­structural integrity

Längs- und Querrichtung ist nicht gleich, da BSPPlatten aufgrund von Herstellungsbeschränkungen nur 3 m breit sind.

3) Bei BSP-Gebäuden mit plattformartiger Konstruktion sollten Berechnungen für die minimalen Zugankerkräfte, unter Berücksichtigung der praktischen Verformungsgrenzen der Verbindungen, die Kompatibilität zwischen den horizontalen und vertikalen Verformungen umfassen.

4) Die horizontalen und vertikalen Schubkräfte zwischen Wandplatten, die Kragarm- und Balkenwirkung als Widerstandsmechanismen gegen Kollaps entwickeln, sollten für minimale Zugankerkräfte berücksichtigt werden, da sie die Kraft- und Verformungsanforderungen an den Verbindungen bestimmen können [47, 48].

5) Die Anforderungen an die Zugkraft sollten nichtlineare und dynamische Effekte berücksichtigen, um realistische Abschätzungen des Widerstands gegen Kollaps nach extremen Belastungen zu erhalten [49].

2.3

Verbessertes Zugankerverfahren für BSP‑Plattformkonstruktionen

Die Prinzipien der linearstatischen technischen Mechanik wurden verwendet, um die Größe für die erforderlichen Längs-, Quer- und Vertikalzugankerkräfte sowie die damit verbundenen Verformungskompatibilitäten abzuschätzen [50]. Die Methode basiert darauf, dass die periphere Zugankerkraft von den seismischen Anforderungen abhängt. Bei der betrachteten Fallstudie handelte es sich um ein achtstöckiges BSP-Gebäude vom Plattformtyp mit einem Raster von 5 × 5 m2 (Bild 4). Sowohl das vertikale als auch das horizontale Tragwerk bestand aus fünflagigen BSP-Platten. In der Hauptrichtung spannten die Deckenplatten über zwei Sektionen über eine interne Stütze und es wurde angenommen, dass sie an der Rasterlinie 7 mit VGS verbunden waren. Aufgrund von Breitenbeschrän-

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Folgende Schlussfolgerungen wurden gezogen: 1) Bei BSP-Gebäuden mit plattformartiger Konstruktion sollten die Anforderungen an die Zugankerkraft sowohl die Kettenwirkung der Böden in Längs- und Querrichtung als auch die Kragarmwirkung der Wände als separate Widerstandsmechanismen gegen Kollaps berücksichtigen.

2) Die Anforderungen an die Zugankerkraft können aus linearelastischen statischen Kraft- und MomentenGleichgewichten abgeleitet werden. Diese Ableitung sollte die Kompatibilität zwischen der Durchbiegung der Deckenplatten und der axialen Verformung der Verbindung berücksichtigen. Für die Kettenwirkung reduzierten die vorhandenen Fugen die Zugankerkräfte im Vergleich zu kontinuierlichen Bodensystemen.

Folglich erfordert dieses Verfahren Daten der Ver­ formungskapazität der vorgeschlagenen Verbindungs­ details.

3) Bei der Analyse einer achtstöckigen BSP-Plattformkonstruktion waren angesichts der Längskraftanforderungen an die Kettenkräfte zusätzliche Überlegungen zu den Verbindungen zwischen den Deckenplatten erforderlich. Die Verformungsanforderungen für die Kragarmwirkung konnten durch eine herkömmliche Detaillierung geliefert werden. Wenn herkömmliche Verbindungsdetails unwirtschaftlich und unpraktisch werden, müssen möglicherweise neuartige Details angewendet werden, um eine Kragarmwirkung bereitzustellen.

4) Zukünftige Forschungen sollten sich mit neuartigen Verbindungsdetails befassen, die eine ausreichende Festigkeit, Steifigkeit und Duktilität für die Kettenund Kragarmwirkung aufweisen, um einen unverhältnismäßigen Kollaps zu verhindern.

Der hier zusammengefasste Forschungsaufsatz [50] präsentiert ein Zugankerkraftverfahren, das auf linearelastischen statischen Prinzipien der technischen Mechanik basiert. Diese Methode eignet sich am besten für mittelgroße Wohn- und Bürogebäude mit bis zu zehn Stockwerken oder 30 m Höhe und ohne strukturelle Unregelmäßigkeiten. Zu den vorgeschlagenen Verbesserungen zählen Überlegungen zur 3-D-Wirkung des Bodensystems

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Bild 4 Zugankerkraftverfahren für BSP-Plattformkonstruktionen: a) ­Grundriss des Gebäudes, b) isometrische Ansicht des Gebäudes, c) Kettenwirkung, d) Kragarmwirkung Tie-force procedure for CLT platform-type construction: a) building floor plan, b) isometric view of the building, c) catenary action, d) cantilever action

und zu nichtlinearen Materialeigenschaften der Verbindungen.

2.4

Untersuchungen eines zwölfstöckigen BSP‑Gebäudes

Die Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Einsturzes eines zwölfstöckigen BSP-Gebäudes nach dem plötzlichen Entfernen der tragenden Innen- und Außenwände im Erdgeschoss wurde numerisch untersucht [51].

Das Wohngebäude bestand aus einem 9 × 9 m2 großen Raster, das aus BSP-Wänden und Deckenplatten bestand (Bild 5). Die Verbindungen waren typisch für plattform­ artige Konstruktionen. Das Gebäude wurde für alle ­normalen Einwirkungen, inkl. Windlast, bemessen. Der Nachweis für ein extremes Lastszenario war jedoch noch nicht erbracht. Um die Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Kollapses zu untersuchen, wurde das Gebäude idealisiert auf: globaler Ebene, Komponenten- und Verbindungsebene.

Auf globaler Ebene wurden nichtlineare dynamische Analysen durchgeführt, um die strukturellen Effekte nach dem plötzlichen Entfernen der inneren und äußeren Wände des Erdgeschosses zu verstehen. Es folgten Sensitivitätsanalysen zur Optimierung des Gebäudes auf Komponentenebene. Danach wurden varianzbasierte Robustheitsanalysen durchgeführt, um die Verwundbarkeit der optimierten Struktur angesichts der Unsicherheiten in Bezug auf die aufgebrachten Lasten, Materialeigenschaften und die Verbindungssteifigkeit zu berechnen. Schließlich wurde eine Zuverlässigkeitsanalyse durchgeführt, um die Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Kollapses abzuschätzen.

8

Bild 5 Fallstudie 1: a) schematische Darstellung und b) Grundriss; Idealisierung auf: c) globaler, d) Makro- und Mikroebene Case study 1: a) schematic and b) floor plan; multi-level idealisation: c) global model, d) macro and micro model

Folgende Schlussfolgerungen wurden gezogen: 1) Auf globaler Ebene reicht das statische Entfernen des Bauteils nicht aus, um den Kollaps zu untersuchen; die Analyse musste sowohl dynamisches Verhalten als auch Nichtlinearitäten berücksichtigen. Der dynamische Erhöhungsfaktor wurde mit 1,5 ermittelt.

2) Das Verständnis des Tragverhaltens unter verschiedenen Belastungen ist ebenso wie die Detailüberarbeitung von großer Bedeutung, um ein breiteres Spek­ trum möglicher Ereignisse zu berücksichtigen.

3) Der Tragwerksentwurf sollte die Kraftumkehr für alle Entfernungsszenarien abbilden. Darüber hinaus sollten BSP-Platten für das betrachtete Gebäude unabhängig von der Anzahl der Lagen mind. 200 mm dick sein, um einen unverhältnismäßigen Kollaps zu vermeiden.

4) Die auf Sensitivität und Varianz basierenden Robustheitsanalysen identifizierten die Kettenwirkung als den Hauptwiderstandsmechanismus. Sekundär waren vertikale Zuganker erforderlich, um eine Aufhängung des Bodens an der darüberliegenden Wand zu ermöglichen.

Unter Berücksichtigung von Unsicherheiten in Bezug auf Parameter wie Materialeigenschaften, Verbindung und Geschwindigkeit der Entfernung wies das betrachtete Gebäude eine Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Kollapses von bis zu 32 % auf, wenn es ohne Berücksichtigung der mit einem unverhältnismäßigen Einsturz verbundenen Anforderungen entworfen worden wäre [51].

2.5

Untersuchungen eines neunstöckigen BSP‑Gebäudes

Die Wahrscheinlichkeit eines unverhältnismäßigen Kollapses P(DC) eines neunstöckigen Gebäudes mit BSP-

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Es wurden folgende Schlussfolgerungen gezogen:

Bild 6 Fallstudie 2: a) Gebäudegrundriss, b) isometrische Ansicht des Originalmodells (M1), c) isometrische Ansicht eines verbesserten (M2) Modells, d) ­Keilverbindung zwischen den Böden und Idealisierung der Federn, e) Boden-zu-Kern-Stahlwinkelverbinder und Federidealisierung Case study 2: a) building floor plan, b) isometric view of original (M1) model, c) isometric view of improved (M2) model, d) floor-to-floor spline ­connection and springs idealization, e) floor-to-core steel ledger angle and springs idealisation

Decken, die auf Brettschichtholzstützen punktgestützt sind, wurde quantifiziert [52]. Das Gebäude hatte ein Raster von 2,2 × 4,0 m2 mit BSP-Platten mit Spannweite über die internen Stützen (Bild 6). Die Deckenplatten wurden auf den einstöckigen Stützen punktuell abgestützt. Den seitlichen Belastungen wurde durch einen BSP-Kern standgehalten. Am ursprünglichen Modell (M1) wurden nichtlineare dynamische Analysen mit plötzlicher Entfernung von Stützen im Erdgeschoss durchgeführt. Ein verbessertes Modell (M2) mit Brettschichtholzbalken auf der Dachebene wurde entwickelt, um die Widerstandsmechanismen gegen unverhältnismäßigen Kollaps zu verbessern. Für beide Gebäude wurden die BSP-Platten und Brettschichtholzstützen unter Verwendung von einachsigen Federn als 2-D- und 1-D-Elemente idealisiert.

Die ALP-Methode mit nichtlinearen dynamischen Analysen wurde zuerst durchgeführt, um das Verhältnis zwischen den auf die BSP-Platten und -Verbindungen ausgeübten Verformungen und den jeweils zulässigen Verformungsgrenzen vor dem Versagen zu quantifizieren.

Danach wurden Zuverlässigkeitsanalysen zur Entfernung von Bauteilen im ungünstigsten Fall durchgeführt, um P(DC) angesichts der Unsicherheiten in Bezug auf Belastungen, Materialeigenschaften und Geometrie zu quantifizieren. Mit der hohen Versagenswahrscheinlichkeit P(DC) wurden anschließend Sensitivitätsanalysen durchgeführt, um das Gebäude zu optimieren und die struk­ turelle Robustheit zu verbessern.

1) Um mögliche Widerstandsmechanismen gegen den unverhältnismäßigen Kollaps sicherzustellen, muss im Detail zwischen Stütze und Boden ein Versagen durch Rollschub vermieden werden. Dieses Rollschubversagen wurde nach dem Entfernen vertikaler Bauteile als Hauptversagensmodus für Flachplattensysteme identifiziert.

2) Die Sensitivitätsanalysen ergaben, dass die axiale Zugtragfähigkeit der Verbindung zwischen Stützen untereinander, die Rotationsfähigkeit der Verbindung zwischen Boden und Stütze sowie Boden und Kern sowie die Längsverbindung und die Schubtragfähigkeit zwischen Böden untereinander kritisch sind für die Vermeidung eines unverhältnismäßigen Kollapses.

3) Verglichen zu M1 konnte bei M2 ein unverhältnismäßiger Kollaps vermieden werden, der die Deckenplatte durch einen neuen Lastpfad an der darüberliegenden Stütze hängen konnte. Diese Studie hat gezeigt, dass es notwendig ist, Verbindungen zwischen Stützen untereinander für solche Aufhängungen zu entwickeln, um diese Anforderungen für Holzhochhäuser zu erfüllen. Duktilität ist zusätzlich zu ausreichender Tragfähigkeit und Steifigkeit zu gewährleisten.

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Anhand der Studie wurde ersichtlich, dass ein Pfeilerbaukonzept im obersten Stockwerk implementiert werden sollte, um die Durchbiegungen des Bodens nach dem Entfernen eines Bauteils zu verringern und um die horizontalen Verbindungskräfte zurück auf den Kern zu übertragen [52].

3 Schlussfolgerungen Dieser Beitrag fasst aktuelle Studien zur strukturellen Robustheit und zur Vermeidung von unverhältnismäßigem Kollaps für BSP-Hochhäuser in Plattformkonstruktion zusammen. Die vorgestellten Untersuchungen verdeutlichen nicht nur die mit der Analyse und dem Entwurf verbundenen Komplexitätsaspekte, sondern können auch bei der Entwicklung künftiger Richtlinien und der Überarbeitung von Baunormen hilfreich sein. Die hier vorgestellten Überlegungen zur Prävention von progressivem und unverhältnismäßigem Kollaps können dazu beitragen, die Anwendung von BSP auf höhere Gebäude auszudehnen. Während sich dieser Beitrag hauptsächlich auf numerische Studien konzentrierte, ist es erwähnenswert, dass weiterhin Labortests notwendig sind. Zukünftige analytische, numerische und experimentelle Forschungen werden es ermöglichen, Holzbauten mit unterschiedlichen Konstruktionssystemen auf höhere Gebäude auszudehnen und verschiedene Massivholzprodukte zu verwenden. Darüber hinaus sollte die Forschung dazu beitragen, herkömmliche strukturelle Systeme und Verbindungsdetails mit innovativen Lösungen zu verbessern.

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Autoren Prof. Thomas Tannert (Korrespondenzautor) thomas.tannert@unbc.ca School of Engineering University of Northern British Columbia 3333 University Way Prince George, V2N4Z9, Canada

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T. Tannert, H. Mpidi Bita, J. A. J. Huber: Recent research on the disproportionate collapse prevention of CLT platform-type buildings

Tannert, T.; Mpidi Bita, H.; Huber, J. A. J. (2021) Untersuchungen zur Prävention von progressivem Kollaps von Holzhochhäusern. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 3–11. https://doi.org/10.1002/bate.202000083 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 30. August 2020; angenommen: 18. November 2020.

Hercend Mpidi Bita Hercend.mpidibita@katerra.com Katerra Product Structural Design Group 1060 West 8th Avenue Vancouver, Canada Johannes A. J. Huber johannes.huber@ltu.se Luleå University of Technology Department of Wood Science and Engineering Forskargatan 1 93187 Skellefteå, Sweden

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DOI: 10.1002/bate.201800097

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Richard Woschitz, Karl Deix, Christian Huber, Thomas Kampitsch

Entwicklung neuartiger Holz-Betonverbunddecken in Fertigteilbauweise Der Einsatz von Holz im Bauwesen als natürlicher und nach­ haltiger Baustoff wird immer bedeutender. Neue Entwicklungen gehen dahin, Holz auch im mehrgeschossigen Wohn- und Bürobau zu verwenden. Neben den ökologischen Vorteilen steht für den Nutzer auch das günstige Raumklima und das unmittelbare Erleben von Holzoberflächen an Wand und Decke im Vordergrund. Im Geschossbau hat sich insbesondere die HolzBetonverbundbauweise, die die statischen Vorteile beider Baustoffe optimal nutzt, als zukunftsweisend erwiesen. Die hier beschriebene Holz-Betonverbunddecke besteht aus CLT-Platten und Betonfertigteilelementen. Sie stellt eine Neu- und Weiter­entwicklung herkömmlicher Verbunddecken mit Auf­ beton dar. Das Holzelement nimmt dabei überwiegend die Zugbzw. Biegezugkräfte und die Betonplatte hauptsächlich die Druck- bzw. Biegedruckkräfte auf. Die notwendige Schubverbindung erfolgt dabei über sog. Knaggen (Schubkerven), die im Holz eingefräst und im Beton in komplementärer Form geschalt sind. Die Verbindung ist des Weiteren mit einer Klebeverbindung gesichert. Neben der schrittweisen Entwicklung der Konstruktion, insbesondere der Knagge, und der passenden Herstellungsmethode wurden zur Bestimmung des Tragverhaltens experimentelle Untersuchungen in Form von Schubversuchen an Kleinkörpern und mehreren Großbiegeversuchen an Decken­elementen im Maßstab 1 : 1 durchgeführt. Im Vordergrund stand dabei die Untersuchung der Funktionsweise der Knaggen und der Eignung der Verbunddecke selbst. Um ein geeig­netes Berechnungsverfahren zu finden, wurden das Gamma-Verfahren und das diskrete Verfahren angewendet und mit den Ergebnissen der Biegeversuche verglichen.

Development of innovative wood-concrete composite floors in prefabricated construction method The use of wood in construction as a natural and sustainable building material is becoming increasingly important. New developments are moving towards the use of wood in multi-storey residential and office buildings. In addition to the ecological advantages, the favourable room climate and the direct ex­ perience of wooden surfaces on walls and ceilings are also important for the user. In storey construction, the wood-concrete composite construction method in particular, which makes opti­mum use of the static advantages of both building materials, has proven to be forward-looking. The newly deve­ loped wood-concrete composite floor described in this paper consists of CLT panels and precast concrete elements. The wooden element mainly absorbs the bending tensile forces and the concrete slab mainly absorbs the bending compressive forces. The necessary shear connection is made via so-called cleats, which are milled into the wood and formed in the concrete in complementary form. The connection is also secured with an adhesion bond. In addition to the development of the design and the appropriate manufacturing method, shear tests on small bodies and several large-scale bending tests on ceiling elements on a scale of 1 : 1 were carried out to investigate the load-bearing behaviour. Furthermore, in order to find a suitable calculation method, the gamma method and the discrete were compared with the bending tests.

Stichworte Tragwerke; Holzbetonverbund; Decken; Belastungsversuch; Berechnung

Keywords­ support structure; wood-concrete composite floors; load test; calculation; cleats

1 Einleitung

Inzwischen gibt es weitere zahlreiche Varianten, wie bspw. mit Schubblechen als Verbindungsmittel. Ebenso werden sie auch bei neu errichteten Gebäuden eingesetzt, bei der die Deckenunterseite als Holz-Sichtfläche ausgeführt wird. Bei dem derzeit vom Erstverfasser geplanten und im Bauzustand befindlichen Holzhochhaus (HoHo) in Wien wird die Betonplatte auf eine CLT-Platte (CrossLaminated Timber) im Werk aufbetoniert und das fertige Verbundelement auf die Baustelle gebracht und montiert.

Herkömmliche Holz-Betonverbunddecken bestehen aus einem Holzelement, wie Holzbalken, und einer aufbetonierten Betonplatte. Die notwendige Schubverbindung wird üblicherweise mit zahlreichen Schrauben oder Bolzen oder anderen mechanischen Verbindungsmitteln realisiert.

Solche Systeme wurden ab 1960 zur Erhöhung der Tragfähigkeit von bestehenden Holzdecken eingesetzt und passende Bemessungsformeln wurden entwickelt [1]. Bei derartigen Decken nimmt das Betonteil hauptsächlich die Druck- bzw. Biegedruckkräfte und das Holzelement hauptsächlich die Zug- bzw. Biegezugkräfte auf. Die Berechnung erfolgt üblicherweise mit nachgiebig elastischem Verbund der Verbindungsmittel mittels Differenzialgleichungen oder vereinfacht nach dem Gamma-Verfahren.

12

Bei dem hier beschriebenen Verbundsystem wird auf die CLT-Platte ein Betonfertigteilelement aufgelegt und mittels Klebeverbindung gesichert. Damit können die Vor­ teile von Betonfertigteilen, wie schnelles und passgenaues Bauen, realisiert werden und es erfolgt keine zusätzliche

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Feuchtigkeitseintragung durch das Betonieren. Die Übertragung der Schubkräfte wird dabei über Knaggen (Schubkerven) sichergestellt, die an der Oberseite der CLT-Platten liegen und 2 cm in den Betonteil, der die Knaggen in negativer Form aufweist, hineinragen. Der Kleber, der raupenförmig entlang der Knaggenkanten aufgetragen wird, dient zum Ausgleichen der Toleranzen und zur Aufnahme vertikaler Kräfte.

In diesem von der FFG geförderten Projekt erfolgte im ersten Schritt eine experimentelle Untersuchung des Decken­systems in Form von Schubversuchen an Kleinkörpern (zur Ermittlung der Steifigkeit der Knaggenverbindung) und anschließenden Großbiegeversuchen im Maßstab 1 : 1 (zur Bestimmung des Tragverhaltens der ge­ samten Decke). Im zweiten Schritt wurden, um ein passen­des Bemessungsverfahren zu finden, verschiedene Berechnungsmodelle (Gamma-Verfahren, Differenzialgleichung, diskretes Verfahren) angewendet und mit den Versuchen verglichen.

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Bild 1 Raupenförmiges Auftragen des Klebers an den Knaggenkanten Application of the clue

Beschreibung und Herstellung des Deckensystems

Vorgesehen sind die Elemente für den Wohn- und Bürobau mit einer Nutzlast nach ÖNORM B 1991-1-1 von 3 kN/m2 und einer Stützweite bis 7 m. Das neu entwickelte Holz-Betonverbundsystem besteht aus 2,4 m breiten und 7,0 m langen CLT-Platten. Eingesetzt wird ein 16 cm starkes CLT-Element mit fünf Lagen (4/2/4/2/4) Fichten- bzw. Kiefernholz mit der Festigkeitsklasse C24.

Im CLT-Herstellwerk werden im letzten Produktionsschritt an der Oberseite der Elemente Knaggen eingefräst.

Diese verlaufen quer zur Spannrichtung, deren Abstand wird (schubangepasst) zu den Auflagern, entsprechend dem Querkraftverlauf, kleiner. Das Einfräsen erfolgt mit einer Tiefe von 2 cm in die oberste 4 cm dicke Holzlage, sodass die Verklebung der einzelnen Holzlagen nicht beeinträchtigt wird. Die Knaggenstirnseiten sind zusätzlich im Verhältnis 1 : 10 geneigt und es ist ein Spaltmaß von 2 mm vorgesehen. Der Kleber wird auf die Kanten der Knaggen raupenförmig aufgetragen (Bild 1), wobei ein feuchtigkeitshärtender Polyurethankleber zum Einsatz kommt. Das Betonfertigteil, das an der Unterseite die Knaggen in negativer Form aufweist (Bild 2), wird auf das Holzelement aufgesetzt (Bild 3), wodurch es zum Zusammenpressen und Verbreitern des Klebestreifens kommt.

Es verbleibt jedoch zwischen den Knaggen an der Oberseite ein horizontaler Spalt von 2 mm, da die Knaggen im Holz um dieses Maß tiefer sind. Die horizontale Kraftübertragung zwischen Beton und Holz erfolgt über die Stirnseiten der Knaggen. Die Unterseite des Holzelements wird als Holz-Sichtfläche ausgeführt, um die gewünschte Holzoptik zu erreichen.

Die Verklebung dient einerseits dazu, das fertige Element anzuheben und auf die Baustelle transportieren zu können, andererseits zum Ausgleich der Spaltmaße. Diese sind notwendig aufgrund von Fertigungstoleranzen und Schwind- und Quellvorgängen im Beton und Holz. Im

Bild 2 Vorbereitete Betonplatte mit an der Unterseite befindlichen Knaggen in negativer Form Concrete slab with cleats in negative form on the underside

Bild 3 Aufsetzen des Betonfertigteils auf das CLT-Element Placing the precast concrete part on the CLT-element

vorliegenden Fall wurde, um eine möglichst große Passgenauigkeit zu erreichen, die Betonunterseite mit den Knaggenausnehmungen mit einem Lasersystem ausgemessen und mit diesen Ergebnissen die computerge­ steuerte Fräsvorrichtung des CLT-Elements gesteuert.

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Experimentelle Untersuchungen

3.1

Schubversuche an Kleinkörpern

Im ersten Schritt wurden, um die Tragfähigkeit der Knaggen und die Wirkungsweise der Verklebung zu überprüfen, zweischnittige Schubversuche an vertikal aufgestellten Kleinkörpern ausgeführt. Der mittlere Teil der Versuchskörper bestand aus einem Betonelement mit einer Stärke von 9 + 2 × 2 cm, beidseitig waren die CLT-Elemente angebracht. Die Verbindung enthielt je Seite zwei Knaggen, deren Breite betrug 20 cm. Bild 4 zeigt die Versuchsanordnung samt Messeinrichtung.

ausreichend. Aufgetragen wurde der Kleber an der Kante, wodurch durch das Auflegen des Betonelements der Kleber in die Schräge als auch in den 2 mm breiten horizontalen Spalt gedrückt wurde. Die Tragwirkung der Knagge funktioniert wie eine klassische Versatzverbindung, d. h., die Kräfte werden über die Pressung an der Stirnseite übertragen und die horizontalen Knaggenflächen werden auf Abscheren beansprucht. Durchschnittlich ergab sich eine Bruchlast von ca. 240 kN, was bezogen auf eine Knagge 300 kN je m Breite entspricht. Anhand der Neigungen der Kraft-Verschiebungslinien wurde der Verschiebungsmodul K der Knagge berechnet. Dieser ergab sich im Mittel zu ca. 550 kN/mm je m Knaggenbreite.

Mittels vier Wegaufnehmern wurden die Relativverschiebungen in horizontaler und vertikaler Richtung an den Knaggenkanten aufgezeichnet. Belastet wurde der mitt­ lere Betonteil, die Auflagerung erfolgte an der unteren Stirnseite der Holzelemente an den Innenkanten mittels Stahlleisten. Es wurde nach kontinuierlicher Laststeigerung bei einer Last von 120 kN entlastet und dann bis zum Bruch weiter belastet. Das Versagen erfolgte zum Teil durch Abscheren der Holz-Schubflächen an den Knaggen, zum anderen Teil durch Betonbruch bei den Lasteinleitungsstellen. Bild 5 zeigt beispielhaft ein Bruchbild mit beiden Versagensarten. Damit sind sowohl die Knaggen auf der Beton- als auch auf der Holzseite gut aufeinander abgestimmt. Eine typische Kraft-Verschiebungslinie ist in Bild 6 dargestellt.

Nach der Prüfung einiger Varianten mit verschiedenen Anordnungen von Kleberaupen zeigte sich jene Ausführung mit einer Kleberaupe an jeder Knaggenkante als

Bild 5 Bruchbild Schubversuch Fracture shear test

Bild 4 Versuchsanordnung samt Wegaufnehmern bei den Schubversuchen Test arrangement for the shear tests

14

Bild 6 Kraft-Verschiebungslinie beim Schubversuch beispielhaft an Probe 8 Force-displacement-lines of the shear tests

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3.2 Großbiegeversuche Die Großbiegeversuche dienten zur Untersuchung des Tragverhaltens im Maßstab 1 : 1. Dazu wurden insgesamt vier 2,4 m breite und 7,0 m lange Deckenelemente hergestellt (Beschreibung s. Abschn. 2). Die Versuchsdurchführung erfolgte in der Prüfhalle der Versuchsanstalt der Magistratsabteilung 39 der Stadt Wien. Die Deckenelemente wurden als Einfeldträger mit einer Stützweite von 6,70 m aufgelagert. Die Belastung erfolgt mit zwei quer verlaufenden Linienlasten in den Drittelpunkten, da eine Flächenlast aufgrund des zu hohen Belastungsaufbaus für die Lastverteilung nicht möglich war. Weitere technische Daten der Versuchskörper sind: Beton C35/45, Bewehrung B550B mit 2,8 cm2/m längs und 1,1 cm2/m quer mit 2,5 cm Abstand über der Knaggenausnehmung, fünf quer verlaufende Knaggen je Seite mit einer Länge von 20 cm.

Das Eigengewicht der Decke betrug 360 kg/m2 und die Masse des Belastungsaufbaus 2 670 kg. Bild 7 zeigt Abmessungen, Bild 8 den Versuchsaufbau in der Übersicht.

Die Last wurde beim ersten Versuch stufenweise (2 min Pause) um 100 kN bis zum Versagen gesteigert, beim zweiten und dritten Versuch wurde nach EN 26891 [2] vorgegangen, d. h. kontinuierlich bis zu 40 % der Maximallast gesteigert, dann auf 10 % entlastet und anschließend die Last bis zum Bruch gesteigert. Die Durchbiegungen wurden in der Mitte und an den Viertelpunkten kontinuierlich gemessen. Des Weiteren wurden die horizontalen und vertikalen Verschiebungen an den Knaggenkanten

gegenüber dem Beton entsprechend den zuvor beschriebenen Schubversuchen mittels Wegaufnehmern an der ersten, dritten und vierten Knagge (von außen) gemessen.

Mit zunehmender Last drückten sich die außenseitigen Kanten der Betonknaggen in die Holzknaggen, sodass hier aufgrund der stirnseitigen Pressung die planmäßige Schubübertragung erfolgen konnte. In der Folge kam es zu ersten feinen Rissen im Beton bei der zweitinnersten Kerbe (bei der Lasteinleitung) bei etwa 150–300 kN (Bild 9).

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Die Risse im Beton verlängerten und verzweigten sich schräg nach oben und horizontal und es bildeten sich zwei Gelenke bei den beiden zweitinnersten Knaggen im Betonteil aus. Dies wird auf die punktförmige Lastein­ leitung zurückgeführt. Das Versagen erfolgte jeweils plötzlich durch Holzversagen in verschiedenen Formen.

Es kam zum Zugbruch (zum Teil an der Keilverzinkung) an der Holzunterseite sowie zum Schubbruch (mit Trennung entlang der Jahresringe) in der zweituntersten Lage (Querlage) im Holz. Beim Versuch 2 ist auch ein Abscheren des Holzes in der obersten CLT-Lage an der äußersten Knagge (Bild 11) aufgetreten. Bei zwei Versuchen ist es auch zu einem deutlichen Abheben des äußeren Betonteils gekommen (Bild 10), wobei die CLT-Platte ihre gebogene Form jedoch beibehielt.

Im Mittel ergaben sich Bruchlasten von 709 kN, 697 kN und 710 kN, Mittel: 705 kN (beide Einzellasten zusammen inkl. Belastungsaufbau), was auf den m2 bezogen

Bild 7 Schema der Versuchskörper Schema of the test body

Bild 8 Versuchsanordnung in der Übersicht Test arrangement in the overview

Bild 9 Rissbildungen im Beton ausgehend von der Knaggenkante bei Versuch 2 Cracks in concrete starting from the cleat

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Bild 10 Schubbruch des Betons ausgehend von der Knagge und Zug- bzw. Schubbruch im CLT-Element (Versuch 1) Shear failure in concrete starting from the cleat and shear failure in the CLT-element

Bild 11 Abscheren im Holz in der obersten CLT-Lage an der äußersten Knagge (Versuch 2) Shearing in the wood in the uppermost layer

Bild 12 Last-Durchbiegungslinie bei Versuch 1 bei stufenförmiger Belastung Load-deflection-line of test 1

44,7 kN ausmacht. Bei einfacher statischer Betrachtung auf Lastniveau ergibt sich mit der Nutzlast von 3 kN/m2 und einem Fußbodenaufbau von 2 kN/m2, was in Summe 5 kN/m2 ergibt, eine um den Faktor 9 höhere Traglast.

Des Weiteren ist idealerweise zu berücksichtigen, dass das max. Biegemoment beim Versuch aufgrund der Vierpunkt-Versuchsanordnung um 33 % höher ist als unter einer gleich schweren Gleichlast.

Bild 12 zeigt beim Versuch 1 die Durchbiegungen in Abhängigkeit von der steigenden Prüflast. Erkennbar sind die Belastungsstufen, bei der es während jeweils 2 min zu Nachverformungen von einigen mm gekommen ist. Die Durchbiegung in Feldmitte bei der Prüflast von 600 kN betrug 65,5 mm. Bei den beiden anderen Versuchen zeigte sich, dass beim Entlasten von 40 % auf 10 % der Maximallast eine bleibende Durchbiegung von 4 bzw. 7 mm in Feldmitte verblieb. Bild 13 zeigt dazu die Last-Durch­ biegungslinie bei Versuch 3.

Bei der Betrachtung des Verformungsverhaltens zeigt sich, dass die Durchbiegung von l/250 (= 27 mm) bei Versuch 1 bei 305 kN, bei Versuch 2 bei 239 kN und bei Versuch 3 bei 298 kN erreicht wurde. Dies entspricht 16

Bild 13 Last-Durchbiegungslinie bei Versuch 3, Belastungsablauf nach EN 26891 Load-deflection-line of test 3

einer Flächenlast von zumindest 14 kN/m2, was deutlich über den o. g. 5 kN/m2 liegt. Ein viertes Deckenelement wurde mit einer Dauerlast von 5 t (entspricht ca. 3 kN/m2) für fünf Wochen belastet. Nach zwei Wochen wurde in der Mitte eine Durchbiegung von 15 mm gemessen, die dann praktisch konstant blieb. Dies entspricht 56 % der erlaubten Durchbiegung von l/250.

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4 Berechnungsmodelle 4.1 Allgemein Für die statische Berechnung von Holz-Betonverbund­ decken wird üblicherweise das Gamma-Verfahren entsprechend dem Eurocode 5 [3] verwendet. Daneben wird auch das Stabwerksmodell verwendet. Grosse et al. vergleichen in [4] diese beiden Verfahren. Zur Berücksich­ tigung des Langzeitverhaltens wurde von Kuhlmann et al.

[5] das Gamma-Verfahren modifiziert. Ebenso wird es in [6–8] behandelt. Schmidt et al. vergleichen in [9] das Gamma-Verfahren mit der Finite-Elemente-Methode und geben in [10] Bemessungsvorschläge mit abgestuften Verbindungsmittelabständen für Dübel an.

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Bild 14 Effektives Trägheitsmoment für das vorliegende Deckenelement in Abhängigkeit vom Verschiebungsmodul Effective moment of the inerta for the present element

Für das vorliegende Deckensystem wurden Bemessungsmodelle durch Lösung der Differenzialgleichungen, mittels des diskreten Verfahrens, und in [11] ebenso anhand des Stabwerksmodells erstellt. Es wurden die Berechnungen sowohl für den vorliegenden Lastfall mit einer Drittelpunktlast als auch für eine Gleichlast, die eine Bemessung für den Wohnbau zulässt, durchgeführt. Die Verfahren wurden in Microsoft Excel bzw. Mathcad programmiert und die Momente und Normalkräfte im Beton und Holz sowie die daraus resultierenden Spannungen berechnet.

Das Gamma-Verfahren und das diskrete Verfahren sind folgend beschrieben und die Knaggenkräfte und Durchbiegungen mit den Versuchen verglichen.

4.2 Verbindungselemente Als Verbindungselemente werden üblicherweise Dübel o. Ä. eingesetzt. Heller gibt in [12] für Vollgewindeschrauben Berechnungsverfahren an; in [13] werden Dübel­ leisten für Straßenbrücken untersucht. Rein geklebte Verbindungen wurden von Schäfers et al. in [14] behandelt, wobei ultrahochfester Beton zum Einsatz kam.

Für die vorliegende Konstruktion werden Knaggen als Verbindungselemente zwischen den CLT-Platten und der Fertigteilbetonplatte eingesetzt. Für Knaggen (Schub­ kerven), wurden bereits numerische Modellierungen von Grosse et al. [15] vorgenommen und entsprechende Modelle und Versagenskriterien angewendet. Aufgrund von Versuchen und FEM-Berechnungen wird maßgebend für die Traglast die Betonfestigkeit genannt, wohingegen die Flankenneigung nicht signifikant für das Tragverhalten war. Auch bei den hier beschriebenen Versuchen haben die Schubspannungen an der Lastübertragungsstelle im 5) geführt.

Beton zu den ersten Rissbildungen (Bild Schönborn gibt in [16] Bemessungsregeln für die Schubkerven an, des Weiteren werden geometrische Anforderungen, wie an den Winkel (zwischen 5° und 20°), die Tiefe (zwischen 20 und 25 mm) und Vorholzlängen (12,5 × Tiefe) genannt.

Von Radlherr wurde in [17] ein Vergleich von Versuchsergebnissen für die Höchstlast und dem Verschiebungs-

Bild 15 Verschiebung-Versuchszeit-Diagramm bei Versuch 3 an der äußersten Knagge Displacement-time-diagram for test 3 at the outermost cleat

modul aus verschiedenen Untersuchungen zusammengestellt. Der hier ermittelte Wert von 550 kN/mm/m liegt im unteren Bereich der genannten Werte (737 kN/mm/m, 537 kN/mm/m), größere in der Literatur angeführte Werte liegen bei 1 368–1 757 kN/mm/m.

Bild 14 zeigt das effektive Trägheitsmoment der vorliegenden Decke für 1 m Breite in Abhängigkeit vom Verschiebungsmodul. Der untere Grenzwert geht in Richtung loser Verbund, der obere zum starren Verbund. Der Wert von 550 kN/mm/m liegt dabei bereits bei ca. 85 % des starren Verbunds, was für die Knagge eine relativ schubfeste Verbindung bedeutet.

Im vorliegenden Fall mit den Fertigteilbetonelementen sind insbesondere die Toleranzabweichungen der Bau­ teile und die notwendigen Spalte zwischen Holz und Beton maßgebend. Bei den Versuchen hat sich gezeigt, dass aufgrund der Spaltmaße nicht an allen Knaggen sofort die volle Pressung erzielt werden konnte, da zuerst

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der darin befindliche Kleber zusammengedrückt werden musste. Bei den Biegeversuchen wurden ebenfalls die horizontalen Relativverformungen zwischen Holz und Beton an der ersten, dritten und vierten Knagge (von außen) mittels Wegaufnehmern analog zu den Schubversuchen gemessen. In Bild 14 sind beispielhaft für die äußerste Knagge bei Versuch 3 die Relativverschiebungen dargestellt.

Zusammenfassend lässt sich angeben, dass infolge der Knaggengeometrie die notwendige Schubübertragung an den Knaggen gewährleistet wird. Wesentlich dafür sind eine hohe Passgenauigkeit bei der Herstellung der Knaggen und die noch möglicherweise auftretenden Schwindund Quellvorgänge im Beton und Holz.

4.3 Gamma-Verfahren Als gängiges Berechnungsverfahren für Verbundkon­ struktionen hat sich das Gamma-Verfahren etabliert. Es stellt eine vereinfachte Berechnungsmethode für die Ingenieurpraxis dar und wurde in den Eurocode 5 [3] als Standardverfahren für nachgiebig verbundene Biegestäbe aufgenommen. Die Kernidee des Verfahrens ist die Einführung eines „effektiven Trägheitsmoments“ bzw. einer „effektiven Biegesteifigkeit“ (EI)ef. Der große Vorteil dieses Verfahrens besteht in den kompakten und einfach anzuwendenden Formeln. Des Weiteren, dass bei Verformungsberechnungen im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit die effektive Biegesteifigkeit Ieff des Gesamtträgers verwendet werden kann und dadurch die bekannten Durchbiegungsformeln Anwendung finden. Der γ-Wert wird gewonnen, indem man die Terme des Gamma-Verfahrens mit jenen des Differenzialgleichungsverfahrens vergleicht. Heimeshoff [18] hat diese für eine sinusför­ mige Last entwickelt. Im vorliegenden Fall wurde die im Eurocode 5 enthaltene Formel angewendet, die für den Fall von zwei Verbundkörpern folgendermaßen lautet (Gl. (1)):

1

γ1 = 1+

2

π ⋅ E1 ⋅ A1 ⋅ s1

(1)

K1 ⋅ l 2

Dabei ist E1 Elastizitätsmodul Beton: 3 400 kN/cm2 A1 Betonquerschnittsfläche: 13 cm × 234 cm (gemittelte Höhe) s1 Abstand der Knaggen: 55 cm Verschiebungsmodul: 5 500 kN/cm/m K1 l Stützweite: 670 cm γ ergibt sich im vorliegenden Fall zu 0,506.

4.4

Diskretes Verfahren

Das durch Stüssi [19, 20] entwickelte Verfahren betrachtet die Verbindungen zwischen den beiden Teilquerschnitten als diskrete Punkte. Da hiermit die an einzelnen Knaggen auftretende Schubübertragung simuliert werden kann, entspricht das Modell am ehestens der vorliegenden Verbunddecke. Jeder dieser Verbindungspunkte besitzt eine konkrete Schubsteifigkeit. Als Unbekannte treten lediglich die einzelnen Dübelkräfte auf. Stellt man die Verbindung zwischen den oberen und unteren Verformungen dar, liegt ein innerlich statisch unbestimmtes System vor. Grundlage ist das in Bild 16 dargestellte System.

Hierbei gilt:

∆ ei'1u + vi = ∆ ei'2o + vi−1

(2)

Es bedeuten: ei′1u Achsabstand der Dübel im Abstand i Dei′1u Längenänderung des Abstands ei′ der Dübel­ mitten in Höhe der unteren Randfaser des oberen Balkens 1 zufolge der in diesem Abschnitt wirkenden gemittelten Teilschnittkräfte M1im und N1i vi Verformung des Dübels i in Richtung der Kontaktfuge zufolge der Dübelkraft Fi Dei′2o Längenänderung des Abstands ei′ der Dübel­ mitten in Höhe der oberen Randfaser des unteren Balkens 2 zufolge der in diesem Abschnitt wirkenden gemittelten Teilschnittkräfte M2im und N2i vi-1 Verformung des Dübels i-1 in Richtung der Kontaktfuge zufolge der Dübelkraft Fi-1

Bild 16 Geometrie am Balkenquerschnitt nach [21] Geometry at the beam cross section

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Bild 17 Verfahrensablauf zur Durchbiegungsbestimmung mittels „Prinzip der virtuellen Kräfte“ nach [21] Procedure sequence for determining the deflection using principle of virtual forces

Gl. (2) wird für jeden Trägerabschnitt angeschrieben, womit sich nach weiterem Umformen ein Gleichungs­ system ergibt, bei dem die Unbekannten die Teil-Normalkräfte sind. Das Verfahren wurde wiederum in Microsoft Excel programmiert und ausgewertet.

Ein über Stüssi hinausgehender Schritt ist die Bestimmung der Durchbiegungen. Das Berechnungsverfahren ist in [21] dargestellt. Es werden dabei mittels Superposi­ tion und dem Prinzip der virtuellen Kräfte die Durch­ biegungen abgeleitet. Bild 17 zeigt den Verfahrensablauf.

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5

Vergleich der verschiedenen Berechnungsverfahren

Es wurden folgende materialtechnische und geometrische Werte angesetzt: Beton: h = 13 cm, b = 234 cm, E = 3 400 kN/cm2; Holz: h = 15 cm, b = 240 cm, E = 1 150 kN/cm2; Verschiebungsmodul: 5 500 kN/cm pro m Breite, durchschnittlicher Abstand der Knaggen: 55 cm für die Differenzialgleichung und das Gamma-Verfahren (in Mitte auf 1,90 m ohne Knagge). Da bei allen Verfahren ein linear-elastisches Materialverhalten vorausgesetzt wird und damit die genaue Traglast ohnehin nicht berechnet werden kann, wird eine Gebrauchslast entsprechend dem oben angeführten Verhältnis von 2 × 35 kN, was 10 % der Höchstlast ausmacht, als Drittelpunktlast angesetzt. Die Ergebnisse der Berechnungen sind in Tab. 1 für die Feldmitte zusammengestellt. Enthalten ist in der letzten Spalte auch die Aufteilung im Falle eines losen Verbunds.

Anhand der Berechnungen lassen sich folgende Aussagen ableiten: Beim diskreten Verfahren, das die einzelnen Knaggen und damit die Verbunddecke am ehesten abbildet, treten deutlich höhere Biegemomente im Beton und deutlich geringere im Holz auf als bei den beiden anderen Verfahren, die einen kontinuierlichen Verbund voraussetzen. Die Normalkräfte sind bei allen Verfahren etwa gleich. Die dazugehörigen Biegezugspannungen sind in Bild 18 dargestellt.

Im Holz treten verhältnismäßig kleine Spannungen auf, die weit unter der Festigkeit liegen. An der Betonunterseite ergeben sich nach dem diskreten Verfahren Biegezugspannungen von 3,3 N/mm2, was knapp über der mittleren Betonzugfestigkeit fctm von 3,2 N/mm2 (C35/45) und über dem 5 %-Fraktilwert fctk,0,05 von 2,2 N/mm2 liegt.

Damit ist bei dieser Last mit einem Reißen des Betons zu rechnen. Da im vorliegenden Fall eine Bewehrung eingebaut ist, geht der Beton in den Zustand II über. Betrachtet man die Kräfte an den Knaggen, sind diese insbesondere ab der zweiten inneren Knagge (180 cm Abstand vom Rand laut Bild 17) stärker beansprucht. Dies wurde auch bei jenen Versuchen so beobachtet, bei denen hier die ersten Schubrisse im Beton aufgetreten sind.

Zusammenfassend lässt sich sagen, dass gegenüber dem losen Verbund aufgrund der relativ starren Knaggenverbindungen, die zu einem hohen Verschiebungsmodul führen, große Normalkräfte (Tab. 1) erzeugt werden, die zu einer deutlichen Verringerung der Biegemomente im Holz- und Betonteil führen.

Des Weiteren wurden die Knaggenkräfte berechnet. Beim Gamma-Verfahren wurde dazu die mittlere Normalkraft zwischen den Knaggen ausgewertet und, wie auch beim diskreten Verfahren, die Differenzen zwischen den Normalkräften der entsprechenden Abschnitte berechnet (Bild 15). Zur Untersuchung, welche Berechnungsme­ thode dem realen Zustand am nächsten kommt, wurden die Relativverschiebungen an mehreren Knaggen mittels Wegaufnehmern beim Belastungsvorgang gemessen. Ausgewertet wurde nach der Wiederbelastung im Bereich 300–500 kN Last, sodass ein evtl. vorhandener Spalt bereits zusammengedrückt war und die Lastübertragung direkt über die Knaggen erfolgte. Mit dem bei den Schubver­ suchen ermittelten Verschiebungsmodul von 5 500 kN/cm ergaben sich die im Diagramm Bild 17 dargestellten Knaggenkräfte (orange dargestellt).

Es zeigte sich, dass im mittleren Feldbereich eine gute Übereinstimmung zwischen den beiden Verfahren und

Tab. 1 Normalkräfte und Biegemomente nach den verschiedenen Verfahren in Feldmitte bei Drittelpunktlast bei einer Last von 70 kN Normal forces and bending moments according to the different methods

Normalkräfte und Biegemomente

Normalkraft im Beton und Holz in kN Biegemomente im Beton in kNcm Biegemomente im Holz in kNcm Äußeres Biegemoment in kNcm (e = 14 cm)

Gamma-Verfahren

Diskretes Verfahren

Loser Verbund

377 1 695 903 7 875

343 2 908 165 7 875

0 5 137 2 738 7 875

Bild 18 Spannungen in N/mm2 nach dem Gamma-Verfahren (a) und dem diskreten Verfahren (b) Stresses according to the gamma method and the discrete method

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aus 7 m langen und 2,4 m breiten CLT-Platten, auf die Betonfertigteilelemente aufgeklebt werden. Damit können die Vorteile von Fertigteilen, wie schnelles und passgenaues Bauen, realisiert werden und es erfolgt keine zusätzliche Feuchtigkeitseintragung durch das Betonieren.

Die Schubkräfte werden dabei über Knaggen, die an der Oberseite der CLT-Platten eingefräst sind und 2 cm aus dem Betonteil ragen, sichergestellt. Der Kleber, der raupenförmig entlang der Knaggenkanten aufgetragen wird, dient zum Ausgleichen der Toleranzen und zur Aufnahme vertikaler Kräfte und verhindert so das Abheben des Betonfertigteils.

Bild 19 Zusammenstellung der errechneten und versuchstechnisch (Biegeversuch 3) ermittelten Knaggenkräfte bei 70 kN Gesamtlast Compilation of the calculated and measured forces on the cleats at 70 kN load

dem Versuch vorhanden ist. Die höheren Werte bei den inneren Knaggen 2–4 sind auf die hier vorhandene Last­ einleitung zurückzuführen (s. Bild 9). Bei der äußeren Knagge (Nr. 5) ergaben sich beim Versuch etwas höhere Werte als bei den Berechnungen. Zusammenfassend lässt sich feststellen, dass das diskrete Verfahren aufgrund der Größe und des Verlaufs der Knaggenkräfte am ehesten mit dem Versuch übereinstimmt.

Die Durchbiegungen werden ebenfalls unter einer Last von 70 kN verglichen. Bei den Versuchen ergab sich eine mittlere Durchbiegung von 5,8 mm, errechnet aus dem mm, Anstieg beim Wiederbelasten (Einzelwerte: 6,5 5,6 mm, 5,2 mm). Mit dem Gamma-Verfahren wurden 5,5 mm und mit dem diskreten Verfahren 6,6 mm errechnet. Die zwei Verfahren liefern damit trotz unterschied­ licher Grundlagen etwa die gleichen Werte. Mit zunehmender Last wurden die Durchbiegungen größer, da Kräfteumlagerungen und örtliche plastische Verformungen auftraten.

6

Zusammenfassung und Resümee

Auch im Geschossbau wird aus ökologischen und bauphysikalischen Gründen der Einsatz von Holz forciert.

Als Decken mit sichtbarer Holzoberfläche haben sich Holz-Betonverbunddecken als statisch günstig erwiesen.

Das neu entwickelte Holz-Betonverbundsystem besteht

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R. Woschitz, K. Deix, C. Huber, T. Kampitsch: Development of innovative wood-concrete composite floors in prefabricated construction method

Zur Untersuchung des Tragverhaltens wurden zweiseitige Scherversuche durchgeführt und die für die Berechnung relevante Schubsteifigkeit der Knaggen gewonnen. Anhand von Großbiegeversuchen erfolgt die Überprüfung der Tragfähigkeit. Es ergab sich – umgerechnet auf eine Flächenlast – eine Traglast von ca. 45 kN/m2 für die vorliegende Konstruktion, die etwa neunmal so groß ist wie die üblicherweise im Wohnhausbau angesetzte Nutzlast.

Die Versuche zeigen zusammengefasst, dass die statische Eignung einer solchen Decke für den Gebrauchslast- und Traglastfall gegeben ist.

Ein Vergleich verschiedener Rechenmodelle zeigte, dass erhebliche Abweichungen zwischen den Verfahren mit kontinuierlichem Verbund und dem diskreten Verfahren auftreten. Ein Vergleich der Knaggenkräfte zeigt, dass das diskrete Verfahren aufgrund der Größe und des Verlaufs am ehesten mit dem Versuch übereinstimmt. Hingegen ist das Gamma-Verfahren sehr einfach anzuwenden. Zu ergänzen ist, dass mit den Rechenverfahren aufgrund des linear-elastischen Materialverhaltens zwar der Gebrauchs­ lastfall abgedeckt ist, das darüber hinausgehende Trag­ verhalten jedoch nur mit Versuchen untersucht werden kann.

Nächste Schritte sind Berechnungen mittels der Methode der Finiten Elemente, um einerseits den Einfluss von In­ stallationsschlitzen und auch punktförmigen Auflagern inkl. Quertragwirkung sowie andererseits variable Fugenstärken bei den Knaggenstirnseiten zu berücksichtigen.

Konstruktiv sind Überlegungen über die Passtoleranzen der Knaggen bei der Herstellung notwendig, da die Funktionsweise von der Breite des Fugenspalts abhängt und hier Schwind- und Quellverformungen der Baustoffe zu berücksichtigen sind.

Literatur [1] Kolbitsch, A.; Pauser, A.; Bölcskey, E.; Zajicek, P. (1992) Verstärkung von bestehenden Holzdecken unter Berück­ sichtigung von nachträglich hergestellten Holz-Beton-Ver­ bundkonstruktionen, Forschungsprojekt F 1021 – Teilab­ schnitt Holzdeckenkonstruktionen. Österreichische Gesellschaft zur Erhaltung von Bauten, Wien.

[2] EN 26891 (1991) Holzbauwerke, Verbindungen mit mecha­ nischen Verbindungsmitteln, Allgemeine Grundsätze für die

Ermittlung der Tragfähigkeit und des Verformungsverhaltes.

Ausgabe Feb. 1991.

[3] ÖNORM EN 1995-1-1 (2009) Eurocode 5: Bemessung und Konstruktion von Holzbauten, Teil 1-1: Allgemeines – All­ gemeine Regeln und Regeln für den Hochbau.

[4] Grosse, M.; Hartnack, R.; Lehmann, S.; Rautenstrauch, K. (2003) Modellierung von diskontinuierlich verbundenen Holz-Beton-Verbunddecken, Teil 1: Kurzzeitverhalten in:

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R. Woschitz, K. Deix, C. Huber, T. Kampitsch: Entwicklung neuartiger Holz-Betonverbunddecken in Fertigteilbauweise

Bautechnik 80, H. 8, S. 534–541. https://doi.org/10.1002/ bate.200304120 [5] Kuhlmann, U.; Schänzlin, J.; Michelfelder, B. (2004) Be­ rechnung von Holz-Beton-Verbunddecken in: Beton- und Stahlbetonbau 99, H. 4, S. 262–271. https://doi.org/­ 10.1002/­best.200490067 [6] Grosse, M.; Hartnack, R.; Rautenstrauch, K. (2003) Model­ lierung von diskontinuierlich verbundenen Holz-Beton-Ver­ bunddecken, Teil 2: Langzeitverhalten in: Bautechnik 80, H. 10, S. 693–701. https://doi.org/10.1002/bate.200305110 [7] Avak, R.; Glaser, R. (2005) Vereinfachtes Verfahren zur Vor­ hersage des Langzeitverhalts von Holz-Beton-Verbundkon­ struktionen in: Bautechnik 82, H. 4, S. 200–211. https:// doi.org/10.1002/bate.200590074 [8] Gerold, M.; Schänzlin, J.; Kuhlmann, U. (2003) Holz als idealer Verbundpartner für den Baustoff Beton in: Bau­ technik 80, H. 11, S. 840–845. https://doi.org/10.1002/ bate.200305800 [9] Schmidt, J.; Schneider, W.; Thiel, R. (2003) Zur Bemessung von Holz/Beton-Verbundbalken in: Bautechnik 80, H. 5, S. 302–309. https://doi.org/10.1002/bate.200302570 [10] Schmidt, J.; Kaliske, M.; Schneider, W.; Thiele, R. (2004) Bemessungsvorschlag für Holz/Beton-Verbundbalken unter Beachtung abgestufter Verbindungsmittelabstände in: Bautech­nik 81, H. 3, S. 172–179. https://doi.org/10.1002/ bate.200490041 [11] Kampitsch, T. (2017) Statische Untersuchungen an neu­ artigen Holz-Beton-Verbundkonstruktionen [Diplomarbeit].

TU Wien.

[12] Heller, H. (2008) Holz-Beton-Verbunddecken (HBV) in: Bautechnik 85, H. 10, S. 667–677. https://doi.org/10.1002/ bate.200810050

[13] Schröter, H.; Simon, A.; Timmler, H-G.; Rautenstrauch, K.; Raue, E. (2010) Zur Berechnung von Holz-Beton-Verbund­ trägern mit Methoden der mathematischen Optimierung in: Bautechnik 87, H. 8, S. 474–481. https://doi.org/10.1002/ bate.201010034 [14] Schäfers, M.; Seim, W. (2011) Geklebte Verbundbauteile aus Holz und hoch- und ultrahochfesten Betonen in: Bautechnik 88, H. 3, S. 165–176. https://doi.org/10.1002/ bate.201110017 [15] Grosse, M.; Rautenstrauch, K.; Schlegel, R. (2005) Numeri­ sche Modellierung von Holz und Verbindungselementen in Holz-Beton-Verbundkonstruktionen in: Bautechnik 82, H. 6, S. 355–364. https://doi.org/10.1002/bate.200590125 [16] Schönborn, F.; Flach, M.; Feix, J. (2011) Bemessungsregeln und Ausführungshinweise für Schubkerven im Holz-BetonVerbundbau in: Beton- und Stahlbetonbau 106, H. 6, S. 385–393. https://doi.org/10.1002/best.201100013 [17] Radlherr, C. (2019) Anwendung von Kerven bei Holz-BetonVerbunddecken zur Steigerung der Ressourceneffizienz, Trag- und Verformungsverhalten [Diplomarbeit]. TU Wien.

[18] Heimeshoff, B. (1987) Zur Berechnung von Biegeträgern aus nachgiebig miteinander verbundenen Querschnittsteilen im Ingenieurholzbau. München: Springer Verlag.

[19] Stüssi, F. (1947) Zusammengesetzte Vollwandträger in: Abhandlung der Int. Ver. für Brückenbau und Hochbau, H. 8, S. 249–268.

[20] Stüssi, F. (1943) Über den verdübelten Balken in: Schweizerische Bauzeitung 122, H. 21, S. 271–274.

[21] Huber, C. (2010) Beitrag zur Bemessung von Holz-BetonVerbunddecken mit ausgewählten Verbindungsmitteln unter Brandeinwirkung [Dissertation]. Institut für Hochbau und Technologie, TU Wien.

Autoren Dipl.-Ing. Dr.-techn. Richard Woschitz rw@woschitzgroup.com Woschitz Gruppe Karlsplatz 2 1010 Wien, Österreich

Dipl.-Ing. Thomas Kampitsch, M. Sc. thomas.kampitsch@outlook.com Technische Universitat Wien – Baustofflehre E206-1 Karlsplatz 13 1040 Wien, Österreich

Dipl.-Ing. Dr. techn. Karl Deix (Korrespondenzautor) karl.deix@tuwien.ac.at Technische Universitat Wien – Baustofflehre E206-1 Karlsplatz 13 1040 Wien, Österreich

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DDr. Christian Huber c.huber@bautechnikum.at Höhere Technische Bundeslehranstalt Wien 3 Rennweg 89b 1030 Wien, Österreich

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Woschitz, R.; Deix, K.; Huber, C.; Kampitsch, T. (2021) Entwicklung neuartiger Holz-Betonverbunddecken in Fertigteilbauweise. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 12–22. https://doi.org/10.1002/bate.201800097 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 5. Dezember 2018; angenommen: 21. Oktober 2020.

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AUFSATZ

Martin Kästner, Karl Rautenstrauch

Polymermörtel-Klebverbindungen für ­Holz‑Beton‑Verbundbrücken Teil 1

AUFSATZ ARTICLE

DOI: 10.1002/bate.202000096

Schubtragverhalten neuartiger Verbundfugenkonfigurationen Leistungsfähigkeit und Tragverhalten von Holz-Beton-Verbundkonstruktionen (HBV) sind entscheidend von der konstruktiven Ausbildung der Verbundfuge abhängig. Die meisten bislang für HBV-Straßenbrücken entwickelten Verbundlösungen sind durch eine diskontinuierliche Schubübertragung gekennzeichnet, wobei die Schubtragfähigkeit des Holzes nicht optimal ausgenutzt wird. Ziel der im Beitrag vorgestellten Untersuchungen war die Entwicklung von Verbundfugenkonfigurationen mit kontinuierlichem Verbund zwischen Betonfahrbahnplatte und hölzernen Brückenhauptträgern. Zur Vergleichmäßigung der Schubbeanspruchung und zur Vermeidung tragfähigkeitsmindernder Spannungsspitzen im Bereich der Verbundelemente kommen mineralisch gefüllte, toleranzausgleichende Klebmörtel auf Epoxidharzbasis zum Einsatz. Die Beurteilung der Leistungsfähigkeit zweier weiterentwickelter Dübelleistenverbindungen mit Polymermörtelverguss sowie der direkten Polymermörtel-Klebverbindung von Beton und Holz erfolgte anhand experimenteller und numerischer Untersuchungen. Der vor­ liegende erste Teil des Beitrags gibt einen Überblick über die entwickelten Verbundfugenkonfigurationen und geeignete ­Polymermörtel und fokussiert auf die Ergebnisse der Unter­ suchungen zum Schubtragverhalten. Auf Untersuchungen an Biegeträgern, Bemessungsansätze sowie Empfehlungen für die Ausführung wird im zweiten Teil eingegangen.

Glued polymer mortar connections for timber-concrete ­composite bridges part 1 – investigations on the shear ­behavior of novel composite joint configurations Performance and load-bearing behavior of timber-concrete composite constructions (TCC) crucially depend on the design of the composite joint. Most composite solutions developed so far for TCC road bridges are characterized by a discontinuous shear transmission, whereby the shear capacity of the wood is not optimally utilized. The aim of the investigations presented in the article was to develop composite joint configurations with a continuous bond between the concrete deck and the main wooden bridge girders. Mineral-filled, tolerance-compensating adhesive mortars based on epoxy resin are used to even out the shear stresses and to avoid stress peaks in the area of the connector elements that reduce the load-carrying capacity.

The assessment of the performance of two enhanced stud connections with polymer mortar and the glued polymer mortar connection between concrete and wood was carried out on the basis of experimental and numerical investigations. The present first part of the article gives an overview of the deve­ loped composite joint configurations as well as suitable polymer mortars and focuses on the results of the investigations on the shear behavior. The second part deals with investigations on bending beams, design proposals and recommendations for the construction.

Stichworte Holzbau; Holz-Beton-Verbund; Brückenbau; Polymermörtel; Verbundfuge; Klebverbindung; Dübelleiste; Schubversuch

Keywords timber construction; timber-concrete composite; bridge construction; polymer mortar; composite joint; adhesive bond; stud connector; shear test

1 Einführung Die Holz-Beton-Verbundbauweise besitzt eine ca.

100-jährige Entwicklungsgeschichte. Die Kombination der beiden sehr unterschiedlichen Baustoffe zu einem Verbundquerschnitt ermöglicht die effiziente Ausnutzung der „positiven“ Materialeigenschaften. Für Straßenbrücken mit Spannweiten bis ca. 30 m stellen HBV-Überbauten ökologisch vorteilhafte und ökonomisch konkurrenzfähige Alternativen zu üblichen Massivkonstruktionen dar. Erste HBV-Straßenbrücken entstanden bereits in den 1930er-Jahren in den USA. Einige Jahrzehnte später folgten Brücken in Australien, Neuseeland und Südamerika. In Europa wurden innerhalb der letzten 30 Jahre bereits mehr als 50 HBV-Straßenbrücken errichtet, hiervon sieben in Deutschland [1].

an den Verbundelementen. Hieraus resultiert eine ungleichmäßige Schubbeanspruchung des Holzes, z. T. verbunden mit hohen Spannungsspitzen. Die gegenüber Zug- und Druckfestigkeit bei faserparalleler Beanspruchung nur geringe Schubfestigkeit des Holzes kann so nicht optimal ausgenutzt werden. Ein Überblick bislang gebräuchlicher Systeme für HBV-Straßenbrücken wurde in [1] erarbeitet, keines konnte sich bisher baupraktisch als Vorzugslösung eindeutig durchsetzen. Bei Stahl-Verbundbrücken kommen zur betonseitigen Verbundsicherung bevorzugt Kopfbolzen zum Einsatz. Die hierfür existierenden normativen Regelungen sind auch für das Holz-Beton-Verbundelement Dübelleiste anwendbar.

Dessen vorteilhafte Eignung für HBV-Brücken wurde in mehreren Forschungs- und Pilotprojekten nachgewiesen [2–4].

Bei den meisten Verbundlösungen für HBV-Brücken erfolgt die Schubübertragung diskontinuierlich und lokal

Eine mögliche Alternative zu den bislang entwickelten Systemen stellt die flächige Schubübertragung durch Ver-

© 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1 23

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M. Kästner, K. Rautenstrauch: Polymermörtel-Klebverbindungen für Holz-Beton-Verbundbrücken Teil 1

klebung dar. Hierzu sind in der Literatur zahlreiche Untersuchungen, meist unter Einsatz ungefüllter oder schwach gefüllter Epoxidharzklebstoffe dokumentiert (u. a. [5, 6], ein aktueller Überblick findet sich in [1]). Fast ausnahmslos wurden bislang relativ dünne Klebfugen mit < 5 mm Dicke realisiert. Diese erscheinen aber nur für Bauteile mit geringen Breiten der Hauptträger aus Brettschichtholz und Spannweiten < 5–10 m praktikabel.

Dabei müssen ebene Fügeteiloberflächen vorliegen. Abweichungen von den Sollmaßen, bspw. aufgrund geome­ trischer Imperfektionen, können zu Fehlverklebungen führen. Die Qualitätssicherung ist als problematisch und aufwendig einzustufen, sodass dünne Klebfugen für HBV‑Straßenbrücken nicht geeignet erscheinen.

Die zuvor genannten Nachteile können mit hoch gefüllten, toleranzausgleichenden Polymermörtel-Klebverbindungen überwunden werden. An der Bauhaus-Universität Weimar wurden innovative Fügetechniken entwickelt, mit denen insbesondere holzseitig eine kontinuierliche Einleitung der aus der Verbundwirkung resultierenden Schubkräfte gewährleistet wird, sodass tragfähigkeitsmindernde Spannungsspitzen vermieden werden. Im Zusammenhang mit einem Forschungsprojekt [7] wurden die in Bild 1 als Prinzipdarstellungen abgebildeten Verbund­ fugenkonfigurationen VFK I–III experimentell untersucht.

VFK I und II stellen Modifikationen der ursprünglich an der ETH Zürich [8] entwickelten und an der BauhausUniversität Weimar weiterentwickelten „konventionellen“ Dübelleistenverbindung dar [2, 4]. Letztere besteht aus einer 3 cm dicken Stahlplatte mit darauf aufgeschweißten Kopfbolzen. Betonseitig erfolgt die Verbundsicherung nach anerkannten Prinzipien des Stahlverbundbaus.

Durch passgenaues Einsetzen der Stahlplatten in Kerven auf der Holzoberseite wird die Schubübertragung holzseitig über Kontaktpressung realisiert. Während bei VFK I lediglich die Vorholzbereiche durch Polymermörtel ersetzt werden, werden die Dübelleisten bei VFK II im Polymermörtelbett verlegt. Die Kraftübertragung erfolgt somit kombiniert über Formschluss an den Dübelleistenflanken und Klebverbund an der Dübelleistenunterseite. Hierdurch vergrößert sich die zur Schubübertragung zwischen PC und Holz zur Verfügung stehende Verbundlänge um die Stahlplattenlänge der Dübelleiste. Vorteilhaft für die Bemessung, im Hinblick auf die Sicherstellung eines duktilen Versagensverhaltens, ist das hohe plastische Verformungspotenzial der Kopfbolzen. Bei VFK III wird eine kontinuierliche und schubstarre Verbindung zwischen Beton und Holz durch flächige Verklebung mit Polymermörtel realisiert. Bei allen drei Verbundfugenkonfigurationen ermöglicht die Polymermörtelschicht den notwendigen Ausgleich baupraktisch unvermeidbarer Fertigungstoleranzen. Bei VFK I und II wirkt die Zwischenschicht zudem ausgleichend in Bezug auf lokale Spannungssitzen, was in Teil 2 des Beitrags anhand von Simulationsergebnissen verdeutlicht wird [9].

24

Bild 1 Konventionelle Dübelleistenverbindung und untersuchte neuartige Verbundfugenkonfigurationen (VFK) Conventional stud-connector and investigated new composite joint configurations (VFK)

Das Schubtragverhalten von VFK I und II wurde in ­Push-out-Scherversuchen untersucht. Die Klebverbunde PC/Holz, PC/Beton und PC/Stahl wurden in Druckschubversuchen unter Verwendung eines neuartigen Versuchsaufbaus analysiert, welcher auch für Ermüdungsversuche der Verbunde PC/Holz und PC/Beton genutzt wurde. Auf zusätzliche Biegeversuche wird im zweiten Teil des Beitrags [9] eingegangen. Die bislang durchgeführten Untersuchungen fokussierten auf das Trag- und Versagensverhalten unter Kurzzeitbeanspruchung.

2

Verwendete Polymermörtel

Die Verwendung mineralisch gefüllter Klebmörtel auf Epoxidharzbasis (kurz PC für polymer concrete) für „dicke“ Klebfugen oder Vergussbereiche erfordert anwendungsspezifische Kenntnisse zum Materialverhalten. Die Grundlage für die Auswahl geeigneter PC-Rezepturen bildeten daher umfangreiche Baustoffprüfungen. Bestimmt wurden bemessungsrelevante Festkörpereigenschaften wie Druck-, Zug-, Schubfestigkeiten und Elastizitätsmoduln. Untersuchungen zur Charakterisierung des Verarbeitungs- und Erhärtungs- sowie Kriechverhaltens ergänzten das Versuchsprogramm. Tab. 1 fasst die wesentlichen Materialeigenschaften der als geeignet identifizierten PC-Rezepturen zusammen. Die Kenndatenermittlung ist in [1] dokumentiert. PC 3‑5 ist ein bauaufsichtlich zugelassener Polymervergussmörtel mit der Handelsbezeichnung COMPONO, welcher zur Druckzonenverstärkung von Holzbiegeträgern eingesetzt wird [10]. Bei den Rezepturen PC 5‑10 und PC 3‑7.5 handelt es sich um ­Mineralgussprodukte der Fa. RAMPF Machine Systems GmbH & Co. KG. Eine Reduzierung der Wärmedehnung wird bei PC 3‑7.5 durch ein patentiertes Verfahren unter Verwendung spezieller Zuschlagskombina­ tionen erreicht. Das zugehörige, reaktionsverzögert eingestellte Reaktionsharzsystem sorgt für eine verlangsamte Festigkeitsentwicklung und somit für eine deutliche Reduzie-

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Tab. 1 Materialparameter der verwendeten Polymermörtel Material properties of the used polymer mortars

Material

PC 3-5

Reaktionsharzsystem

COMPONO EPUMENT EPUMENT 1 2

Größtkorn [mm]

3,5

5,0

3,0

Füllstoffgehalt [m.-%]

83,3

90,9

88,2

Rohdichte [g/cm3]

2,0

2,22

2,54

Druckfestigkeit fc [N/mm2]

100,4

140,5

146,2

Zugfestigkeit ft [N/mm2]

19,3

16,8

35,9

Schubfestigkeit fv,s [N/mm2]

26,1

26,4

39,0

E-Modul Ec [N/mm2]

20 161

32 533

42 091

19,5

10

Therm. Ausdehnungs- ~ 20 koeffizient [*10–6 1/K]

PC 5-10

PC 3-7.5

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M. Kästner, K. Rautenstrauch: Glued polymer mortar connections for timber-concrete composite bridges part 1

Bild 3 Ergebnisse der Push-out-Versuche – Mittelwerte der Verschiebungsmoduln Kser je Dübelleiste, bezogen auf die Probenbreite b = 20 cm Results of the push-out tests – mean values of slip modulus Kser per stud connector, based on the specimen width b = 20 cm

rung der thermischen Schwindung. Alle drei Rezepturen weisen eine plastische Frischmörtelkonsistenz auf. Die Füllgrade ermöglichen die variable Einstellung der Klebfugendicke im Millimeter- bis Zentimeterbereich.

3 Push-out-Scherversuche Zur Untersuchung des holzseitigen Trag- und Versagensverhaltens von VFK I und II wurde ein vereinfachter Versuchsaufbau verwendet (Bild 4), welcher zuvor bereits für Untersuchungen zum Trag- und Ermüdungsverhalten konventioneller Dübelleistenverbindungen genutzt wurde [4]. Durch Substitution der üblicherweise außen liegenden Betonelemente durch Stahlprofile und Verwendung von Passschrauben anstelle von Kopfbolzen wird gezielt ein holzseitiges Versagen sichergestellt. Die Wiederverwendung des Versuchsaufbaus ermöglicht einen direkten Vergleich der Ergebnisse mit denen aus den vorangegangenen Untersuchungen. Die Prüfkörperkonfigurationen aller mit diesem Versuchsaufbau getesteten Serien sind in Bild 2 dargestellt.

Bild 4 Ergebnisse der Push-out-Versuche – Tragfähigkeiten (Bruchlasten max F) als bezogene Bruchspannungen τ*, berechnet nach Gl. (1) mit ℓDL = 17,5 cm (Serienmittelwerte und zugehörige Maximal- und Minimalwerte) Results of the push-out tests – load capacities (failure loads max F) as specific shear failure stresses τ*, calculated according to eq. (1) with ℓDL = 17.5 cm (mean values of the series and associated ­maximum and minimum values)

max F (1) τ* = 2 ⋅ b ⋅ l DL + l V

(

mit max F b lDL l V

Bild 2 Prüfkörpergeometrien und Probenanzahl der Push-out-Versuchs­ serien, GL32 h (Fichte) Specimen geometries and number of specimens of the push-out test series, GL32 h (spruce)

)

Bruchlast (Zylinderkraft) in N Breite der Holzprobe nach Bild 2 in mm rechnerische Länge der Dübelleiste in mm Vorholzlänge bzw. entsprechende PC-Verguss­ länge nach Bild 2 in mm

Die in Serie EK-A/B getestete holzseitige Verbindung entspricht annähernd der bereits bei zwei HBV-Straßenbrücken im Harz realisierten Ausführung (Birkberg-Brücke bei Wippra [3]; Brücke ü. d. Holtemme in Wernigerode). Zur Eliminierung des Anfangsschlupfs hat sich die in Serie EK-PC untersuchte Anordnung eines ca. 12,5 mm

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breiten Polymermörtelstreifens aus PC 3‑5 als geeignet erwiesen. Die Ergebnisse zu diesen beiden Varianten sind ausführlich in [4] dokumentiert.

Die Serien EK-PC-33 und EK-PC-24 (je drei Prüfkörper) repräsentieren VFK I. Bei beiden Serien wurde das Vorholz durch eine 30 mm hohe PC-Schicht aus PC 3‑5 sub­ stituiert. Die Vorholzersatz- resp. PC-Verbundlänge wurde bei Serie EK‑PC‑24 auf ca. 245 mm festgelegt und entspricht damit ca. dem Achtfachen der Stahlplattendicke­.

Bei Serie EK-PC-33 kam eine ca. 335 mm lange PC-Verbundlänge zur Ausführung. Damit wurde bei dieser Serie dem in [4] formulierten Vorschlag Rechnung getragen, für das Verbundelement Dübelleiste eine Vergrößerung der rechnerisch ansetzbaren Verbundlänge auf das Elffache der Einschnitttiefe resp. Stahlplattendicke zuzulassen.

Bei Serie EK‑PC‑42 (drei Prüfkörper) wurden die Dübelleisten in einer max. 40 mm hohen Polymermörtelschicht aus PC 3-5 gebettet. Dem Prinzip der VFK II folgend, wurde zusätzlich zum Formschluss an der Dübelleistenflanke zwischen Dübelleistenunterseite und PC-Schicht eine Klebverbindung realisiert. Die komplette holzseitige Verbundlänge umfasste somit insgesamt 420 mm. Die Vorholzersatzlänge entsprach der der Serie EK-PC-24.

Je Prüfkörper wurden zunächst fünf statische Lastrampen mit Prüflasten zwischen 10 % und 40 % der rechnerischen Versagenslast gefahren, nach anschließender Entlastung wurde der Bruchversuch gestartet. Die Versuchsdurchführung und die Bestimmung der Verschiebungsmoduln Kser erfolgte nach DIN EN 26891.

In Bild 3 sind die Serienmittelwerte der Verschiebungsmoduln jeweils für die Erstbelastung, die statischen Lastrampen (Mittelwert aus erster bis fünfter Lastrampe) und den Bruchversuch angegeben. Die Werte beziehen sich auf eine Dübelleiste mit 20 cm Breite. Aus der Anordnung eines PC-Vergussstreifens (Serie EK-PC) resultiert ein signifikanter Anstieg des Verschiebungsmoduls ca. um das Zwei- bis Dreifache gegenüber Serie EK-A/B. Die vollständige Substitution des Vorholzes bewirkt praktisch keine weitere Zunahme der Verbundsteifigkeit. Anhand der für Serie EK-PC-42 bestimmten, wesentlich höheren Verschiebungsmoduln kann die VFK II als holzseitig schubstarr aufgefasst werden. Die messtechnisch erfassten Relativverschiebungen sind hier im Wesentlichen mit Schubverformungen im Holz zu begründen. Die zugehörigen Kraft-Verschiebungskurven sind in [1] angegeben.

Sämtliche Prüfkörper der Serien EK-A/B und EK-PC versagten spröde durch Vorholzabscheren. In den Serien EK-PC-33 und EK‑PC‑24 wurde eine Kombination aus Versagen der Verbundfuge PC/Holz und fugennahem Schubbruch im Holz festgestellt. Bei Serie EK-PC-42 trat ein überwiegendes Versagen im Holz auf (Bild 5).

In Serie EK-PC-42 wurden insgesamt wesentlich höhere Traglasten erzielt als in allen anderen Serien. Die Scherfläche lag bei dieser Serie zudem größtenteils deutlich tiefer im Holz als in den Serien EK‑PC‑33 und EK‑PC‑24.

26

Bild 5 Typisches Bruchbild Versuchsserie EK-PC-33 (a) und Versuchsserie EK-PC-42 (b) Typical fracture pattern test series EK-PC-33 (a) und test series EK‑PC-42 (b)

In Bild 4 sind die erzielten mittleren Tragfähigkeiten aller Serien als bezogene Bruchspannungen τ*, berechnet nach Gl. (1), angegeben. Diese Ergebnisdarstellung ermöglicht es, die je Prüfkörper mit zwei Dübelleisten tatsächlich geometrisch beanspruchte Holzoberfläche, einschließlich der nur bei Serie EK-PC-42 auch zur Schubübertragung genutzten Dübelleistengrundfläche, bei der Versuchsauswertung zu berücksichtigen. Die Dübelleistenlänge wurde rechnerisch einheitlich mit ℓDL = 17,5 cm in Ansatz gebracht, womit berücksichtigt ist, dass baupraktisch zwei hintereinanderliegende Dübelreihen je Dübelleiste angeordnet werden. Als Vorholzlängen bzw.

PC-Vergusslängen ℓV gingen die in Bild 2 angegebenen Ausführungsmaße ein.

Die bezogenen Bruchspannungen τ* für die Serien EK‑PC‑33 und EK‑PC‑24 liegen annähernd auf gleichem Niveau. Gegenüber den Serien EK-A/B und EK-PC sind diese um ca. 40 % größer. Bei entsprechender Reduzierung der Dübelleistenabstände ist mit VFK I folglich eine Steigerung der Gesamttragfähigkeit um ca. 40 % möglich.

Für VFK II (Serie EK‑PC‑42) ergibt sich gegenüber VFK I eine Steigerung der Schubtragfähigkeit um 60–70 %. Gegenüber der konventionellen Dübelleistenverbindung ist mind. eine Verdopplung der Schubtragfähigkeit festzustellen. Hervorzuheben ist, dass der Mittelwert des für Serie EK-PC-42 berechneten τ*-Werts den charakteristischen Wert der Schubfestigkeit von Brettschichtholz aus Nadelholz (fv,k = 3,5 N/mm2) um ca. 21 % übersteigt, wohingegen die Schubfestigkeit des Holzes bei den anderen Verbundfugenkonfigurationen nicht optimal ausgenutzt werden kann.

4 Druckschubversuche 4.1 Versuchsaufbau Im Folgenden werden die wesentlichen Ergebnisse der Untersuchungen zum Schubtragverhalten der Klebver-

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Bild 7 Typische Bruchbilder der Druckschubversuche PC/Holz (a), PC/Beton (b) und PC/Stahl (c) Typical fracture patterns of the composite shear tests PC/wood (a), PC/concrete (b) and PC/steel (c)

Bild 6 Prüfkörperabmessungen und Belastungsanordnung der Druckschubversuche PC/Holz bzw. PC/Beton (a) sowie PC/Stahl (b) Test specimen dimensions and load arrangement of the composite shear tests PC/wood or PC/concrete (a) and PC/steel (b)

bunde PC/Holz, PC/Beton und PC/Stahl zusammengefasst. Die verwendeten neuartigen Versuchsaufbauten (Bild 6) orientierten sich an dem in DIN EN 408 geregelten Aufbau zur Bestimmung der „Scherfestigkeit in Faserrichtung“ des Holzes. Ähnliche Versuchsaufbauten wurden u. a. in [5, 6] verwendet. Die angegebenen Festigkeiten wurden als Quotient aus max. Schubkraft und Scherfläche nach Gl. (2) berechnet. Die Stahlplatten wurden vor der Verklebung sandgestrahlt und entfettet.

Bezüglich der ausführlichen Ergebnisdarstellung sämtlicher Versuchsserien wird auf [1] verwiesen. max F ⋅ cos α (2) fv,s = b⋅l mit fv,s Schubfestigkeit in N/mm2 max F Bruchlast (Zylinderkraft) in N b Probenbreite bzw. reduzierte Breite der Poly­ mermörtelfuge bei den Druckschubversuchen PC/Stahl nach Bild 6 in mm l Probenlänge bzw. Länge der Polymermörtelfuge nach Bild 6 in mm α Einbauwinkel der Probe im Versuchsstand nach Bild 6 in °

4.2

Verbund PC/Holz

In Kurzzeitversuchen wurden 13 astfreie Fichtenholzproben (ρ = 430 ... 550 g/cm3; u = 12 %) mit Schubkraftein­ leitung parallel zur Faserrichtung getestet. Zur Verklebung mit den Stahlplatten kam die Polymermörtelre­ zeptur PC 3‑7.5 zum Einsatz. Drei weitere Proben wurden in Einstufendauerschwingversuchen zyklischen Druck­ schwell­bean­spruchungen (f = 3 Hz; R = 0,1; Lastniveau-

stufen: 50, 60, 70 % der Kurzzeitbruchlast) mit bis zu 7,4 Mio. Lastwechseln ausgesetzt, um das Ermüdungstragverhalten der Verbindung abzuschätzen. Zusätzliche Druckschubversuchsserien, u. a. zum Verbundtragverhalten bei Schubkrafteinleitung senkrecht zur Faserrichtung und Rollschubbeanspruchung sowie zum Tragverhalten von Polymermörtel/Furnierschichtholz-Verbunden, aber auch Druckschubversuche unter Verwendung der Polymermörtelrezeptur PC 3‑5, ergänzten das Versuchs­ programm [1]. Auf die Ergebnisse dieser Versuchsserien wird nachfolgend nicht näher eingegangen.

Alle Prüfkörper mit faserparalleler Schubkrafteinleitung versagten auf Schub parallel zur Faser (Bild 7a) bzw. zeigten bei drei Proben ein kombiniertes Zug-/Schubversagen. Ein adhäsives Versagen des Verbunds oder ein Kohäsionsbruch im Polymermörtel traten als primäre Ver­ sagensmechanismen nicht auf. Für die Bemessung des holzseitigen Klebverbunds ist somit die Schubfestigkeit des Holzes der limitierende Parameter, wobei mit 7,1–12,2 N/mm2 (Mittelwert 8,5 N/mm2, Standardab­ weichung ± 20,0 %) vergleichsweise hohe Werte ermittelt wurden. Aus den Ergebnissen der Kurzzeit- und Dauerschwingversuche wurde eine Ermüdungskennlinie in Anlehnung an sog. Wöhlerlinien erstellt (Bild 8). Auf Basis dieser lässt sich die Zeitfestigkeit nach 2 Mio. Lastwechseln mit ca. 60 % des Mittelwerts der Kurzzeitfestigkeit abschätzen.

4.3

Verbund PC/Beton

In acht Druckschubversuchsserien PC/Beton mit insgesamt 35 Einzelproben wurden unterschiedliche Varianten der Betonoberflächenstrukturierung bzw. Oberflächenvorbehandlung (gesandstrahlt, geschliffen, Waschbeton), der Betongrundierung sowie auch die drei in Tab. 1 aufgeführten verschiedenen PC-Rezepturen untersucht.

Die Betonelemente wurden aus Normalbeton C 30/37 mit einem Größtkorn von 8 mm hergestellt. Ein adhäsives Versagen der Grenzfläche PC/Beton konnte in allen Fällen ausgeschlossen werden, in denen die einzelnen

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Bild 8 Ermüdungskennlinien für die Schubfestigkeit, abgeleitet aus den Druckschubversuchen PC/Beton und PC/Holz Fatigue behaviour for the shear strength, derived from the compo­ site shear tests PC/concrete and PC/wood

Arbeitsschritte – vom Anmischen der Epoxidharzkomponenten über den Auftrag der Grundierung bis zur anschließenden Verklebung der Bauteile – zeitlich so auf­ einander abgestimmt waren, dass eine vollständige Vernetzung der Komponenten Harz und Härter des jeweiligen Reaktionsharzsystems sichergestellt war. In suchen, in denen ein kohäsives Versagen im allen Ver­ Beton auftrat, wurden, unabhängig von der Polymermörtelrezeptur sowie von der Art der Betonoberflächenstrukturierung, hohe Betonschubfestigkeiten zwischen 7,2 und 9,3 N/mm2 erzielt. Waschbetonoberflächen, mit Auswaschtiefen von 2,0 und 2,5 mm, haben sich zur Verklebung als besonders geeignet erwiesen. Bei den zugehörigen Prüfkörpern verlagerte sich die Bruchfläche relativ weit in den Beton hinein (Bild 7b). Die Schubfestigkeiten dieser Prüfkörper lagen durchschnittlich bei 8,3 N/mm2 (Standardabweichung ± 1,7 %) und damit in der gleichen Größenordnung wie die von fehlerfreiem Fichtenholz (Abschn. 4.2). Die Bemessung des betonseitigen Verbunds kann somit unter Ansatz der Schubfestigkeit des Betons erfolgen.

Zur Abschätzung des Ermüdungstragverhaltens wurden sieben weitere PC/Beton-Proben in Einstufendauerschwingversuchen unter zyklischer Druckschwellbeanspruchung mit bis zu 10 Mio. Lastwechseln getestet (f = 3 Hz, z. T. 5 Hz; R = 0,1; Lastniveaustufen: 60, 70, 80 % der Kurzzeitbruchlast; Beton: C 35/45). Die aus den Ergebnissen erstellte Ermüdungskennlinie ist in Bild 8 angegeben. Auf Basis dieser lässt sich die Zeitfestigkeit nach 2 Mio. Lastwechseln mit ca. 70 % des Mittelwerts der Kurzzeitfestigkeit abschätzen.

4.4

Verbund PC/Stahl

In den zuvor beschriebenen Versuchen trat ein Versagen stets im Holz bzw. Beton auf. Das Schubtragverhalten von 28

PC/Stahl-Verbunden wurde für die drei in Tab. 1 aufgeführten PC-Rezepturen daher in separaten Druckschubversuchen mit einem Umfang von 21 Einzelproben untersucht (Bild 6b). Bei allen Proben trat primär ein Kohä­ sionsbruch innerhalb der Mörtelfuge mit schräg verlaufender Bruchfläche im mittleren Drittel der Fugenlänge auf (Bild 7c). Der Bruch setzte sich final als Abscheren entlang der Stahlplattenoberflächen fort. In guter Korrelation zu den Verhältnissen der in Tab. 1 für die drei untersuchten PC-Rezepturen angegebenen Zugfestigkeiten besitzt PC 3‑7.5 mit 39,0 N/mm2 (5 Proben, Standardabweichung ± 7,5 %) gegenüber PC 3‑5 (11 Proben, 26,1 N/mm2 ± 2,3 %) und PC 5‑10 (5 Proben, 26,4 N/mm2 ± 1,7 %) eine um ca. 48 % höhere Schubfestigkeit. Die Schubfestigkeiten der verwendeten Rezepturen liegen deutlich über denen der untersuchten Nadelholz- und Betongüten. Bei VFK III kann daher ein kohäsives Versagen im Polymermörtel als ausgeschlossen angesehen werden.

4.5

Numerische Analysen

Die in den Druckschubversuchskonfigurationen auftretenden Spannungsverteilungen, Spannungsinteraktionen und Versagensmechanismen wurden für die verschiedenen Materialverbunde anhand von FE-Simulationen in ANSYS detailliert analysiert. Die Modellierung erfolgte vereinfacht zweidimensional unter Verwendung von 8-Knoten-Scheibenelementen mit Vernetzung in der xyEbene und starrer Knotenkopplung an den Materialgrenzen. Stahl, Beton und Polymermörtel wurden als isotrope Materialien mit elastisch-plastischem Materialverhalten (Materialoptionen MISO bzw. Drucker-Prager) definiert.

Für Holz wurde orthotropes, linear-elastisches Materialverhalten angenommen. Bezüglich weiterführender Angaben wird auf [1] verwiesen.

Wie Bild 9 am Beispiel der Serie PC/Stahl mit Polymermörtel PC 3-5 veranschaulicht, liegt bei den verwendeten Versuchskonfigurationen eine sehr gleichmäßige, lediglich zu den Prüfkörperenden auf null abfallende Schub­ beanspruchung ohne lokale Schubspannungsspitzen vor.

Bei den Druckschubversuchen PC/Holz und PC/Beton werden lokal im Holz- resp. Betonelement vorhandene Schubspannungsmaxima durch Querdruckspannungen überlagert. Im mittleren Probendrittel – dem Bereich der Rissentstehung – ist bei allen Konfigurationen eine Interaktion von Schub- und min. Querzugspannungen festzustellen. Die in den Abschn. 4.2–4.4 angegebenen, aus den Versuchsergebnissen jeweils nach Gl. (2) als Quotient aus Schubkraft und Scherfläche ermittelten Schubfestig­keiten sind, aufgrund der demgegenüber im Bereich der Rissentstehung tatsächlich um den Faktor 1,08 (für PC/Beton), 1,10 (für PC/Holz) bzw. 1,16 (für PC/Stahl) höheren ­lokalen Schubspannungen, als konservative Festigkeitswerte zu werten. Die Simulationsergebnisse veranschau­ lichen, dass bei allen drei Versuchskonfigurationen initial von einem kohäsiven Schub- resp. Hauptzugspannungsversagen innerhalb des mittleren Drittels der Probenlänge auszugehen ist.

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Bild 9 Simulation Druckschubversuche PC/Stahl (PC 3-5) – Analyse der Spannungsverteilung bei Maximallast (F ≈ 265 kN); a) Trajektorienverläufe der plastischen Dehnungen im Bereich der Initialrissbildung, b) Schubspannungen τ, c) Spannungen senkrecht zur Klebfuge σ^, d) Hauptzugspannungen σ1 Simulation of composite shear tests PC/steel (PC 3-5) – analysis of the stress distribution at maximum load (F ≈ 265 kN); a) trajectories of plastic strains in the area of the initial crack, b) shear stresses τ, c) tension stresses perpendicular to the bond line σ^, d) principal tensile stresses σ1

5

Zusammenfassung und Ausblick

Die Leistungsfähigkeit von HBV-Bauweisen wird in hohem Maße durch die geringe Längsschubfestigkeit des Holzes begrenzt. Von großer Bedeutung ist daher die optimale Ausnutzung der vorhandenen Schubtragfähigkeit des Materials. Die im Beitrag vorgestellten experimentellen Ergebnisse belegen, dass die neuartigen Verbundfugenkonfigurationen für HBV-Straßenbrücken enorme Tragfähigkeitssteigerungen zulassen. Bei der weiterentwickelten Dübelleistenverbindung mit PC-Verklebung der Dübelleistengrundflächen (VFK II) liegt holzseitig praktisch starrer Verbund vor.

Die für VFK II ermittelten holzseitigen Schubtragfähigkeiten (bezogene Bruchspannung τ*) liegen deutlich oberhalb des für Brettschichtholz aus Nadelholz rechnerisch ansetzbaren charakteristischen Werts der Schubfestigkeit von 3,5 N/mm2. Die entsprechenden Schubtragfähigkeiten τ* für konventionelle Dübelleistenverbindungen sowie für VFK I sind dagegen deutlich geringer.

Grundsätzlich sind bei allen Verbundfugenkonfigurationen mit Dübelleisten Verbundsteifigkeit und -tragfähigkeit auch vom betonseitigen Verdübelungsgrad abhängig.

Die bei VFK II vorliegende hohe holzseitige Beanspruchbarkeit ermöglicht in diesem Zusammenhang eine effi­ ziente Ausnutzung des plastischen Verformungspoten­

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zials der betonseitigen Verbundmittel bei der Bemessung.

Bei entsprechender Auslegung der Verbindung für den Versagensfall Abscheren der Kopfbolzen kann im Traglastbereich ein sprödes holzseitiges Schubversagen ausgeschlossen werden.

Bei flächiger, toleranzausgleichender PC-Verklebung (VFK III) wird ein kontinuierlicher, schubstarrer Verbund zwischen Beton und Holz angestrebt. Die für das Versagensverhalten relevanten Festigkeitswerte der eingesetzten Polymermörtel, insbesondere deren Schubfestigkeiten, übersteigen die der untersuchten Nadelholzund Betongüten ca. um das Drei- bis Sechsfache. Ein kohäsives Versagen innerhalb der PC-Klebfuge kann daher als ausgeschlossen angesehen werden. Sämtliche Proben der Druckschubversuche PC/Holz versagten im Holz.

Ein adhäsives Versagen des Verbunds trat nicht auf. Die Ergebnisse der Druckschubversuche PC/Beton belegen, dass auch ein adhäsives Versagen in der Grenzfläche zum Beton durch geeignete Oberflächenvorbehandlung ausgeschlossen werden kann. Bei Verwendung der hier untersuchten oder vergleichbarer Polymermörtel kann die Bemessung der Verbindung auf Basis der Festigkeitskennwerte von Holz und Beton erfolgen.

Das Gesamttragverhalten der neuartigen Verbundfugenkonfigurationen wurde zusätzlich an Biegeträgen untersucht. Die Ergebnisse dieser experimentellen und zugeordneten numerischen Untersuchungen werden im zweiten Teil des Beitrags [9] zusammengefasst. Auch wird darin auf Bemessungsansätze und Ausführungsempfehlungen eingegangen.

Literatur [1] Kästner, M. (2019) Zum Tragverhalten von PolymermörtelKlebverbindungen für die Anwendung bei Straßenbrücken in Holz-Beton-Verbundbauweise [Dissertation]. BauhausUniversität Weimar.

[2] Simon, A. (2008) Analyse zum Trag- und Verformungsver­ halten von Straßenbrücken in Holz-Beton-Verbundbauwei­ se [Dissertation]. Bauhaus-Universität Weimar.

[3] Simon, A.; Barthl, J.; Rautenstrauch, K. (2009) Die Birk­ bergbrücke Wippra – Deutschlands erste Straßenbrücke in Holz-Beton-Verbundbauweise in: Stritzke, J. [Hrsg.] Ta­ gungs­ band zum 19. Dresdner Brückenbausymposium.

Dresden, 9./10. März 2009.

[4] Müller, J. (2014) Trag- und Verformungsverhalten spezieller Verbundelemente für Holz-Beton-Verbundstraßenbrücken unter Kurzzeit-, Ermüdungs- und Langzeitbeanspruchung [Dissertation]. Bauhaus-Universität Weimar.

[5] Schäfers, M. (2010) Entwicklung von hybriden Bauteilen aus Holz und hochfesten bzw. ultrahochfesten Betonen, Experimentelle und theoretische Untersuchungen [Dissertation]. Universität Kassel.

[6] Eisenhut, L. (2015) Geklebter Verbund aus Holz und hoch­ festem Beton – Untersuchungen zum Langzeitverhalten [Dissertation]. Universität Kassel.

[7] Rautenstrauch, K.; Kästner, M. (2017) Entwicklung einer ökologischen Straßenbrückenbauweise aus Holz und Beton mit kontinuierlichem Klebeverbund auf Basis (bio-)polyme­ rer Reaktionsharzsysteme – Ein Beitrag zum Einsatz nach­ wachsender Rohstoffe für Verkehrsbauten. Schlussbericht FNR-Forschungsvorhaben 22000612, Bauhaus-Universität Weimar.

[8] Steurer, A. (1999) Holz/Beton-Verbund im Brückenbau – Die Crestawald-Brücke bei Sufers (GR) in: Schweizerische Arbeitsgemeinschaft für Holzforschung [Hrsg.] Tagungs­ band Tragende Verbundkonstruktionen mit Holz. 31. SAHFortbildungskurs, Weinfelden, 3./4. Nov. 1999.

[9] Kästner, M.; Rautenstrauch, K. (2021) Polymermörtel-Kleb­ verbindungen für Holz-Beton-Verbundbrücken Teil 2 – Bie­ getragverhalten, Bemessung und Ausführung in: Bautechnik 98, SH Holzbau, Ausgabe 1, S, 31–39.

[10] Bennert GmbH (2019) Allgemeine bauaufsichtliche Zulas­ sung/Allgemeine Bauartgenehmigung Nr. Z-10.7-282: Re­ aktionsharzbeton zur Verstärkung von Holzbauteilen. DIBt, Berlin.

Autoren Dr.-Ing. Martin Kästner (Korrespondenzautor) Martin.Kaestner@uni-weimar.de Bauhaus-Universität Weimar Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Professur Stahl- und Hybridbau Marienstraße 13D 99423 Weimar

Zitieren Sie diesen Beitrag Kästner, M.; Rautenstrauch, K. (2021) Polymermörtel-Klebverbindun­ gen für Holz-Beton-Verbundbrücken Teil 1 – Schubtragverhalten neu­ artiger Verbundkonfigurationen. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 23–30. https://doi.org/10.1002/bate.202000096 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 1. Oktober 2020; angenommen: 10. Februar 2021.

Prof. Dr.-Ing. Karl Rautenstrauch Karl.Rautenstrauch@uni-weimar.de Bauhaus-Universität Weimar Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Professor i. R. für Holz- und Mauerwerksbau Marienstraße 13D 99423 Weimar

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Martin Kästner, Karl Rautenstrauch

Polymermörtel-Klebverbindungen für Holz‑Beton‑Verbundbrücken Teil 2

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DOI: 10.1002/bate.202000097

Biegetragverhalten, Bemessung und Ausführung Leistungsfähigkeit und Tragverhalten von Holz-Beton-Verbundkonstruktionen (HBV) sind entscheidend von der konstruktiven Ausbildung der Verbundfuge abhängig. Die meisten bislang für HBV-Straßenbrücken entwickelten Verbundlösungen sind durch eine diskontinuierliche Schubübertragung gekennzeichnet, wobei die Schubtragfähigkeit des Holzes nicht optimal ausgenutzt wird. Ziel der im Beitrag vorgestellten Untersuchungen war die Entwicklung von Verbundfugenkonfigurationen mit kontinuierlichem Verbund zwischen Betonfahrbahnplatte und hölzernen Brückenhauptträgern. Zur Vergleichmäßigung der Schubbeanspruchung und zur Vermeidung tragfähigkeitsmindernder Spannungsspitzen im Bereich der Verbundelemente kommen mineralisch gefüllte, toleranzausgleichende Klebmörtel auf Epoxidharzbasis zum Einsatz. Die Beurteilung der Leistungsfähigkeit zweier weiterentwickelter Dübelleistenverbindungen mit Polymermörtelverguss sowie der direkten Polymermörtel-Klebverbindung von Beton und Holz erfolgte anhand experimenteller und numerischer Untersuchungen. Der erste Teil des Beitrags gibt einen Überblick über die entwickelten Verbundfugenkonfigurationen und geeignete Polymermörtel und fokussiert auf die Ergebnisse der Untersuchungen zum Schubtragverhalten. Im vorliegenden zweiten Teil wird auf Untersuchungen an Biegeträgern eingegangen. Darüber hinaus werden die aus den Ergebnissen abgeleiteten Bemessungs­ vorschläge und Empfehlungen für die Ausführung vorgestellt.

Glued polymer mortar connections for timber-concrete ­composite bridges part 2 – bending behavior, design and ­construction Performance and load-bearing behavior of timber-concrete composite constructions (TCC) crucially depend on the design of the composite joint. Most composite solutions developed so far for TCC road bridges are characterized by a discontinuous shear transmission, whereby the shear capacity of the wood is not optimally utilized. The aim of the investigations presented in the article was to develop composite joint configurations with a continuous bond between the concrete deck and the main wooden bridge girders. Mineral-filled, tolerance-compensating adhesive mortars based on epoxy resin are used to even out the shear stresses and to avoid stress peaks in the area of the connector elements that reduce the load-carrying capacity.

The assessment of the performance of two enhanced stud connections with polymer mortar and the glued polymer mortar connection between concrete and wood was carried out on the basis of experimental and numerical investigations. The first part of the article gives an overview of the developed composite joint configurations as well as suitable polymer mortars and focuses on the results of the investigations on the shear behavior. In addition, the design proposals derived from the results and recommendations for the construction are presented.

Stichworte Holzbau; Holz-Beton-Verbund; Brückenbau; Polymermörtel; Verbundfuge; Klebverbindung; Dübelleiste; Biegeversuch; Bemessung; Ausführung

Keywords timber construction; timber-concrete composite; bridge construction; polymer mortar; composite joint; adhesive bond; stud connector; bending test; design; construction

1 Einführung

zeigt werden, dass mit den neuartigen Verbundfugenkonfigurationen signifikante Tragfähigkeitssteigerungen von 40 % bis über 100 % erzielbar sind. Die Ergebnisse zum Last-Verformungs- und Versagensverhalten sowie den Traglasten wurden in Kurzzeitbiegeversuchen überprüft, auf welche im vorliegenden zweiten Teil des Beitrags näher eingegangen wird. Aus den Ergebnissen werden Bemessungsvorschläge sowie Empfehlungen für die Ausführung abgeleitet. Die bislang durchgeführten Unter­ suchungen fokussierten auf das Trag- und Versagensverhalten unter Kurzzeitbeanspruchung.

Bei den meisten Verbundlösungen für HBV-Brücken erfolgt die Schubübertragung diskontinuierlich und lokal an den Verbundelementen. Hieraus resultiert eine ungleichmäßige Schubbeanspruchung des Holzes, z. T. verbunden mit hohen Spannungsspitzen. Die geringe Schubfestigkeit des Holzes kann so nicht optimal ausgenutzt werden. An der Bauhaus-Universität Weimar wurden innovative Fügetechniken entwickelt, mit denen die bislang bestehenden Nachteile überwunden werden können [1, 2]. Die im ersten Teil des Beitrags [3] ausführlicher vorgestellten Verbundfugenkonfigurationen VFK I und VFK II stellen Modifikationen der „konventionellen“ Dübelleistenverbindung dar. Bei VFK III wird eine kontinuierliche und schubstarre Verbindung zwischen Beton und Holz durch flächige Verklebung mit Polymermörtel realisiert.

Anhand der in [3] vorgestellten Ergebnisse aus Push-outScherversuchen und Druckschubversuchen konnte ge

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Untersuchungen an Biegeträgern

2.1 Versuchsprogramm In insgesamt zwölf Kurzzeitbiegeversuchen wurde das Gesamttragverhalten von drei HBV-Trägern mit konventioneller Dübelleistenverbindung und schmalem PC-Ver-

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Bild 1 Prüfkörperabmessungen der Vierpunkt-Biegeversuche Specimen dimensions of the four-point bending tests

gussstreifen (als Referenzträger), fünf HBV-Trägern mit VFK II und vier HBV-Biegeträgern mit VFK III analysiert. VFK I wurde im Rahmen der Biegeversuche nicht untersucht. Zur realitätsnahen numerischen Abbildung der festgestellten Versagensmechanismen im Rahmen von FE-Simulationen wurden Modellierungsstrategien entwickelt und anhand der Versuchsergebnisse validiert.

Prüfkörperabmessungen und Versuchsaufbau sind in Bild 1 dargestellt. Angaben zur Ausführung der Schubverbindung zwischen Betonplatte und Holzträger sowie zu ergänzenden Verstärkungsmaßnahmen können Bild 2 und Tab. 1 entnommen werden.

Alle Holzträger bestanden aus Brettschichtholz (BSH) GL24h mit blockverleimtem Querschnitt. Zur Vermeidung eines spröden Biegezugversagens sowie zur Erhöhung der Gesamtbiegesteifigkeit wiesen die Bauteile Zugzonenverstärkungen in Form einer unbewehrten und einer zweiten, betonstahlarmierten (je 8 ∅16 mm, B500B) Lamelle aus Furnierschichtholz (FSH) der Holzart Fichte auf [4]. Die Träger HBV-8 bis -12 waren zusätzlich mit Schubverstärkungen in Form von selbstbohrenden Vollgewindeschrauben versehen (30 ∅12 mm je Balkenende).

Die Träger HBV-9 bis -12 erhielten zusätzliche Auflagerverstärkungen in Form von PC-Vergusssäulen.

Für die Stahlbetonelemente war die Festigkeitsklasse C 30/37 vorgesehen. Zusätzlich durchgeführte Beton­ prüfungen ergaben eine Einstufung zwischen C 35/45 und C 45/55 (Ecm = 28 700 N/mm2). Alle Stahlbeton­ elemente wurden als Fertigteile mit allseitiger Bewehrung (AS,längs = 9,48 cm2, BSt 500 S) hergestellt – die Elemente der Probekörper HBV-1 bis HBV-10 inkl. der einbetonierten Dübelleisten. Die Dübelleistenhöhe variierte zwischen 30 mm und 15 mm, die Kopfbolzenanzahl zwischen vier und sieben (Tab. 1), mit jedoch einheitlichem Durchmesser von 19 mm. Je Träger waren jeweils vier baugleiche Dübelleisten verbaut. Bei den Trägern HBV7/8 wurde zusätzlich zur Dübelleistenverbindung ein starrer Verbund zwischen Beton und Holz durch Verklebung mit Polymermörtel über eine Länge von 1,50 m je Trägerende hergestellt. Bei den Trägern HBV-11/12 ohne Dübelleisten erfolgte eine vollflächige Verklebung mit Polymermörtel durchgängig über die gesamte Verbundfugenlänge. Alle Betonfertigteile der Träger HBV-7/8/11/12 wiesen in den Klebfugenbereichen Waschbetonoberflächen mit einer Auswaschtiefe von ca. 2,5 mm auf, die 32

Klebfugendicke bei HBV-11/12 betrug im Mittel ca.

13 mm (± 3 mm). Bei allen anderen Trägern verhinderte das Einlegen einer PE-Folie den Klebverbund in der Grenzfläche PC/Beton. Als Polymermörtel für die Verbundfugenherstellung kam überwiegend die Rezeptur PC 3-5 zum Einsatz, lediglich bei HBV-7 und HBV-12 wurde als Alternative die Rezeptur PC 3-7.5 verwendet (PC-Rezepturen – [3] (Tab. 1)).

Die Prüfung der Träger erfolgte in Vierpunkt-Biegever­ suchen in Anlehnung an DIN EN 408, jedoch mit Lastaufbringung in den Viertelspunkten der Stützweite (Achsen B, D – Bild 1). Messtechnisch erfasst wurden neben den Zylinderkräften u. a. die globalen und lokalen Durchbiegungen, die Relativverschiebungen zwischen Beton und Holz sowie zwischen Beton und Dübelleisten, die Längsdehnungen in Trägermitte sowie die Auflager­ eindrückungen. Zudem kam bei den Trägern HBV-11/12 ein faser­optisches Messsystem zum Einsatz, welches eine quasikontinuierliche Erfassung der Dehnungen über die ge­samte Länge der PC-Klebfuge ermöglichte [5].

2.2

Numerische Simulation

Ergänzend zu den experimentellen Untersuchungen wurden rechnerische Analysen der genauen Spannungsverhältnisse im Bereich der Verbundfuge vorgenommen, welche in [1] ausführlich dokumentiert sind. Die Modellierung der zwölf HBV-Träger im FE-Programmsystem ANSYS erfolgte zweidimensional, unter Verwendung geeigneter Scheiben-, Balken und Kontaktelemente. Bewehrungsstäbe und Kopfbolzen wurden jeweils zu einzelnen idealisierten Querschnitten zusammengefasst. Die Schubweichheit der Kopfbolzen wurde durch betonseitige Federelemente abgebildet, wobei auf Basis der Ergebnisse aus [6] die Federkennlinien in Abhängigkeit von der Betonfestigkeitsklasse nichtlinear definiert wurden. Zum Zweck der realitätsnahen Abbildung der Rissentwicklung sowie der Interaktionen zwischen den unterschiedlichen Materialien wurden in den relevanten Grenzflächen (Beton/Holz, PC/Dübelleiste etc.) bzw. rissgefährdeten Bereichen innerhalb der PC-Schicht Kontaktelemente angeordnet. Bei sämtlichen Trägern ohne betonseitige PCVerklebung wurden so Relativverschiebungen sowie ggf. auch Fugenöffnungen zwischen den Verbundbauteilen ermöglicht. Auf eine Berücksichtigung der diagonal angeordneten Schubverstärkungsschrauben wurde verzichtet.

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Bild 2 Prüfkörper- und Verbundfugenkonfigurationen der Biegeversuche (HBV-7/8 ohne PC-Säulen, HBV-7 ohne Schubverstärkung) Specimen and composite joint configurations of the bending tests (HBV-7/8 without PC columns, HBV-7 without shear reinforcements) Tab. 1 Prüfkörperkonfigurationen der Vierpunkt-Biegeversuche Specimen configurations of the four-point bending tests

Prüfkörperbezeichnung HBV

1

3

5

PC-Vergussstreifen

×

×

×

PC-Verklebung DL/Holz PC-Verklebung

2

4

6

7

8

9

10

×

×

×

×

×

×

×

×

×

Holz/Beton1

×

Schubverstärkung Auflagerverstärkung (PC-Säulen)

11

12

×

×

×

×

×

×

×

×

×

×

Dübelleistenhöhe hDL [mm]

30

30

30

30

30

30

15

15

15

15

–

–

Anzahl Kopfbolzen je Dübelleiste

4

7

4

4

7

4

4

7

4

7

–

–

Höhe PC-Fuge hPC ca. [mm]

30

30

30

50

50

50

30

30

30

30

13

13

Höhe Stahlbetonplatte hC [cm]

13

13

13

13

13

13

13

13

13

13

12

12

1

bei HBV-7/8 bereichsweise über eine Länge von 1,50 m je Trägerseite, bei HBV-11/12 über die gesamte Trägerlänge

2.3 Ergebnisse In Bild 3 sind die Traglasten aller HBV-Biegeträger, in Bild 4 die zugehörigen Last-Durchbiegungskurven angegeben. Gegenüber der rechnerischen Biegesteifigkeit ohne Verbund zwischen Beton und Holz wurden bei allen Verbundfugenkonfigurationen erhebliche Steifigkeitssteigerungen um 150–220 % erzielt. Die Anfangsbiegesteifigkeiten lagen damit in allen Fällen nahe an der

rechnerischen Biegesteifigkeit bei Annahme starren Verbunds.

Die Referenzträger HBV-1/3/5 versagten spröde durch Vorholzabscheren und ohne feststellbare Plastifizierung der Kopfbolzen. Die Simulationsergebnisse verdeutlichen, dass bei diesem Verbundfugendesign lokal sehr hohe Schubspannungsspitzen im Vorholz auftreten, die bei Erreichen der Schubfestigkeit einen reißverschluss­

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Bild 3 Bruchlasten der Biegeversuche Ultimate loads of the bending tests

Bild 4 Last-Durchbiegungsverläufe der Biegeversuche Load-deflection curves of the bending tests

artigen, spröden Versagensmechanismus begünstigen (Bild 5a). Mit Bruchlasten zwischen 338 kN und 406 kN (Mittelwert 382 kN) wurden in dieser Serie die geringsten Tragfähigkeiten erzielt. Die Bauteile wiesen keine weiteren Schädigungen auf, was eine Wiederverwendung der Holzträger und Stahlbetonelemente für die Träger HBV2/4/6 ermöglichte.

Die Träger HBV-2/4/6 (VFK II mit 30 mm hohen Dübelleisten) erreichten im Mittel um 52 % höhere Tragfähigkeiten als die Referenzträger, zeigten bereits ein von der Anzahl der Kopfbolzen je Dübelleiste abhängiges Versagensverhalten, versagten jedoch ebenfalls spröde durch fugennahes Abscheren im BSH. Die beiden ebenfalls VFK II zuzuordnenden Träger HBV-9/10, mit um 15 mm reduzierter Dübelleisten- und PC-Höhe, wiesen im Gegensatz zu den Trägern 1–6 zusätzliche Schub- und Auf­ lagerverstärkungen auf. Bei HBV-9 mit vier Kopfbolzen je Dübelleiste zeigte sich ein äußerst duktiler Versagensmechanismus infolge der vollständigen Ausnutzung des plastischen Verformungspotenzials der Kopfbolzen (Bild 6, max. Relativverschiebung Beton/Dübelleiste > 7 mm).

Ein Schubversagen im BSH unterhalb der PC-Verguss­ 34

Bild 5 Schubspannungsverteilung entlang der Holzoberkante: a) Simulation HBV-1, b) Simulation HBV-9, c) Simulation HBV-10, d) Simulation HBV-7 Shear stress distribution along the top edge of the wood: a) ­simulation HBV-1, b) simulation HBV-9, c) simulation HBV-10, d) simulation HBV-7

fugen trat nicht auf, jedoch kam es zu Schubbrüchen im FSH, die im weiteren Versuchsverlauf eine Abnahme der Gesamtbiegesteifigkeit bewirkten. Die Traglaststeigerung für HBV-9 lässt sich mit + 166,2 % gegenüber den Referenzträgern HBV‑1/3/5 und mit + 75,4 % gegenüber Serie HBV‑2/4/6 beziffern. Der höhere Verdübelungsgrad von sieben Kopfbolzen je Dübelleiste verhinderte bei HBV-10 6, max. entsprechende Lastumlagerungseffekte (Bild Relativ­verschiebung Beton/Dübelleiste < 1 mm). Der Prüfkörper versagte initial verbundfugennah auf Schub im BSH und erreichte nur ca. 77 % der Traglast von HBV‑9. Die wirksame Schubverstärkung erlaubte eine Fortsetzung des Versuchs.

Anhand der Simulationsergebnisse kann gezeigt werden, dass bei gleichem Beanspruchungsniveau die Maximalwerte der Schubspannungen an der Holzoberfläche bei VFK II wesentlich geringere Werte annehmen als bei der konventionellen Dübelleistenverbindung [1]. Die Zwischenschicht aus Polymermörtel bewirkt eine gleichmäßi-

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Bild 6 Vergleich des Last-Durchbiegungsverhaltens (a) sowie des Last-­ Relativverschiebungsverhaltens (b) für HBV-9/10 aus Versuch und Simulation Comparison of the load deflection behaviour (a) and the load relative displacement behavior (b) for HBV-9/10 from experiment and ­simulation

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Bild 7 HBV-12 – initialer Schubbruch in der oberen LVL-Lamelle und finales Biegezugversagen im BSH nach ausgeprägt duktilem Biegetragverhalten HBV-12 – initial shear failure in the upper LVL lamella and final ­bending failure after very ductile bearing behaviour

Zusammenhang mit ggf. erforderlichen Verstärkungs­ lösungen für Trägerbereiche mit hoher Schubbeanspruchung angestrebt werden.

gere Schubübertragung, was als Begründung für die deutlich höheren Traglasten gewertet werden kann.

3 Bemessungsvorschlag Ein starrer Klebverbund zwischen Beton und Holz lag bei den Bauteilen HBV‑7/8 und HBV‑11/12 vor. Durch die flächige Verklebung wird ein kontinuierlicher Verbund und damit eine gleichmäßige Schubbeanspruchung innerhalb der Verbundfuge erreicht. Schubspannungsspitzen treten nicht auf. Anhand der Simulationsergebnisse konnte bis zum Zeitpunkt der Initialrissbildung im FSH (ca. ab F ≈ 910 kN) ein sehr hoher Sicherheitsabstand zwischen max. Schubspannung und Schubfestigkeit des BSH festgestellt werden (Bild 5d). Aufgrund zusätzlich vorhandener Schubverstärkungen wurden bei den Trägern HBV8/11/12 im Gesamtvergleich die höchsten Traglasten erzielt. Die Schubverstärkungen verhinderten das initiale Schubversagen im FSH nicht, ermöglichten gegenüber HBV‑7 jedoch eine weitere Laststeigerung.

Durch die Anordnung zusätzlicher Dübelleisten bei HBV‑7/8 wurde ein spröder Schubbruch im Beton vermieden. Bei diesen Trägern war verbundfugennahes Schubversagen im BSH der finale Versagensmechanismus. Die Dübelleisten beteiligten sich hier jedoch nur unwesentlich am Schubkraftabtrag. HBV‑11 versagte verbundfugennah auf Schub im BSH und Beton, während HBV‑12, das Bauteil mit der höchsten Traglast, durch Erreichen der Biegefestigkeit im BSH versagte und im Bereich der Verbundfuge keine Rissbildung zeigte (Bild 7).

Die liegende Orientierung der Furnierlagen innerhalb der zur Biegezugverstärkung angeordneten FSH-Lamellen stellte sich, aufgrund der in diesem Fall vergleichsweise geringen Schubfestigkeit, als ungeeignet heraus. Aufgrund der deutlich höheren Schubfestigkeit bei stehender Orientierung der Furnierlagen sollte diese Orientierung im

3.1

VFK I und VFK II (mit Dübelleisten)

Für die konventionelle Dübelleistenverbindung, mit und ohne PC-Vergussstreifen, sind die Versagensfälle Vorholzabscheren (1), Holzdruckversagen (2), Betondruckversagen (3), Abscheren der Kopfbolzen (4) sowie Abheben der Betonplatte (5) zu unterscheiden [7, 8]. Die charakteristischen Traglasten sind für alle fünf Versagensfälle mithilfe der normativen Regelungen des Holzbaus (EC5) und des Stahlverbundbaus (EC4) berechenbar. Für die modifizierten Dübelleistenverbindungen sollten die nachfolgend erläuterten Anpassungen in Bezug auf die beiden holzseitigen Versagensfälle berücksichtigt werden.

Der Schubspannungsnachweis im Holz (Versagensfall 1) sollte entsprechend EC5+NA, Abschnitt 6.1.7 geführt werden. Die Vorholzlänge ℓV ist durch die rechnerisch in Ansatz gebrachte Verbundlänge ℓB gemäß Bild 8 zu ersetzen. Unter Berücksichtigung des Risseinflusses über die wirksame Breite bef lässt sich der charakteristische Wert der Schubtragfähigkeit Pv,Rk nach Gl. (1) berechnen.

(1) Pv,Rk = fv,k ⋅ bef ⋅ l B mit fv,k charakteristischer Wert der Schubfestigkeit des Holzes bef wirksame Breite gemäß EC5+NA ℓB rechnerisch in Ansatz gebrachte PC-Verbundlänge gemäß Bild 8 Bei VFK I entspricht ℓB der Länge des PC-Vergussbereichs, wobei der rechnerische Wert auf Basis der bisheri-

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Bild 9 Vergleich der Bruchlasten der Push-out-Versuche für VFK I und VFK II mit den rechnerisch im Holz aufnehmbaren charakteristischen Schubkräften nach Gl. (1) Comparison of the failure loads of the push-out tests for VFK I and VFK II with the chargeable characteristic shear forces calculated according to Eq. (1)

Bild 8 Mögliche Versagensmechanismen bei VFK I (a) und VFK II (b) Possible failure mechanisms for VFK I (a) and VFK II (b)

gen Versuchsergebnisse zunächst auf das Elffache der Dübelleistenhöhe resp. PC-Höhe begrenzt werden sollte.

Bei VFK II kann zusätzlich eine Erhöhung der rech­ nerischen Verbundlänge um die Länge der Dübelleiste ℓDL in Ansatz gebracht werden, wenn sichergestellt ist, dass ein dauerhaft kraftschlüssiger Klebverbund in der Grenzfläche PC/Stahl vorliegt. In Bild 9 sind die nach Gl. (1) berechneten charakteristischen Tragfähigkeiten den Versuchsergebnissen der zugeordneten, in [3] vorgestellten Push-out-Versuche gegenübergestellt. Die Sicherheiten, jeweils bestimmt als Quotient aus Kleinstwert der Versagenslasten je Serie und berechneter charakteristischer Traglast, ergeben sich zu 1,6 (Serie EK‑PC‑33), 1,4 (Serie EK‑PC‑24) und 1,5 (Serie EK‑PC‑42). Der Vergleich belegt die grundsätzliche Eignung des Bemessungsansatzes. Eine Erhöhung der Sicherheit ergibt sich durch Berücksichtigung der Teilsicherheits- und Modifikationsbeiwerte.

Bei VFK I und II wird das Vorholz vollständig durch Polymermörtel substituiert, wodurch der Versagensfall 2 (Holzdruckversagen) ausgeschlossen ist. Da die Druckfestigkeiten der PC-Rezepturen die longitudinale Druckfestigkeit von Holz ca. um den Faktor 3–5 übersteigen, kann ein Druckversagen im Polymermörtel ebenfalls ausgeschlossen werden.

3.2

VFK III (PC-Verklebung)

Bei VFK III liegt vollflächig starrer Verbund vor. Im Grenzzustand der Tragfähigkeit sind prinzipiell vier Versagensfälle zu unterscheiden: Schubversagen im Holz (1), Schubversagen im (unbewehrten) Beton (2), Schubversagen im Polymermörtel (3), Abheben der Betonplatte (4).

36

Der Bemessungsansatz beruht auf der Annahme, dass ein Adhäsionsversagen in den Grenzflächen PC/Beton und PC/Holz ausgeschlossen ist. Die in Abschn. 4 gegebenen Ausführungshinweise sind zu beachten.

Der Schubspannungsnachweis im Holz (Versagensfall 1) sollte entsprechend EC5+NA, Abschnitt 6.1.7 geführt werden. Um eine bessere Vergleichbarkeit des holzseitigen Werts der charakteristischen Schubfestigkeit mit den betonseitigen Werten zu ermöglichen, wird vorgeschlagen, den Rissfaktor kcr auf der Seite des Materialwiderstands zu berücksichtigen. Für BSH aus Nadelholz ergibt sich somit, unabhängig von der Festigkeitsklasse, der Rechenwert der charakteristischen Schubfestigkeit zu ­ fv,k* = 2,5 N/mm2.

Für den Versagensfall 2 beinhalten die aktuellen euro­ päischen Normen keine Bemessungsansätze. Für ebene, nicht profilierte Betonfügeflächen sind in [9] Angaben zu zulässigen horizontalen Schubspannungen τc in Abhängigkeit von der Betonfestigkeitsklasse für eine Bemessung auf Basis globaler Sicherheiten zu finden.

Unter Ansatz eines Sicherheitsfaktors von 2,5 lassen sich daraus Anhaltswerte für die charakteristische Betonschubfestigkeit ableiten [1]. Für C 20/25 bis C 40/50 liegen diese mit fc,v,k = 2,5–3,0 N/mm2 in derselben Größenordnung wie der für BSH zuvor angegebene Rechenwert fv,k*. Im Rahmen der Druckschubversuche PC/ Beton [3] wurden für Beton C 30/37 Schubfestigkeiten in derselben Größenordnung wie für fehlerfreies Fichtenholz ermittelt. Im Biegeversuch HBV-11 trat ein Schubversagen annähernd zeitgleich sowohl im Holz als auch im Beton auf. Es kann somit konstatiert werden, dass eine für geklebte HBV-Querschnitte ausreichende Betonschubtragfähigkeit bereits mit einer mittleren Normalbetongüte erreicht werden kann. Für die Nach­ weisführung der betonseitigen Schubübertragung wird Gl. (2) vorgeschlagen.

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fc,v,k τ c,d ≤ 1 mit fc,v,d = α ⋅ (2) fc,v,d γc mit τc,d Bemessungswert der Schubspannung im Beton fc,v,d Bemessungswert der Schubfestigkeit des Betons fc,v,k charakteristischer Wert der Schubfestigkeit des ­Betons α Sicherheitsfaktor zur Berücksichtigung von Langzeitwirkungen γc Teilsicherheitsbeiwert des Betons (γc = 1,5) Die im Rahmen der Untersuchungen verwendeten ­epoxidharzgebundenen PC-Rezepturen weisen alle deutlich höhere Schubfestigkeiten auf als Normalbeton und BSH aus Nadelholz. Ein Schubversagen im Polymermörtel trat auch im Rahmen der experimentellen Untersuchungen zu VFK III nicht auf. Die Schubfestigkeit des Polymermörtels korreliert mit dessen Zugfestigkeit. Um ein kohäsives Versagen innerhalb der PC-Klebfuge und somit den Versagensfall 3 dauerhaft auszuschließen, sollte die Kurzzeitzugfestigkeit des Polymermörtels mind.

12–16 N/mm2 betragen [10]. Die im Rahmen der vorliegenden Arbeit untersuchten PC-Rezepturen weisen alle höhere Kurzzeitzugfestigkeiten auf [3] (Tab. 1).

Hinsichtlich der Übertragung von Zugkräften senkrecht zur Verbundfuge (Versagensfall 4) liegt holzseitig die geringere Tragfähigkeit vor. Die charakteristischen Werte der Zugfestigkeiten von Holz senkrecht zur Faser und Normalbeton stehen sich ca. im Verhältnis 1 : 3 bis 1 : 6 gegenüber. In Bereichen mit zusätzlichen Querzugspannungen sollte holzseitig ein kombinierter Schub-/Zugspannungsnachweis geführt werden – bspw. auf Basis der in Gl. (3) angegebenen Interaktionsbedingung, basierend auf dem in [11] beschriebenen Bruchkriterium. Alternativ sind gesondert nachzuweisende Querzugverstärkungen bzw. Abhebesicherungen vorzusehen.

(σ ) + (τ ) ≤ 1 (3) (f ) (f ) 2

2

t,90,d

d

2

t,90,d

mit σt,90,d ft,90,d τd fv,d*

4

v,d

*

2

flächen müssen frei von Feuchtigkeit, Schalöl oder sonstigen Fetten und Ölen, frei von Staub oder sonstigen losen Bestandteilen sowie frei von Beschichtungen oder Farbanstrichen sein. Lose Bestandteile können vor der Verklebung durch Strahlen mit trockener, ölfreier Pressluft von der Fügeteiloberfläche entfernt werden. Die Konsistenz des Polymermörtels muss so eingestellt sein, dass während des Fügeprozesses eine gleichmäßige Verteilung des Mörtels erfolgt. Darüber hinaus sind die für den verwendeten Polymermörtel i. d. R. vom Hersteller vorgegebenen Verarbeitungsrichtlinien und Anwendungsgrenzen einzuhalten.

4.2

Empfehlungen für die Ausführung

4.1 Allgemeines Zur Sicherstellung eines optimalen Adhäsionsverbunds müssen trockene, verunreinigungsfreie Fügeteilober­ flächen vorliegen, d. h., die Beton-, Stahl- und Holzober-

Oberflächenvorbereitung Beton

Bei der Verklebung von Betonfertigteilen sollte das Beton­alter mind. 28 d betragen [9]. Durch abrasive mechanische Vorbehandlung (Schleifen, Sandstrahlen) sollte die Grobstruktur des Betons an dessen Oberfläche gleichmäßig freigelegt werden. Um eine noch bessere mechanische Verzahnung zwischen der Kornstruktur des Betons und den Füllstoffen des Polymermörtels zu erzielen, zugleich die Adhäsionsfläche zu vergrößern und somit den Bruch in festere Bereiche des Betons zu verlagern, wird empfohlen, die Betonoberflächen als Waschbetonoberflächen herzustellen. Als geeignet haben sich Auswaschtiefen von 2,0 mm und 2,5 mm erwiesen. Zusätzliches Sandstrahlen oder Schleifen der Waschbeton­ oberflächen ist nicht erforderlich.

Um eine ausreichende Benetzung und somit einen optimalen Adhäsionsverbund zwischen Betonoberfläche und Polymermörtelschicht zu erzielen, kann eine Grundierung der Betonoberfläche unmittelbar vor der Aufbringung der Polymermörtelschicht („nass in nass“) empfohlen werden. Hierfür hat sich bei Verwendung der ­Po­lymermörtel PC 3‑5, PC 3‑7.5 und PC 5‑10 ein Voranstreichen mit dem jeweiligen Reaktionsharzsystem als geeignet erwiesen, wobei mit der Grundierung erst nach einer kurzen Wartezeit von ca. 10–15 min nach dem Mischen von Harz und Härter begonnen werden sollte.

4.3 Bemessungswert der Querzugspannung Bemessungswert der Zugfestigkeit quer zur Faser Bemessungswert der zugehörigen Schubspannung Bemessungswert der Schubfestigkeit des Holzes bei Berücksichtigung des Risseinflusses auf der Seite des Materialwiderstands

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Oberflächenvorbereitung Stahl

Bezüglich der Vorbereitung der Stahloberflächen haben sich die in [12] näher erläuterten Prozessschritte Entfetten – Korundstrahlen – Entfetten bewährt. Um stahlseitig eine optimale Adhäsionsqualität sicherzustellen und den klebtechnischen Fügeprozess auch zeitlich von den Fertigungsschritten der Oberflächenvorbereitung zu entkoppeln, wird in der Literatur der Auftrag einer Oberflächengrundierung (Primer), unmittelbar nach der Entfettung, empfohlen [9, 12]. Auch hierfür hat sich im Rahmen der Untersuchungen ein Voranstreichen mit dem jeweiligen Reaktionsharzsystem des verwendeten Polymermörtels als geeignet erwiesen. Mit dem Klebmörtelauftrag wurde jedoch i. d. R. vor Aushärtung der Grundierung begonnen.

Um der Problematik der korrosiven Unterwanderung zu

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begegnen, ist eine Versiegelung oder Abdichtung der Klebfugenränder gegen Feuchtezutritt von außen sinnvoll. Die an die Klebflächen angrenzenden Stahloberflächen sollten mit Korrosionsschutzschichten versehen werden.

4.4

Oberflächenvorbereitung Holz

Die Art der Oberflächenvorbehandlung des Holzes ist von untergeordneter Bedeutung in Bezug auf die Schubtragfähigkeit der Verbindung PC/Holz [13]. Das Hobeln oder Schleifen unmittelbar vor der Verklebung kann empfohlen werden. Nach [14] sind der Einfluss einer relativ hohen Holzfeuchte (ca. 28 %) und die Änderung der Holzfeuchte bei Verwendung von EP-basierten Polymermörteln nicht relevant. Im Hinblick auf Quell- und Schwindprozesse ist zum Zeitpunkt der Verklebung eine Holzfeuchte anzustreben, die der mittleren Gleichgewichtsfeuchte im fertiggestellten Bauwerk entspricht.

Durch eine Grundierung der Holzoberfläche mit dem Reaktionsharzsystem des eingesetzten Polymermörtels wird eine vollständige Benetzung und Tränkung der Holzfasern und somit eine optimale Adhäsion, insbesondere bei Verwendung hoch gefüllter Polymermörtelrezepturen, sichergestellt. Mit der Grundierung sollte erst nach kurzer Wartezeit nach dem Mischen der Komponenten Harz und Härter begonnen werden. Der Klebmörtelauftrag sollte ebenfalls „nass in nass“ erfolgen.

5

gestellten Untersuchungsergebnisse zeigen, dass die entwickelten Verbundfugenkonfigurationen mit Polymermörtel-Klebverbindungen enorme Tragfähigkeitssteigerungen zulassen. Erreicht wird dies im Wesentlichen durch eine gleichmäßigere bzw. kontinuierliche holzseitige Schubkrafteinleitung. Aufgrund des hierzu genutzten Klebverbunds weisen alle drei Verbundfugenkonfigurationen insbesondere im Gebrauchslastbereich deutlich höhere Verbundfugensteifigkeiten auf als die meisten bisher für HBV-Straßenbrücken eingesetzten Systeme. Bei den beiden Konfigurationen mit Dübelleisten VFK I und II sind der Versagensmechanismus sowie auch die Verbundsteifigkeit im Traglastbereich über den betonseitigen Verdübelungsgrad modifizierbar. Bei Auslegung für den Versagensfall Abscheren der Kopfbolzen wird ein duktiler Versagensmechanismus sichergestellt.

Die direkte flächige und toleranzausgleichende Verklebung von Holz und Beton mit Polymermörtel (VFK III) erwies sich in Bezug auf die erreichten Traglasten insgesamt als leistungsfähigste Variante, da Schubspannungsspitzen, die insbesondere die Schubfestigkeit des Holzes lokal übersteigen, nicht auftreten. Zur Vermeidung eines spröden Schubversagens im Beton ist die Anordnung zusätzlicher Dübelleisten zu empfehlen. Insgesamt können die untersuchten neuartigen Verbundfugenkonfigurationen wesentlich zur Verbesserung der Wettbewerbsfähigkeit der Holz-Beton-Verbundbauweise im Straßenbrückenbau beitragen. Weiterer Forschungsbedarf wird u. a. bezüglich der Bewertung der Ermüdungssicherheit der untersuchten Verbundfugenkonfigurationen gesehen.

Zusammenfassung und Ausblick

Die Dübelleiste ist ein für den HBV-Straßenbrückenbau geeignetes und praxiserprobtes Verbundelement. Die vor-

Literatur [1] Kästner, M. (2019) Zum Tragverhalten von PolymermörtelKlebverbindungen für die Anwendung bei Straßenbrücken in Holz-Beton-Verbundbauweise [Dissertation]. BauhausUniversität Weimar.

[2] Rautenstrauch, K.; Kästner, M. (2017) Entwicklung einer ökologischen Straßenbrückenbauweise aus Holz und Beton mit kontinuierlichem Klebeverbund auf Basis (bio-)polyme­ rer Reaktionsharzsysteme – Ein Beitrag zum Einsatz nach­ wachsender Rohstoffe für Verkehrsbauten. Schlussbericht FNR-Forschungsvorhaben 22000612, Bauhaus-Universität Weimar.

[3] Kästner, M.; Rautenstrauch, K. (2021) Polymermörtel-Kleb­ verbindungen für Holz-Beton-Verbundbrücken Teil 1 – Schubtragverhalten neuartiger Verbundfugenkonfiguratio­ nen in: Bautechnik 98, SH Holzbau, Ausgabe 1, S. 23–30.

[4] Rautenstrauch, K.; Kästner, M.; Jahreis, M.; Hädicke, W. (2013) Entwicklung eines Hochleistungsverbundträgersys­ tems für den Ingenieurholzbau in: Bautechnik 90, H. 1, S. 18–25.

[5] Ganß, M.; Hildebrand, J.; Beinersdorf, H.; Kuhne, M.; Könke, C. (2015) Monitoring von Klebverbindungen mittels

38

faseroptischem Messsystem – MOFAS. Schlussbericht IGFVorhaben 17777 BR, Bauhaus-Universität Weimar.

[6] Hegger, J.; Goralski, C.; Rauscher, S.; Kerkeni, N. (2004) Finite-Elemente-Berechnungen zum Trag- und Verfor­ mungsverhalten von Kopfbolzendübeln in: Stahlbau 73, H. 1, S. 20–25.

[7] Simon, A. (2008) Analyse zum Trag- und Verformungsver­ halten von Straßenbrücken in Holz-Beton-Verbundbauwei­ se [Dissertation]. Bauhaus-Universität Weimar.

[8] Müller, J. (2014) Trag- und Verformungsverhalten spezieller Verbundelemente für Holz-Beton-Verbundstraßenbrücken unter Kurzzeit-, Ermüdungs- und Langzeitbeanspruchung [Dissertation]. Bauhaus-Universität Weimar.

[9] Hauptverwaltung des Straßenwesens der DDR [Hrsg.]

(1975) Merkblatt für das Straßenwesen 117: Straßenbrü­ cken – Klebverbindungen von Fertigteilen.

[10] Franke, L.; Deckelmann, G. (2003) Die Biegebemessung von Stahlbetonbauteilen mit nachträglich aufgeklebter Be­ wehrung unter Gesichtspunkten einer ausreichenden Dau­ erhaftigkeit in: Schriftenreihe Baustoffe, H. 2, Centrum Baustoffe und Materialprüfung der TU München.

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01.04.21 08:12

[11] Norris, C. B. (1962) Strength of orthotropic materials sub­ jected to combined stresses. Forest Products Laboratory, Report No. 1816, U.S. Department of Agriculture.

[12] Stahl-Informations-Zentrum; Informationsstelle Edelstahl Rostfrei [Hrsg.] (2012) Merkblatt 382: Kleben von Stahl und Edelstahl Rostfrei.

[13] Schober, K.-U. (2008) Untersuchungen zum Tragverhalten hybrider Verbundkonstruktionen aus Polymerbeton, faser­ verstärkten Kunststoffen und Holz [Dissertation]. BauhausUniversität Weimar.

[14] Erler, K. (1994) Verbundträger aus Holz und Polymerbeton in: Kurzberichte aus der Bauforschung, Bericht Nr. 11.

Autoren Dr.-Ing. Martin Kästner (Korrespondenzautor) Martin.Kaestner@uni-weimar.de Bauhaus-Universität Weimar Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Professur Stahl- und Hybridbau Marienstraße 13D 99423 Weimar

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M. Kästner, K. Rautenstrauch: Glued polymer mortar connections for timber-concrete composite bridges part 2

Kästner, M.; Rautenstrauch, K. (2021) Polymermörtel-Klebverbindun­ gen für Holz-Beton-Verbundbrücken Teil 2 – Biegetragverhalten, Be­ messung und Ausführung. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Aus­ gabe 1, S. 31–39. https://doi.org/10.1002/bate.202000097 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 1. Oktober 2020; angenommen: 3. Februar 2021.

Prof. Dr.-Ing. Karl Rautenstrauch Karl.Rautenstrauch@uni-weimar.de Bauhaus-Universität Weimar Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Professor i. R. für Holz- und Mauerwerksbau Marienstraße 13D 99423 Weimar

VERANSTALTUNGEN

Workshop zur 6. Auflage der Empfehlungen des Arbeitskreises „Baugruben“ (EAB) Der Arbeitskreis 2.4 „Baugruben“ in der Fachsektion „Erd- und Grundbau“ der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e. V. (DGGT) veranstaltet in Koopera­ tion mit der Bundesanstalt für Wasserbau am 22. Juni 2021 einen virtuellen Workshop zur 6. Auflage der EAB. Es werden die wesentlichen Änderungen erläutert. Dies sind zum einen die Erfahrungswerte für Mantelreibung und Spitzendruck von Spundwänden und Trägerbohlwänden. Zum anderen wurde das Kapitel „Baugruben in weichen Böden“ erheblich gestrafft. Einem dringenden

Bedürfnis der Praxis folgend wurde zudem ein neues Kapitel „Unterfangungen“ als Baugrubensicherung erarbeitet.

Die Veranstaltung ist als kostenfreier Livestream von ca. 2,5 Stunden geplant.

Weitere Informationen: www.baw.de/DE/service_wissen/veran​ staltungen/veranstaltungen.html www.ernst-und-sohn.de/empfehlungendes-arbeitskreises-baugruben-eab-ebundle

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1 39

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DOI: 10.1002/bate.202000103

Simon Aurand, Hans Joachim Blaß

AUFSATZ

Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN Systemverbinder für Holz-Holz-Verbindungen von Nebenträgern an Hauptträger sind zweiteilige Verbinder aus Metall, deren Vorteil sich u. a. im hohen Vorfertigungsgrad auszeichnet. Für die Entwicklung von neuartigen Haupt-NebenträgerSystemverbindern aus Kunstharzpressholz wurden verschiedene Oberflächenbehandlungen untersucht und die jeweiligen Reibbeiwerte zwischen Verbinder und Holz ermittelt. Aufbauend auf diesen Ergebnissen wurden in Vorversuchen Verbindungen mit geneigten Schrauben untersucht. Dabei wurden sowohl die Anordnung als auch die Anzahl und Länge der Schrauben systematisch variiert. Überprüft wurden dabei ­mögliches Blockscherversagen ganzer Schraubengruppen als auch die wirksame Verbindungsmittelanzahl. Das Prüfprogramm umfasste Versuche mit Lasten in drei Hauptrichtungen für verschiedene Prototypen. Zu Beginn wurden Verbinder für eine Tragfähigkeit in Einschubrichtung von 180 kN geprüft, daraufhin Schwerlastverbinder für Traglasten bis 500 kN. Aus den Versuchen resultierten neue Erkenntnisse für die Bemessung solcher Verbindungen. Das ursprünglich vorgeschlagene Rechenmodell wurde sukzessive angepasst und eine auftretende Moment-Normalkraft-Interaktion in den Schrauben berücksichtigt. Mit einem mittleren Verhältnis aus Versuchsergebnis zu rechnerischer Schätzlast von 1,05 trifft das angepasste ­Modell die Tragfähigkeit sehr gut. Im direkten Vergleich der charakteristischen Tragfähigkeiten der Prototypen mit handelsüblichen Verbindern schneiden diese sehr gut ab und über­ treffen z. T. Verbinder aus Aluminium.

Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN System connectors for timber-to-timber secondary beam to main beam connections are two-part connectors made of metal, the advantages of which are, among other things, distinguished by the high degree of prefabrication. For the development of new beam-to-beam connectors, various surface treatments were examined and the respective coefficients of friction were determined. Based on these results, connections with inclined screws were examined in preliminary tests. The arrangement as well as the number and length of screws were systematically varied. Possible block shear failure of entire screw groups, as well as the effective number of fasteners were checked. The test program included tests in the main load directions for various prototypes. First, connectors for a load carrying capacity of 180 kN were tested in the insertion direction, then heavy-duty connectors for loads up to 500 kN. New insights for the dimensioning of such connections resulted from the experiments. The originally proposed calculation model was successively adapted and the Moment-Normal force-interaction in the screws was taken into account. With an average ratio of the ultimate test load to the expected capacity of 1.05, the adapted model predicts the load carrying capacity very well. In a direct comparison of the characteristic load carrying capacities of the prototypes with commercially available connectors, the prototypes perform very well and in some cases outperform conventional connectors made of aluminium.

Stichworte Kunstharzpressholz; KPH; Reibung; Systemverbinder; HT-NTVerbinder; MNV-Interaktion

Keywords densified veneer wood; DVW; friction; system connector; beamto-beam connector; MNV-interaction

1 Allgemeines

übertragen werden, diese sind jedoch um ein Vielfaches geringer. Zur Entwicklung von Haupt-Nebenträger-Verbindern aus Kunstharzpressholz wurde im ersten Teil eines Forschungsvorhabens die Oberflächenbehandlung der Verbinderteile untersucht. Die Ergebnisse wurden ausführlich in [1] vorgestellt. Ein Fazit der Untersuchungen war, dass durch die höhere Reibung zwischen Verbinder und Holzbauteil Tragfähigkeitssteigerungen > 30 % möglich sind. Unabhängig davon wurde in [2] die Trag­ fähigkeit und Steifigkeit von Holz-Holz-Verbindungen mit geneigten und gekreuzten Schrauben unter Berücksichtigung der Reibung mit FE modelliert. Hierbei wurde bestätigt, dass bei quasistatischen Lasten durch größere Reibbeiwerte Tragfähigkeitssteigerungen von bis zu 30 % möglich sind. Die auf der Reibung beruhende zusätzliche Kraftkomponente wird auch in den Bemessungsvorschlägen für Stahlblech-Holz-Laschenverbindungen in [3] berücksichtigt. Dabei wird der Reibbeiwert m = 0,25 aus

Für Anschlüsse von Nebenträgern an Hauptträger stehen verschiedene Varianten zur Auswahl. Zum einen zimmermannsmäßige Verbindungen wie z. B. der Schwalbenschwanz, zum anderen ingenieurmäßige Verbindungen mit z. B. Winkelverbindern und seit Längerem eben auch Systemverbinder. Deren Vorteil liegt in ihrem hohen Vorfertigungsgrad, da die Verbinderplatten schon im Werk montiert werden und auf der Baustelle nur noch ineinandergesteckt werden müssen. Befestigt werden Systemverbinder hauptsächlich mit geneigten Schrauben, mit welchen die Last aus dem Nebenträger in den Verbinder und dann vom Verbinder in den Hauptträger übertragen wird.

Die häufigste Form von handelsüblichen Systemverbindern ähnelt dem Schwalbenschwanz und gibt damit auch die Hauptbeanspruchungsrichtung in Einschubrichtung vor. Auch Kräfte quer zur Einschubrichtung können 40

© 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Quelle: [5]

Bild 1 Schnitt durch eine Verbindung mit KPH Knotenplatte (a) und Stahl (b) nach 50 min Brandversuch Longitudinal section of a connection with DVW flitch plate (a) and steel (b) after 50 min of heating

dem Eurocode 5 betrachtet. Als Grundlage für die Bemessungsgleichungen wurden u. a. etwa 600 Stahlblech-HolzZuglaschenverbindungen in Bauteilabmessungen geprüft und der Einfluss der Verbindungsmittelanzahl auf die Tragfähigkeit der Verbindung ermittelt.

Ebenfalls von Bedeutung für Anschlüsse ist der Brandschutz, der mit verschiedenen Ansätzen gewährleistet werden kann. So können der Haupt-/Nebenträger eingefräst und der Verbinder in dieser Nut montiert werden.

Der Verbinder ist damit allseitig von Holz umschlossen und vor direkter Beflammung geschützt. Alternativ kann die Verbindung komplett mit Holzwerkstoffplatten verkleidet werden, oder es werden Brandschutzanstriche oder Bänder verwendet. Der große Vorteil von Kunstharzpressholz liegt in den sehr guten brandtechnischen Eigenschaften [4]. Das namensgebende Harz ist ein Phenolharz und wird zur Verleimung auf die Oberfläche der Furniere aufgetragen, wodurch ein Holz-Harz-Verbund aus etwa 70 % Holz und 30 % Harzanteil entsteht. Bei Abbrand verhält sich KPH dementsprechend wie ein Holzwerkstoff und nicht wie Kunststoff. Aufgrund der hohen Rohdichte beträgt die Abbrandrate von KPH nur etwa 0,3 mm/min. Somit können die Verbinderplatten aus KPH um das jeweils erforderliche Maß größer hergestellt werden und ein Einfräsen oder Verkleiden des An-

schlusses ist nicht mehr nötig. Die Wärmeleitfähigkeit von KPH ist ebenfalls sehr gering. In Brandversuchen wurde in [5] der Wärmeeintrag von metallischen und nicht metallischen Verbindern untersucht. Wie in Bild 1 ersichtlich, wird deutlich weniger Wärme in die Verbindung mit Stiften oder Knotenplatten aus KPH eingetragen und der Abbrand ist wesentlich geringer.

1.1

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S. Aurand, H. J. Blaß: Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN

Prototypverbinder aus Kunstharzpressholz

In Zusammenarbeit mit der Firma Pitzl Metallbau GmbH in Altheim wurde ein erster Prototyp für einen Verbinder aus KPH entwickelt. Der Fokus lag dabei auf der gefrästen Oberfläche für höhere Tragfähigkeiten und einem kurzen Einführstutzen für eine einfache Montage. Außerdem sollen durch eine mögliche Relativverschiebung der Verbinderplatten rechtwinklig zur Verbinderebene Fertigungstoleranzen der Holzbauteile ausgeglichen werden können. Daraus ergab sich der erste Prototyp v1 in Bild 2a. Für die Oberflächenbehandlung wurde das Pyramidenmuster mit 0,5 mm tiefen Pyramiden gewählt und für die Abhebesicherung Zylinderschrauben M5 nach DIN 912. Anhand der Versuchsergebnisse und Versagensarten der ersten Verbinderserie wurde ein zweiter geänderter Prototyp v2 hergestellt (Bild 2b). Für die Oberfläche wurde diesmal das Pyramidenmuster mit 1,0 mm tiefen Pyramiden gewählt und für die Abhebesicherung Zylinderschrauben M6. Außerdem wurden zusätzliche Schrauben für die Montage und zur Verstärkung rechtwinklig zur Verbinderebene angeordnet. Bei beiden Prototypen und allen Versuchen wurden Würth ASSY plus VG 6 × 200 mm verwendet.

Außerdem wurde ein erster Prototyp für einen Schwerlastverbinder für Traglasten bis zu 500 kN hergestellt und geprüft (Bild 3). Die Verbinderteile wurden aus 50 mm dickem, kreuzweise geschichtetem KPH gefräst. In die Oberfläche wurde das Pyramidenmuster mit 1,0 mm tie-

Bild 2 Prototypen für einen Verbinder aus KPH: a) Prototyp v1, b) Prototyp v2, c) gefräste Oberfläche Prototypes for a connector made of DVW: a) prototype v1, b) prototype v2, c) milled surface

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S. Aurand, H. J. Blaß: Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN

1.2.1 Kopfdurchziehtragfähigkeit Mit den beiden verwendeten Schraubendurchmessern d = 6 mm und 8 mm wurde die Kopfdurchziehtragfähigkeit systematisch an vier verschiedenen Plattendicken bestimmt. Die Ergebnisse sind in Tab. 1 angegeben. Ab einer KPH Dicke von t = 15 mm wird für Schrauben mit Ø6 mm die Zugtragfähigkeit maßgebend, bei den Schrauben mit Ø8 mm ab t = 25 mm.

Bild 3 Detailaufnahme eines ersten Prototyps für Traglasten bis 500 kN Close-up of a first prototype for loads up to 500 kN

fen Pyramiden gefräst. Die Vollgewindeschrauben für die Kraftübertragung sind um 45° geneigt. Gewählt wurden hierfür Würth ASSY plus VG 8 × 300 mm. Insgesamt sind 20 Schrauben pro Verbinderteil in fünf Reihen angeordnet. Als Abhebesicherung dienen zwei Zylinderschrauben M10.

1.2

Eigenschaften von Schraubenverbindungen in Kunstharzpressholz

Um die Schätzlast der Prototypverbinder und das mögliche Versagen während der Versuche zu bestimmen, wurden im Vorfeld die Eigenschaften von Holzschrauben in Kunstharzpressholz untersucht. Dazu wurde in Versuchen sowohl die Kopfdurchziehtragfähigkeit als auch die Lochleibungsfestigkeit mit unterschiedlichen Schrauben und Plattendicken ermittelt. Ebenfalls wurde die Herausziehtragfähigkeit verschiedener Schrauben aus KPH bestimmt.

1.2.2 Herausziehtragfähigkeit Für die Abhebesicherung bei Belastungen entgegen der Einschubrichtung wurden zwei verschiedene Varianten untersucht. Zum einen Zylinderschrauben mit metrischem Gewinde nach DIN 912, zum anderen Holzschrauben. Bei den Holzschrauben wurde unterschieden zwischen Schrauben vom Typ ASSY plus VG mit Normalgewinde und Schrauben vom Typ ASSY 3.0 TG mit Grobganggewinde. Die Schrauben wurden alle mit Kerndurchmesser vorgebohrt und in die Schmalseite von KPH mit t = 25 mm eingedreht. Die Ergebnisse sind in Tab. 2 angegeben. Für die Ø6-mm-Schrauben wird ab einer Einbindetiefe von 40 mm die Zugtragfähigkeit maßgebend, für die Ø8-mm-Schrauben erst ab einer Einbindetiefe von 50 mm. Die max. Einbindetiefe für die metrischen Schrauben ist abhängig von der Gewindelänge nach DIN 912.

Bei den Versuchen mit den Holzschrauben kommt es schon bei den kleinsten Einbindetiefen zu Rissen im KPH, sodass Zylinderschrauben als Abhebesicherung gewählt wurden.

Tab. 1 Kopfdurchziehtragfähigkeit in Abhängigkeit von der Plattendicke (Mittelwerte in kN, jeweils n = 3) Head pull-through capacity relative to the panel thickness (mean values in kN, always n = 3)

Schraubentyp

Plattendicke 6 mm

10 mm

15 mm

25 mm

6 mm

Senkfräs­taschenkopf

4,55 ± 0,37

8,93 ± 1,19

15,0 ± 0,49

15,6 ± 0,88

8 mm

Senkfräs­taschenkopf

5,16 ± 0,18

10,6 ± 0,74

20,7 ± 0,22

24,5 ± 0,36

Tab. 2 Herausziehtragfähigkeit in Abhängigkeit von der Einbindetiefe (Mittelwerte in kN, jeweils n = 5) Withdrawal capacity relative to embedding depth (mean values in kN, always n = 5)

Schraubentyp

Einbindetiefe 10 mm

20 mm

30 mm

40 mm

M5

Metrisches Gewinde

5,13 ± 0,58

8,07 ± 1,44

–

–

M6

Metrisches Gewinde

–

–

13,1 ± 0,70

–

M10

Metrisches Gewinde

–

–

–

28,2 ± 1,34

6 mm

Normalgewinde

–

7,62 ± 0,46

12,9 ± 1,34

15,4 ± 0,51

Grobganggewinde

–

8,90 ± 0,64

13,9 ± 1,01

15,5 ± 0,50

Normalgewinde

–

8,57 ± 0,61

14,7 ± 1,90

21,0 ± 1,68

Grobganggewinde

–

7,17 ± 0,27

13,4 ± 1,61

19,4 ± 2,86

8 mm

42

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Tab. 3 Lochleibungsfestigkeit in Abhängigkeit von der Plattendicke (Mittelwerte in N/mm2) Embedding strength relative to the panel thickness (mean values in N/mm2)

Schraubentyp

Plattendicke 6 mm

10 mm

15 mm

6 mm

Vollgewinde

296 ± 10 n = 10

233 ± 9 n=6

–

8 mm

Vollgewinde

232 ± 16 n=4

167 ± 3 n=7

–

Daraufhin wurde die Anzahl der Schrauben gesteigert, um zum einen zu überprüfen, ob bei der großen Anzahl von sehr dicht angeordneten Schrauben auch Blockscherversagen bei der späteren Bemessung zu berücksichtigen ist. Zum anderen sollte das Rechenmodell für die Hauptbelastungsrichtung F2 weiter validiert und die Annahme nef = n geprüft werden. Nach Eurocode 5 beträgt bei axial beanspruchten Schraubengruppen die wirksame Anzahl der Schrauben nef = n0,9. Gewählt wurden Würth ASSY plus VG 6 × 100 mm, die in drei Reihen à fünf Schrauben angeordnet und um 45° geneigt waren. Ein Einfluss der großen Anzahl an Schrauben konnte nicht festgestellt werden. Die Versuche versagten alle durch ein Herausziehen der Schrauben aus dem Holz.

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S. Aurand, H. J. Blaß: Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN

1.2.3 Lochleibungsfestigkeit Zur Bestimmung der Lochleibungsfestigkeit wurden Versuche ebenfalls mit Schrauben ∅ 6 mm, ∅ 8 mm und den Plattendicken t = 6, 10, 15 mm durchgeführt. Die Ergebnisse enthält Tab. 3. Es ist ersichtlich, dass die Festigkeit mit zunehmenden Werten der Plattendicke und des Verbindungsmitteldurchmessers abnimmt. Aufgrund der Verformung der Verbindungsmittel bei einer Plattendicke von 15 mm lässt sich hierfür keine reine Lochleibungsfestigkeit mehr bestimmen. Es wird angenommen, dass sich KPH in abscherbeanspruchten Verbindungen ähnlich wie Stahlblech verhält.

2

Vorversuche mit unterschiedlicher Schraubenanzahl, -anordnung und -länge

Aufbauend auf [1] wurde in weiteren Vorversuchen zuerst die Schraubenanordnung variiert, womit versucht wurde, die Verdrehung der Verbinder zu minimieren. Dazu wurde der Schwerpunkt der Schraubengruppe um den Abstand e so verschoben, dass sich das resultierende Moment aus Einwirkung und Widerstand zu null ergibt.

Somit konnte die Verdrehung der Verbinder unterbunden werden, jedoch sank auch die mittlere Tragfähigkeit.

Das Versagen trat wie zuvor aufgrund des Erreichens der Zugtragfähigkeit der Schrauben ein.

Anschließend wurden Versuche mit Schrauben 6 × 180 und 6 × 200 mm durchgeführt, um ein Herausziehversagen der Schrauben aus dem Holz zu vermeiden. Bei diesen Versuchen trat zum ersten Mal ein Versagen der Verbinderteile auf. Im Nettoquerschnitt in der obersten Schraubenreihe kam es zu einem Druckversagen durch Ausknicken der Furniere. Auffällig zu beobachten war vor dem Druckversagen ein starkes Durchbiegen der Verbinderteile, wodurch das Versagen der Verbinderteile unter Längsdruck begünstigt wurde.

Die Maße der Versuchskörper und der Verbinder sowie die jeweils untersuchte Schraubenanordnung sind in Bild 4 gezeigt. Die wesentlichen Ergebnisse sind in Tab. 4 aufgeführt, die angegebene Rohdichte ist der Mittelwert der verwendeten Seiten- und Mittelhölzer jeder Versuchsreihe.

3

Versuche mit Prototypverbindern für Traglasten bis zu 180 kN

3.1 Versuchsplanung Die Versuchsdurchführung umfasste Belastungen in alle Hauptrichtungen: Kraft F1 rechtwinklig zur Verbinder­ ebene, Kraft F2 in Einschubrichtung, Kraft F45 rechtwink-

Bild 4 Versuchsaufbau und Schraubenanordnung für Druck-Scher-Versuche mit fünf Schrauben (a) und 15 Schrauben (b) Test setup and screw assembly for push-out tests with five screws (a) and 15 screws (b)

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S. Aurand, H. J. Blaß: Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN Tab. 4 Höchstlasten und Steifigkeiten aus den Vorversuchen (Mittelwerte) Maximum loads and stiffnesses of the preliminary tests (mean values)

Oberfläche

Schraubentyp

Schrauben­ anzahl

Anzahl Versuche n

Rohdichte in kg/m3

F2,max in kN

k2,s in kN/mm

gefräst kreisförmig

5 × 100

5

3

447

49,9 ± 0,2

14,7 ± 1,4

gefräst Pyramiden (1,0 mm)

5 × 100

5

3

440

52,9 ± 4,0

15,6 ± 0,8

gefräst Pyramiden (1,0 mm) verschoben

5 × 100

5

5

455

49,1 ± 3,8

14,1 ± 2,5

gefräst Pyramiden (1,5 mm)

5 × 100

5

3

446

53,4 ± 1,3

12,2 ± 0,7

gefräst Pyramiden (1,5 mm) verschoben

5 × 100

5

5

461

47,8 ± 5,4

15,0 ± 3,2

gefräst Pyramiden (0,5 mm)

6 × 180

5

5

445

84,5 ± 5,3

17,8 ± 1,2

gefräst kreisförmig

6 × 180

5

5

464

80,0 ± 2,0

17,7 ± 1,8

gefräst Pyramiden (0,5 mm)

6 × 100

15

5

453

153 ± 3,9

34,0 ± 3,5

geprägt

6 × 100

15

5

444

140 ± 2,9

42,6 ± 9,0

geprägt

6 × 200

15

3

429

185 ± 11

37,4 ± 3,8

lig zur Einschubrichtung sowie Versuche mit einer Biegebeanspruchung M2 zur Bestimmung der Momententragfähigkeit und der Verdrehung der Verbinder. Der Versuchsablauf erfolgte analog zu DIN EN 26891 mit Entlastungsschleife.

einem Nebenträger in Bauteilgröße, welcher an beiden Enden jeweils an einem Hauptträger eingehängt wird (Bild 5b). So werden bei der Tragfähigkeit auch Durchbiegungen und Verdrehungen der Bauteile berücksichtigt.

Die Tragfähigkeit F2 wurde in zwei verschiedenen Versuchsaufbauten bestimmt. Zuerst wurden Druck-ScherVersuche durchgeführt. Der Aufbau ist sehr kompakt, wie in Bild 5a dargestellt, und eignet sich, um gezielt die Tragfähigkeit eines Verbinders zu ermitteln. Um jedoch das Verhalten und die Tragfähigkeit des Verbinders in einer späteren Einbausituation zu ermitteln, wurden auch Versuche am Gesamtsystem ausgeführt. Dieses besteht aus

3.2

Ergebnisse und Diskussion

Insgesamt wurden mit dem Prototypverbinder v1 zwei Versuche mit Kraft F1, neun Versuche mit Kraft F2, fünf Versuche mit Kraft F45 und zwei Versuche mit Moment M2 durchgeführt. Mit dem Prototypverbinder v2 waren es drei Versuche mit Kraft F1, zwei Versuche mit Kraft F2 und Seitenhölzern aus BSH und zwei zusätzliche Versu-

Bild 5 Versuchsaufbau für Druck-Scher-Versuche (a) und HT-NT-Systemversuche (b) Test setup for push-out tests (a) and beam-to-beam system tests (b)

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Bild 6 Versagensbilder für die Versuche ohne (a) und mit Montage­ schrauben (b) Failure of the connectors without (a) and with assembly screws (b)

che mit BSP, fünf Versuche mit Kraft F45 und drei Versuche mit Moment M2 sowie vier Versuche am Gesamtsystem. Für alle Versuche wurde BSH GL 24h verwendet, welches bei Normalklima 20/65 gelagert war und eine mittlere Holzfeuchte von u = 11,0 % aufwies. Eine Übersicht über die Ergebnisse zeigt Tab. 5.

3.2.1 Kraft F1 senkrecht zur Verbinderplatte Alle Verbinder wurden mit Abhebesicherung eingebaut.

Im Mittel lag die Zugkraft im Nebenträger bei F1,max = 11,4 ± 0,4 kN pro Verbinder vom Prototyp v1. Das typische Versagensbild ist in Bild 6a zu sehen. Die Verbinderplatte versagt im Bereich der metrischen Schrauben auf Querzug. Beim zweiten Prototyp v2 wurden diese Bereiche durch die Montageschrauben verstärkt. Die mittlere Zugkraft beim Versagen verdoppelte sich fast auf F1,max = 19,4 ± 0,5 kN pro Verbinder. Das Versagensbild ist analog zur ersten Variante, nur die Rissausbreitung ist geringer (Bild 6b).

3.2.2 Kraft F2 in Einschubrichtung Die Verbinder vom Prototyp v1 erreichten im Mittel eine Tragfähigkeit von F2,max = 151 ± 5,1 kN und eine Steifigkeit von k2,s = 25,0 ± 4,0 kN/mm. Von acht Versuchskörpern versagten sechs nach Erreichen der Zugtragfähigkeit

der Schrauben und zwei nach Erreichen der Drucktrag­ fähigkeit des KPH (Bild 7a). Bei der darauffolgenden Versuchsreihe mit dem zweiten Prototyp v2 konnte eine mittlere Tragfähigkeit von F2,max = 173 ± 8,5 kN und eine Steifigkeit von k2,s = 33,3 ± 2,4 kN/mm ermittelt werden.

Aufgrund großer Eindrückungen der Verbinder in die Seitenhölzer aus BSH wurden zwei weitere Versuche mit BSP durchgeführt. Hierbei lag die mittlere Höchstlast bei F2,max = 186 ± 9,1 kN, die Steifigkeit konnte durch die Querlagen deutlich erhöht werden auf k2,s = 44,3 ± 6,2 kN/mm. Das Versagen war bei allen Versuchen ein Erreichen der Zugtragfähigkeit der Schrauben, nur bei dem letzten Versuch mit BSP kam es zu einem Rollschub-/Querzugversagen in den Querlagen. Die mit dem in [1] vorgestellten Modell bestimmten Schätzlasten lagen über der Tragfähigkeit der Verbindung. Nach den Versuchen waren sehr große Verschiebungen der Verbinder ersichtlich, welche zu Fließgelenken in den geneigten Schrauben führten, wie in Bild 7b zu sehen. Daher ist es erforderlich, das Modell entsprechend zu erweitern.

Ebenfalls ersichtlich wurde beim Auftrennen der Prüfkörper ein Verlaufen der Schrauben (Bild 7c). Es konnten jedoch keine beschädigten Schrauben entdeckt werden.

Erstaunlich ist, dass bei den in [3] durchgeführten Versuchen keine Biegeverformung sowie kein Verlaufen der Schrauben beobachtet wurde, und das bei ebenfalls sehr großen Tragfähigkeiten und geringen Abständen der Schrauben untereinander.

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S. Aurand, H. J. Blaß: Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN

3.2.3 Kraft F45 senkrecht zur Einschubrichtung Die Lasteinleitung erfolgte mittig auf Höhe der Fuge zwischen den beiden Verbinderteilen. Die Verbinder des Prototyps v1 erreichten im Mittel eine Höchstlast von F45,max = 20,8 ± 2,2 kN. Das Versagen war eine Kombination aus Abscheren der Wandung, auf welcher der Einführstutzen seitlich aufliegt, sowie einem Scherversagen der Furniere direkt unterhalb der metrischen Schrauben.

In Bild 8 sind Versagensbilder von beiden Prototypen zu sehen. Da bei dem Prototyp v2 die senkrechten Montageschrauben zusätzlich als Verstärkung angeordnet waren, konnte eine Steigerung der Tragfähigkeit erreicht werden mit F45,max = 27,9 ± 1,5 kN.

Bild 7 a) Druckversagen der Verbinderplatte, b) deutlich sichtbare Biegeverformung, c) Verlaufen von Schrauben a) Compressive failure of the connector, b) clearly visible bending deformations, c) deviation of the screw axis

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S. Aurand, H. J. Blaß: Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN

4

Versuche mit Prototypverbindern für mittlere Traglasten bis 500 kN

4.1

Ergebnisse und Diskussion

Bild 8 Abscheren der seitlichen Wandung im Bereich des Einführstutzens Shear failure of the side wall beneath the insertion nozzle

Die Versuche beschränkten sich auf drei Versuche in der Kraftrichtung F2 mit Seitenhölzern aus Brettschichtholz und einen Versuch mit Brettsperrholz sowie jeweils drei Versuche in Richtung F45 und am Gesamtsystem. Für die Seiten- und Mittelhölzer wurde BSH GL 24h verwendet, welches bei Normalklima 20/65 gelagert war und eine mittlere Holzfeuchte von u = 11,4 % aufwies. Eine Übersicht über die Ergebnisse zeigt Tab. 5.

3.2.4 Momententragfähigkeit M2

4.1.1 Kraft F2 in Einschubrichtung

Um die Verdrehsteifigkeit der Verbinder zu ermitteln, wurden Versuche mit einer Biegebeanspruchung durchgeführt. Als Versuchsaufbau wurde ein Drei-Punkt-Biegeversuch gewählt, mit den Verbindern in der Mitte an der Stelle des größten Moments. Die Verdrehung berechnet sich als Quotient aus der Relativverschiebung der Oberund Unterkante des Nebenträgers zur Höhe des Nebenträgers (Bild 9a). Im Mittel betrug das max. Moment pro Verbinder vom Prototyp v1 M2,max = 1,0 ± 0,03 kNm bei einer Verdrehung von ϕ2,max = 3,1 ± 0,3°. Beim Prototyp v2 verdoppelte sich die Momententragfähigkeit auf M2,max = 2,0 ± 0,08 kNm, während hingegen die Verdrehung etwa gleich blieb mit ϕ2,max = 2,9 ± 1,9°. In den Bildern 9b, 9c sind die großen Verformungen gut zu sehen, bei denen dann letztendlich ein Querzugversagen der Verbinderplatte auftrat. In Bild 9c wird die Verstärkung durch die senkrechten Schrauben deutlich.

Beim ersten Versuch konnte die Schätzlast nicht erreicht werden, da die beiden Seitenhölzer unterhalb der Verbinderplatten auf Querdruck versagten. Daraufhin wurden die Prüfkörper mit Vollgewindeschrauben 8 × 160 mm rechtwinklig zur Faser verstärkt. Bei den folgenden Versuchen kam es zweimal zu einem Druckversagen der Verbinderteile aus KPH (Bild 10a) sowie einmal zum Erreichen der Zugtragfähigkeit der Schrauben. Die mittlere Höchstlast betrug F2,BSH = 496 ± 5 kN pro Verbinder und die dazugehörige Steifigkeit k2,s = 81 ± 4 kN/mm. Ein letzter Prüfkörper wurde aus fünflagigem Brettsperrholz hergestellt. Im Versuch konnte nur eine geringfügig höhere Höchstlast erreicht werden mit F2,BSP = 503 kN. Die Steifigkeit der Verbindung konnte jedoch um fast 30 % auf k2,s = 105 kN/mm gesteigert werden. Auch bei diesen Versuchen wurden große Verformungen beobachtet.

Nach dem Auftrennen der Versuchskörper war die Verbiegung der Schrägschrauben gut sichtbar (Bild 10b).

Dies erklärt die Abweichung der Schätzlast nach Modell von der tatsächlichen Höchstlast. Es muss also auch hier eine Anpassung des Modells erfolgen.

Bild 9 a) Versuchsaufbau zur Ermittlung der Momententragfähigkeit, b) Verformung des Prototyps v1 und c) Verformung des Prototyps v2 unter max. Biegebeanspruchung a) Test setup for determination of bending load capacity, b) deformation of the prototype v1 and c) deformation of the prototype v2 under bending load

46

Beim Demontieren eines Verbinders nach dem Versuch wurden beschädigte Schrauben entdeckt. So muss es beim Einschrauben der Schrägschrauben zur Kollision mit einer senkrechten Montageschraube gekommen sein, woraufhin bei zwei Schrauben das Gewinde beschädigt wurde. Die zuerst eingedrehte Montageschraube (Bild 10c) wurde an einer Stelle getroffen. Die später eingedrehte Schrägschraube (Bild 10d) hat ein beschädigtes Gewinde von der Spitze bis zum Kreuzungspunkt der beiden Schrauben. Auf diese Problematik wurde schon in [6] hingewiesen und ein entsprechendes Kegelmodell für den Mindestabstand vorgeschlagen. Dieses wurde hier bei der Wahl der Mindestabstände jedoch nicht angewendet, da die etwa 60 mm lange Führung der Schrauben durch die Verbinderplatte als ausreichend angesehen wurde. Um zukünftige Kollisionen und Beschädigungen der Schrauben zu verhindern, müssen also entweder die Abstände in Anlehnung an [6] und/oder die Ausrichtung der Schrauben geändert werden. So ist z.

B. ein zusätzliches Verschwenken der Schrägschrauben denkbar.

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Tab. 5 Übersicht über die Versuchsergebnisse aller untersuchten Kraftrichtungen der drei Prototypen (Mittelwerte) Summary of the test results of all tested load directions for the three prototypes (mean values)

F1

F2

k2,s

F45

M2

ϕ2

in kN

in kN

in kN/mm

in kN

in kNm

in °

Prototyp v1

11,4 ± 0,4 (n = 2)

151 ± 5,1 (n = 9)

25,0 ± 4,0 (n = 9)

20,8 ± 2,2 (n = 5) 1,0 ± 0,03 (n = 2) 3,1 ± 0,3 (n = 2)

Prototyp v2

19,4 ± 0,5 (n = 3)

173 ± 8,5 (n = 2)

33,3 ± 2,4 (n = 2)

27,9 ± 1,5 (n = 5) 2,0 ± 0,08 (n = 3) 2,9 ± 1,9 (n = 3)

Kraftrichtung

186 ± 9,1 (n = Prototyp 500 kN

2)1)

44,3 ± 6,2 (n =

AUFSATZ ARTICLE

S. Aurand, H. J. Blaß: Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN

2)1)

496 ± 4,9 (n = 3)

80,1 ± 4,3 (n = 3)

503 (n = 1)1)

105 (n = 1)1)

83,9 ± 4,8 (n = 3)

1) Seiten-/Mittelhölzer aus BSP

Bild 10 a) Druckversagen des Verbinders aus KPH im Nettoquerschnitt und am Einführstutzen, b) Biegeverformung der Schrägschrauben, c) punktuell geschädigte Montageschraube, d) geschädigtes Gewinde einer Schrägschraube a) Compressive failure of the DVW in the net area and the insert nozzle, b) bending deformation of the inclined screws, c) local damage of an assembly screw, d) damaged thread of an inclined screw

4.1.2 Kraft F45 senkrecht zur Einschubrichtung Bei den Versuchen wurde im Mittel eine Höchstlast von F45,max = 83,9 ± 4,8 kN erreicht. Das Versagen ist auf ein Abscheren der seitlichen Wandung zurückzuführen, auf welcher der Einführstutzen aufliegt. Die senkrechten Montageschrauben verstärken diesen Bereich der Verbinderplatte und es kam zu Lochleibungsversagen und der Bildung von zwei Fließgelenken.

5

Großmaßstäbliche Hauptträger-NebenträgerSystemversuche

Um das Verhalten der Verbinder am Gesamtsystem zu untersuchen, wurden großformatige Haupt-NebenträgerVersuche durchgeführt. Der Versuchsaufbau ist in Bild 5b zu sehen. Für die Haupt-/Nebenträger wurde BSH GL 24h verwendet, welches bei Normalklima 20/65 gelagert war und eine mittlere Holzfeuchte von u = 11,5 % aufwies. Die Holzbauteile wurden wie folgt verstärkt: eine Querdruckverstärkung im Lasteinleitungsbereich und am Auflager sowie eine Querzugverstärkung in direkter Nähe der Verbinder. Außerdem wurden hier bei beiden untersuchten Verbindern die Hauptträger unter den Verbinderplatten mit Vollgewindeschrauben verstärkt, um ein vorzeitiges Querdruckversagen auszuschließen. Hierfür

wurden die Vollgewindeschrauben um 2,5 mm im Hauptträger versenkt, sodass sich das gefräste Pyramidenmuster trotzdem noch in das Nadelholz eindrücken konnte. Der Versuchsablauf erfolgte wie zuvor mit Entlastungsschleife.

5.1

Ergebnisse und Diskussion

Nach den Versuchen wurden die Höchstlast pro Verbinder sowie die Steifigkeit ausgewertet. Eine Übersicht ist in Tab. 6 gegeben, die angegebene Rohdichte ist der Mittelwert der verwendeten Seiten- und Mittelhölzer jeder Versuchsreihe. Bei den Versuchen mit dem Prototyp v2 drückten sich die Verbinderplatten am Hauptträger trotz der Querdruckverstärkung sehr stark ins Holz ein, sodass es so zum Versagen kam (Bild 11a). Nur beim letzten Versuch kam es zu einem Herausziehversagen der Schrauben aus dem Nebenträger. Dennoch stimmen die mittlere Höchstlast sowie die Steifigkeit gut mit den Ergebnissen aus den Druck-Scher-Versuchen aus Abschn. 3.2.2 überein (Bild 12). Das aufgetretene Querdruckversagen des Hauptträgers lässt sich relativ einfach verhindern: mit der zu Beginn angesprochenen Vergrößerung der Verbinderplatten um die entsprechende Abbrandtiefe vergrößert sich auch automatisch die beim Querdrucknachweis zur Verfügung stehende effektive Fläche.

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S. Aurand, H. J. Blaß: Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN

6

Rechenmodell mit Berücksichtigung von MomentNormalkraft-Interaktion

In [1] wurde das Modell zu Berechnung der Tragfähigkeit in Einschubrichtung FV,exp einer Verbindung mit um den Winkel a geneigten Schrauben vorgestellt (Gl. (1)). Eingangswerte bei dem Modell sind u. a. das Minimum aus der Herausziehtragfähigkeit und der Zugtragfähigkeit der Schrauben sowie der max. statische Reibbeiwert in der Scherfuge.

FV,exp = nef ⋅ Fax ⋅ (cos α + µ sin α )

Bild 11 HT-NT-Systemversuche: a) Querdruckversagen am Hauptträger, b) Querzugversagen am Nebenträger Beam-to-beam system tests: a) compressive failure perpendicular to the grain in the main beam, b) tensile failure perpendicular to the grain in the secondary beam

Tab. 6 Mittlere Höchstlasten aus den Versuchen am Gesamtsystem für beide geprüften Prototypen Mean ultimate loads for the tests on the entire system for both ­tested prototypes

Verbinder Prototyp v2

F2 in kN

k2,s in kN/mm

172 ± 7,0 31,1 ± 3,2

Prototyp 500 kN 394 ± 33

71,6 ± 2,6

Anzahl Rohdichte ­Versuche in kg/m3 4

452

3

433

Bei den Versuchen mit dem Prototyp 500 kN konnte nicht das volle Potenzial der Verbinder ausgeschöpft und die Ergebnisse der Druck-Scher-Versuche aus Abschn.

4.1.1 reproduziert werden. Hierbei kam es zu Querzugversagen am Hirnholzende im Nebenträger, und zwar im Bereich der geneigten Schrauben (Bild 11b). Bei einem letzten Versuch wurde hier zusätzlich eine Querzugverstärkung angeordnet. Dadurch konnte die Tragfähigkeit zwar nochmal etwas gesteigert werden, aber dennoch blieb der Prototyp hinter den Erwartungen aus den Druck-Scher-Versuchen zurück. Wie in Bild 12 zu sehen, kommt es schon bei kleinen Verformungen zu Unterschieden.

(1)

Für die ersten Versuche mit kurzen Schraubenlängen und fünf Schrauben stimmten die berechneten Tragfähigkeiten nach Gl. (1) sehr gut mit den Versuchsergebnissen überein. Das Verhältnis von Versuchsergebnis in Einschubrichtung zu Modell liegt im Mittel bei 1,0 ± 0,1 (n = 126). Für die Versuche mit 15 Schrauben 6 × 100 mm ist das Verhältnis im Mittel mit 1,1 ± 0 (n = 40) größer als 1,0. Bei Versuchen mit längeren Schrauben, die so dimensioniert waren, dass das Erreichen der Zugtragfähigkeit der Schrauben maßgebend wird, überschätzt das Modell jedoch die Tragfähigkeit, wie in Bild 13 an den grünen Punkten zu sehen ist.

Zuerst wurde der Reibbeiwert näher betrachtet. Der Reibbeiwert berechnete sich in [1] jeweils als das max. Verhältnis von Reibungskraft zu Normalkraft und somit bei sehr geringen Verformungen. Die Druck-Scher-Versuche haben jedoch gezeigt, dass hier die max. Kraft bei deutlich größeren Relativverschiebungen eintritt, als sie es bei der Auswertung der Reibbeiwerte waren. Daher wurden die Reibungsversuche neu ausgewertet und der Reibbeiwert bei derselben Verformung ausgewertet, wie sie auch in den Druck-Scher-Versuchen auftrat. Dieser angepasste Reibbeiwert lag zwischen 80 und 90 % des statischen Reibbeiwerts und somit noch deutlich über dem Gleitreibungskoeffizienten. Die mit dem angepassten Reibbeiwert ermittelten rechnerischen Tragfähigkeiten kommen bereits deutlich näher an die Versuchsergebnisse heran, überschätzen jedoch weiterhin die Tragfähigkeit, v. a. in den Versuchen mit den zuvor vorgestellten Prototypen (blaue Punkte in Bild 13).

Bild 12 Kraft-Verformungsdiagramme (gemittelt) für Druck-Scher-Versuche und HT-NT-Versuche für den Prototyp v2 (a) und den Prototyp 500 kN (b) Load displacement diagrams (averaged) for the push-out tests and the beam-to-beam tests for the prototype v2 (a) and the prototype 500 kN (b)

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tiert ein Mittelwert von 0,9. In Bild 13 sind die neu berechneten Tragfähigkeiten mit der reduzierten Zugtrag­ fähigkeit in Rot eingezeichnet. Der durchschnittliche Verhältniswert von Versuchsergebnissen zu rechnerischer Tragfähigkeit beträgt 1,04 ± 0,1 (n = 183) und auch das Bestimmtheitsmaß ist mit R2 = 0,85 deutlich gestiegen.

Bild 13 Vergleich des Modells mit den Versuchsergebnissen Comparison of the model and the test results

Bei genauerer Betrachtung dieser Versuche hat sich gezeigt, dass die Verbinder sehr große Relativverschiebungen zu den Holzbauteilen aufweisen und es zu Fließgelenken in den Vollgewindeschrauben kommt, wie in den Bildern 7, 10 zu sehen ist. Um zu überprüfen, ob eine Momenten-Normalkraft-Interaktion die Schraubentrag­ fähigkeit reduziert, eignet sich Gl. (2), die in [7] vorgestellt wurde. Dabei wurde das Versagen von abscher­ beanspruchten Verbindungen aufgrund des Abscherens des Verbindungsmittels untersucht und ein analytisches Modell hergeleitet. Solange die Interaktionsbeziehung nach Gl. (2) eingehalten ist, können die Bemessungsgleichungen nach Eurocode 5 verwendet werden. Wird die Bedingung der Gl. (2) nicht erfüllt, müssen die Eigenschaften des Verbindungs­mittels entsprechend verringert werden.

2

M  N V  + +  =1 My  ftens fshear 

(2)

Mit der Normalkraft N in der Schraube kann man über die Flächenaufteilung des Kreisquerschnitts der Schraube das zeitgleich wirkende Moment M berechnen. Setzt man diese Werte zusammen mit dem Fließmoment My sowie der Zugtragfähigkeit ftens in Gl. (2) ein, erhält man für die Versuche mit den Prototypen Ausnutzungsgrade > 1,0.

Die Querkraft wird dabei vernachlässigt. Zum einen werden die Schrauben aufgrund der geneigten Anordnung fast ausschließlich auf Zug beansprucht, zum anderen liegen die Fließgelenke, aufgrund der Einspannwirkung im KPH, sehr nahe an der Scherfuge. Somit ist auch nach Gl. (2) rechnerisch nachgewiesen, dass nicht der gesamte Querschnitt der Schraube für die Aufnahme der Zugkraft zur Verfügung steht. Daher wird vorgeschlagen, die Zugtragfähig­ keit der Schrauben abzumindern. Wertet man das Verhältnis von tatsächlich vorhandener Normalkraft N zu max. möglicher Normalkraft Ftens aus, resul-

AUFSATZ ARTICLE

S. Aurand, H. J. Blaß: Densified veneer wood connectors – tests with first prototypes for loads up to 500 kN

Zusätzlich müssen weitere Versagensmechanismen berücksichtigt werden. Zum einen muss die Druckfestigkeit in Plattenebene der Verbinder aus KPH ausreichend hoch sein, um ein Versagen im Nettoquerschnitt zu vermeiden. Zum anderen haben die Versuche mit dem Schwerlastprototyp gezeigt, dass bei dieser Verbindergeometrie auch ein mögliches Querdruckversagen im Hauptträger überprüft werden muss. Aufgrund der großen Anzahl an Schrauben auf kleiner Fläche entstehen lokal unter den Verbinderplatten sehr große Spannungen rechtwinklig zur Faser. Somit ergibt sich die Gesamttragfähigkeit der Verbindung mit geneigten Schrauben aus dem Minimum aus Gl. (3). Die ersten beiden Zeilen entstammen dem Modell aus [1], in welches zum einen die Herausziehtragfähigkeit und zum anderen die abgeminderte Zugtragfähigkeit eingesetzt wird. Zeile 3 berücksichtigt das Versagen des Verbinders auf Längsdruck und Zeile 4 das Versagen des Hauptträgers auf Querdruck, wie die zuvor vorgestellten Versuche gezeigt haben.

FV,mean

    = min    

n ⋅ Fax ⋅ ( µ ⋅ sin α + cos α ) n ⋅ 0, 9 ⋅ Ftens ⋅ ( µ ⋅ sin α + cos α ) Anetto,KPH ⋅ fc,0,KPH

(3)

 1  Ac,90,HT ⋅ fc,90,HT ⋅ kc,90,HT ⋅  µ + tan α  

mit n Verbindungsmittelanzahl Fax Herausziehtragfähigkeit der Schraube Zugtragfähigkeit der Schraube Ftens m Reibbeiwert a Einschraubwinkel der geneigten Schrauben gegenüber der Verbinderebene Anetto,KPH Nettoquerschnittsfläche des Verbinders fc,0,KPH Längsdruckfestigkeit des Verbinders Ac,90,HT querdruckbeanspruchte Fläche unter der Verbinderplatte am Hauptträger fc,90,HT Querdruckfestigkeit des Hauptträgers kc,90,HT Querdruckbeiwert

7 Fazit Die Versuche haben gezeigt, dass mit Kunstharzpressholz leistungsstarke Verbinder hergestellt werden können. Über die neuartige Form lassen sich auf kleinstem Raum viele Schrauben anordnen und somit hohe Tragfähigkeiten erzielen. Vergleicht man die charakteristischen Tragfähigkeiten von aktuell erhältlichen Hauptträger-Nebenträger-Verbindern mit ähnlichen Dimensionen, dann sind mit Verbindern mit aufgerauter Oberfläche und geneigt

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S. Aurand, H. J. Blaß: Verbinder aus Kunstharzpressholz – Versuche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN Tab. 7 Vergleich der charakteristischen Tragfähigkeiten mit handelsüblichen HT-NT-Verbindern Comparison of characteristic load-carrying capacities with customary beam-to-beam connectors

Verbinder

R2,k1)

Kraft pro Schraube

in mm

in kN

in kN 6,4

Breite

Höhe

Dicke

Schraubentyp

in mm

in mm

in mm

Schraubenanzahl

Prototyp v2

110

220

25

6 × 200

24

1542)

Pitzl HVP 88425

120

250

15+15

8 × 200

20

93,3

4,7

Sherpa XL 55

120

250

16+16

8 × 200

18

81,9

4,6

Prototyp 500 kN

140

558

50

8 × 300

40

330 2)

8,3

Pitzl HVP 88555

140

550

15+15

8 × 300

56

395

7,1

16+16

8 × 2003)

54

349

6,5

Sherpa XXL 280

140

570

1) für BSH GL 24h

2) 5 %-Quantil nach DIN EN 14358 mit k (n) = 2,1 s 3) max. zulässige Schraubenlänge nach ETA-12/0067

eingedrehten Schrauben deutliche Tragfähigkeitssteigerungen zu verzeichnen. Dies wird besonders anschaulich, wenn die max. übertragbare Kraft pro Schraube berechnet wird (Tab. 7). Hieraus ergeben sich Tragfähigkeitssteigerungen in Einschubrichtung der Verbinder von 36 % für den Prototyp v2 und 17 % für den Prototyp 500 kN. Weiterhin hat die Auswertung der Druck-Scher-Versuche mit den Seiten-/Mittelhölzern aus Brettsperrholz gezeigt, dass die Steifigkeit von Verbindungen deutlich gesteigert werden kann, wenn Nebenträger aus BSP verwendet werden.

Dank Die hier vorgestellten Ergebnisse sind im Rahmen des FuE-Kooperationsprojekts „Entwicklung hochleistungs­ fähiger und brandsicherer Holzverbinder aus Kunstharzpressholz (KPH-Verbinder)“ in Zusammenarbeit mit der Fa. Pitzl Metallbau GmbH in Altheim entstanden. Gefördert wurde das Projekt von der Arbeitsgemeinschaft industrieller Forschungsgemeinschaften AiF unter dem Förderkennzeichen FKZ ZF4250805WZ8.

Literatur [1] Aurand, S.; Blaß, H. J. (2020) Verbinder aus Kunstharzpress­ holz mit veränderter Oberfläche zur Erhöhung der Reibung in der Scherfuge in: Bautechnik 97, H. S1, S. 44–55.

[2] Azinovic, B.; Frese, M. (2020) FE modelling of timber con­ nections with inclined and cross-wise arranged screws – new findings on testing the shear stiffness in: Görlacher, R. [ed.] Proceedings of the INTER Meeting 53. Online, 17.–19.

Aug. 2020.

[3] Krenn, H. (2018) Die Stahlblech-Holz-Laschenverbindung mit schrägen Schrauben. Monographic Series TU Graz/ Timber Engineering & Technology, Bd. 7. Graz: Verlag der Technischen Universität Graz.

[4] Gilka-Bötzow, A.; Heiduschke, A.; Haller, P. (2011) Zur Abbrandrate von Holz in Abhängigkeit der Rohdichte in: European Journal of Wood and Wood Products 69, no. 1, pp. 159–162.

[5] Brandon, D.; Maluk, C.; Ansell, M. P.; Harris, R.; Walker, P.; Bisby, L.; Bregulla, J. (2015) Fire performance of metalfree timber connections in: Proceedings of the Institution of Civil Engineers – Construction Materials 168, no. 4, pp. 173–186.

[6] Frese, M.; Jordan, M. (2018) Deviations between planned and actual position of wood screws – consequences for mi­ nimum spacing in: Görlacher, R. [ed.] Proceedings of the INTER Meeting 51. Tallinn, Estonia, 13.–16. Aug. 2018.

[7] Blaß, H. J. (2018) Moment-Normalkraft-Querkraft Interak­ tion in stiftförmigen Verbindungsmitteln von StahlblechHolz-Verbindungen in: Görlacher, R.; Sandhaas, C. [Hrsg.]

Karlsruher Tage 2018 Holzbau. Forschung für die Praxis.

Karlsruhe, 4./5. Okt. 2018.

Autoren Simon Aurand, M.Sc. (Korrespondenzautor) simon.aurand@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe

Zitieren Sie diesen Beitrag Aurand, S.; Blaß, H. J. (2021) Verbinder aus Kunstharzpressholz – Ver­ suche mit ersten Prototypen für Traglasten bis 500 kN. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 40–50. https://doi.org/10.1002/bate.202000103 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 2. November 2020; angenommen: 21. Januar 2021.

Prof. Dr.-Ing. Hans Joachim Blaß hans.blass@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe

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DOI: 10.1002/bate.202000101

AUFSATZ

Lukas Windeck, Markus Hirmke

Biegefestigkeit von Segmentlamellenholz Segmentlamellenholz ist einer neuer, aus wechselseitig ­verklebten Kreissektoren bestehender Holzwerkstoff, der als Alternative zu BSH und KVH angesehen wird. Durch den vom Industriestandard abweichenden Einschnitt in trapezförmige Querschnitte mittels radialer Schnitte kann der Rohstoff Holz deutlich effizienter genutzt werden. Vierpunkt-Biegeversuche, die im Rahmen der Erstellung einer ETA durchgeführt wurden, zeigten, dass Segmentschichtholzträger Biegefestigkeiten erreichen, die mit denjenigen von BSH GL24 vergleichbar sind.

Die Ergebnisse der Versuche werden hier vorgestellt. Weiterhin zeigen die Simulationsergebnisse eines neu entwickelten FE-Modells basierend auf dem Karlsruher Rechenmodell auf, wie sich die Biegefestigkeiten von Segmentschichtholz bei ­großen Trägerhöhen entwickeln. Die weitere Forschungsarbeit soll aufzeigen, wie der Herstellungsprozess hinsichtlich der ­resultierenden Biegefestigkeit optimiert werden kann.

Bending strength of laminated segment timber Laminated segment timber is a new engineered wood product consisting of glued circle segments and is considered as a valid alternative to Glulam and KVH. Due to the radial cutting of logs into trapezoidal cross sections a more efficient usage of the resource wood is feasible. Four-point bending tests which were performed for the admittance of an ETA showed that beams consisting of multiple LST lamellas reach bending strengths that are comparable to glulam GL24. The results of those tests are presented. Because of the gluing of segments in width and depth direction state of the art models for the calculations of glulam bending strengths cannot be used. Hence, the results of a newly developed FE-model based on the Karlsruher Rechenmodell demonstrate how bending strengths of layered Laminated Segment Timber are influenced by beam depth. Future research will be consisting of simulations how the manufacturing process can be optimized with regard to the resulting bending strengths.

Stichworte Segmentlamellenholz; Biegefestigkeit; Simulation; radialer Einschnitt

Keywords laminated segment timber; LST; bending strength; simulation; Monte-Carlo; KAREMO; digital image correlation; wet gluing; radial cutting

1 Einleitung

In diesem Aufsatz werden die Motivation der Produktentwicklung sowie die Herstellung, experimentelle Ergebnisse von Biegeversuchen, die im Rahmen der baurecht­ lichen Regelung erfasst wurden, die numerische Modellierung basierend auf dem Karlsruher Rechenmodell (KAREMO) sowie erste Ergebnisse der Simulationen vorgestellt.

In Zeiten einer prognostizierten Verknappung von Fichtenholz sind Industrie und Forschung aufgefordert, zukunftsfähige Verfahren zu entwickeln, um diesen Rohstoff effizienter zu verwerten. Ein von Stora Enso Wood Products GmbH (SEWP) angestoßenes und am Karls­ ruher Institut für Technologie (KIT) durchgeführtes Forschungsprojekt befasst sich daher mit Verarbeitungsmethoden, die von der herkömmlichen Brettschichtholzherstellung in vielerlei Hinsicht abweichen. Durch einen radialen Einschnitt des Rundholzes werden trapezförmige Querschnitte generiert, die wechselseitig miteinander verklebt Segmentlamellenholz (SLH) ergeben. Dieses wiederum kann ähnlich dem BSH zu Segmentschichtholz (SSH) verklebt werden (Bild 1).

Bild 1 Schematische Überführung des Rundholzes zu SSH Schematic transformation of the log to layered LST

52

2

Segmentlamellenholz – ein neuer Bau- und Werkstoff

2.1

Motivation und Produktidee

Von der Sägeindustrie verarbeitetes Rundholz ähnelt in seiner Form in den meisten Fällen einem leicht konischen Kegelstumpf mit einer durchschnittlichen Abholzigkeit von 8,88–10,3 mm/m Stammlänge für ZopfDurchmesser von 25–45 cm (ermittelt an 152 944 Datensätzen einer optischen 3-D-Rundholz-Vermessungsanlage der Fa. Sprecher). Die Stammdurchmesser an beiden Enden weisen daher, je nach Länge des Abschnitts, deutliche Durchmesserunterschiede auf. Der Einschnitt zu rechteckigen Brettern muss vom geringsten Stammdurchmesser eines Stammabschnitts ausgehen, da Bretter gewonnen werden sollen, die baumkantenfrei sind und weiterverarbeitet werden können. Daher kann das

© 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Bild 2 Vergleich der Schwindverformungen von Schnittholz und SLH ­gleichen Ursprungs während des Trocknungsprozesses, nach [1]: a) Schnittholz, b) SLH; schwarze Umrandung: Ausgangsquerschnitt vor Trocknung, roter Rahmen: Querschnitt nach Hobeln Comparison of the deformations due to shrinkage of sawn timber and LST with the same geographical origin during kiln drying [1]: a) sawn timber, b) LST; black frame: original cross section, red frame: resulting cross section after planning

durch die Abholzigkeit entstehende Holzvolumen, das bis zu 10 % des Gesamtvolumens eines Stammabschnitts ausmacht, mit der bestehenden Sägetechnologie nicht verwertet werden. Im Produktionsprozess von SLH wird nach den Radialschnitten von den entstandenen Kreissektoren zuerst die Baumkante über die gesamte Lamellenlänge entfernt. Dies führt dazu, dass die Abholzigkeit über die Stammlänge ausgenutzt werden kann. Anschließend werden die Querschnitte von Markröhre sowie dem juvenilen Holz befreit, bis die gewünschte Höhe der Trapezlamelle erreicht ist. Nebeneffekte der Ausnutzung der Abholzigkeit sind die bessere Nutzung der qualitativ hochwertigeren Randbereiche des Stamms bei gleichzeitiger Entfernung des juvenilen Holzes, das deutliche andere Eigenschaften hinsichtlich Rohdichte, Festigkeit sowie Schwinden und Quellen aufweist. Das anschließende wechselseitige Nassverkleben der Trapezlamellen vor dem Trocknungsprozess führt dazu, dass das ursprüngliche im Stamm enthaltene polarorthotrope Koordinatensystem, das die radialen und tangentialen (Schwind-)Eigenschaften definiert, in ein näherungsweise orthotropes überführt wird. Muss bei Schnittholz im der Trocknung folgenden Hobelprozess aus offensichtlichen Gründen ein vergleichsweise großer Teil des Holzvolumens entfernt werden, um aus rautenförmig verformten Querschnitten prismatische zu erhalten (Bild 2a, transparente rote Fläche), fallen bei SLH die Verluste geringer aus, da durch die Transformation des Koordinatensystems rechteckige SLH-Querschnitte auch nach der Trocknung näherungsweise eine rechteckige Form aufweisen (Bild 2b).

Vergleichend kann das Schwindverhalten von Schnittholz betrachtet werden: Verlaufen die Jahrringe im Quer3), schwindet ein rechteckiger schnitt diagonal (Bild Querschnitt zu einem rautenförmigen. Sind die Jahrringe hingegen näherungsweise horizontal angeordnet, ist der Querschnitt auch nach der Trocknung noch etwa rechteckig, was sich günstig auf den Erhalt des Holzvolumens in der weiteren Verarbeitung auswirkt.

AUFSATZ ARTICLE

L. Windeck, M. Hirmke: Bending strength of laminated segment timber

Bild 3 Schwindverhalten von Schnittholz in Abhängigkeit von der Jahrringrichtung [2] Characteristic shrinkage as affected by direction of growth rings [2]

Dies führt zu deutlich geringeren Hobelverlusten nach der Trocknung, was die Ausbeute während des Herstellungsprozesses von SLH gegenüber Schnittholz deutlich erhöht. Die Kombination aus radialem Einschnitt, Nutzung der Abholzigkeit und reduzierten Schwindverformungen hat eine erhöhte Ausbeute der Holzmatrix zur Folge. Das Stammvolumen auf der Basis eines radialen Einschnitts kann so zu ~ 80–85 % gegenüber ~ 65 % [3, 4] beim herkömmlichen Einschnitt mit prismierter Schnittware ausgenutzt werden.

2.2 Herstellung Als Eingangsmaterial im Produktionsprozess dient unsortiertes Rundholz der Klasse AC aus Fichte (Ursprung: nördliches Niederösterreich, südliches Tschechien; Durchmesser 25–45 cm). Lediglich 0,5 % der Grund­ gesamtheit werden anhand eines unteren Grenzwerts des dynamischen Elastizitätsmoduls der Stämme von Edyn = 8 500 N/mm2 aussortiert. Dem Sägeprozess folgt die Nassverklebung als notwendiger Schritt, da eine Trocknung der trapezförmigen Lamellen starke Schwindverformungen zur Folge hätte. Weitere positive Effekte der Nassverklebung wurden in Abschn. 2.1 behandelt.

Eine Nassverklebung von Holz ist bisher (Stand Oktober 2020) nicht normativ geregelt. Jedoch ist eine Verklebung von frisch eingeschnittenen Lamellen grundsätzlich möglich [5, 6] und führt zu qualitativ gleichwertigen Klebe­ fugen wie eine herkömmliche Verklebung von technisch getrockneten Lamellen. Um eine gute Qualität der Verklebung zu gewährleisten, werden die Trapezlamellen oberflächlich getrocknet und anschließend mit einem 1KPUR-Klebstoff verklebt. Anschließend wird die entstandene Platte auf die gewünschte Breite gesägt (Bild 4) und die so entstandenen Balken technisch getrocknet. Aus der der Trocknung vorausgehenden Verklebung folgen deutlich längere Trocknungszeiten im Vergleich zu Schnittholz, da die PUR-Klebefugen wie Dampfbremsen wirken [7] und ein seitliches Diffundieren des Wassers im

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L. Windeck, M. Hirmke: Biegefestigkeit von Segmentlamellenholz

Bild 4 Vereinfachter Herstellungsprozess von SLH Simplified manufacturing process of LST Bild 6 Beispiel eines SSH-Querschnitts aus drei 90 mm starken ­SLH‑­Lamellen, Regelquerschnitt (B × H) 120 × 270 mm2 Example of a layered LST cross section existing of three 90 mm deep LST lamellas, cross section (W × D) 120 × 270 mm2

Bild 5 Schematische Wasserabgabe während des Trocknungsprozesses bei a) SLH und b) Schnittholz Schematic water release during drying process of a) LST and b) ­timber

Querschnitt behindern [1] (Bild 5a). Bei herkömmlicher Schnittware hingegen ist eine „freie“ Diffusion des Wassers während der Trocknung über jede Querschnittsseite möglich (Bild 5b). Nach der Trocknung werden die SLHBalken auf ihr Sollmaß gehobelt und z. B. zu SSH (Bild 6) weiterverarbeitet.

3

Experimentelle Vorarbeiten zur baurechtlichen Regelung (von Segmentlamellenholz)

3.1 Biegeversuche Da SLH sowie SSH nicht durch harmonisierte Normen abgedeckt sind, wurden auf Grundlage des EAD 130348-00-0304: Laminated Segment Timber with rectangular cross sections made from radially cut logs die Flachkant-Biegefestigkeit (Bild 7a) von Balken aus SLH und Trägern aus SSH in Vierpunkt-Biegeversuchen nach DIN EN 408-2012 [8] untersucht. In fünf je 40 Versuche umfassenden Reihen wurden der kleinste bis größte Regelquerschnitt experimentell geprüft. Eine Übersicht der Versuchsreihen zeigt Tab. 1, die untersuchten Querschnitte sind in Bild 8 dargestellt. Zusätzlich aufgeführt ist eine weitere Versuchsreihe an SLH aus Käferholz (KH), die nicht Bestandteil der Zulassungsversuche war.

Bild 7 Unterschiedliche Beanspruchungsarten von SLH unter einer Biegebelastung: a) flachkant, b) hochkant Different load types in bending for LST: a) flatwise, b) edgewise

in der Streuung der Festigkeitswerte (Kurvensteigung) sowie den absoluten Werten deutliche Unterschiede.

Die Versuchsreihen mit der kleinsten Trägerhöhe von 90 mm weisen die höchsten mittleren Festigkeiten von 56,6 N/mm2 und 61,6 N/mm2 auf. Mit zunehmender Querschnittshöhe nimmt sowohl die Streuung als auch die Größe der Festigkeitswerte ab. Daraus kann abgeleitet werden, dass eine deutliche Homogenisierung innerhalb des Querschnitts stattfindet sowie ein eindeutiger Einfluss der Trägerhöhe vorhanden ist. Ein Vergleich der Reihen f090 (schwarz) und f090_KH (rot) macht den Laminierungseffekt in Breitenrichtung des SLH sichtbar, da bei beiden Versuchsreihen lediglich die Balkenbreite variiert wurde. Bei einem um 9 % ansteigenden Mittelwert halbiert sich der Variationskoeffizient. Ein negativer Einfluss des Käferholzes auf die Biegefestigkeit ist nicht direkt feststellbar. Da die 5 %-Quantilwerte den für die Bemessung maßgebenden Festigkeitswert liefern und aus Gründen der Vereinfachung in der zu erstellenden ETA nicht für jede Querschnittsgröße verschiedene Festigkeitswerte definiert werden sollen, liefert die Versuchs­ reihe d320 den maßgebenden Festigkeitswert von fm,k = 25,6 N/mm2.

3.2 ETA Die Ergebnisse der Versuchsreihen sind in Tab. 2 angegeben. Bild 9 zeigt die Summenhäufigkeiten der Biegefestigkeiten sowie die entsprechenden 5 %-Quantile. Zwischen den unterschiedlichen Querschnittsabmessungen gibt es 54

Die Festigkeitswerte von SLH sowie SSH sind in der ETA 19/0832 sowie hier in Tab. 3 zusammengefasst. Ausschließlich die Biegekennwerte sowie die Rohdichte ba-

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Tab. 1 Übersicht über die Versuchsreihen in Flachkant-Orientierung Overview of the test series in flatwise orientation

Tab. 2 Ergebnisse der Zulassungsversuche Results of licensing tests

Quer­ schnitt (B × H) [mm]

Typ

Biegefestigkeit

f090

40

90 × 80

SLH 1

90

3–4

f090_KH 54

90 × 120

SLH 1

90

4–5

f160

40

160 × 160

SLH 1

160

3–4

f090

56,6

12,1

21,4

32,1

86,2

33,6

d180

40

80 × 180

SSH

90

3–4

f090_KH

61,6

6,87

11,2

41,3

74,2

51,4

2

5 %-Quantil [N/mm2]

min [N/mm2]

COV [%]

s [N/mm2]

Reihe

Lamel- Lamel- Seglenzahl lenhöhe mente [mm] pro SLH

max [N/mm2]

Anzahl

x [N/mm2]

Reihe

t270

40

120 × 270

SSH

3

90

4–5

f160

39,9

6,94

17,4

26,8

53,6

27,7

d320

40

160 × 320

SSH

2

160

3–4

d180

39,8

8,42

21,1

22,6

52,3

25,7

sieren auf Versuchsergebnissen. Die weiteren Festigkeitskennwerte wurden auf Grundlage der in EN 384:2016 sowie EN 338:2016 [9, 10] angegebenen Zusammenhänge ermittelt. Für SLH ist eine Mindestbreite von 80 mm einzuhalten, die Lamellenhöhe muss zwischen 90 mm und 180 mm liegen. Die Lamellenanzahl für SSH ist auf 2–4 festgelegt, wobei die Höhe 360 mm nicht überschritten werden darf.

4

Wissenschaftliche Untersuchung zur Weiterentwicklung

4.1

Methodisches Vorgehen und theoretische Grundlagen

4.1.1 KAREMO Nach Stand September 2020 sind nur Querschnitte zur Verwendung zugelassen, deren Größen innerhalb der in Abschn. 3.2 angegebenen Grenzen liegen. Versuche im notwendigen Umfang an größeren Trägern sind aufgrund des aktuellen Herstellungsprozesses zu zeit- und kosten-

t270

38,6

5,96

15,4

24,4

49,8

29,8

d320

31,5

3,87

12,3

23,5

41,1

25,6

AUFSATZ ARTICLE

L. Windeck, M. Hirmke: Bending strength of laminated segment timber

intensiv. Daher wird am Karlsruher Institut für Techno­ logie (KIT) ein Computermodell entwickelt, um Biegeversuche nach EN 408 zu simulieren, das auf dem Karlsruher Rechenmodell (KAREMO [11–13]) basiert. Das KAREMO hat seinen Ursprung in den 1980er-Jahren und verwendet die Finite-Elemente-Methode, um lokale Spannungen in der modellierten Struktur zu berechnen. Die probabilistische Berechnung einer Trägergeometrie mithilfe der Monte-Carlo-Methode ermöglicht eine Annäherung an die Grundgesamtheit der Systemfestigkeiten. Als Eingangsgrößen des Materialmodells dienen dabei Elastizitätsmoduln und Festigkeitswerte, die mithilfe von Regressionsgleichungen für einzelne finite Elemente berechnet werden. Das Modell wurde für BSH umfangreich validiert und zeigt gute Übereinstimmungen zwischen berechneten und experimentell festgestellten Biegefestigkeiten von großen Trägern, womit die Simulationsmethode bestätigt werden konnte. In der Zwischenzeit wurden weitere Ansätze zur Berechnung der Biegefestigkeit von Brettschichtholz entwickelt [14–16].

In [17] ist eine Zusammenfassung der im Computer­ modell verwendeten Regressionsgleichungen angegeben, die ursprünglich von [18, 19] hergeleitet wurden. Neben den E-Moduln und Festigkeiten unter einer Zug- bzw.

Druckbeanspruchung spielen die entsprechenden Eigenschaften von Keilzinkenverbindungen eine Rolle, da sie definierte Schwachstellen im Materialgefüge darstellen.

Die genannten Gleichungen sind nur für rechteckige Brettquerschnitte aus Schnittholz gültig und daher nicht zwangsläufig auf SLH anwendbar, jedoch bleiben die grundlegenden Abhängigkeiten, z. B. die Korrelationen zwischen Ästigkeit und Elastizitätsmodul bzw. den Festigkeitseigenschaften, bestehen.

4.1.2 Interaktion zwischen Zug- und Biegebeanspruchung (im Verbundquerschnitt)

Bild 8 Querschnitte der Versuchsreihen Cross sections of the test series

KAREMO beruht auf der Annahme, dass die wirkenden Biegespannungen innerhalb einer Lamelle im Vergleich zur Zugspannung vernachlässigbar gering sind. Diese An-

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L. Windeck, M. Hirmke: Biegefestigkeit von Segmentlamellenholz Tab. 3 Übersicht über die in ETA-19/0832 festgelegten Kennwerte Overview of the defined values in ETA-19/0832

Festigkeitskennwerte in N/mm2 Biegung, flachkant

fm,k,flat

25

Biegung, hochkant

fm,k,edge

17

Zug in Faserrichtung

ft,0,k

15

Zug quer zur Faserrichtung

ft,90,k

0,4

Druck in Faserrichtung

fc,0,k

21

Druck quer zur Faserrichtung

fc,90,k

3,0

Schub

fv,k

3,5

Elastizitätsmodul in Faserrichtung

Em,0,mean

12 600

Em,0,k

8 400

Elastizitätsmodul quer zur Faserrichtung

Em,90,mean 300

Schubmodul

Gmean

650

5 %-Quantil

ρk

420

Mittelwert

ρmean

460

Steifigkeitskennwerte in N/mm2 Bild 9 Summenhäufigkeiten der Flachkant-Biegefestigkeiten Cumulative frequencies of the flatwise bending strength

nahme trifft jedoch auf SSH-Träger nicht zu, wie das nachfolgende Beispiel verdeutlicht. Betrachtet werden soll der in Bild 10 dargestellte 640 mm hohe Querschnitt eines SSH-Trägers bestehend aus vier 160 mm starken Lamellen unter einer Biegebeanspruchung. Die Randspannung σm,SSH kann dabei in eine Zugspannung σt,0 (bzw. Druckspannung σc,0), die in der Randlamelle konstant ist, sowie einen Biegeanteil σm, der ebenso wie der Gesamtverlauf über die Lamellenhöhe veränderlich ist, zerlegt werden (Gl. (1)). Aufgrund der größeren Lamellenhöhe ist der Anteil der Biegespannung an der Gesamtspannung bei einem Träger aus SSH deutlich größer als bei einem gleich hohen Träger aus BSH.

σ m,SSH = σ t/c,0 + σ m (1) Im Beispiel beträgt das Verhältnis aus Biege- (σm) zu Zuganteil (σt,0) 0,33. Bestünde der gleiche Träger aus BSH mit 40 mm starken Lamellen, betrüge das Verhältnis aus Biege- zu Zuganteil 0,07. Zu diesem Zeitpunkt besteht jedoch keine Klarheit über eine Grenze des Verhältnisses aus Lamellenhöhe hL und Trägerhöhe h, ab der die Berücksichtigung der Biegefestigkeit keinen bzw. einen vernachlässigbaren Einfluss auf die Systemfestigkeit fm,SSH hat. Dieser Punkt soll ebenfalls mit dem erstellten Modell untersucht werden.

Rohdichte in kg/m3

KAREMO für BSH ist ein 2-D-Modell, da der Einfluss der Lamellenbreite implizit durch den Ästigkeitswert als Vorhersageparameter berücksichtigt ist. Um Materialunterschiede und deren Streuung sowie den Laminierungs­ effekt in Breitenrichtung realitätsnah abbilden zu können, wurde für SSH eine Erweiterung auf ein 3-D-Modell durchgeführt.

4.2

Modellierung der mechanischen Eigenschaften für Elementarlamellen

4.2.1 Allgemeines Um Regressionsgleichungen für das Materialmodell von SLH/SSH erstellen zu können, waren Versuche an Balken aus SLH mit und ohne Keilzinkenverbindung erforderlich. Aus Gründen des Produktionsablaufs findet im ersten Schritt der Erstellung eines Materialmodells eine Begrenzung auf eine Lamellenhöhe von 90 mm statt. Aus versuchstechnischer Sicht sind Biegeversuche an 90 mm

4.1.3 Laminierungseffekt Sind die Eigenschaften eines BSH-Trägers innerhalb einer Brettlage näherungsweise konstant, so trifft diese Annahme für Träger aus SSH nicht mehr zu. Durch den sektorförmigen Einschnitt, die Durchmischung und die anschließende Verklebung von Segmenten aus unterschiedlichen Stämmen in Breitenrichtung wird eine Va­ riation der Materialeigenschaften eingebracht, die ebenso wie der Biegeanteil nicht vernachlässigt werden kann.

Tritt bei BSH der Laminierungseffekt nur in Höhenrichtung auf, kommt er bei SSH auch in Breitenrichtung zum Tragen, wie bereits experimentell nachgewiesen wurde (Abschn. 3.1).

56

Bild 10 Querschnitt und Biegespannungsverlauf eines SSH-Trägers Cross section and distribution of bending stresses in a beam made of layered LST

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

00_BATE_SH_Holzbau_Buch.indb 56

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hohen Balken problemlos, jedoch wären bei Zugversuchen an Balken mit einem Querschnitt von 90 × 120 mm bereits Lasten von etwa 270 kN (ausgehend von einer mittleren Zugfestigkeit ft = 25 N/mm2) nötig, um einen Bruch zu erreichen. Diese Lasten waren durch die gegebenen Prüfeinrichtungen nicht realisierbar. Daher wurde nach einer Alternative gesucht, wie ein SLH-Querschnitt in geeignete Grundelemente zerteilt werden kann, an denen Versuche einfacher durchführbar sind. Bild 11 zeigt denkbare Varianten von Grundelementen. Alle Varianten wurden hinsichtlich ihrer Vor- und Nachteile im Hinblick auf eine Versuchsdurchführung sowie Programmierung untersucht. Variante 3 stellt die plausibelste Möglichkeit zur Unterteilung eines SLH-Balkens dar, da rechteckige Querschnitte mithilfe der FEM problemlos abgebildet sowie aus versuchstechnischer Sicht einfach geprüft werden können. Es wurde ein Querschnitt bestehend aus zwei Halbtrapezen (blau unterlegt) gewählt, der als Elementarlamelle (EL) bezeichnet wird. Aus diesen EL können nun (im vorgegebenen Raster der EL-Breite von rechnerisch ~ 37,2 mm) in der Simulation beliebig breite Querschnitte zusammengesetzt werden. Jedoch sind Zusammenhänge zwischen nebeneinanderliegenden EL zu beachten, die daraus resultieren, dass in beiden EL Holz aus einer identischen Trapezlamelle vorhanden ist.

Zur Ermittlung der E-Moduln der EL wurden in den entsprechenden Versuchen das optische Bildkorrelationssystem Q400 sowie die zugehörige Software ISTRA4D der Firma LIMESS Messtechnik verwendet, die im Rahmen einer Kalibrierung in die Genauigkeitsklasse 0,5 nach EN ISO 9513:2002 eingeordnet wurde. Verwendet wurden vier Kameras, von denen jeweils zwei unter einem Winkel zueinander dieselbe Oberfläche filmen und somit eine dreidimensionale Messung ermöglichen. So können die gemessenen Dehnungen in den jeweiligen Raumrichtungen aufgelöst und ausschließlich Verformungen in Lastrichtung betrachtet werden. Bei allen Elementarlamellen wurden ausschließlich die Schmalseiten betrachtet, da das Ziel die Erfassung der Einflüsse im SLH sichtbarer Äste war. Der Versuchsaufbau ist für die durchgeführten Messungen zur Bestimmung der Zug-E-Moduln in Bild 12 dargestellt.

4.2.2 Ästigkeit In trapezförmigen Querschnitten können die Regeln der DIN 4074-1 [20] nicht angewendet werden. Diese betrachten immer nur die Ästigkeit in rechteckigen Querschnitten aus Vollholz. Daher wurden die Kriterien für einen Einzelast in [20] auf den vorliegenden Fall angepasst und der Ästigkeitswert EEL (Einzelast ElementarLamelle) eingeführt. Der Wert EEL wird mit Gl. (2) berechnet, wobei die Summe aus max bi in Bild 13 definiert ist. Max bi ist der jeweilige max. Astdurchmesser, der auf der Schmalseite einer EL in vorher definierten Elementen von 150 mm Länge sichtbar ist. Die Elementlänge von 150 mm resultiert aus dem im DIN 4074 angegebenen Kriterium der Astansammlung. Auch wenn Astansamm-

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Bild 11 Mögliche Varianten von Elementgeometrien zur Verwendung im FEModell Different variations of element cross sections for the use in the FEA

Bild 12 Schematischer Versuchsaufbau zur Dehnungsmessung Schematic test setup for the strain measurement

lungen im Sinne der Definition in DIN 4074 in EL nicht vorkommen, liegen Äste häufig in Faserrichtung leicht versetzt zueinander in beiden Halbtrapezen einer EL. Um alle auftretenden Äste in der Simulation berücksichtigen zu können, wurde die auch schon im KAREMO verwendete Elementlänge von 150 mm beibehalten.

∑

max bi EEL = (2) 2⋅b

4.2.3 Versuche an Elementarlamellen Zur Bestimmung der Materialeigenschaften wurden Zug-, Biege- sowie Druckversuche an EL durchgeführt (Tab. 4).

Die Festigkeiten von Keilzinkenverbindungen wurden nur unter einer Zug- und Biegebelastung untersucht.

4.2.4 Modelle Auf Grundlage der Untersuchungs- und Versuchsergebnisse an EL wurden die nachfolgenden Regressionsgleichungen zur Berechnung der Steifigkeitseigenschaften in der Zug- und Druckzone (Gln. (3)–(5)) sowie den Festigkeitseigenschaften (Gln. (6)–(8)) für Holz-Zellen hergeleitet.

Die entsprechenden Gleichungen der KZV-Eigenschaften sind in den Gln. (9)–(11) angegeben. Alle Gleichungen werden im programmierten FE-Modell zur Berechnung

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ft,0 14, 57 R= = 0, 011 ⋅ ft,0 – 0, 0404 + (8) fm 1, 5 ⋅ ft,0 + 7, 27

(

)

mit: ft,0 Zugfestigkeit eines Elements fc,0 Druckfestigkeit eines Elements R Verhältnis der Zug- zur Biegefestigkeit (9) Et,j = 0, 944 ⋅ Edyn,Stamm,min + 1 934 + ε mit r = 0, 35

der Materialeigenschaften einzelner Elemente verwendet. eigenschaften In allen Gleichungen sind die Steifigkeits­ sowie Festigkeiten jeweils in N/mm2 einzusetzen. Der Ästigkeitswert EEL ist dimensionslos. ln( Et,WS ) = 7, 30 ⋅ 10–5 ⋅ Et,0,glob – 1,11 ⋅ EEL + 8, 60 + ε mit r = 0,75

ε ∈ N(0; 0,171)

und

(3)

(4) ln( Et,CWS ) = 6, 56 ⋅ 10–5 ⋅ Et,0,glob + 8, 66 + ε mit r = 0, 60

und

ε ∈ N(0; 0,143)

ln( Ec,0,lok ) = 3, 97 ⋅ 10–5 ⋅ Et,0,glob – 1,10 ⋅ EEL + 9, 03 + ε (5) ε ∈ N(0; 0,131) mit r = 0,79 und

mit: Et,WS Zug-E-Modul in astbehafteten Elementen Et,CWS Zug-E-Modul in fehlerfreien Elementen Ec,0,lok Druck-E-Modul eines Elements Et,0,glob glob. E-Modul einer 2 m langen EL EEL Ästigkeitswert der Zelle ε Reststreuung r Korrelationskoeffizient (6) ln( ft,0 ) = 0, 698 ⋅ ln( Et,0,lok ) – 1, 531 ⋅ EEL – 2, 488 + ε mit ε ∈ N(0; 0, 353)

(7) ln( fc,0 ) = 0, 587 ⋅ ln( Ec,0,lok ) – 0, 27 ⋅ EEL – 1, 82 + ε mit r = 0, 93

und

ε ∈ N(0; 2 069)

mit: Et,j KZV-E-Modul Edyn,Stamm,min Minimum der mittleren dyn. StammE‑Moduln der verbundenen Elementar­ lamellen

Bild 13 Definitionen zur Bestimmung der Ästigkeit EEL Definitions for the determination of the knottiness EEL

und

ε ∈ N(0; 0, 061)

(10) ft,j = 11, 8 ⋅ 10−4 ⋅ Et,j + 16, 84 + ε mit ε ∈ N(0; 4, 91)

ft,j (11) = 0, 34 ⋅ ft,j0,28 Rj = fm,j mit: ft,j KZV-Zugfestigkeit R Verhältnis der KZV-Zug- zur KZV-Biegefestigkeit Zur Evaluierung der entwickelten Modelle ist in Bild 14 der berechnete E-Modul nach Gl. (3) bzw. Gl. (4), getrennt nach fehlerfreien und astbehafteten Zellen, den experimentell gemessenen Werten in Schwarz gegenübergestellt. Aus Gründen der Vergleichbarkeit wurden die Fehlerterme ε nicht berücksichtigt. Der lok. E-Modul kann insbesondere im mittleren Größenbereich gut vorhergesagt werden. Jedoch ist offensichtlich, dass für sehr kleine gemessene E-Moduln die Modelle zu große Werte liefern, für experimentell sehr große E-Moduln gilt das Umgekehrte. Vergleichend sind die mit dem Referenzmodell von Glos [17] berechneten E-Moduln in Grün abgebildet. Da nur ein Wert der Darrdichte je EL verfügbar war, wurde im Vergleich dieser für alle Zellen einer EL angesetzt. Die Variation der Dichte innerhalb einer Lamelle ist jedoch gering, weshalb diese Annahme plausibel ist. Ebenso wurde für den Vergleich angenommen, dass EEL = KAR gilt. Die Werte des Referenzmodells bilden

Tab. 4 Überblick über die Versuche an Elementarlamellen Overview of the tests performed on elementary lamellas

Typ

Holz

KZV

58

Art

lok. E-Modul [N/mm2]

Festigkeit [N/mm2]

Anzahl

x

s

min

max

Anzahl

x

s

min

max

Biegung

–

–

–

–

–

451

56,9

16,4

8,40

99,1

Zug

2 646

12 800

2 836

2 423

29 040

294

31,8

11,7

8,91

79,3

Druck

150

12 094

2 605

6 172

17 575

150

38,7

6,28

20,4

52,8

Biegung

–

–

–

–

–

143

35,7

4,89

19,7

47,9

Zug

237

13 935

2 477

6 101

22 590

237

31,7

5,98

9,79

47,8

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gewählt und anhand diesem ein Höhenkorrekturfaktor kh hergeleitet. Auf Basis der charakteristischen Biegefestigkeit fm,SSH,k = 28,9 N/mm2 können mit Gl. (12) Biege­ festigkeiten für SSH-Träger abgeschätzt werden. Ver­ glichen mit den auf einer Trägerhöhe von 600 mm ba­ sierenden Biegefestigkeiten für BSH [21] kann SSH mit einer simulierten charakteristischen Biegefestigkeit von fm,k = 25,0 N/mm2 aus unsortiertem Rohmaterial in eine Festigkeitsklasse eingeordnet werden, die mit der Klasse GL24 äquivalent ist. Hierbei ist zu berücksichtigen, dass bei SSH der der Verklebung zu BSH vorausgehende Sortierprozess entfällt und die Ausbeute des Ausgangsmaterials steigt.

Bild 14 Vergleich von Modell- und experimentellen Werten; schwarz: präsentierte Modelle, grün: Referenzmodell [17] Comparison of model and experimental values; black: presented models, green: reference model [17]

ebenso wie die EL-spezifischen Modelle den mittleren E‑Modulbereich gut ab. Jedoch ist erkennbar, dass eine Berechnung sehr kleiner und großer E-Moduln nicht möglich ist. Daher wird zur Berechnung von lok. E-Moduln im FE-Modell auf die hier präsentierten Gleichungen zurückgegriffen.

4.3 Simulationsergebnisse Mit den genannten Gleichungen wurden Biegefestigkeiten von SSH-Trägern mit variierender Höhe simuliert.

Dabei wurde die Trägerhöhe von 270–1 800 mm bei einer konstanten Breite von 111,5 mm variiert. Die Lamellenhöhe aller simulierten Träger beträgt 90 mm. Die Werte basieren auf jeweils 1 000 simulierten Trägern je untersuchter Trägerhöhe. Zur Validierung wurde zusätzlich ein Querschnitt von (B × H) 76 × 180 mm2 simuliert.

Tab. 5 zeigt den Vergleich von den experimentell ermittelten mit den simulierten Werten. Auch wenn für kleine Träger gewisse Unterschiede in den simulierten Festigkeiten vorhanden sind, kann das erstellte Modell die durchgeführten Versuche sehr gut abbilden.

Tab. 6 gibt einen Überblick über die simulierten Biegefestigkeiten. Sowohl in den Mittelwerten als auch den 5 %-Quantilwerten (P5, Tab. 6) der simulierten Biegefestigkeiten sind deutliche Abhängigkeiten von der Trägerhöhe erkennbar. Da nur für den Trägerquerschnitt (B × H) 120 × 270 mm2 experimentelle Ergebnisse vorliegen, wurde ein Querschnitt von (B × H) 111,5 × 270 mm2 als Referenz Tab. 5 Vergleich von experimentellen und simulierten Werten Comparison ox experimental and simulated data

Querschnitt Typ

x [N/mm2] s [N/mm2]

P5 [N/mm2]

t270

exp

38,6

5,96

29,7

sim

36,4

4,21

28,9

exp

39,8

8,42

25,7

sim

36,4

7,77

22,5

d180

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0,18

 270  (12) kh =   h 

5

Fazit und Ausblick

Die hier beschriebenen simulierten Biegefestigkeiten zeigen auf, dass SLH bzw. SSH vor dem Hintergrund einer prognostizierten zunehmenden Materialverknappung leistungsfähige und wirtschaftliche Alternativen zu konventionellem KVH und Brettschichtholz darstellen. Ausgehend von einer analog zu BSH gewählten Referenz­ höhe von 600 mm liefern simulierte Träger aus SSH eine charakteristische Biegefestigkeit von fm,SSH,k = 25,0 N/mm2. Simulierte Festigkeiten bei einer Trägerhöhe von 270 mm weisen eine gute Übereinstimmung mit der experimentell bestimmten Biegefestigkeit fm,k = 29,7 N/mm2 auf.

Mit dem erstellten FE-Modell soll weiterhin abgeschätzt werden, wie sich Biegefestigkeiten bei zunehmender Trägerbreite verhalten und ab welcher Trägerhöhe der Einfluss der Biegefestigkeit der einzelnen Lamelle auf die Systemfestigkeit vernachlässigbar klein wird. Ebenso wird neben der Bestimmung der Systemfestigkeiten fm,SSH eine Quantifizierung des Laminierungseffekts ermöglicht.

Ausgehend von nahezu unsortiertem Ausgangsmaterial sollen in der weiteren Forschungsarbeit unterschiedliche Tab. 6 Simulierte Biegefestigkeiten von SSH für eine variierte Trägerhöhe und eine konstante Trägerbreite von 111,5 mm Simulated bending strengths of SSH with varying beam depth and a constant beam width of 111.5 mm

Höhe [mm] x [N/mm2] s [N/mm2] COV [%] P5 [N/mm2] 270 360 450 540 720 900 1 080 1 260 1 530 1 800

36,4 34,4 33,3 32,7 30,8 29,9 29,0 28,3 26,9 26,7

4,33 4,43 4,16 4,26 3,64 3,59 3,60 3,53 3,61 3,31

11,7 12,9 12,4 13,1 11,8 12,0 12,4 12,5 13,4 12,4

28,9 26,7 26,3 25,3 24,6 23,7 23,1 21,9 20,4 21,0

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Sortierkriterien entwickelt und evaluiert werden. Welche Einflüsse auf die Festigkeiten von SSH sind erkennbar, wenn z. B. die Grenzwerte der dynamischen E-Moduln der Stämme oder Trapezlamellen angepasst werden?

Welchen Einfluss hat eine Reduktion der zulässigen Ästigkeit einer Trapezlamelle? Welche Auswirkungen erge-

ben sich aus einer Sortierung der Trapezlamellen im Legeprozess? Durch die computergestützte Evaluierung unterschiedlicher Prozessabläufe kann aufgezeigt werden, wie der schon leistungsfähige Werkstoff SLH/SSH weiter optimiert werden kann.

Literatur [1] Kovacevic, M. (2017) Drying properties of wet-glued largesized construction spruce lumber [Master Thesis]. Universität für Bodenkultur Wien, Department of material sciences and process engineering.

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[21] DIN EN 14080 (2013) Holzbauwerke – Brettschichtholz und Balkenschichtholz – Anforderungen. Berlin: Beuth.

Ausgabe Sept. 2013.

Autoren Lukas Windeck, M.Sc. (Korrespondenzautor) windeck@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe

Zitieren Sie diesen Beitrag Windeck, L.; Hirmke, M. (2021) Biegefestigkeit von Segmentlamellen­ holz. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 52–60. https://doi.org/10.1002/bate.202000101 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 21. Oktober 2020; angenommen: 23. Februar 2021.

Dipl.-Ing. Markus Hirmke MBA markus.hirmke@storaenso.com Stora Enso Wood Products GmbH Brand 44 3531 Brand, Österreich

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AUFSATZ

Sebastian Egner, Stephan Strübel, Matthias Frese

Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz Brettschichtholz besitzt gegenüber dem Brettmaterial, aus dem es schichtweise aufgebaut ist, verbesserte Festigkeiten. Darin zeigt sich der Laminierungseffekt. Er beruht auf Lastumlagerungen und günstigen Beanspruchungen der Bretter im Verbund.

Dieser bei Brettschichtholz eindimensional vorhandene Effekt lässt sich wiederum auf einzelne Lamellen übertragen, indem diese aus einzelnen Leisten unterschiedlicher Bretter aufgebaut werden. Durch solche Lamellen kann lokal in Brettschichtholz ein zweidimensionaler Laminierungseffekt realisiert werden. Das wird in besonderen Anwendungen bereits technisch genutzt. Diese Arbeit zeigt, dass fünfteilige Fichtenlamellen, die durch Auftrennen von fünflagigen Brettschichtholzquerschnitten industriell produziert wurden, zur Verstärkung hoher Querschnitte grundsätzlich geeignet sind. 126 solcher Lamellen wurden hergestellt und wiederum keilgezinkt. Lamellen und Keilzinkenverbindungen wurden in Zug- bzw. Biegeversuchen geprüft und die Festigkeitswerte in ein Rechenmodell eingegeben, mit dem Biegeversuche an verstärkten Brettschichtholzträgern simuliert und Biegefestigkeiten erzeugt wurden. Ein­ fache Zuverlässigkeitsanalysen geben Anzeichen dafür, dass sich der zweidimensionale Laminierungseffekt insbesondere auf statistische Lagemaße unterhalb des 5 %-Quantils positiv auswirkt. Im direkten Vergleich mit unverstärkten Trägern ­bewirken fünfteilige Lamellen dann ein Anheben der Zuver­ lässigkeit bzw. eine Verbesserung der Wirtschaftlichkeit.

Five-piece spruce lamellae to achieve a two-dimensional lamination effect in glulam Glulam (glued laminated timber) has improved strengths compared to the board material from which it is built up in layers.

This reflects the lamination effect. It is based on load redistribution and favourable stressing of the boards in the composite.

This one-dimensional effect with glulam can in turn be transferred to individual lamellae by building them up from individual strips of five different boards. With such five-piece spruce ­lamellae, a two-dimensional lamination effect can be realised locally in glulam. This is already used technically in special ­applications. This work shows that such special lamellae can be industrially produced by cutting up glulam cross-sections and that they are basically suitable for reinforcing deep glulam beams. 126 such lamellae were produced and again fingerjointed. Lamellae and finger joint connections were tested in tensile and bending tests and the strength values ​​were entered into a computer model, with which bending tests on reinforced glulam beams were simulated and bending strengths were generated. Simple reliability analyses indicate that the two-dimensional lamination effect has a positive impact in particular on statistical percentiles below 5 %. In direct comparison with unreinforced glulam, five-piece lamellae then increase reliability or improve economic efficiency.

Stichworte Fichtenlamellen; Brettschichtholzherstellung; Biegefestigkeit; Zuverlässigkeitsanalyse; Monte-Carlo-Methode

Keywords spruce lamellae; glulam manufacture; bending strength; reliability analysis; Monte Carlo method

1 Einleitung

variablen, die aufgrund limitierter Stichprobenumfänge in entsprechend weiten Konfidenzintervallen liegen [1]. Mithilfe des wissenschaftlichen Rechnens können Zufalls­ experimente jedoch in einem Umfang simuliert werden, sodass Minimalwerte und kleine statistische Lagemaße relativ stabil und damit zweckmäßige Eingangsdaten für Zuverlässigkeitsanalysen sind. Der vorliegende Aufsatz berichtet über eine in diesem Sinne durchgeführte vielschichtige Untersuchung, mit der verborgene Potenziale des Laminierens deutlich werden.

1.1 Motivation Die Technologie des Laminierens wird bei Holzwerkstoffen gezielt zur Homogenisierung der Materialeigenschaften eingesetzt. Das gilt gleichermaßen für physikalische und mechanische Eigenschaften. Bei der Biegefestigkeit, einer mechanischen Eigenschaft, beruht die Homogenisierung nicht nur auf der Durchmischung der einzelnen Bestandteile, sondern auch auf dem Laminierungseffekt.

Dieser kommt durch die Verbundwirkung in geklebten Holzwerkstoffen zustande und liegt im gegenseitigen Stützen und Stabilisieren der Fügeteile begründet. Er ist besonders ausgeprägt bei Holzwerkstoffen aus Furnieren und Brettern. Experimentell kann die wahre Wirkung des Laminierungseffekts auf Minimalwerte und kleine statistische Lagemaße der Festigkeit, die für die Zuverlässigkeit von Bauteilen relevant sind, nicht effizient abgeschätzt werden. Diese statistischen Werte sind ihrerseits Zufalls

1.2

AUFSATZ ARTICLE

DOI: 10.1002/bate.202000089

Der Laminierungseffekt in BS-Holz in Zusammenhang mit der Zuverlässigkeit

Bei Brettschichtholz zeigt sich der Laminierungseffekt im zahlenmäßigen Unterschied zwischen statistischen Lagemaßen der Verteilung der Brettzugfestigkeit und derjenigen der BS-Holz-Biegefestigkeit. Eine enge Korrelation zwischen der Zugfestigkeit der Bretter und derjenigen der

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Keilzinkenverbindungen wird dabei vorausgesetzt. Dieser Unterschied hat folgende Gründe [2]: Verklebt im Verbund der Biegezugzone eines BS-Holzes wird ein Brett mechanisch anders beansprucht als im Einzelzugversuch; im BS-Holz beteiligen sich unmittelbar und mittelbar verklebte Bretter am Lastabtrag und ein seitliches Ausweichen, wie es im Einzelzugversuch eingeschränkt möglich ist, wird im Verbund weitgehend behindert [3]. Skaliert wird der Laminierungseffekt durch die gemeinsame Wirkung der Größenverhältnisse zwischen den im Einzelzugbzw. Biegeversuch geprüften Dimensionen und der Holzqualität. Bretter mit niedriger Zugfestigkeit liegen nur mit einer gewissen Wahrscheinlichkeit im Bereich der max.

Biegerandspannungen. Bei konstanten Größenverhältnissen ist der Laminierungseffekt bei niedriger Holzqualität ausgeprägter als bei einer hohen Qualität.

Der Laminierungsfaktor la nach Gl. (1) quantifiziert den Laminierungseffekt auf Grundlage der Brettzugfestigkeit (ft,l,a) und BS-Holz-Biegefestigkeit (fm,g,a) für beliebige statistische Lagemaße bzw. a-Quantile. Gl. (2) gilt für charakteristische Werte (Index: k) bzw. 5 %-Quantile der jeweiligen statistischen Verteilung.

λα = fm,g,α /ft,l ,α

(1)

λk = fm,g,k /ft,l ,k

(2)

Praktischen Niederschlag findet der Laminierungseffekt in der Klassifizierung von genormten Balkenaufbauten mit Lamelleneigenschaften [4]. Dem Format in DIN EN 14080 folgend führt bspw. das Verkleben von Lamellen ausschließlich der Festigkeitsklasse T10 bzw.

T22 mit charakteristischen Zugfestigkeiten von 10 bzw.

22 N/mm2 zu BS-Holz der Festigkeitsklasse GL 20h bzw.

GL 30h mit charakteristischen Biegefestigkeiten von 20 bzw. 30 N/mm2. Die entsprechenden Laminierungsfaktoren betragen nach Gl. (2) dann 2,0 und 1,36.

Durch die Definition des Grenzzustands der Biegetragfähigkeit und durch die Umrechnung charakteristischer Werte der BS-Holz-Biegefestigkeit in Bemessungswerte mittels Teilsicherheitsbeiwerten soll im Sinne der grundlegenden Anforderungen in DIN EN 1990 [5] schließlich eine angemessene Zuverlässigkeit angestrebt werden. Über den Zusammenhang zwischen diesem Bemessungsverfahren und der Zuverlässigkeitstheorie wird z. B. in [6, 7], über Weiterentwicklungen in [8] berichtet.

1.3

und darüberliegend aus einteiligen Lamellen der Festigkeitsklasse TX1.

Die Herstellung der fünfteiligen Lamellen erfolgt nach einem speziellen Verfahren und unter konkreter Verwendung der beiden Festigkeitsklassen T22 und T26. Durch zweimaliges Auftrennen mit einem dünnen Bandsägeschnitt werden, wie in Bild 2 dargestellt, aus einem fünflagigen Querschnitt, der homogen aus T22- bzw. T26-Brettern hergestellt wurde, drei jeweils fünfteilige Lamellen rea­lisiert.

Sie werden nachfolgend als Speziallamellen bezeichnet.

Die Abkürzungen ihrer Festigkeitsklassen erhalten daher einen Zusatz. Sie lauten T22SL und T26SL. Die Idee zu diesem Verfahren wurde von Markus Derix und Mitgliedern der Studiengemeinschaft Holzleimbau e. V. vorgeschlagen. Sie ist eng verwandt mit der Herstellung von Stäbchenlamellen, die in den 1970er-Jahren in Schweden untersucht wurden [9]. Sie findet sich auch im Mehrfachbrettschichtholz [10], in den sog. Premiumlamellen, die im Keilstoßsystem HESS LIMITLESS verwendet werden [11], und im gegenwärtig entwickelten Stabschichtholz aus Buche wieder [12]. Mit mehrgliedrigen Lamellen wie den

Zweidimensionale Laminierung bei Verwendung von fünfteiligen Lamellen

Die zugrunde liegende Überlegung zur möglichen Steigerung des Laminierungseffekts ist in Bild 1 illustriert. Einander gegenübergestellt sind eine eindimensionale Laminierung von Lamellen einer Festigkeitsklasse (TX1) und eine auf die Zugzone lokal beschränkte zweidimensionale Laminierung unter Verwendung von fünfteiligen Lamellen aus Ursprungsbrettern der Festigkeitsklasse TX2 62

Bild 1 Eindimensionale Laminierung von Lamellen einer Festigkeitsklasse (a) und zweidimensionale Laminierung im Bereich der Zugzone mit einbzw. fünfteiligen Lamellen unterschiedlicher Festigkeitsklassen (b) One-dimensional (a) and two-dimensional lamination in the tension zone with five-piece lamellae (b)

Bild 2 Herstellung von fünfteiligen Lamellen aus homogenem Brettschichtholz Manufacture of five-piece lamellae from homogeneous glulam

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beschriebenen Spezial- und Premiumlamellen ist im Vergleich mit einteiligen Lamellen eine Steigerung des Laminierungseffekts beabsichtigt. Darauf beruht die Arbeitshypothese, die der hier behandelten Untersuchung zugrunde liegt. Sie besagt, dass sich der Laminierungseffekt durch einen ersten innerhalb der Speziallamellen und einen zweiten innerhalb des Verbunds im BS-Holz verändert und zugleich die Zuverlässigkeit bzw. die Versagenswahrscheinlichkeit bei Biegebeanspruchung beeinflusst.

1.4

Arbeitsschwerpunkte und Zielsetzung der Untersuchung

Der Aufsatz berichtet über die Ergebnisse der Untersuchung, die in einem Initiativprojekt, einer Forschungsarbeit und zwei aufeinander aufbauenden Studienabschlussarbeiten erzielt wurden. Es sollten folgende praktische und theoretische Fragen beantwortet werden: – Welche Auswirkungen hat das systematische Auftrennen eines fünflagigen Brettschichtholzes auf die Struktur, Rohdichte und mechanischen Eigenschaften von Speziallamellen und deren Keilzinkenverbindungen?

– Welche praktischen Erkenntnisse können nach einer testweise durchgeführten Herstellung von T22- und T26-Speziallamellen und deren Keilzinkenverbindungen gewonnen werden?

– Wie hoch fällt der Laminierungseffekt bei BS-Holz mit zweidimensionaler Laminierung aus?

– Inwieweit wirkt sich der zweidimensionale Laminierungseffekt aus, wenn zu seiner zahlenmäßigen Abschätzung die Versagenswahrscheinlichkeit herangezogen wird? Dieser Frage liegt zugrunde, dass eine zweidimensionale Laminierung sehr wahrscheinlich eine Abnahme des Variationskoeffizienten der BSHolz-Biegefestigkeit zur Folge hat.

– Welche Impulse für die Praxis und Anregungen für weiterführende Forschung kann diese sondierende Arbeit stiften?

1.5

AUFSATZ ARTICLE

S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Five-piece spruce lamellae to achieve a two-dimensional lamination effect in glulam

Wesentliche Schritte der Vorgehensweise

Aus festigkeitssortierten Brettern wurden fünfteilige Speziallamellen hergestellt und diese wiederum miteinander

Bild 3 Herstellung von Speziallamellen- und Keilzinkenproben für Festigkeitsuntersuchungen Manufacture of specimens for special lamellae and finger joints

keilgezinkt. Das Schema im Bild 3 zeigt, wie daraus Proben für die Ermittlung physikalischer und mechanischer Eigenschaften realisiert wurden.

Die mechanischen Eigenschaften der Speziallamellen und Keilzinkenproben wurden danach in einem FE-Rechenmodell unter Verwendung von Betaverteilungen implementiert. Mit diesem Rechenmodell lassen sich an einem Hochleistungsrechner in etwa einer Stunde 1 000 Biegeversuche an realitätsnah modellierten BS-Holzträgern in Bauteilgröße simulieren. Auf diese Weise werden statistisch verteilte Tragfähigkeiten gewonnen und schließlich Biegefestigkeiten berechnet. Die Funktionsweise des Rechenmodells und das Implementieren von mechanischen Eigenschaften werden in den Abschn. 3.5, 4.1.1 beschrieben. Bild 4 illustriert den hier verwendeten Modellierungsansatz. Damit wurden drei verschiedene Verstärkungsgrade bzw. Trägerkollektive untersucht und die jeweiligen statistischen Verteilungen der Biegefestigkeit erzeugt.

Der zweidimensionale Laminierungseffekt wurde schließlich zuverlässigkeitstheoretisch abgeschätzt. Unter Festlegung einer konstanten Versagenswahrscheinlichkeit pf für ein Kollektiv modellierter BS-Holzträger wurde der Mittel-

Bild 4 Modellansatz zur Simulation von Biegeversuchen an BS-Holz mit bis zu drei Speziallamellen Modelling approach for the simulation of bending tests on glulam beams with up to three special lamellae

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Bild 5 Grafische Darstellung zur Erläuterung von Gl. (3), nach [13] Graphical illustration explaining eq. (3), acc. to [13]

wert einer normalverteilten Auswirkung gesucht, mit dem diese Versagenswahrscheinlichkeit erfüllt ist. Hierzu war das in Gl. (3) angegebene Faltungsintegral, das durch Bild 5 veranschaulicht wird, numerisch zu lösen [13]. Dem Konzept der Monte-Carlo-Methode entsprechend und den Empfehlungen in [14] folgend, wurden Realisationen von Auswirkungen E einer iterativ bestimmten fiktiven Einwirkung den über Simulationen erzeugten Biegefestigkeiten R gegenübergestellt und die Grenzzustandsfunktion für Biegebeanspruchung ausgewertet. Dieses Vorgehen wird im Abschn. 4.2.1 detailliert beschrieben. x

pf =

∫ FR ( x)fE( x) dx

(3)

0

2

Material und praktisches Vorgehen

2.1

Ausgangsmaterial und Herstellung keilgezinkter Speziallamellen

Das Ausgangsmaterial waren Bretter mit einem Querschnitt von 43 × 148 mm2 und einer Länge von etwa 5,0 m. Zur Einteilung der Bretter in die Festigkeitsklassen T22 und T26 wurde eine maschinelle Sortierung durchgeführt. Die ermittelten Sortierparameter, Bruttorohdichte und dynamischer Elastizitätsmodul wurden aufgezeichnet. Sie stehen somit für einen direkten Vergleich mit den Eigenschaften der Speziallamellen zur Verfügung. Die Sortierung erfolgte in zwei getrennten Durchgängen, bei denen T22 bzw. T26 als höchste Festigkeitsklasse ausgegeben wurde; je Klasse wurden 112 Bretter sortiert. Die Begleitklassen waren in beiden Durchgängen T14 und T10 sowie Ausschuss.

Zur Herstellung der Speziallamellen wurden die T22- bzw.

T26-Bretter mit Primärkeilzinkenverbindungen zu 15,6 m langen Lamellen verbunden. Jeweils fünf dieser Lamellen wurden mit einem Melamin-Formaldehydharz zu einem 140 mm breiten und 200 mm hohen Brettschichtholzträger verklebt. Der Brettschichtholzträger wurde anschließend mit zwei faserparallelen Schnitten rechtwinklig zur Klebefuge in drei Einzelquerschnitte von 40 × 200 mm2 aufgetrennt (s. Bild 2).

64

Bild 6 T22-Speziallamellen vor dem Keilzinken T22 special lamellae prior to finger jointing

Diese wurden dann in drei 5,2 m lange Speziallamellen unterteilt. Je Klasse wurden aus 112 Brettern 63 Spezial­ lamellen realisiert (Bild 6). Aus logistischen Gründen können Speziallamellen mit einer Länge von etwa 5,2 m bei der Herstellung von verstärktem Brettschichtholz dem Produktionsablauf reibungslos zugeführt und erneut miteinander keilgezinkt werden.

In diesem Sinne wurden die Speziallamellen abermals zu einer Endloslamelle mit Sekundärkeilzinkenverbindungen verarbeitet. Diese lagen nach dem Kappen auf Lieferlänge 40–60 cm von einem Ende entfernt (s. Bild 3, oben).

Bei solchen Sekundärkeilzinkenverbindungen können, ähnlich wie bei Universalkeilzinkenverbindungen, Äste und Faserabweichungen unkontrolliert im Verbindungsbereich auftreten. Bild 7 verdeutlicht hierzu, wie in einer Randleiste im fünfteiligen Querschnitt das Fräsbild durch den Verlauf eines Asts gestört ist. Diese möglichen Störungen stellen grundsätzlich Schwachpunkte der Verbindung dar.

Bild 7 Speziallamellen nach dem Fräsen der Zinken und dem Klebstoff­ auftrag Special lamellae after profiling and adhesive application

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2.2

Zug- und Biegeversuche an Speziallamellen bzw.

Keilzinken

Die Weiterverarbeitung der zur Untersuchung ans KIT gelieferten Speziallamellen wird in Bild 3 illustriert. Je Klasse entstanden 63 Zug- und 62 Keilzinkenproben. Die Länge der Speziallamellenproben lag danach zwischen 4 und 4,35 m, diejenige der Keilzinkenproben variierte entsprechend. Die Querschnitte der Zug- und Keilzinkenproben betrugen 40 × ~200 bzw. 40 × 195 mm2. Nur die Keilzinkenproben wurden parallel exakt besäumt, um Versätze im Stoßbereich zu egalisieren. An den Speziallamellenproben wurden zunächst die Bruttorohdichte und der dynamische Elastizitätsmodul anhand einer Längsschwingung (1. Eigenform) ermittelt.

Die Zugversuche an den Speziallamellenproben wurden gemäß DIN EN 408 [15] mit der in Bild 8 dargestellten Prüfmaschine durchgeführt. Die Lasteinleitung erfolgte durch Klemmbacken, gelb gestrichen, auf einer Länge von jeweils 1 000 mm, um den Einfluss aus Spannungsinteraktionen im Bereich der Krafteinleitung auf die vermeintlich min. Zugfestigkeit (ft,l,min) zu reduzieren. Für die Positionierung der freien Prüflänge von 1 800 mm, die den kritischen Querschnitt beinhalten sollte, verblieb damit ein kleiner Spielraum, der bestmöglich ausgeschöpft wurde (Bild 9). Die Wegmessung zur Ermittlung des statischen Elastizitätsmoduls erfolgte an den beiden Schmalseiten mit einer Messlänge von 5 · b = 1 000 mm.

AUFSATZ ARTICLE

S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Five-piece spruce lamellae to achieve a two-dimensional lamination effect in glulam

Bild 9 Zugprüfungen nach DIN EN 408 Tension tests according to DIN EN 408

Die Flachkantbiegeprüfung der Keilzinkenproben erfolgte mit einem 4-Punkt-Biegeversuch nach den Anforderungen in DIN EN 14080, Anhang E als Alternative zu einem Zugversuch. Die Stützweite betrug 15 · h und die Lasteinleitung erfolgte im Abstand von 5 · h zum jeweiligen Auflager.

Die Prüfgeschwindigkeit wurde mit 27,5 kN/min bzw.

30 kN/min so gewählt, dass eine etwa einminütige Prüfdauer erreicht wurde. Dieser Versuchsaufbau wird zur werkseigenen Produktionskontrolle der Keilzinkenverbindungen in Lamellen für Brettschichtholzträger verwendet.

Je Klasse wurden 31 Versuche durchgeführt. Die verbleibenden Proben wurden bislang für Nachprüfungen bzw.

Zugprüfungen aufbewahrt. Anhand der max. Last wurde die Biegefestigkeit (fm,j) der Keilzinkenverbindung bestimmt.

3 Ergebnisse 3.1 Ausgangsmaterial Die Extrem- und Mittelwerte sowie Variationskoeffizienten (v) der Bruttorohdichte und des dynamischen Elastizitätsmoduls für das Ausgangsmaterial sind in Tab. 1 zusammengestellt. Die jeweiligen Mittelwerte der Rohdichte und des Elastizitätsmoduls unterscheiden sich lediglich um 2 bzw. 3 %. Erwartungsgemäß sind die Variationskoeffizienten für die Klasse T22 höher als diejenigen der Klasse T26, weil es sich in beiden Fällen um die oberste Klasse der Sortierung handelt. Die Minimalwerte des Elastizitätsmoduls, 11 600 bzw. 13 700 N/mm2, reflektieren in etwa die jeweilige Sortiergrenze des Sortierparameters.

Bild 8 Zugprüfmaschine für Prüfung nach DIN EN 408 Setup for tension tests according to DIN EN 408

Tab. 1 Statistik der Bruttorohdichte und des dynamischen Elastizitätsmoduls für das Ausgangsmaterial Statistics of the apparent density and the dynamic modulus of elasticity for the source material

Klasse

N

Minimum

Mittelwert

Maximum

v in %

Bruttorohdichte in kg/m3

T22 T26

112 112

399 428

494 503

625 628

8,62 7,60

Dynamischer Elastizitätsmodul in N/mm2

T22 T26

112 112

11 595 13 707

15 526 15 996

21 320 20 296

11,9 8,69

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3.2 Speziallamellen Beim Zugversagen der Speziallamellen wurde vielfach ein Effekt beobachtet, der durch gegenseitig versetzte Versagensstellen in den einzelnen Leisten gekennzeichnet ist (Bild 10). Davon unabhängig stellten sich auch häufig schräg über die Breite verlaufende Risse ohne stufenförmige Ausprägung ein.

Beim Vergleich der Speziallamellen mit dem Ausgangsmaterial zeigt sich beim Mittelwert der Rohdichte kaum eine Veränderung, weil die Bretter während der Verarbeitung zu Speziallamellen diesbezüglich keine Veränderung erfahren. Der Mittelwert und der Variationskoeffizient der Bruttorohdichte, des dynamischen Elastizitätsmoduls und der Zugfestigkeit für die Speziallamellen sind in Tab. 2 zusammengestellt. Da die Rohdichte in einer Speziallamelle ihrerseits das Mittel über fünf unterschiedliche Leisten ist, wird das Material innerhalb einer Lamelle homogenisiert. Der Variationskoeffizient nimmt gegenüber dem Ausgangsmaterial daher ab. Bei T26 bspw. beträgt das Verhältnis zwischen den Varia­ tionskoeffizienten 3,03/7,60 ≈ 40 %. Im Vergleich mit dem Ausgangsmaterial überrascht zunächst, dass die Mittelwerte des dynamischen Elastizitätsmoduls etwas

Bild 11 Zugfestigkeit über Elastizitätsmodul Tensile strength against dynamic modulus of elasticity

geringer ausfallen. In beiden Klassen liegen die Verhältnisse bei 98 % (15 207/15 526 bzw. 15 608/15 996). Da das Breiten-Längen-Verhältnis der Speziallamellenproben (1/21 = 200/4 175) etwas gedrungener ist als dasjenige des Ausgangsmaterials (1/34 = 148/5 000), sind vermutlich Querkontraktionseffekte bei Longitudinalschwingungen dafür verantwortlich [16]. Der Homogenisierungseffekt ist beim dynamischen Elastizitätsmodul schwächer ausgeprägt. Das Verhältnis zwischen den jeweiligen Variationskoeffizienten beträgt bspw. bei T26 6,79/8,69 ≈ 78 %. Während das 5 %-Quantil der Zugfestigkeit mit 28,7 N/mm2 bei T22-Speziallamellen deutlich über 22 N/mm2 liegt, was für eine hohe Homogenisierung bzw. einen hohen Laminierungseffekt spricht, zeigt sich bei T26-Speziallamellen mit 26,6 N/mm2 gegenüber 26 N/mm2 nur ein sehr geringer Zuwachs.

Im Vergleich mit einteiligen Brettern weisen die Speziallamellen eine geringere Korrelation zwischen Zugfestigkeit und dynamischem Elastizitätsmodul auf (r = 0,56 bei T22SL, r = 0,50 bei T26SL). Deutlich wird dies in Bild 11, in dem die Zugfestigkeit über dem Elastizitätsmodul differenziert nach T22SL und T26SL dargestellt ist. Die vertikalen Hilfslinien markieren die jeweiligen Minimalwerte des Elastizitätsmoduls für das Ausgangsmaterial.

Bild 10 Speziallamelle nach dem Zugversuch Special lamellae after testing the tensile strength

Tab. 2 Statistik der Bruttorohdichte, des dynamischen Elastizitätsmoduls und der Zugfestigkeit für die Speziallamellen Statistics of the apparent density, the dynamic modulus of elasticity and the tensile strength for the special lamellae

Klasse

N

Minimum

5 %-Quantil

Mittelwert

v in %

Bruttorohdichte in kg/m3

T22SL T26SL

63 63

443 474

– –

496 505

5,62 3,03

Dynamischer Elastizitätsmodul in N/mm2

T22SL T26SL

63 63

11 746 13 421

– –

15 207 15 608

10,5 6,79

Statischer Elastizitätsmodul in N/mm2

T22SL T26SL

63 60

11 446 13 112

– –

15 239 15 699

11,5 8,10

Zugfestigkeit in N/mm2

T22SL T26SL

63 61

26,9 24,0

28,7 26,7

36,5 37,3

15,7 15,6

66

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Tab. 3 Statistik der Biegefestigkeit für Keilzinkenverbindungen der Speziallamellen Statistics of the bending strength for finger joints of special lamellae

Biegefestigkeit in N/mm2

Klasse

N

Minimum

5 %-Quantil

Mittelwert

v in %

T22SL T26SL

31 31

43,6 48,1

45,7 48,1

54,1 54,8

7,92 8,47

3.3 Keilzinken Wie bei den Zugproben ist das Versagensbild der Sekundärkeilzinkenverbindungen durch eine strukturbedingte Unstetigkeit gekennzeichnet. Bild 12 zeigt beispielhaft das Versagen auf der Biegezugseite. Diese Darstellung illustriert im linken Leistenpaar ein Scherversagen und in den folgenden Paaren Versagen im Zinkengrund, wechselseitig oben und unten. In Tab. 3 sind u. a. der Mittelwert und der Variationskoeffizient der Biegefestigkeit für die Keilzinkenproben zusammengestellt. Im Gegensatz zur Zugfestigkeit ist das 5 %-Quantil der T26SL-Proben höher als dasjenige der T22SL-Proben.

gangsmaterial nicht signifikant verbessert haben. Das veranlasste eine genaue Untersuchung aller Bruchkörper. Sie zeigte, dass ein vermehrtes Auftreten von Druckholz in Brettern mit hoher Rohdichte das Sortierergebnis verfälscht haben könnte. Außerdem waren etliche der T26-Bretter nahezu fehlerfrei, wodurch eine weitere Homogenisierung bzw. eine Steigerung des Laminierungseffekts schlicht an Grenzen stößt.

Die eindimensionale Wirkung durch die Laminierung innerhalb der Speziallamelle wird ausgedrückt durch lSL,k.

Der Bezugswert ist darin der Nennwert der T-Klasse. Für die beiden Klassen T22 und T26 beträgt lSL,k dann 1,30 bzw. 1,03 (Gln. (4), (5)).

3.4 Diskussion

λSL,k = 28,7/22 = 1, 30

(4)

Nach dem Vergleich zwischen Ausgangsmaterial und Speziallamellenproben in Abschn. 3.2 liegt ein deutlicher Homogenisierungseffekt bei der Rohdichte, ein schwächerer beim Elastizitätsmodul und ein uneinheitlicher bei der Zugfestigkeit vor. Dieser Befund lässt sich sehr wahrscheinlich auch durch das systematische Auftrennen des fünflagigen Querschnitts zu Speziallamellen erklären. Wie der strukturelle Aufbau von Brettschichtholz dazu führt, dass das Vorhandensein der Markröhre in zwei Dritteln der realisierten Speziallamellen unwahrscheinlicher ist als in dem Drittel, das aus der Mitte stammt, ist in Bild 13 verdeutlicht. Das bewirkt im Vergleich mit einteiligen Brettern grundsätzlich eine Verzerrung der Verhältnisse zwischen marknahem und markfernem Holz. Die Konsequenzen für Rohdichte, Ästigkeit und Faserabweichung, die sich daraus ergeben, mögen allgemein erklären, dass sich die dynamischen Elastizitätsmoduln und Zugfestigkeiten einiger weniger Speziallamellen im Vergleich mit dem Aus-

λSL,k = 26,7/26 = 1, 03

(5)

Bild 12 Keilzinkenprüfkörper nach dem Biegeversuch Finger joint specimen after testing the bending strength

AUFSATZ ARTICLE

S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Five-piece spruce lamellae to achieve a two-dimensional lamination effect in glulam

Diese beiden eindimensionalen Laminierungsfaktoren zeigen, dass Speziallamellen aus T26 keinen nennenswerten Vorteil gegenüber T22-Speziallamellen aufweisen werden.

Der zweidimensionale Effekt wird bei T26 deshalb deutlich geringer ausfallen. Aus diesem Grund wird nachfolgend lediglich über die Wirkung der T22-Speziallamellen berichtet. Die Diskrepanz zwischen beiden Faktoren ist sehr wahrscheinlich auch der Tatsache geschuldet, dass die maschinelle Sortierung in T22 und T26 eine Momentaufnahme reflektiert. Konsequenzen für die Aussagekraft nachfolgender Resultate sind daher zu gewärtigen.

3.5

Eingangsdaten für das Rechenmodell

Dem Modellansatz in Bild 4 entsprechend erfordert das empirische Repräsentieren der Festigkeit von Speziallamellen und deren Keilzinken zunächst zwei Transformationen. Die im Zugversuch nach DIN EN 408 ermittelten

Bild 13 Auswirkung des Auftrennens auf das Vorhandensein von Markröhre(n) in Speziallamellen Effect of ripping on presence of piths in special lamellae

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S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz Tab. 4 Parameter der Betaverteilungen zur Modellierung der Zugfestigkeit Parameters of the Beta distributions for modelling the tensile strength

Bild 14 Einfluss der Verbundmechanik auf die Zugfestigkeit, Darstellung nach [18] Composite effect on the tensile strength, illustration according to [18]

θ

σ

a

b

5 %MittelQuantil wert

Speziallamellen

29,3

29,3

1,56

2,65

31,2

40,1

Keilzinken

30,0

14,8

2,60

1,89

33,2

38,6

vermeintlichen Minimalzugfestigkeiten (ft,l,min) sind in solche umzurechnen, die mit der Verbundmechanik im Träger kompatibel sind (ft,l,min,Verbund). EN-408-Zugversuche erfüllen nicht die in [17] dafür entwickelten Versuchsbedingungen. Die Umrechnung aller Zugfestigkeiten erfolgt ersatzweise mit dem Verbundfaktor nach Gl. (6), in der sich die in Bild 14 dargestellte semiempirische Beziehung wiederfindet, die das Bindeglied zwischen 5 %-Quantilwerten der nach DIN EN 408 ermittelten und im Verbund wirksamen Zugfestigkeiten ist [18]. Die Bezeichnungen lauten daher ft,l,k und ft,l,k,Verbund. ft,l,k,Verbund ft,l,k

=

8, 84 + 0,785 ⋅ ft,l,k ft,l,k

8, 84 + 0,785 ⋅ 28,7 = ≈ 1,10 28,7

(6)

Die im Biegeversuch ermittelten Keilzinkenbiegefestigkeiten (fm,j) sind sinngemäß in Zugfestigkeiten (ft,j,Verbund) umzurechnen. Das erfolgt mit der empirischen Gl. (7) aus DIN EN 14080. Hintergründe hierzu finden sich in [19]. ft,j,k,Verbund fm,j,k Bild 15 Im Verbund wirksame Zugfestigkeit der Speziallamellen und angepasste Betaverteilung Tensile strength of special lamellae effective in the composite and Beta distribution

Bild 16 Im Verbund wirksame Zugfestigkeit der Keilzinken und angepasste Betaverteilung Tensile strength of finger joints effective in the composite and Beta distribution

68

= 0,714

(7)

Die für die Verbundmechanik umgerechneten Zugfestigkeiten sind in den Bildern 15, 16 in Wahrscheinlichkeitsdiagrammen dargestellt. Zum Repräsentieren im Rechenmodell dienen die angepassten Betaverteilungen, deren Parameter in Tab. 4 aufgeführt sind. Für die Wahl von Betaverteilungen waren die Formflexibilität und das Schätzen einer unteren Grenze relevant. Es gelten noch folgende Vereinfachungen: Der Elastizitätsmodul jeder einzelnen Speziallamelle ist innerhalb ihrer Länge konstant und stammt ebenfalls aus einer an die Versuchswerte angepassten Betaverteilung (s. Tab. 2, Z. 3). Der Elastizitätsmodul und die Zugfestigkeit (s. Bild 11) werden in dieser sondierenden Untersuchung als stochastisch unabhängig voneinander modelliert.

4

Theoretisches Vorgehen

4.1

Simulation von Biegeversuchen

4.1.1 Allgemeines Mit dem FE-Rechenmodell wird mittels der Monte-CarloSimulation eine sehr große Anzahl gleichartiger Zufalls­

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Bild 18 Modellierte Querschnitte Modelled cross sections Bild 17 Schaubild zur Funktionsweise des Rechenmodells Diagram showing how the calculation model works

experimente durchgeführt, wobei die Stochastik auf Pseudozufallszahlen beruht. Das Rechenmodell ist eine anpassungsfähige Anwendung innerhalb des kommerziellen FE-Programms ANSYS und wurde mittlerweile in mannigfaltiger Weise im Sinne des wissenschaftlichen Rechnens eingesetzt. Drei elementare FE-Programmkonfigurationen für Biege-, Zug- und Druckversuche an BS-Holz verdeutlicht die Grafik in Bild 17. Das integrierte Simulationsprogramm liefert vor jeder einzelnen FE-Analyse neue mechanische Eigenschaften für das diskretisierte Prüfkörpermodell. Die mechanischen Eigenschaften werden mit Regressionsgleichungen empirisch repräsentiert. Die Höhe des Festigkeitsniveaus wird durch die Simulation unterschiedlicher Sortierverfahren eingestellt. [18] gibt einen kompakten Überblick über Hintergründe des sog. Karlsruher Rechenmodells und relevante Literatur. Die Ursprünge seiner Entwicklung in den 1970er-Jahren gehen auf Glos zurück [20] – und das damals zugleich aufkommende Bedürfnis, sich bei Bemessungsfragen von deterministischen Auffassungen langsam zu lösen und diese stattdessen in eine probabilistische Richtung zu lenken [21]. Hier diente es der wirklichkeitsnahen Modellierung von BS-Holzträgern mit und ohne Speziallamellen und anschließenden Simulationen von 4-Punkt-Biegeversuchen in Übereinstimmung mit DIN EN 14080 und DIN EN 408. Das Ziel war die künstliche Erzeugung statistisch verteilter Biegefestigkeiten 600 mm hoher und 10,8 m langer Träger in einem zahlenmäßigen Umfang, der experimentell-wirtschaftlich nicht vertretbar ist. In der Arbeit [22] wurde das FE-Rechenmodell in einer ähnlichen Problemstellung bereits eingesetzt. Es grenzt sich ab von einer Vorgehensweise, die in [23] beschrieben wird. Darin wurden 5 %-Quantile von Tragfähigkeiten geklebter Anschlüsse mit FE-Berechnungen unter Berücksichtigung Weibull-verteilter Festigkeiten ermittelt.

4.1.2 Numerisches Versuchsprogramm Bei zwei homogen aufgebauten Referenzträgern, die den sehr unterschiedlichen Klassen GL 20 und GL 30 ent-

sprechen, wurden schrittweise Lamellen in der Zugzone durch T22-Speziallamellen ausgetauscht. Die Querschnitte in Bild 18 illustrieren das numerische Versuchsprogramm. Einschließlich der Referenzträger wurden für jede Variante 2 500 Biegeversuche simuliert. Für das spätere Repräsentieren des Vektors auf der Widerstandsseite stehen dann ebenso viele Biegefestigkeiten zur Verfügung.

4.1.3 Ergebnisse Die über die Simulationen gewonnenen statistischen Kennwerte der Biegefestigkeit sind in Tab. 5 dargestellt.

In der letzten Spalte sind die gemäß Gl. (2) berechneten zweidimensionalen Laminierungsfaktoren (lk,2D) aufgeführt. In Bild 19 sind die Summenhäufigkeiten der Biegefestigkeiten dargestellt. Zur exakten Darstellung der unteren Verteilungsäste enden die beiden Diagramme bereits beim 7,5 %-Quantil. Dadurch werden die für das Ver­ sagen relevanten Minimalwerte besonders deutlich (s. Bild 5).

Der Nennwert der angestrebten Festigkeitsklasse GL 20 wird in der Simulation nicht wiedergegeben. Die Ursache dafür ist das im Rechenmodell empirisch repräsentierte Sortierverfahren, dessen Brett- und Keilzinkenqualität kein niedrigeres 5 %-Quantil als 21 N/mm2 ermöglicht. Bei beiden Klassen nimmt der Variationskoeffizient zunächst sprunghaft und mit jeder weiteren Speziallamelle in kleinen Schritten ab. Durch drei T22-Speziallamellen kann bei GL 20 das 5 %-Quantil gegenüber der Referenz auf 127 % angehoben werden. Dementsprechend steigt auch der zweidimensionale Laminierungsfaktor. Ein solcher Zuwachs ist zunächst einmal auf die grundsätzliche Kombination von Material z. B. T10 (für GL 20) und T22 im Verstärkungsbereich zurückzuführen. Der für die Versagenswahrscheinlichkeit entscheidende Effekt, der aus den T22-Speziallamellen herrührt, ist jedoch in der Veränderung der Verteilungen unterhalb des 5 %-Quantils zu suchen. Gegenüber der Referenz beträgt der Minimalwert bei einer Verstärkung mit drei T22-Speziallamellen 183 %.

Sinngemäße Vergleiche mit Werten knapp darüberliegen-

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S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz Tab. 5 Ergebnisse der numerischen Simulation Results from the numerical simulation

Klasse

Anzahl T22SL/ Lamellen gesamt

Minimum in N/mm2

5 %-Quantil in N/mm2

Mittelwert in N/mm2

v in %

lk,2D

GL 20

Referenz

12,7 (100 %)

21,1 (100 %)

29,6

17,0

–

1/20

20,3

24,1 (114 %)

29,8

12,5

1,10

2/20

21,4

26,0 (123 %)

31,1

10,6

1,18

3/20

23,3 (183 %)

26,9 (127 %)

32,3

10,3

1,22

Referenz

21,0 (100 %)

30,0 (100 %)

39,4

14,8

–

1/16

24,5

29,2 (97,3 %)

36,0

12,2

1,33

2/16

25,8

29,8 (99,3 %)

36,1

10,9

1,35

3/16

25,2 (120 %)

30,4 (101 %)

36,6

10,6

1,38

GL 30

Bild 19 Summenhäufigkeit der Biegefestigkeit: GL 20 (a) und GL 30 (b) Cumulative distribution of the bending strength; GL 20 (a) and GL 30 (b)

der Lagemaße fallen ähnlich aus. Die Simulation prog­ nostiziert insofern ein Potenzial, das mit der Methode der Teilsicherheitsbeiwerte unter Verwendung dieser 5 %-Quantile, die keine Information über die Gestalt der unteren Verteilungsäste machen, nicht ausgeschöpft werden kann.

70

Diese Hypothese wird bei GL 30 noch deutlicher. Das 5 %-Quantil und der zweidimensionale Laminierungsfaktor reagieren fast gar nicht bzw. nur träge auf die schrittweise Verstärkung mit T22-Speziallamellen. Eine Erklärung ist, dass die eindimensionale Laminierung innerhalb der Lamellen, die sich im Faktor 1,30 nach Gl. (4) aus-

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01.04.21 08:13

drückt, bereits den Hauptanteil im zweidimensionalen Faktor beansprucht. Der verbleibende Unterschied zwischen 1,30 und den zweidimensionalen Faktoren, die zwischen 1,33 und 1,38 liegen, lassen sich durch den Verbundfaktor von 1,10, die Wirkung der Keilzinkenfestigkeit und die Größenverhältnisse zwischen Zug- und Biegeversuchen erklären. Im Gegensatz zur Stagnation beim 5 %-Quantil kann über die Simulation ein Anheben der Minimalwerte (auf max. 120 %) und darüberliegender Lagemaße prognostiziert werden.

Die Versagenswahrscheinlichkeit entspricht dem Verhältnis aus absoluter Versagenshäufigkeit und Gesamtheit der Realisationen.

Die positive Wirkung einer solchen Veränderung bei Minimalwerten und benachbarten Lagemaßen auf die Ver­ sagenswahrscheinlichkeit lässt sich mit zuverlässigkeitstheoretischen Überlegungen aufzeigen. Eine sondierende Zuverlässigkeitsanalyse soll daher im nachfolgenden Abschnitt zeigen, dass Verstärkungen mit Speziallamellen tatsächlich das Anheben der Auswirkung erlauben, ohne die Versagenswahrscheinlichkeit der betrachteten Systeme zu verändern.

Tab. 6 enthält die Parameter der Analysen und die Resultate. Es wurden für GL 20 und GL 30 jeweils der Referenzträger und die Variante mit drei T22-Speziallamellen untersucht. In sondierenden Analysen wurde der Mittelwert der Auswirkung zunächst iterativ auf jede der vier diskreten Verteilungen der Biegefestigkeit so abgestimmt, dass die Versagenswahrscheinlichkeit und der Zuverlässigkeitsindex b etwa 7,23 · 10–5 bzw. 3,8 betrugen. Die prozentuale Veränderung der jeweiligen Mittelwerte wird durch das Verhältnis η ausgedrückt. Danach wurde die Monte-Carlo-Methode unter 8 000-maliger Wiederholung auf eine Stichprobe mit 2 500 simulierten Biegefestigkeiten angewendet. Die jeweilige Versagenswahrscheinlichkeit beruht damit auf 2 · 107 Realisationen der Basisvariablen. Die letzte Spalte in Tab. 6 enthält die entsprechenden Zuverlässigkeitsindizes, die höchstens um 0,2 % vom Zielwert 3,8 abweichen. Die Analyseergebnisse zeigen, dass die Verstärkung mit drei T22-Speziallamellen bei GL 20 ein Anheben um 67 % und bei GL 30 um 15 % des Mittelwerts der modellierten Auswirkung ermöglicht. Die Versagenswahrscheinlichkeit bleibt dabei nahezu konstant.

gm = R − E

(8)

gm > 0  Überleben

gm ≤ 0  Versagen

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(9)

4.2.2 Analysen und Ergebnisse

4.2 Zuverlässigkeitsanalyse 4.2.1 Methodik Die Zuverlässigkeitsanalyse erfolgt in Anlehnung an DIN EN 1990, Abschnitt 3.5, Absatz (5). Demnach wurde die Grenzzustandsfunktion gm für die Biegetragfähigkeit (Gl. (8)), definiert und mit einem probabilistischen Verfahren hinsichtlich der Zustände im Term (Gl. (9)) ausgewertet. Dazu wurde die Monte-Carlo-Methode verwendet. Sie bietet sich an, wenn die „Verteilungsdichten der Zufalls­ variablen nicht durch Normalverteilungen approximiert werden können“ [6] oder die Fragestellung „Elemente mit stetiger und diskreter Wirkung enthält“ [14]. Beides trifft hier zu: Die simulierten Biegefestigkeiten (R) liegen als diskrete Daten vor und lassen sich nicht ohne Weiteres in eine Normalverteilung transformieren; die Beanspruchungen bzw. die Auswirkungen (E) seien stetig normalverteilt und die Folge einer fiktiven Einwirkung. Für die normalverteilten Auswirkungen wurde in Übereinstimmung mit einer vergleichbaren Analyse in [24] ein Variationskoeffi­ zient von 10 % festgelegt. Da mit den Zuverlässigkeitsanalysen ein Vergleich und nicht das Beschreiben von Versagenswahrscheinlichkeiten mit praktischem Nutzen bezweckt wird, enthält Gl. (8) keine Modellunsicherheiten.

Bild 20 verdeutlicht die Anwendung der Monte-Carlo-Methode auf die beiden Referenzträger und die verstärkten Varianten. Beide Darstellungen orientieren sich an Visualisierungen des Überlebens und Versagens, wie sie z. B. in [25] für komplexe mehrdimensionale Fragestellungen verwendet werden. Aus Gründen der Nachvollziehbarkeit für den Betrachter sind jeweils nur zehn Wiederholungen mit 2 500, also je Variante 25 000 Realisationen dargestellt. Bei jeder der vier Analysen liegen drei Fälle von Versagen vor.

Die entsprechenden Punkte liegen rechts unterhalb der Grenzzustandsgleichung. Die Versagenswahrscheinlichkeit beträgt daher 3/25 000 = 1,2 · 10–4. Das entspricht einem Zuverlässigkeitsindex von etwa 3,67.

Tab. 6 Zusammenfassung der numerisch durchgeführten Zuverlässigkeitsanalysen Summary of the numerically performed reliability analyses

Klasse

Variante

Mittelwert in GL 20

GL 30

b

v in %

Realisationen gm = R–E

Normalverteilte Auswirkungen N/mm2

(η)

Referenz

11,50 (100 %)

10

2 · 107

3,793

3/20

19,25 (167 %)

10

2 · 107

3,794

107

3,795 3,804

Referenz

18,92 (100 %)

10

2·

3/16

21,70 (115 %)

10

2 · 107

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S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz

Bild 20 Anwendung der Monte-Carlo-Methode auf die Biegefestigkeit von GL 20 (a) und GL 30 (b), Referenz und Variante mit drei Speziallamellen; jeweils zehn Wiederholungen Application of the Monte Carlo method on the bending strength of GL 20 (a) and GL 30 (b), reference and cross section with three special lamellae; ten repetitions each

4.3

Beschreibung des zweidimensionalen Laminierungseffekts

Die Ergebnisse der Zuverlässigkeitsanalyse folgen am Ende einer Reihe von Experimenten, Modellierungsannahmen und Simulationen. Einige wichtige Konsequenzen, die ihren Ursprung in diesen Vorgängen und Annahmen haben, sind nachfolgend aufgeführt.

tretenswahrscheinlichkeit geringer Zugfestigkeiten.

Dadurch fallen Lagemaße simulierter Biegefestigkeiten kleiner aus, als in Wirklichkeit zu erwarten ist.

– Das wiederholte Verwenden der simulierten Biegefestigkeiten ist dem Umstand geschuldet, dass die diskreten Verteilungen bislang 2 500 Werte enthalten. Das wirkt sich auf die mit Monte-Carlo-Simulationen berechneten Versagenswahrscheinlichkeiten aus.

– Die Umrechnung der experimentellen Zug- und Biegefestigkeiten in im Verbund wirksame Festigkeiten ist mit Unsicherheiten behaftet, die sich in der Höhe der simulierten Biegefestigkeit niederschlagen.

– Die theoretische Verteilungsfunktion, mit der die Minimalfestigkeit der T22-Speziallamellen im Rechenmodell empirisch repräsentiert wird, geht auf eine Momentaufnahme der maschinellen Sortierung zurück. Die Resultate sind für zukünftige Prozesse daher eingeschränkt gültig.

– Das Modellieren einer innerhalb der Speziallamellenlänge konstanten Minimalfestigkeit führt im Vergleich mit tatsächlichen Verhältnissen zu einer höheren Auf-

Diese Konsequenzen interferieren und beeinflussen die Ergebnisse. Das ist bei der nachfolgenden Auslegung für den zweidimensionalen Laminierungseffekt zu gewärtigen. Die bei gleichbleibender Versagenswahrscheinlichkeit gefundene Steigerung des Mittelwerts der Auswirkung beträgt 67 % bei GL 20 und 15 % bei GL 30. Bei der Variante GL 20 mit drei T22-Speziallamellen kann die Gesamtsteigerung von 67 % nicht konsistent in einem zweidimensionalen Laminierungsfaktor ausgedrückt werden, weil der Träger unterschiedliche Festigkeitsklassen enthält und daher ausgeprägte Steifigkeitsunterschiede birgt. Gleichwohl kann er für die Festigkeitsklasse der T22-Speziallamellen der äußeren Zugzone berechnet

72

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werden. Dazu wird im Zähler die charakteristische Biegefestigkeit von 21,1 N/mm2 mit η multipliziert. Nach Gl. (10) beträgt der zweidimensionale Laminierungsfaktor dann 1,60.

λk,2D =

fm,g,k ⋅ η /100 ft,l ,k

=

21,1 ⋅ 1, 67 = 1, 60 22

(10)

Bei der Variante GL 30 mit drei T22-Speziallamellen kann die Gesamtsteigerung von 15 % konsistent im zweidimensionalen Laminierungsfaktor ausgedrückt werden, weil der gesamte Aufbau hinsichtlich der Festigkeitsklasse homogen ist. Nach Gl. (11) beträgt der Faktor dann 1,57.

λk,2D =

fm,g,k ⋅ η /100 ft,l ,k

30 ⋅ 1,15 = = 1, 57 22

(11)

Die getrennte Betrachtung der Widerstandsseite mit dem Lagemaß des 5 %-Quantils einerseits und der Seite der Auswirkungen mittels der Versagenswahrscheinlichkeit andererseits führt damit auf unterschiedliche Interpretationen. Während der alleinige Vergleich zwischen den jeweiligen 5 %-Quantilwerten der Biegefestigkeit eine effektive Laststeigerung um 27 % bzw. 1 % beschreibt, sind die möglichen Steigerungen auf der Seite der Auswirkungen unter Wahrung gleichbleibender Versagenswahrscheinlichkeit ein Vielfaches davon.

5 Schlussfolgerung Im Rückbezug auf die eingangs gestellten Fragen wird auf Grundlage der gewonnenen praktischen und theoretischen Ergebnisse Folgendes zusammengefasst: Das umgesetzte Herstellverfahren führt dazu, dass der Elastizitätsmodul und die Rohdichte der Speziallamellen im Vergleich mit dem verwendeten Brettmaterial im Mittel keine nennenswerte Veränderung erfahren. Gleichwohl nimmt die Zugfestigkeit der Speziallamellen gegenüber dem Ausgangsmaterial zu; dieser Effekt ist bei T22 sehr deutlich und bei T26 nur gering ausgeprägt. Das unvermeidbare sporadische Auftreten von Ästen und Faserabweichungen in einzelnen Leisten im Bereich von Keilzinkenverbindungen wird in der fünfteiligen Spezial­

lamelle durch andere Querschnittsleisten ausgeglichen.

Das trifft sowohl auf T22 als auch auf T26 zu.

Das zweimalige Auftrennen eines fünflagigen Brettschichtholzes erwies sich als technisch einwandfreies Verfahren, bedingte jedoch eine systematische Häufung von Markröhren in den Leisten der aus der Mitte der Stangen realisierten Speziallamellen. Das führt zu unerwünschten Qualitätsunterschieden zwischen einzelnen Speziallamellen. Hier kann eine Optimierung des Herstellungsverfahrens, insbesondere ein aufeinander abgestimmter Einschnitt von Rohware und Speziallamellen, eine Lösung bieten.

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Der deutlich höhere zweidimensionale Laminierungseffekt bei T22 im Vergleich mit T26 ist ein Indiz dafür, dass insbesondere Brettmaterial niedriger Festigkeitsklassen oder auch unsortiertes Brettmaterial Steigerungspoten­ zial erwarten lassen.

Die Zuverlässigkeitsanalysen geben einen Hinweis darauf, dass eine Bewertung der Biegefestigkeit auf Grundlage des 5 %-Quantils den Anforderungen der DIN EN 1990 nach vergleichbaren Versagenswahrscheinlichkeiten nur eingeschränkt gerecht wird. Zukünftige experimentelle und simulationsgestützte Arbeiten zur Beschreibung von Festigkeitswerten für Speziallamellen und verstärktes BSHolz sollten daher darauf abzielen, statistische Verteilungen im Bereich niedriger Lagemaße wirklichkeitsnah und zugleich zahlenmäßig umfangreicher als in dieser Untersuchung abzubilden.

Es ist wünschenswert, dass von den Ergebnissen dieser Arbeit ein Impuls für weitere Forschungsaktivitäten ausgeht, um schließlich verbesserte Eingangsdaten für praxisrelevante Zuverlässigkeitsanalysen bereitzustellen.

Dank Die Autoren danken der Poppensieker & Derix GmbH & Co. KG und der Studiengemeinschaft Holzleimbau e. V. für die materielle und finanzielle Unterstützung sowie Herrn Dr. Peter Stapel für die Koordination und fach­ liche Beratung bei den Zugversuchen an der Holzforschung München.

Literatur [1] Fischer, L. (1999) Sicherheitskonzept für neue Normen – ENV und DIN-neu, Grundlagen und Hintergrundinforma­ tionen, Teil 3: Statistische Auswertung von Stichproben im eindimensionalen Fall (1. Forts.) in: Bautechnik 76, H. 3, S. 236–253.

[2] Falk, R. H.; Colling, F. (1995) Laminating Effects in GluedLaminated Timber Beams in: Journal of Structural Engineering 121, no. 12, pp. 1857–1863.

[3] Foschi, R. O.; Barrett, J. D. (1980) Glued-Laminated Beam Strength: A Model in: Journal of the Structural Devision 106, no. ST8, pp. 1735–1754.

[4] DIN EN 14080:2013-09 (2013) Holzbauwerke – Brett­ schichtholz und Balkenschichtholz – Anforderungen. Berlin: Beuth. Ausgabe Sept. 2013.

[5] DIN EN 1990:2010-12 (2010) Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung. Berlin: Beuth. Ausgabe Dez. 2010.

[6] Fischer, L. (1999) Sicherheitskonzept für neue Normen – ENV und DIN-neu, Grundlagen und Hintergrundinforma­ tionen, Teil 9: Einführung in die Zuverlässigkeitstheorie tragender Baukonstruktionen in: Bautechnik 76, H. 10, S. 921–932.

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1 73

00_BATE_SH_Holzbau_Buch.indb 73

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S. Egner, S. Strübel, M. Frese: Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brettschichtholz

[7] Fischer, L. (1999) Sicherheitskonzept für neue Normen – ENV und DIN-neu, Grundlagen und Hintergrundinforma­ tionen, Teil 10: Methode der Grenzzustände (Methode der Teilsicherheitsbeiwerte) in: Bautechnik 76, H. 11, S. 1015– 1025.

[8] Rosowsky, D. V. (2013) Evolution of probabilistic analysis of timber structures from second-moment reliability me­ thods to fragility analysis in: Structural Safety 41, pp. 57–63.

[9] Colling, C. (1990) Tragfähigkeit von Biegeträgern aus Brett­ schichtholz in Abhängigkeit von den festigkeitsrelevanten Einflußgrößen [Dissertation]. Universität Karlsruhe.

[10] Sandoz, J.-L. (1993) Baumaterial aus geschichtetem und verleimtem Holz. EP0575268 (B1), Europäisches Patentamt, veröffentlicht 22. Dez. 1993.

[11] Allgemeine bauaufsichtliche Zulassung Z-9.1-775 (2015) Brettschichtholz mit dem Keilstoß-System HESS LIMIT­ LESS. Deutsches Institut für Bautechnik, Berlin.

[12] Lehmann, M. (2020) Neue Möglichkeiten dank hochfestem Stabschichtholz aus Buche [online]. spirit biel/bienne. https://www.spirit.bfh.ch/de/artikel/neue-moeglichkeitendank-hochfestem-stabschichtholz-aus-buche [Zugriff am: 2. Sept. 2020] [13] Schuëller, G. I. (1981) Einführung in die Sicherheit und Zuverlässigkeit von Tragwerken. Berlin, München: Verlag von Wilhelm Ernst & Sohn.

[14] VDI-Richtlinie 4008, Blatt 6 (1999) Monte-Carlo-Simula­ tion. Düsseldorf: Verein Deutscher Ingenieure.

[15] DIN EN 408:2012-10 (2012) Holzbauwerke – Bauholz für tragende Zwecke und Brettschichtholz – Bestimmung eini­ ger physikalischer und mechanischer Eigenschaften. Berlin: Beuth. Ausgabe Okt. 2012.

[16] Görlacher, R. (1990) Klassifizierung von Brettschichtholz­ lamellen durch Messung von Longitudinalschwingungen [Dissertation]. Universität Karlsruhe.

[17] Heimeshoff, B.; Glos, P. (1980) Zugfestigkeit und Biege-EModul von Fichten-Brettlamellen in: Holz als Roh- und Werkstoff 38, S. 51–59.

[18] Frese, M. (2016) Computergestützte Verfahren zur pragmati­ schen Beurteilung der Tragwiderstände von Brettschicht­ holz [Habilitation]. Karlsruhe: KIT Scientific Publishing.

[19] Colling, F.; Ehlbeck, J.; Görlacher, R. (1991) Glued Lami­ nated Timber – Contribution to the Determination of the Bending Strength of Glulam Beams. CIB-W18A/24-12-1, Oxford, United Kingdom.

[20] Glos, P.; Maier, W.; Weigle, U. (1973) Bestimmung des Fes­ tigkeitsverhaltens von Fichtenbrettschichtholz als Grund­ lage für ein probabilistisches Bemessungsverfahren. Teil 1: Versuchseinrichtung für Kurzzeit-Druckversuche. Arbeitsberichte zur Sicherheitstheorie der Bauwerke, Heft 7/73.

Laboratorium für den konstruktiven Ingenieurbau, TU München.

[21] Deutsches Institut für Normung e.V. (1981) Grundlagen zur Festlegung von Sicherheitsanforderungen für bauliche An­ lagen. Berlin: Beuth.

[22] Enders-Comberg, M.; Frese, M.; Blaß, H. J. (2015) Buchen­ furnierschichtholz für Fachwerkträger und verstärktes Brettschichtholz in: Bautechnik 92, H. 1, S. 9–17.

[23] Tannert, T.; Hehl, S.; Vallée, T. (2010) Probabilistische Be­ messung von geklebten Anschlüssen im Holzbau in: Bautechnik 87, H. 10, S. 623–629.

[24] Loebjinski, M.; Rug, W.; Pasternak, H. (2017) Zuverlässig­ keitsbewertung von Holzbauteilen im Bestand in: Bauingenieur 92, S. 65–73.

[25] Marek, P.; Gustar, M.; Permaul, K. (1999) Transition from partial factors method to Simulation-Based Reliability As­ sessment in structural design in: Probabilistic Engineering Mechanics 14, pp. 105–118.

Autoren Sebastian Egner, M.Sc. (Korrespondenzautor) sebastian.egner@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe

Zitieren Sie diesen Beitrag Egner, S.; Strübel, S.; Frese, M. (2021) Fünfteilige Fichtenlamellen zur Erzielung eines zweidimensionalen Laminierungseffekts in Brett­ schichtholz. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 61–74. https://doi.org/10.1002/bate.202000089 Dieser Aufsatz wurde in einem Peer-Review-Verfahren begutachtet.

Eingereicht: 22. September 2020; angenommen: 21. Januar 2021.

Stephan Strübel, M.Sc. stephan.struebel@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe PD Dr.-Ing. Matthias Frese matthias.frese@kit.edu Karlsruher Institut für Technologie (KIT) Holzbau und Baukonstruktionen R.-Baumeister-Platz 1 76131 Karlsruhe

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BERICHT REPORT

DOI: 10.1002/bate.202110073

BERICHT

Thorsten Kober, Stefan Winter

Innovatives Bauen in die Höhe – das „SKAIO“ als neuer Standard in der Holz-Hybrid-Bauweise In Heilbronn entstand auf dem Gelände der BUGA 2019 das erste Wohnhochhaus in Holz-Hybrid-Bauweise in Deutschland. „SKAIO“ steht Pate für zukunftsweisendes Bauen und Wohnen.

2019 wurde im Heilbronner Neckarbogen die Bundesgartenschau ausgerichtet. Die BUGA ist außer einer Blumenschau v. a. auch ein Stadtentwicklungsprogramm für Heilbronn. Im Rahmen des Aktionsprogramms Wohnen entstand der neue Stadtteil „Neckarbogen“. Das 34 m hohe, zehngeschossige Holz-Hybrid-Hochhaus SKAIO setzt dabei ein markantes ­Zeichen für innovative Architektur und zukunftsweisende ­Bautechnik.

The “SKAIO” timber-hybrid building in Heilbronn Germany’s first high-rise apartment block in a timber-hybrid form of construction has been built on the grounds of the 2019 Federal Garden Show in Heilbronn. “SKAIO” is the model for future building and living standards. The 2019 Federal Garden Show took place on the banks of the River Neckar in Heilbronn.

Apart from displays of plants and flowers, the show was, first and foremost, an urban development program for Heilbronn.

Neckarbogen is a new city district that was built as a result of the show’s housing program. “SKAIO” is a 34 m high, 10-storey timber-hybrid structure that points the way forward for inno­ vative architecture and future building methods.

Stichworte SKAIO; Holz-Hybrid-Bauweise; zukunftsweisendes Bauen

Keywords SKAIO; timber-hybrid building; future building

1

Trockenestrich infrage. Ein solch leichter Aufbau muss besonders sorgfältig für den erforderlichen Trittschallund Brandschutz bemessen werden.

Entwurf und Gestaltung

Das „SKAIO“ ist aus zwei Teilgebäuden zusammengesetzt: dem zehngeschossigen Kerngebäude mit Außenabmessungen von etwa 23 m auf 23 m und einem daran angegliederten Sechsgeschosser. Die Bruttogeschossfläche von 5 685 m2 entspricht 3 300 m2 Wohnfläche. Alle Wohnungen sind mit bodentiefen Fenstern und Fuß­ bodenheizung ausgestattet. In den Innenräumen bleiben die Holzoberflächen der Konstruktion weitreichend sichtbar.

2

Das Materialkonzept

Des Weiteren wurde für den Rückbau der Konstruktion besonderer Wert auf die sortenreine Trennbarkeit der einzelnen Bauteilschichten gelegt. Dies bedingt den weitgehenden Verzicht auf Verbundbaustoffe bzw. auf bauseits hergestellte, untrennbare Verbundsysteme. Da­ raus folgte die Verwendung eines trockenen Deckenaufbaus. Hierfür kamen nur lose Schüttungen, Dämmlagen für Installationen und die Trittschalldämmung sowie ein

Simulation: Stadtsiedlung Heilbronn

Die Konzeption umfasst im Gebäudeinneren die Materialien Holz, Sichtbeton und Linoleum. Die Raumseite der Außenwände sowie die Geschossdecken bestehen aus Brettsperrholz (BSH). Die sichtbaren Holzoberflächen machen das Wesen des Gebäudes direkt erlebbar. Dem Thema Wohngesundheit wurde besondere Beachtung geschenkt. Daher wurden sowohl für die Konstruktion als auch für die Ausbaustoffe ausschließlich Materialien mit geprüfter Zusammensetzung verwendet. Nach der Fertigstellung erfolgten Messungen der Raumluftqualität.

Bild 1 Südost-Ansicht des Gebäudes von der Quartierszufahrt aus The building seen from the south-east (main access road in ­foreground)

© 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin. Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1 75

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T. Kober, S. Winter: Innovatives Bauen in die Höhe – das „SKAIO“ als neuer Standard in der Holz-Hybrid-Bauweise

3

Die Konstruktion

Das Tragwerk ist geprägt von einem aussteifenden Erschließungskern und einem Sockelgeschoss in Stahlbetonbauweise sowie einer Skelettkonstruktion aus BSH-Stützen und Stahlprofilriegeln in der Außenwandebene. In den Obergeschossen bestehen die Geschossdecken und die raumseitigen Schalen der nichttragenden Außenwände aus Brettsperrholz.

Bild: Kaden und Lager

Das Erdgeschoss und das erste Obergeschoss sind gegenüber den weiteren Obergeschossen an der Südseite um 6,70 m und an der Ostseite um 2,75 m zurückversetzt. So entsteht ein von Verbundstützen getragener offener Überbau der Geh- und Radwege.

Die Außenwandelemente bestehen aus 120 mm raumseitigem Brettsperrholz und einer außenseitigen, voll gedämmten Holzrahmenbaukonstruktion. Den Witterungsschutz bildet eine hinterlüftete Fassade aus Alumi­nium-

Bild: Ed Züblin

Bild 2 Gebäudeschnitt Section through building

Die Obergeschosse werden von dem zentralen Stahlbetonkern und von Brettschichtholzstützen (40 × 40 cm) getragen. Auf den Stützen in Außenwandebene lagern Riegel aus Walzstahlprofilen als Durchlaufträger.

HEM300-Profile waren erforderlich, um die Spannweiten von bis zu 8,70 m zwischen den BSH-Stützen möglichst verformungsarm zu überbrücken. Maßgebend waren die großen Fensterelemente.

Bild 3 Detail Geschoss/Stoß Außenwand Detail of floor/external wall junction

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Foto: bauart

BERICHT REPORT

T. Kober, S. Winter: The “SKAIO” timber-hybrid building in Heilbronn

Bild 5 Innenraumansicht Holz-Rohbau Timber structure is visible from inside

Bild: Ed Züblin

dungen im Holzbau sind solche Nachweisgrundlagen noch nicht ausreichend vorhanden. Durch mehrlagige Bekleidungen werden Anschlussteile für 90-minütige Brandbeanspruchung geschützt. Der erforderliche Raumabschluss wird durch Fugenabdichtungen realisiert.

Bild 4 Fassadenschnitt Section through façade

Tafeln. Das raumseitige Brettsperrholz ist bei den nichttragenden Außenwandelementen tragwerkstechnisch nicht erforderlich. Es trägt jedoch zu erhöhtem Feuerwiderstand und hygrothermisch optimiertem Innenraumklima bei.

Die Geschossdecken bestehen aus 240 mm dicken und 2,40 m breiten Brettsperrholzelementen. Sie lagern auf den äußeren Walzstahlprofilen sowie auf an dem Stahl­ betonkern angebrachten Stahlwinkeln. Die Decken spannen als Einfeldträger über eine Länge von bis zu 6,70 m.

4

Der Brandschutz

Details und Anschlüsse der Konstruktion wurden wesentlich durch die Anforderungen an den Brandschutz geprägt. Alle Bauteile und Anschlüsse müssen einen Feuerwiderstand von 90 min, F90/R(EI) 90, erfüllen. Feuer­ widerstand ist für Holzbauteile auf der Grundlage von Prüfzeugnissen oder durch eine Bemessung nach EN 1995-1-2 nachweisbar. Für Anschlüsse und Verbin-

Für Außenwände und Fassaden von Hochhäusern gilt, dass diese vollständig aus nichtbrennbaren Baustoffen bestehen müssen. Zwischen den Geschossen muss eine mind. 1 m hohe Brüstung zur Minderung der vertikalen Brandüberschlagsgefahr angeordnet werden. Beides wird beim „SKAIO“ nicht erfüllt, jedoch durch eine Hochdruck-Wassernebelanlage kompensiert.

5

Die Ausführung

Nach dem Untergeschoss wurden das Sockelgeschoss sowie der Treppenhausturm in Stahlbetonbauweise hergestellt. Anschließend erfolgte die Montage der Holzbaugeschosse nach einer detaillierten Montagereihenfolge.

Alle vertikalen Bauteile wurden mit der lichten Raum­ höhe werkseitig passgenau vorgefertigt.

Das Stellen der Brettsperrholzstützen und das anschließende Einschieben der nichttragenden Außenwand­ elemente war die praktikabelste Vorgehensweise. Danach folgten die Walzstahlprofile über die gesamte Länge bzw.

Breite des Gebäudes. Mit einfachen Schraubenverbindungen erfolgte eine Verankerung mit den Stützen des jeweils darunter- und darüberliegenden Geschosses. Zur gleichmäßigen Lastübertragung erhielten die Holzstützen Kopf- und Fußplatten. Die nichttragenden Außenwand­ elemente wurden gegen horizontale Windlasten durch Schrauben an den Flanschen der Stahlprofile befestigt.

Die Deckenelemente aus Brettsperrholz wurden einseitig in die Stahlprofile eingeschoben, am Treppenkern auf die Stahlwinkelauflager aufgelegt und schubfest verbunden.

Durch eingelassene Furnierschichtholzlaschen wurden die Brettsperrholzelemente zu aussteifenden Deckenscheiben miteinander verbunden.

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Foto: bauart

Foto: bauart

T. Kober, S. Winter: Innovatives Bauen in die Höhe – das „SKAIO“ als neuer Standard in der Holz-Hybrid-Bauweise

Bild 6 Detail Stahlriegel/Außenwand mit Stützenauflager und Bewegungsfuge zum Wandrähm Close-up of steel beam/external wall with column plate and ­movement joint on wall top rail

Bild 7 Einfahren einer Fertigbadzelle Prefabricated bathroom being lifted into position

Entscheidend für den schnellen Baufortschritt des HolzHybrid-Hochhauses war die Baulogistik. Diese bestand darin, dass die Holzbauteile im Werk kontinuierlich vorgefertigt und in Bausätzen mit dem Lkw an die Baustelle verbracht wurden. Vor Ort konnten die Bausätze direkt der Ladereihenfolge nach montiert werden. So war es möglich, pro Woche ein Geschoss zu errichten.

„SKAIO“ kann als Leuchtturmprojekt für den mehrgeschossigen Holzbau oberhalb der Hochhausgrenze gesehen werden. Aus dem gelungenen „Experiment“ kann ein reproduzierbarer Standard entwickelt werden, der das Bauen mit Holz in der oberen Liga der Gebäudeklassen zur Normalität werden lässt.

6 Fazit Die Planung und Errichtung eines Hochhauses aus Holz und Holzwerkstoffen ist eine herausfordernde, aber lösbare Aufgabe. Die wesentliche Voraussetzung ist eine Planungstiefe, die jedes Detail zu einer baureifen Lösung führt. Ein lückenlos durchdachtes Montagekonzept ist von besonderer Bedeutung, um die systembedingten Zeitvorteile optimal zu nutzen.

Autoren Thorsten Kober kober@bauart-ingenieure.de bauart Konstruktions GmbH & Co. KG Englschalkingerstr. 14 81825 München

Prof. Dr.-Ing. Stefan Winter (Korrespondenzautor) winter@bauart-ingenieure.de bauart Konstruktions GmbH & Co. KG Englschalkingerstr. 14 81825 München

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Am Bau Beteiligte: Objekt:

Zehngeschossiges Holz-Hybrid-Hochhaus auf dem Bundesgartenschaugelände Heilbronn Standort: Heilbronn Bauzeit: 2018–2019 Bauherr: Stadtsiedlung Heilbronn GmbH, Heilbronn Ingenieure + Architekten Tragwerksplaner/Bauphysik: Architektur: Kaden+Lager GmbH, Berlin

bauart Konstruktions GmbH & Co. KG, ­Lauterbach/Berlin Brandschutz: Dehne-Kruse Brandschutzingenieure, Gifhorn Haustechnik: IFB-Ingenieure GmbH, Bad Teinach-­Zavelstein Bauausführung: Generalunternehmer: Züblin Timber GmbH, Aichach

Erstveröffentlichung: Kober, T.; Winter, S. (2020) The “SKAIO” timber-hybrid building in Heilbronn in: Bundesingenieurkammer [Hrsg.] Ingenieurbaukunst – Engineering Made in Germany. Berlin: Ernst & Sohn, S. 114–119.

Zitieren Sie diesen Beitrag Kober, T.; Winter, S. (2021) Innovatives Bauen in die Höhe – das „SKAIO“ als neuer Standard in der Holz-Hybrid-Bauweise. Bautechnik 98, Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1, S. 75–78. https://doi.org/10.1002/bate.202110073

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Firmen und Verbände – Persönliches– Rezensionen – Nachrichten Aus dem Inhalt Bundesministerium für Ernährung und Landwirtschaft unterstützt die Weiterentwicklung des klimafreundlichen Holzbaus ..................

Historische Holztragwerke – ingenieurmäßige Beurteilung im Bestand .................................................................................................

Deutscher Holzbaupreis 2021 .................................................................

Wird nachhaltige Architektur von Architekt*innen gemacht?

Eine Kritik am Deutschen Nachhaltigkeitspreis Architektur .............

Open Architecture ....................................................................................

Veranstaltungskalender ..........................................................................

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BAUTECHNIK aktuell Sonderheft Holzbau Ausgabe 1

NACHRICHTEN

Bundesministerium für Ernährung und Landwirtschaft unterstützt die Weiterentwicklung des klimafreundlichen Holzbaus Neue Förderrichtlinie verbessert Bedingungen für das Bauen mit Holz Die Richtlinie „Förderung des Klimafreundlichen Bauens mit Holz“ trat am 04.03.2021 in Kraft. Unternehmen und Cluster-Organisationen können Anträge auf Zuwendungen ab sofort bei der Fachagentur Nachwachsende Rohstoffe e. V. (FNR) einreichen.

Unternehmen sollen damit in die Lage versetzt werden, Hemmnisse und Strukturnachteile beim klimafreundlichen Holzbau zu überwinden, ihren Materialund Energieaufwand zu optimieren sowie Aspekte der Umwelt- und Ökobilan-

Bild 1 Für Beratungsleistungen und Unternehmensinitiativen zum klimafreundlichen Holzbau stellt das BMEL Fördermittel aus dem Konjunkturpaket bereit.

Foto: Greg Rosenke/Unsplash

Bild 2 Unternehmen und Cluster-Organisationen können Anträge auf Zuwendungen ab sofort bei der Fachagentur Nachwachsende Rohstoffe e. V. (FNR) einreichen.

Foto: FNR/Michael Nast

Förderfähig ist zum einen die Inanspruchnahme von Beratungsleistungen, die vor allem bei kleinen und mittelständischen Unternehmen die Digitalisierung und Automatisierung von Prozessen, Verfahren und Dienstleistungen unterstützen oder solche, die zur unternehmensübergreifenden Zusammenarbeit beim Bauen mit Holz führen.

zen in die Geschäftsabläufe zu integrieren. Unterstützt werden beispielsweise Beratungen zur Nutzung von Digitalisierung, Künstlicher Intelligenz (KI) und Robotik beim seriellen und modularen Bauen oder zur Bewertung und Analyse der Rückbau- und Recyclingfähigkeit von Bauprodukten und Bauten.

Weiterbildungskonzepten für Unternehmer etwa auf dem Gebiet der Digitalisierung, die Konzeptentwicklung zur Kooperation zwischen Hochschulen und Clusterunternehmen oder die Schaffung von Web-Plattformen zum Wissenstransfer aus der Holzforschung in die Unternehmen.

Ein zweiter Förderschwerpunkt richtet sich auf die Unterstützung sogenannter Innovationscluster. Bestehende oder neu zu gründende Zusammenschlüsse unabhängiger Partner aus Wissenschaft und Wirtschaft sind förderfähig, wenn sie Unternehmen der kleinstrukturierten Branche Wege überbetrieblicher Zusammenarbeit eröffnen und Zugang zu Knowhow und Transfer aktueller Erkenntnisse aus Forschung und Entwicklung beim klimafreundlichen Holzbau ermöglichen.

Dazu gehören u. a. die Entwicklung von

Die Förderung ist Teil des Konjunkturund Krisenbewältigungspaketes der Bundesregierung. Zusammen mit der Richtlinie „Investionsprogramm Holz“ ergänzt sie für den Bereich der Holzwirtschaft die bereits angelaufenen Programme der Forstwirtschaft.

Weitere Informationen: www.holzbauplus-wettbewerb.info/­ aktuelles fnr.de/fileadmin/Projekte/2021/Foerder​ aufrufe/FR_Bauen_mit_Holz.pdf

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BAUTECHNIK aktuell VERANSTALTUNGEN

Historische Holztragwerke – ingenieurmäßige Beurteilung im Bestand Das zweitägige Fachseminar von Freitag, 25. Juni bis Samstag, 26. Juni 2021 dient zum Erfahrungsaustausch, wie TragwerkPlanende der gesellschaftlichen Anforderung, Sicherheit zu versprechen und wertvolles Kulturgut zu erhalten, gerecht werden können.

Foto: Propstei Johannesberg

Das Seminar besteht aus zwei Themenblöcken. Am ersten Tag wird überwiegend das Thema „Nachrechnung von historischen Holzkonstruktionen“ behandelt, am zweiten Tag die visuelle Sortierung, der ingenieurmäßige Umgang mit Holzmängeln und die Konsequenzen in der Planung und Begleitung der Ausführung. Eine weitergehende vertiefte Behandlung des Themas „Statische Beurteilung von Vollholz im Bestand“ ist in einem späteren Seminar vorgesehen.

Statische Beurteilung von Vollholz

Das Seminar leitet Dipl.-Ing. Bernd Henning. Für den Besuch von Fachseminaren werden Fortbildungspunkte bzw. Unterrichtseinheiten entsprechend den Kammerregelungen der AKH und IngKH

bescheinigt. Zur Rezertifizierung „Energieberater/in für Baudenkmale“ wird eine anerkannte Bescheinigung über 8 Unterrichtseinheiten ausgestellt.

Weitere Informationen: www.propstei-johannesberg.de

Mit dem Deutschen Holzbaupreis werden realisierte Gebäude und Gebäudekomponenten, die überwiegend aus Holz und Holzwerkstoffen sowie weiteren nachwachsenden Rohstoffen bestehen, ausgezeichnet. Sie zeigen zudem, welche vielfältigen und unterschiedlichen Anwendungsmöglichkeiten bestehen, den Baustoff Holz gewinnbringend einzusetzen. Die einzureichenden Bauprojekte (Bauwerke) sollen von hoher gestalterischer Qualität sein und, im Sinne der Nachhaltigkeit, umweltfreundliche und ressourcensparende Aspekte berücksichtigen. Die Auslobung erfolgt in den Kategorien Neubau, Gebäude im Bestand sowie innovative Planungs- und Baukonzepte.

Der Deutsche Holzbaupreis wird alle zwei Jahre ausgelobt. Die Preisverleihung ist für den 28. September 2021 auf der Weltleitmesse LIGNA.21, dem zentralen Branchentreffpunkt der Holzbeund -verarbeitenden Industrie, geplant.

Die 24. LIGNA wird vom 27. September bis 1. Oktober 2021 auf dem Messegelände in Hannover stattfinden.

WETTBEWERBE

Deutscher Holzbaupreis 2021

Aufgrund der Verschiebung der LIGNA.21 in den Herbst 2021 wird die Frist zur Einreichung von Projekten für den Deutschen Holzbaupreis bis einschließlich 23. Mai 2021 verlängert. Nach intensiven Überlegungen und Gesprächen hat sich Holzbau Deutschland zu diesem Schritt entschlossen. Der Verband hofft damit, die Preisverleihung zum Deutschen Holzbaupreis auf der LIGNA.21 in Hannover als Präsenzveranstaltung durchführen zu können. Mit der Verlängerung der Einreichungsfrist haben alle Projekte, die in der Zeit von Februar 2019 bis zum Abgabetermin 23. Mai 2021 fertiggestellt wurden, die Chance, am Wettbewerb um den Deutschen Holzbaupreis 2021 teilzunehmen.

80

Das Preisgeld beträgt insgesamt 20.000 Euro. Die Bewertung der ein­ gereichten Projekte übernimmt eine ­unabhängige Fach-Jury, der sowohl namhafte Architekt*innen als auch Bran­ chen­vertreter*innen angehören.

Die Preisträger des Deutschen Holzbaupreises 2021 werden anschließend zwei Jahre lang in einer von der Deutschen Bundesstiftung Umwelt fachlich und finanziell geförderten Wanderausstellung „HOLZ.BAU.ARCHITEKTUR – Entwerfen, Konstruieren und Bauen mit Holz“ präsentiert. Diese wird nach ihrer Eröffnung auf der LIGNA.21 ihre Reise durch Deutschland antreten.

Weitere Informationen: www.deutscher-holzbaupreis.de

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BAUTECHNIK aktuell WETTBEWERBE

Anfang Dezember wurde der Deutsche Nachhaltigkeitspreis (DNP) Architektur in Düsseldorf vergeben. Der DNP Architektur prämiert herausragende und beispielhafte Leistungen im Bausektor, die Beiträge zur Transformation zu nachhaltigem Leben und Wirtschaften leisten und darüber hinaus große Innovationskraft sowie eine hohe gestalterische Qualität aufweisen. Ein wunderbarer Preis, so dachte ich lange, bis ich genauer hinschaute. Erwähnt und ausgezeichnet werden lediglich Bauherr und Architekt*innen. Wird also nachhaltige Architektur nur von Architekt*innen gemacht? Wohl kaum. Der beim 2019er DNP-Siegerprojekt Alnatura Arbeitswelt nicht erwähnte Klimaingenieur Prof.

Thomas Auer (Transsolar, TU München) hat es im Jahrbuch Ingenieurbaukunst 2021 so formuliert: „Die Idee ist wertlos, wenn es kein Team gibt, diese zu materialisieren.“ Der ebenso unerwähnte Tragwerksplaner Prof. Thorsten Helbig (Knippers Helbig) ergänzte dort: „Ohne ein gut orchestriertes Zusammenspiel verschiedener Ingenieurkompetenzen könnten ressourceneffiziente Bauwerke nicht entwickelt werden.“ D’accord. Beide machen übrigens ihre hohe Wertschätzung für Architekt*innen ebenso deutlich – gut so.

Ich finde es formal unfair, wenn nur ein Teil des aktiven Planungsteams, nämlich die Architekt*innen für ein Gemeinschaftswerk ausgezeichnet werden, aber die weiteren Planer wie z. B. Trag­werks­ planer*innen oder Klima­inge­nieur*innen, welche einen ebenso wesentlichen Beitrag leisten, nicht erwähnt, geschweige denn auch ausgezeichnet werden. Und ich glaube auch, dass es sachlich falsch

Foto: İpek Aiydoğdu/Unsplash

Wird nachhaltige Architektur von Architekt*innen gemacht?

Eine Kritik am Deutschen Nachhaltigkeitspreis Architektur

ist, einzelne Akteure für Nachhaltigkeit auszuzeichnen, welche in meinem Verständnis doch eher eine ganzheitliche Betrachtungsweise ist. Von nachhaltigem Handeln kann dann gesprochen werden, wenn alle Dimensionen in Einklang gebracht sind, so ist sinngemäß bei der DGNB nachzulesen. Da wird für überden-Tellerrand-schauen geworben, für ­interdisziplinäre Zusammenarbeit getrommelt und von den neuen Wegen gesprochen, die wir gehen müssen, wenn wir die notwendigen Veränderungen für mehr Nachhaltigkeit erreichen wollen.

Solange aber der DNP Architektur auf den ausgetretenen Pfaden klassischer ­Architektenpreise wandelt, wird dieser meiner Meinung nach viel zu wenig ­bewegen. Die Botschaft an die Inge­ nieur*innen, die da gesendet wird, ist: „Auf die Architekt*innen kommt es an bei nachhaltiger Architektur.“ Und implizit: „Die Ingenieur*innen sind nicht wichtig.“ Ist das gewollt? Wohl kaum.

Doch solange der DNP Architektur so agiert, möchte ich nicht so recht darüber

schreiben; maximal über jene, die sonst unerwähnt blieben.

Also, den DNP Architektur hat 2020 das zehngeschossige Holzhochhaus SKAIO in Heilbronn gewonnen. Tragwerksplanung und Bauphysik stammen von bauart Konstruktions GmbH, um den Brandschutz haben sich Dehne-Kruse Brandschutzingenieure gekümmert und für die Haustechnik waren IFB-Ingenieure verantwortlich.

Auch erwähnenswert ist die Beteiligung von Prof. Stefan Winter von der TU München, der unter anderem über die Forschungsinitiative Zukunft Bau im Auftrag des Bundesbauministeriums (BMI) diverse Aspekte modernen Holzbaues erforscht.

Das SKAIO steht, so heißt es in der Jurybegründung, beispielhaft für die Leistungsfähigkeit urbanen Holzbaus. Neben einem offenen Bauherrn und kreativen Architekt*innen bedarf es dafür auch vieler innovativer Ingenieur*innen, davon bin ich überzeugt.

Bernhard Hauke

NACHRICHTEN

Open Architecture Nachhaltiger Holzbau mit System Hans Drexler Broschur, 352 Seiten, zahlr. Abb. ISBN 978-3-86859-681-6 Nachhaltigkeit, so das Plädoyer des Autors, ist ein integraler Bestandteil des architektonischen Entwurfs und der Konstruktion. Dafür hat er einen ganzheitlichen Ansatz entwickelt: Ein flexibles Holzbausystem, das die Interaktion der Nutzer*innen mit dem Gebäude ins Zen-

trum des Entwurfs rückt. Die nachhaltige Bauweise wird nicht allein durch das Material Holz erreicht, sondern auch durch die Flexibilität und Anpassungsfähigkeit der Wohngebäude. Im Buch werden zwölf Architekturprojekte vorgestellt, analysiert und verglichen, die die weitreichenden Potenziale dieses Bau­ systems aufzeigen.

Weitere Informationen: www.jovis.de/de/buecher/product/openarchitecture.html

Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1 81

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BAUTECHNIK aktuell

Kongresse – Symposien – Seminare – Messen Aufgrund des Coronavirus werden ggf. einige der angekündigten Veranstaltungen nicht stattfinden können bzw. verschoben werden.

Bitte erkundigen Sie sich beim jeweiligen Veranstalter.

Ort und Termin

Veranstaltung

Auskünfte und Anmeldung

Online-Veranstaltung 21. April 2021

3. Bodenmechanik-Tagung

www.dggt.de

Webseminar 20.–22. April 2021

Dauerhaftigkeit von Parkbauten kompakt

www.betonverein.de/veranstaltungen/ veranstaltungskalender

Leinfelden-Echterdingen 21.–22. April 2021

VDI-Konferenz Tunnelbau

www.vdi-wissensforum.de/tagungenkonferenzen

Webseminar 27.–29. April 2021

Schutz und Instandsetzung von Betonbauteilen mit Praxisteil

www.betonverein.de/veranstaltungen/ veranstaltungskalender

Online-Veranstaltung 4. Mai 2021

18. buildingSMART-Anwendertag

www.buildingsmart.de/termine/​ 18‑buildingsmart-anwendertag

Online-Veranstaltung 5. Mai 2021

9. Symposium Umweltgeotechnik

www.dggt.de

Webseminar 4.–6. Mai 2021

Risse im Stahlbeton – bestellt, geplant, gebaut?

www.betonverein.de/veranstaltungen/ veranstaltungskalender

Webseminar 4.–6. Mai 2021

Leitung einer Rohbaustelle für Jungbauleiterinnen und -bauleiter Schwerpunkt Ingenieurbau

www.betonverein.de/veranstaltungen/ veranstaltungskalender

Leinfelden-Echterdingen 5.–6. Mai 2021

VDI-Konferenz Rückbau von Brücken

www.vdi-wissensforum.de/tagungenkonferenzen

Potsdam 18.–19. Mai 2021

Konvent der Baukultur

www.bundesstiftung-baukultur.de/ veranstaltungsformat/konvent-derbaukultur

Online-Veranstaltung 19. Mai 2021

17. Informations- und Vortragstagung über Kunststoffe in der Geotechnik – FS-KGEO 2021

www.dggt.de

Online-Kongress 7.–9. Juni 2021

WIN>DAYS: Wiley Industry Days 2021

www.ernst-und-sohn.de/wileyindustry-days

Online-Veranstaltung 16. Juni 2021 22. September 2021

Fachsektion Erd- und Grundbau

www.dggt.de

Online-Workshop 22. Juni 2021

Workshop zur 6. Auflage der EAB

www.baw.de/DE/service_wissen/ veranstaltungen/veranstaltungen. htmlzu

Graz 24.­­–25. Juni 2021

35. Christian Veder Kolloquium Innerstädtischer Spezialtiefbau – Planung und Ausführung

www.tugraz.at/institute/ibg/events/ christian-veder-kolloquium

Offenburg 24.–25. Juni 2021

GeoTHERM

www.geotherm-offenburg.de/de

Fulda 25.–26. Juni 2021

Statische Beurteilung von Voll-Holz im Bestand

www.propstei-johannesberg.de

Online-Veranstaltung 7. Juli 2021

24. Symposium Felsmechanik und Tunnelbau

www.dggt.de

Sheffield 1.–3. September 2021

Eurosteel 2021

eurosteel2020.com

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Bautechnik 98 (2021), Sonderheft Holzbau, Ausgabe 1

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Stefan Winter, Mandy Peter (Hrsg.)

Holzbau-Taschenbuch Grundlagen

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neueste Entwicklungen im Bereich Werkstoffe oder Mehrgeschossiger Holzbau wurden aufgenommen 10. Auflage

umfasst die wichtigsten Bereiche des Holzbaus und ist damit ein ideales Nachschlagewerk

Holzbau-Taschenbuch Grundlagen

vorl. Abb.

Mit der 10. Auflage wird dieses Standardwerk in vollständig neubearbeiteter und aktualisierter Form vorgelegt. Neueste Normungen sowie Erkenntnisse aus Forschung und Praxis wurden umfassend eingearbeitet.

Stefan Winter Mandy Peter (Hrsg.)

10. Auflage · 3 / 2021 · ca. 500 Seiten · ca. 350 Abbildungen · ca. 100 Tabellen Hardcover ISBN 978-3-433-01805-7

ca. € 99*

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Impressum

Chefredaktion

Bautechnik – Fachzeitschrift für Entwurf und Konstruktion, Berechnung und Ausführung, ­Brücken- und Verkehrsbau, Ingenieurhoch-, Holz-, und Mauerwerksbau, Grundbau, Wasserbau Bauwerkserhaltung und Baukultur.

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Verlag Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, 10245 D-Berlin Tel. +49 (0)30 / 47031-200, Fax +49 (0)30 / 47031-270 info@ernst-und-sohn.de www.ernst-und-sohn.de Amtsgericht Charlottenburg HRA33115B Persönlich haftender Gesellschafter: Wiley Fachverlag GmbH, Weinheim Amtsgericht Mannheim HRB 432736 Geschäftsführerin: Franka Stürmer Steuernummer: 47013 / 01644 Umsatzsteueridentifikationsnummer: DE 813496225

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Chefredakteur Dr.-Ing. Dirk Jesse Tel.: +49 (0)30 / 47031-275, Fax: +49 (0)30 / 47031-270 dirk.jesse@wiley.com Redaktion Sarah Bräunlich Tel.: +49 (0) 30 / 47031-248, Fax: +49 (0)30 / 47031-270 sarah.braeunlich@wiley.com Ehrenmitglieder Prof. Dr.-Ing. Fritz Gehbauer M.S. Prof. Dr.-Ing. habil. Ulrich Smoltczyk Produkte und Objekte Dr. Burkhard Talebitari Tel.: +49 (0)30 / 47031-273, Fax: +49 (0)30 / 47031-229 btalebitar@wiley.com

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Bautechnik, 0932-8351, is published monthly. US mailing agent: SPP, PO Box 437, Emigsville, PA 17318. Periodicals postage paid at Emigsville PA. Postmaster: Send all address changes to Bautechnik, John Wiley & Sons Inc., C/O The Sheridan Press, PO Box 465, Hanover, PA 17331.

Satz: TypoDesign Hecker GmbH, Leimen Druck: Westermann DRUCK | pva, Zwickau Gedruckt auf säurefreiem Papier. © 2021 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin Beilagenhinweis: Diese Ausgabe enthält folgende Beilagen: Verlag Ernst & Sohn GmbH & Co. KG, 10245 Berlin

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Univ.-Prof.Dr.-Ing. Achim Hettler Ehemals TU-Dortmund, ­Lehrstuhl ­Baugrund-Grundbau Johann- Sebastian-Bach-Str.9 76437 Rastatt Tel.: +49 (0)7222 / 6160 achim.hettler@tu-dortmund.de

Prof. Dr.-Ing. Steffen Marx Technische Universität Dresden Institut für Massivbau 01062 Dresden Tel.: +49 (0)351 / 463-35856 steffen.marx1@​tu-dresden.de

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Bernhard Hauke, Deutsche Gesellschaft für Nachhaltiges Bauen, Institut Bauen und Umwelt (Hrsg.)

Nachhaltigkeit, Ressourceneffizienz und Klimaschutz Bernhard Hauke (Hrsg.)

Nachhaltigkeit, Ressourceneffizienz und Klimaschutz

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Bernhard Hauke (Hrsg.)

Konstruktive Lösungen für das Planen und Bauen Aktueller Stand der Technik

Nachhaltigkeit, Ressourceneffizienz und Klimaschutz Konstruktive Lösungen für das Planen und Bauen Aktueller Stand der Technik

Grundgedanken zu Lösungsansätzen der Baubranche praktische konstruktive Lösungen und Dienstleistungsangebote angewandte Wissenschaft

Das Buch betrachtet die Themen Nachhaltigkeit, Ressourceneffizienz und Klimaschutz. Das Bauwesen hat hier eine wichtige Rolle. Für die von den Bauingenieuren verantworteten Hauptstrukturen wird eine Übersicht zu den technischen Möglichkeiten für das Planen und Bauen gegeben.

2021 · 324 Seiten · 258 Abbildungen · 25 Tabellen Softcover ISBN 978-3-433-03334-0

€ 29,90*

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€ 38,90*

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Tragwerksplanung Technische Gebäudeausrüstung Brandschutz

Beratende Ingenieure

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Bauphysik Bauen im Bestand Experimentelle Tragsicherheitsbewertung

Lauterbach München Darmstadt Berlin Münster

Building Information Modeling Life Cycle Assessment / Life Cycle Costing Forschung und Systementwicklung

info@bauart-ingenieure.de www.bauart-ingenieure.de

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