Handbuch Brücken: Entwerfen, Konstruieren, Berechnen, Bauen und Erhalten, 1. Auflage

Gerhard Mehlhorn (Hrsg.) Handbuch Brücken

Gerhard Mehlhorn (Hrsg.)

Handbuch Brücken Entwerfen, Konstruieren, Berechnen, Bauen und Erhalten Mit Beiträgen von Francesco Aigner, Hugo Bachmann, Manfred Curbach, Annette Detzel, Eva-Maria Eichinger, Ekkehard Fehling, Ursula Freundt, Gerhard Girmscheid, Masaaki Hoshino, Thomas Jahn, Manfred Keuser, Johann Kollegger, Ulrike Kuhlmann, Ulf Lichte, Ingbert Mangerig, Gerhard Mehlhorn, Christian Menn, Harald Michler, Thomas Petraschek, Günter Ramberger, Peter Ruse, Silke Scheerer und Jürgen Stritzke Mit 977 Abbildungen und 143 Tabellen

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Professor Dr.-Ing. Dr.-Ing. E. h. Gerhard Mehlhorn Eichholzweg 7 34132 Kassel Germany [email protected]

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68/3100/YL – 5 4 3 2 1 0

Vorwort

Das Buch soll dem mit dem Bau von Brücken befassten Bauingenieur und der Bauingenieurin in weitestgehendem Umfang einen Überblick über das erforderliche Grund- und Fachwissen für das Entwerfen, Konstruieren, Berechnen, Bauen und Erhalten von Brücken nach heutigem Kenntnisstand geben. Auch für Studierende des Bauingenieurwesens soll es ein Lehrbuch zum Brückenbau sein und einen Überblick über mögliche Problemlösungen geben, und es mag auch als Ergänzung zu den an den Universitäten und Fachhochschulen gebotenen Vorlesungen, Übungen, Studien- und Diplomarbeiten dienen. Einige Kapitel dürften auch für am Brückenbau und seiner Entwicklung Interessierte, die nicht Bauingenieure sind, lehrreich sein. Dabei ist es die Überzeugung des Herausgebers, der Autorinnen und der Autoren des Buchs, dass die Probleme des Brückenbaus nicht vorrangig materialspezifisch sind. Sie sind bei Verwendung verschiedener Materialien in mehrfacher Hinsicht die gleichen, wenn sich auch bezüglich der konstruktiven Ausbildung, insbesondere der Detaillösungen, der Fertigung im Werk und der Herstellung vor Ort, also auf der Baustelle, bei der Verwendung verschiedener Materialien durchaus unterschiedliche Problemlösungen ergeben. Natürlich gibt es materialspezifisch auch bei den Berechnungen und Bemessungen der Brücken teilweise unterschiedliche Vorgehensweisen. Um Ingenieure, die sich im Brückenbau vielfach als Ingenieurbaukünstler erwiesen haben, aus der Anonymität herauszuholen, wird in diesem Buch auch darauf Wert gelegt, wenn bekannt, die für Entwürfe und den Bau der Brücken verantwortlichen Ingenieure, beteiligte Architekten sowie Baufirmen und Unternehmen zu nennen. Das Buch ist in dreizehn Kapitel unterteilt. Im ersten Kapitel wird ein Überblick über die Entwicklung des Brückenbaus vom Altertum bis zum modernen Brückenbau gegeben. Es ist uns ein Anliegen, auf die ausgezeichneten Brücken der vergangenen Jahrhunderte, ja Jahrtausende, zurückzublicken und von den Ingenieuren, die diese Bauwerke entwarfen und bauten, zu lernen und uns zu bemühen, auf deren grundlegenden Ideen aufbauend den modernen Brückenbau mit den heute vielfältig besseren Möglichkeiten laufend weiterzuentwickeln und ganz neue Lösungen zu finden. Im zweiten Kapitel wird auf die verschiedenen Aufgaben, vom Entwurf bis zur Erhaltung und Ertüchtigung der Brücken, der in den Bauverwaltungen, Ingenieurbüros, Unternehmungen und Baufirmen im Brückenbau tätigen Ingenieure eingegangen. Im dritten Kapitel wird das Entwerfen der Brücken, das für den Bau, die Kosten, das Erscheinungsbild mit ihrer Einbindung in die Umwelt und die Dauerhaftigkeit der Brücken von ausschlaggebender Bedeutung ist, behandelt. Es wird dabei zunächst auf die zu beachtenden Grundlagen und die Ziele des Entwerfens eingegangen. Anschließend werden im Abschnitt 3.8 von zwölf eingeladenen Ingenieuren beispielhaft die von ihnen gewählten Entwurfskonzepte für ausgewählte, besonders gelungene Brücken erläutert.

VI

Vorwort

In den Kapiteln 4 und 5 werden die Querschnittsgestaltungen und die Systeme der Haupttragwerke der Überbauten behandelt. Diese sind sowohl vom System und der Funktion als auch vom für den Bau der Brücke verwendeten Werkstoff abhängig und dementsprechend unterschiedlich. Auch in diesen Kapiteln werden verschiedene Entwicklungen des Brückenbaus aufgezeigt. Im sechsten Kapitel wird die Lagerung der Brücken, die die Überbauten mit den Unterbauten verbindet, erläutert. Es wird dabei unter anderem sowohl auf die Aufgaben der Lagerung (einschließlich der Erdbebenisolation), die Wahl der Lagerung, Grundsätzliches zur Ermittlung der Kräfte und Bewegungen, die Lagerwiderstände als auch auf Messungen von Lagerkräften und Bewegungen und auf Besonderheiten beim Einbau von Lagern eingegangen. Im darauf folgenden siebten Kapitel werden die Unterbauten (Gründungen, Widerlager und Pfeiler) und die mit den Unterbauten zusammenhängenden Fragen behandelt. Im achten Kapitel wird Grundlegendes zur Berechnung sowohl der Über- als auch der Unterbauten der Brücken ausgeführt und an zahlreichen Beispielen die Berechnungen verschiedener, ausgewählter Probleme, wie sie bei Brücken aus Stahl, Beton und im Verbundbau auftreten, erläutert. Auch Berechnungsbeispiele von Unterbauten sind enthalten. Auf spezielle Probleme des Brückenbaus, wie Temperatur-, Schwingungs- und Erdbebenbeanspruchung, wird ebenfalls eingegangen. Bereits beim Entwerfen, aber auch bei der konstruktiven Bearbeitung ist es unabdingbar, den Bau der Brücke, d. h. den Herstellungsvorgang im Werk und auf der Baustelle, zu berücksichtigen, weshalb den für den Brückenbau besonders wichtigen Herstellungs- und Ausführungsmethoden im neunten Kapitel breiter Raum geschenkt wird. Im zehnten Kapitel werden die Brückenausrüstungen erläutert, also die Fahrbahnausbildung und Dichtung, die verschiedenen Arten der Lager, die Fahrbahnübergänge, Schutzeinrichtungen, Kappen, Geländer, die Brückenentwässerung, die Beleuchtung, die Unterbringung der Versorgungsleitungen und schließlich die Lärmschutzanlagen. Zu den wichtigsten Aufgaben im heutigen Brückenbau zählen bereits heute die Überwachung, Bewertung, Beurteilung, Erhaltung und Brückeninstandsetzung sowie in Einzelfällen die Ertüchtigung der bestehenden Brücken, und sie werden zunehmend noch größere Bedeutung erlangen. Auf diese Problematik wird deshalb in den abschließenden drei Kapiteln 11 bis 13 ausführlich eingegangen. Wichtig ist dabei, den nötigen Umfang und die Zeitabstände der erforderlichen Bauwerksüberprüfungen festzulegen und deren einheitliche Qualität zu formulieren. Der weiteren Entwicklung von zerstörungsfreien Prüfverfahren kommt dabei eine große Bedeutung zu. Dabei sind Ergebnisse von gemessenen Formänderungen mit den vorausberechneten Werten zu vergleichen, um qualitative und quantitative Aussagen über den Bauwerkszustand geben zu können. Auch wenn der Herausgeber dieses Buches von Anfang an und während der Entstehung der einzelnen Kapitel stets bemüht war, die Inhalte aufeinander abzustimmen und diese aus seiner Sicht zum Teil zu beeinflussen, liegt die Verantwortung für die Inhalte der verschiedenen Kapitel und Abschnitte bei den jeweiligen Autorinnen und Autoren. Das Buch ist über einen Zeitraum von sieben Jahren erarbeitet worden. Deshalb entsprechen die in den verschiedenen Texten angegebenen Versionen der Regelwerke den Zeitpunkten der Fertigstellungen der einzelnen Kapitel und Abschnitte. Die Regelwerke befinden sich in laufender Fortschreibung, so dass sich manche Regelwerke bereits in einigen Details geändert haben können und auch in Zukunft laufend den neueren Erkenntnissen angepasst werden. Es ist deshalb notwendig, bei den konstruktiven Durchbildungen und Be-

Vorwort

VII

rechnungen der Brücken stets die dem aktuellen Stand der Technik entsprechenden Regelwerke zu beachten. Den Autorinnen und Autoren des Buchs, den Kollegen, die zum Abschnitt 3.8 beigetragen haben, allen, die Bilder zur Verfügung gestellt haben, den Herren Reinhold Schöberl, Peter Grumbach und Gerhard Hopfenmüller von der Fotosatz-Service Köhler GmbH und vor allem dem Springer-Verlag, hier besonders Herrn Dipl.-Ing. Thomas Lehnert und Frau Sigrid Cuneus, sei dafür gedankt, dass das Buch in der vorliegenden Fassung erscheinen kann. Möge es von den Lesern gut aufgenommen werden und Anregungen zur Gestaltung guter Brücken geben. Abschließend danke ich ganz besonders meiner lieben Frau Ursel für ihre stets wertvolle, ideelle und aktive Unterstützung während meines gesamten Berufslebens und auch für das Verständnis, dass ich, sicher aus ihrer Sicht über viele Jahre zu viel Zeit in die Entstehung des Buchs verwendet habe. Kassel, August 2006

Gerhard Mehlhorn

Inhaltsverzeichnis

Autorenverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . XV

2.2.3

1

2.2.4

1.1 1.2 1.2.1 1.2.2

1.2.3 1.3 1.4 1.4.1 1.4.2 1.4.3 1.4.4 1.4.5 1.5

2 2.0 2.1 2.1.1 2.1.2

2.2 2.2.1 2.2.2

Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau . . . . . . . . . . . . . Einführung . . . . . . . . . . . . . . . . Brücken im Altertum . . . . . . . Brücken in China . . . . . . . . . . Brücken in Griechenland, in den persischen Großreichen und in Mesopotamien . . . . . . Römische Brückenbaukunst . Brücken im Mittelalter . . . . . . Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart . . . . . . . . . . Steinbrücken . . . . . . . . . . . . . . Holzbrücken. . . . . . . . . . . . . . . Eisen- und Stahlbrücken . . . . Bogen-, Balken- und Rahmenbrücken aus Beton . . Moderne Schrägkabelbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken und zu schicksalhaften und symbolischen Bedeutungen . . . . . . . . . . . . . . Ingenieuraufgaben im Brückenbau . . . . . . . . . . . Vorbemerkung . . . . . . . . . . . . . Genereller Entwurf . . . . . . . . . Vorplanung . . . . . . . . . . . . . . . Entwurfsfindung im offenen oder eingeladenen Realisierungswettbewerb . . . . Entwurfsplanung . . . . . . . . . . Vorschriften . . . . . . . . . . . . . . . Randbedingungen . . . . . . . . .

1 1 2 2

2.2.5 2.2.6 2.2.7

9 14 23

2.2.8 2.2.9

31 31 37 41

2.3 2.4 2.4.1

71

2.4.2

87

2.4.3 2.4.4

92

103 103 104 104

106 107 107 109

2.5 2.6 2.7 2.8 2.9 2.10 2.10.1 2.10.2 2.10.3 2.10.4

2.10.5

Baubetrieb und Baustelleneinrichtung . . . . . . . . . . . . . . . Entwurfselemente, Hilfsmittel und statische Vorberechnung . . . . . . . . . . . . Hinweise zur Bauwerksgründung . . . . . . . . Hinweise zu den Unterbauten . . . . . . . . . . . . . . . Hinweise zu Lagerung und Beweglichkeit . . . . . . . . . . . . . Hinweise zu Brückenentwässerung und Abdichtung . . . . . Hinweise zu Bau- und Herstellungsverfahren . . . . . . Genehmigungsplanung . . . . . Ausschreibung . . . . . . . . . . . . . Ausschreibung mit Mengenermittlung . . . . . . . . . Randbedingungen für Sonderentwürfe . . . . . . . . . . . Funktionale Ausschreibung . Verpflichtung zur Eindeutigkeit . . . . . . . . . . . . . . Angebotsbearbeitung . . . . . . . Submission . . . . . . . . . . . . . . . . Vergabe . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ausführungsplanung . . . . . . . Prüfung . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bauausführung, Bauüberwachung, Abrechnung . . . . . . Bauausführung . . . . . . . . . . . . Örtliche Bauüberwachung . . . Bauoberleitung . . . . . . . . . . . . Bauüberwachung bei funktional ausgeschriebenen Brückenbauwerken . . . . . . . . . Abrechnung . . . . . . . . . . . . . . .

111

111 112 112 113 114 114 116 116 116 118 118 118 119 120 120 121 121 122 122 123 123

125 125

X

Inhaltsverzeichnis

2.10.6 Nachträge . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.11 Objektbetreuung und Dokumentation . . . . . . . . . . . . 2.12 Ingenieuraufgaben im Brückenbestand . . . . . . . . . . . 2.12.1 Überwachen, Bewerten und Beurteilen von Brücken . . . . . 2.12.2 Instandsetzung und Ertüchtigung von Brücken . . 2.12.3 Verstärkung von Brückenbauwerken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.12.4 Austausch oder Verbreiterung von Tragwerksteilen oder von ganzen Tragwerken . . . . . . . . . 2.12.5 Abbruch von Brückenbauwerken . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

126 126 127 127 128

3.8.9 Mangfallbrücke, Deutschland 3.8.10 The Normandie Bridge, Frankreich . . . . . . . . . . . . . . . . 3.8.11 Rheinbrücke Bendorf, Deutschland . . . . . . . . . . . . . . . 3.8.12 Schrägseilbrücke Dubrovnik, Kroatien . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4 4.1

129

130

4.1.1 4.1.2

131 4.1.3

3 3.1 3.2 3.3 3.4 3.4.1 3.4.2 3.4.3 3.5 3.5.1 3.5.2 3.6 3.7 3.8 3.8.1 3.8.2 3.8.3 3.8.4 3.8.5 3.8.6 3.8.7 3.8.8

Entwurf . . . . . . . . . . . . . . . . Entwurfsgrundlagen . . . . . . . . Bauwerkspezifische, verkehrstechnische Vorgaben Ortspezifische Randbedingungen . . . . . . . . . . Funktionelle Anforderungen Tragsicherheit . . . . . . . . . . . . . Gebrauchstauglichkeit . . . . . . Dauerhaftigkeit . . . . . . . . . . . . Kulturelle Anforderungen . . . Kosten . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ästhetik. . . . . . . . . . . . . . . . . . . Ziel der Entwurfsarbeit . . . . . . Überlegungen beim konzeptionellen Entwurf . . . . Ausgewählte Brücken . . . . . . . Sunnibergbrücke, Schweiz . . . Fußgängerbrücke Kelheim, Deutschland . . . . . . . . . . . . . . . Osormort Viaduct, Spanien . . Sacramento river trail pedestrian bridge, USA . . . . . Puente de la Barqueta, Spanien . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Falkensteinbrücke, Österreich Le Pont de Brotonne, Frankreich . . . . . . . . . . . . . . . . Donaukanalbrücke in Wien, Österreich . . . . . . . . . . . . . . . . .

133 133

4.1.4

134

4.1.5

135 135 135 136 139 140 140 143 147

4.1.6 4.2

4.2.1 4.2.2 4.2.3 4.2.4 5

148 154 154 156 158

5.1 5.2 5.2.1 5.2.2 5.2.3

160 162 164

5.3 5.3.1 5.3.2 5.3.3

166 5.4 168

Querschnittsgestaltung . . . . . Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit von System und Funktion . . . . . . . . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . Allgemeine Erläuterungen zu den Hauptquerschnittstypen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Querschnitte für Straßenbrücken . . . . . . . . . . . . Querschnitte für Bahnbrücken . . . . . . . . . . . . . . Querschnitte für Fußgängerund Radwegbrücken . . . . . . . . Sonderquerschnitte . . . . . . . . . Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff . . . . . Betonbrücken . . . . . . . . . . . . . Stahlbrücken . . . . . . . . . . . . . . Verbundbrücken . . . . . . . . . . . Holzbrücken . . . . . . . . . . . . . . Haupttragwerke der Überbauten . . . . . . . . . . . Beton-Plattenbrücken . . . . . . Balkenbrücken . . . . . . . . . . . . Beton-Balkenbrücken . . . . . . . Stählerne Balkenbrücken . . . . Balkenbrücken als Verbundbrücken oder Mischkonstruktionen . . . . . . . Rahmenbrücken . . . . . . . . . . . Rahmenbrücken aus Beton . . Rahmenbrücken aus Stahl . . . Rahmenbrücken als Verbundund Mischkonstruktionen . . . Bogen- und Stabbogenbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . .

170 172 174 176 179

179 179

182 184 185 186 187

187 187 199 209 219

229 229 240 240 273

278 287 287 296 297 300

Inhaltsverzeichnis

5.4.1 5.4.2 5.4.3 5.4.4 5.5 5.5.1 5.5.2 5.5.3 5.5.4 5.5.5 5.5.6 5.6 5.7 5.7.1 5.7.2 5.7.3 5.7.4 5.7.5 6 6.1 6.2 6.3 6.4 6.5 6.6 6.7 6.8

7 7.1 7.2 7.2.1 7.2.2

7.2.3

XI

Steinbrücken . . . . . . . . . . . . . . Betonbogenbrücken . . . . . . . . Stahlbrücken . . . . . . . . . . . . . . Verbund- und Mischkonstruktionen . . . . . . . Schrägkabelbrücken . . . . . . . . Konstruktionsgrundsätze . . . . Konstruktionselemente . . . . . Lagerbedingungen . . . . . . . . . Aerodynamisches Verhalten Konstruktive Gestaltung der Konstruktionselemente . . Ergänzungen zu Verbundund Mischkonstruktionen . . . Hängebrücken . . . . . . . . . . . . . Spannbandbrücken . . . . . . . . . Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . . Tragwirkung . . . . . . . . . . . . . . Bauverfahren . . . . . . . . . . . . . . Beanspruchungen . . . . . . . . . . Wirtschaftlichkeit . . . . . . . . . .

300 312 322

7.2.4 7.3 7.3.1

333 347 347 351 358 360

7.3.2

Lagerung . . . . . . . . . . . . . . . Überblick . . . . . . . . . . . . . . . . . Aufgaben und Beurteilung der Lagerung . . . . . . . . . . . . . . Wahl der Lagerung und Anordnung der Lager . . . . . . . Ermittlung der Kräfte und Bewegungen . . . . . . . . . . . . . . . Lagerwiderstände . . . . . . . . . . Planungsunterlagen . . . . . . . . Messungen von Kräften und Bewegungen an Lagern . . . . . Inspektion und Instandhaltung der Lager und Lagerungen . . . . . . . . . . . . . . .

401 401

Unterbauten . . . . . . . . . . . . Überblick . . . . . . . . . . . . . . . . . Widerlager . . . . . . . . . . . . . . . . Definition, Aufgaben und Konstruktionsprinzip . . . . . . . Anordnung von Widerlagerwand und Flügeln – Widerlagerarten . . . . . . . . . . . . . . . . . Konstruktion der Bauteile . . .

361 380 388 394 394 395 397 398 398

7.3.3 7.3.4 7.3.5 7.3.6 7.4 7.4.1 7.4.2 7.4.3 7.4.4

8 8.1 8.1.1 8.1.2 8.1.3 8.1.4

405 8.1.5 408 414 416 416 417

8.1.6 8.2 8.2.1 8.2.2 8.2.3 8.2.4 8.3

421 425 425 425

8.3.1 8.3.2

8.4 425 8.4.1 8.4.2 427 430

8.4.3

Entwurf von Widerlagern . . . Stützen und Pfeiler . . . . . . . . . Definition, Aufgaben und Konstruktionsprinzip . . . . . . . Anordnung und Querschnittsgestaltung von Pfeilern . . . . . . Anordnung und Querschnittsgestaltung von Stützen . . . . . . Pfeiler- oder Stützenkopf . . . . Herstellung . . . . . . . . . . . . . . . Pylone . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Gründungen . . . . . . . . . . . . . . Aufgaben und Überblick . . . . Flachgründungen . . . . . . . . . . Pfahlgründungen . . . . . . . . . . Auswahlkriterien und Entwurf der Gründung . . . . . Berechnung . . . . . . . . . . . . . Einwirkungen auf Brücken . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . Einwirkungen aus dem Bauwerk . . . . . . . . . . . . . . . . . . Einwirkungen aus der Bauwerksnutzung . . . . . . . . . . Einwirkungen aus der Bauwerksumgebung . . . . . . . . Bauzustände . . . . . . . . . . . . . . Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen . . . . . . . . . . . . . Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . Überbauten . . . . . . . . . . . . . . . Unterbauten . . . . . . . . . . . . . . . Gesamtsysteme . . . . . . . . . . . . Berechnung von Stahlbrücken . . . . . . . . . . . . . . Grundlagen . . . . . . . . . . . . . . . Berechnung von Stahlbrücken: Ausgewählte Probleme . . . . . . . . . . . . . . . . . Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . . Steifigkeit der Fahrbahnplatte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Verbundtragwirkung . . . . . . .

434 437 437 438 440 441 443 443 444 444 444 447 449 451 451 451 455 457 458 464 465 466 466 470 484 489 490 490

494 520 520 521 523

XII

8.4.4 8.4.5 8.4.6 8.5 8.5.1 8.5.2 8.5.3 8.5.4

8.5.5

8.5.6 8.5.7

8.6 8.6.1 8.6.2 8.6.3 8.6.4 8.7 8.7.1 8.7.2 8.7.3 9 9.1 9.1.1 9.1.2 9.1.3 9.1.4 9.1.5

Inhaltsverzeichnis

Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit . . . . . . . . . . . Ermüdungsnachweis . . . . . . . Nachweis im Grenzzustand . . der Gebrauchstauglichkeit . . . Betonbrücken . . . . . . . . . . . . . . Vorspannung von Betonbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Schnittgrößen infolge Vorspannung . . . . . . . . . . . . . . Einleitung konzentrierter Kräfte . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Vorspannkraftverluste infolge des Kriechens und Schwindens des Betons und der Relaxation des Spannstahls. . . . . . . . . . . . . . . . Schnittgrößenumlagerungen bei Systemänderungen und abschnittsweisem Bauen . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Bemessungsgrundlagen . . . . . Berechnungsbeispiel, über drei Felder durchlaufende, vorgespannte Plattenbrücke Berechnung von Unterbauten Einführung . . . . . . . . . . . . . . . Berechnung von Widerlagern Berechnung von Pfeilern und Stützen . . . . . . . . . . . . . . . Berechnung von Gründungen . . . . . . . . . . . . . . . Spezielle Probleme . . . . . . . . . Temperaturbeanspruchung . . Schwingungsprobleme . . . . . . Erdbebenbeanspruchung . . . . Herstellung und Ausführungsmethoden . . . . . . . . . . . . . . Betonbrücken . . . . . . . . . . . . . Herstellung auf Lehrgerüst . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Herstellung auf Vorschubrüstung . . . . . . . . . . . Freivorbau . . . . . . . . . . . . . . . . Taktschieben . . . . . . . . . . . . . . Segmentbauweise . . . . . . . . . .

525 532 535 535 536 536

9.1.6 9.2 9.2.1 9.2.2 9.2.3 9.2.4 9.2.5 9.3

539 9.3.1 553 9.3.2 9.3.3 9.3.4

Schrägkabelbrücken . . . . . . . Stahlbrücken . . . . . . . . . . . . . Werkstattfertigung . . . . . . . . Montage vorgefertigter Einheiten . . . . . . . . . . . . . . . . Freivorbau . . . . . . . . . . . . . . . Längseinschub (Lancieren) . Spezielle Verfahren . . . . . . . . Brücken in Verbund- und Mischbauweise . . . . . . . . . . . . Fertigung und Montage Stahlüberbau . . . . . . . . . . . . . Schalung und Fertigung Betonfahrbahnplatte . . . . . . . Einfluss des Bauablaufs . . . . Systemabhängige Bauabläufe

806 828 828 832 838 843 846 863 863 866 874 880

558 10 10.1 565 569

10.1.1 10.1.2

588 620 620 620 638 647 659 659 682 706

723 723

10.2 10.2.1 10.2.2 10.2.3 10.2.4 10.2.5 10.2.6 10.2.7 10.2.8 10.3 10.3.1 10.3.2 10.3.3 10.4

723 741 753 767 777

10.4.1 10.4.2

Brückenausrüstung . . . . . . . Fahrbahnausbildung und Dichtungen . . . . . . . . . . Fahrbahnen von Straßenbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . Oberbau von Eisenbahnbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . Lager . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Übersicht . . . . . . . . . . . . . . . . Verformungslager . . . . . . . . . Stahllager . . . . . . . . . . . . . . . . Topflager . . . . . . . . . . . . . . . . . Kalottenlager . . . . . . . . . . . . . Horizontalkraftlager . . . . . . . Sonderlager . . . . . . . . . . . . . . Einbau und Austausch der Lager . . . . . . . . . . . . . . . . Fahrbahnübergänge. . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . Fahrbahnübergänge für Straßenbrücken . . . . . . . . Schienenauszugsvorrichtungen . . . . . . . . . . . . Schrammborde, Leiteinrichtungen, Kappen und Geländer . . . . . . . . . . . . . . . . . Kappen von Straßenbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . Kappen auf Eisenbahnbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . .

887 887 887 890 894 894 894 901 902 905 906 906 906 907 907 908 917

918 918 919

Inhaltsverzeichnis

10.4.3 10.5 10.6 10.7 10.8 10.8.1 10.8.2

11

11.1 11.2 11.2.1 11.2.2 11.2.3 11.2.4 11.2.5 11.3 11.3.1

11.3.2 11.3.3 11.3.4 11.3.5 11.4 11.4.1 11.4.2 11.5

Geländer und Leiteinrichtungen . . . . . . . . . . . . . . . Brückenentwässerungen . . . Beleuchtung . . . . . . . . . . . . . . Versorgungsleitungen . . . . . . Lärmschutzanlagen . . . . . . . . Überblick . . . . . . . . . . . . . . . . Lärmschutzanlagen auf Brücken . . . . . . . . . . . . . . . . . Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken . . . . . . . . . . . . Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . Ursachen für Schäden an Betonbrücken . . . . . . . . . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . Schäden am Beton . . . . . . . . . Schäden am Bewehrungsstahl . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Schäden an den Fugen und Lagern . . . . . . . . . . . . . . . Schäden am Oberbau . . . . . . Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken . . . . Grundlagen zur Überwachung von Brückenbauwerken . . . . . . . . . . . . . . . Prüfung von Betonbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . . Prüfung von Stahlund Verbundbrücken . . . . . . Prüfung der Brückenausstattung . . . . . . . . . . . . . . . Prüfung der Brückenausrüstung . . . . . . . . . . . . . . . Zustandsbewertung und -beurteilung von Brücken . . Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . Verfahren zur Zustandsbewertung von Brücken . . . . Brückenmanagement . . . . . .

XIII

920 922 924 927 927 927 928

933 933 933 933 934

11.5.1 11.5.2

Allgemeines . . . . . . . . . . . . . . 972 Brückenmanagementsysteme . . . . . . . . . . . . . . . . . . 973

12

Brückeninstandsetzung und Sanierung. . . . . . . . . . . Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . . Betonbrücken . . . . . . . . . . . . Planung von Instandsetzungs- und Sanierungsmaßnahmen . . . . . . . . . . . . . . Vorbereitende Maßnahmen Durchführung der Instandsetzungs- und Sanierungsmaßnahmen . . . . . . . . . . . . . . Stahlbrücken . . . . . . . . . . . . Korrosionsschutz . . . . . . . . Niete und Schrauben . . . . . Instandsetzung von Abrostungen . . . . . . . . . . . . . Fahrbahnbeläge . . . . . . . . . .

12.1 12.2 12.2.1

12.2.2 12.2.3

12.3 12.3.1 12.3.2 12.3.3

939 12.4 945 946 947 947

947 948

13 13.1 13.2 13.2.1 13.2.2 13.2.3 13.3

Brückenverstärkung . . . . . . . Einleitung . . . . . . . . . . . . . . . Betonbrücken . . . . . . . . . . . . Geklebte Kohlenstofffaserverbundwerkstoffe . . . . . . . . Externe Vorspannung . . . . . Querschnittsergänzung . . . Stahl- und Verbundbrücken . . . . . . . . . . . . . . . . . Fahrbahnverstärkung . . . . . Systemverstärkung . . . . . . . Systemänderung . . . . . . . . .

975 975 975

975 977

981 989 989 989 990 990 993 993 993 993 1002 1006 1010 1012 1013 1018

964

13.3.1 13.3.2 13.3.3

965

Literaturverzeichnis . . . . . . . . . . . . . 1021

967 967

Brückenverzeichnis . . . . . . . . . . . . . 1059

957

Personen- und Firmenverzeichnis . . . . 1067 967 972

Sachverzeichnis . . . . . . . . . . . . . . . . 1071

Autorenverzeichnis

Prof. Dipl.-Ing. Dr.-Ing. Francesco Aigner Institut für Tragkonstruktionen/Stahlbau TU Wien Prof. em. Dr. techn. Dr.-Ing. e.h. Hugo Bachmann Institut für Baustatik und Konstruktion ETH Zürich Prof. Dr.-Ing. Manfred Curbach Institut für Massivbau TU Dresden Dipl.-Ing. Annette Detzel Institut für Konstruktion und Entwurf/ Stahlbau und Holzbau Universität Stuttgart Dipl.-Ing. Dr. techn. Eva-Maria Eichinger Bundesministerium für Verkehr, Innovation und Technologie Infrastruktur-Straße Abteilung II/St2-Technik

Prof. Dr.-Ing. Gerhard Girmscheid Institut für Bauplanung und Baubetrieb ETH Zürich Prof. Dr.-Eng. Dr.-Ing., M.Eng. Masaaki Hoshino Dept. of Transportation Engineering and Socio-Technology, Nihon University Tokyo/Japan Dr.-Ing. Thomas Jahn Referat Massivbau, Verbundbau, Verankerungstechnik und Sonderkonstruktionen an der Materialprüfanstalt (Otto-Graf-Institut) an der Universität Stuttgart Prof. Dr.-Ing. Manfred Keuser Institut Konstruktiver Ingenieurbau Universität der Bundeswehr München Prof. Dipl.-Ing. Dr.-Ing., M.Eng. Johann Kollegger Institut für Tragkonstruktionen/Betonbau TU Wien

Prof. Dr.-Ing. Ekkehard Fehling Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Fachgebiet Massivbau Universität Kassel

Prof. Dr.-Ing. Ulrike Kuhlmann Institut für Konstruktion und Entwurf/ Stahlbau und Holzbau Universität Stuttgart

Prof. Dr.-Ing. Ursula Freundt Fachgebiet Verkehrsbau Bauhaus-Universität Weimar

Dr.-Ing. Ulf Lichte Ingenieurbüro Lichte, München und Leipzig

XVI

Autorenverzeichnis

Prof. Dr.-Ing. Ingbert Mangerig Institut Konstruktiver Ingenieurbau Universität der Bundeswehr München

Dipl.-Ing. Thomas Petraschek Institut für Tragkonstruktionen/Stahlbau TU Wien

Prof. i. R. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E. h. Gerhard Mehlhorn Mehlhorn und Vier Ingenieurgesellschaft mbH, Kassel; Institut für Konstruktiven Ingenieurbau Fachgebiet Massivbau Universität Kassel

Prof. em. Dipl.-Ing. Dr.-Ing. Günter Ramberger Institut für Tragkonstruktionen/Stahlbau TU Wien

Prof. em. Dr. techn. Dr.-Ing. E. h. Christian Menn Institut für Baustatik und Konstruktion ETH Zürich

Dipl.-Ing. Silke Scheerer Institut für Massivbau TU Dresden

Dipl.-Ing. Harald Michler Institut für Massivbau TU Dresden

Dipl.-Ing. Peter Ruse Wilhelmsfeld, ehemals BUNG, Heidelberg

Prof. i. R. Dr.-Ing. Jürgen Stritzke Institut für Massivbau TU Dresden

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau Gerhard Mehlhorn und Masaaki Hoshino

1.1 Einführung Ivo Andric, 1961 mit dem Nobelpreis für Literatur ausgezeichnet, schrieb [Andric, 1971]: Von allem, was der Mensch in seinem Lebenstrieb errichtet und erbaut, scheint meinen Augen nichts besser und wertvoller zu sein als die Brücken. Sie sind wichtiger als Häuser, heiliger, weil gemeinsamer, als Kirchen. Allen gehörig und allen gleich nützlich, immer sinnvoll errichtet an dem Orte, an dem die meisten menschlichen Bedürfnisse sich kreuzen, sie sind ausdauernder als andere Gebäude und dienen keinem heimlichen oder bösen Zweck … alle sind sie im Grunde eines und gleicherweise unserer Aufmerksamkeit wert, denn sie zeigen den Ort, wo der Mensch auf Hindernisse stieß und sich doch nicht aufhalten ließ, sondern sie überwand und überbrückte, wie er es eben vermochte, je nach seiner Auffassung, seinem Geschmack und den Verhältnissen, von denen er umgeben war. Es ist sicher eine Frage des persönlichen Standpunkts, wenn man die Frage der Wichtigkeit der Häuser, Brücken und Kirchen zu vergleichen hat. Diese Frage soll hier nicht vertieft werden. Wesentlich ist, dass Brücken zu den wichtigsten Bauwerken der Kulturgeschichte zählen. Brücken dienten und dienen stets der Verbindung, sei es zur Begegnung von Menschen oder zum Transport von Handelsgütern. So hatten Brücken für den Menschen stets eine besondere Bedeutung. Oft stehen Brücken an markanten Stellen unserer Städte und Verkehrswege. Auch

in die Natur sind Brückenbauwerke einzufügen. Leonhardt hat auf die besondere Bedeutung der Gestaltung unserer Umwelt und ganz besonders die Bedeutung der Schönheit der Umgebung, in der der Mensch lebt, für die seelische Gesundheit hingewiesen [Leonhardt, 1970] (s. auch [Leonhardt, 1974]). Der Ingenieur muss sich dieses Sachverhalts und der daraus resultierenden Verantwortung bei der Gestaltung seiner Bauwerke stets bewusst sein. Es ist darauf zu achten, dass die Bauwerke nicht nur tragfähig und wirtschaftlich konstruiert werden, sondern dass sich die Bauwerke harmonisch in ihre Umgebung einfügen. Gerade im Brückenbau, der ja in ganz besonders hohem Maße fast allein von Ingenieuren zu gestalten und zu verantworten ist, muss der Ingenieur dies stets beachten. Die hervorragenden Brückenbauten des Altertums und des Mittelalters sollen uns Ansporn sein, künftigen Generationen von der hohen Gestaltungskunst der Ingenieure unserer Zeit Zeugnis zu geben. Robert Maillart, ein Ingenieur aus der ersten Hälfte des 20. Jahrhunderts und des Anfangs der Stahlbeton-Bauweise, hat diese Kunst in hervorragendem Maße beherrscht. Im Bild 1.1-1 ist seine wohl bedeutendste Brücke, die Salginatobelbrücke bei Schiers im Prättigau, exemplarisch gezeigt. Man sieht, mit welchem Einfühlungsvermögen Maillart diese Brücke in die Landschaft eingefügt hat. Der Unsymmetrie des Tals begegnet Maillart auch bei der Komposition der Brücke. Dabei hat Maillart auch ästhetische Gesichtspunkte beachtet, denn diese Brücke ist nicht nur schön in die

2

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.1-1 Salginatobelbrücke (Foto aus dem Jahr 1978)

Landschaft gefügt, sondern sie ist auch ein hervorragendes Zeugnis der Ingenieurbaukunst (s. auch Abschnitt 1.4.4, Bilder 1.4-43 bis -45 und Abschnitt 3.7, Bild 3-2). Diese wenigen Hinweise zur besonderen Verantwortung des Ingenieurs vor den ästhetischen Gefühlen der Mitmenschen und der Gestaltung der Umwelt mögen genügen. In [Bonatz/Leonhardt, 1960] ist eine Zusammenstellung sehr gut gestalteter Brücken enthalten. Dieses Buch von Bonatz/Leonhardt, das Buch von Max Bill über Maillart [Bill, 1969], die Bücher [Brühwiler/Menn, 2003], [Billington, 1979], [Billington, 1990], [fib, 2000] [Holgate, 1997], [Leonhardt, 1982], [Pauser, 2002] und die Kataloge zu Ausstellungen über die Bauten von Robert Maillart [Marti/Honegger, 1996], die Bauten von Christian Menn [Vogel/Marti, 1997] sowie die Bauten von Jörg Schlaich und Rudolf Bergermann [Bögle et al., 2003] werden jedem Brückenbau-Ingenieur und am Brückenbau Interessierten zur Lektüre empfohlen. Auch auf das Buch von Dr.-Ing. Kunio Hoshino, eines japanischen Kollegen, zum Problem der Gestaltung von Brücken [Hoshino, 1972] wird hingewiesen. Dieses Buch, aus japanischer Sicht geschrieben, ist für den um Gestaltungsprobleme ringenden Ingenieur lesenswert. Selbstverständlich wird auch in verschiedenen Kapiteln dieses Bu-

ches, insbesondere im Kapitel 3, auf Entwurfs- und Gestaltungsprobleme eingegangen.

1.2 Brücken im Altertum 1.2.1 Brücken in China China gehört zu den ältesten Kulturen der Geschichte. Zu den ersten technischen Bauwerken gehören einfache Brücken. Als Vorbilder dienten sicher ein zufällig über einen Bach gestürzter Baumstamm und eine ein Gewässer überbrückende Steinplatte. Genaue Kenntnis über die Anfänge der Entwicklung des Brückenbaus haben wir nicht. Glücklicherweise gibt uns aber das wertvolle Buch [Mao Yisheng, 1986], einen umfangreichen Überblick über alte Brücken in China. Daraus wissen wir, dass die erste Brücke, deren Existenz anhand der antiken Literaturquellen als gesichert betrachtet werden kann, die Schiffsbrücke (von Ufer zu Ufer nebeneinander verankerte Boote, die mit einem Bretterbelag abgedeckt und verbunden wurden) über den Fluss Wei, einem Nebenfluss des Gelben Flusses, war. Im Shijing, dem zwischen 780 und 476 v. Chr. geschriebenem Gedichtbuch, findet sich eine Ode, nach der der Gründer der

1.2 Brücken im Altertum

Zhou-Dynastie bereits 1134 v. Chr. diese Brücke dort bauen ließ, um seine Braut zu empfangen. In einer anderen Literaturquelle steht, dass 541 v. Chr. ein im QuinKönigreich lebender vermögender Mann eine provisorische Schiffsbrücke über den Gelben Fluss benutzt hat, um aus Angst um seinen Kopf, vor seinem Neffen zu flüchten. Die erste über eine längere Zeit bestehende, verbürgte große Schiffsbrücke über den Gelben Fluss war die 257 v. Chr. unter dem Herrscher Zhao Xiang Wang von Quin errichtete Pujin Brücke, die in Liedern und Hymnen verschiedener Epochen besungen und auch noch 840 von dem japanischen Mönch Ennin erwähnt wurde. Es kann deshalb angenommen werden, dass sie mindestens ca. 1000 Jahre bestanden hat. Danach wurden mehrere Schiffsbrücken über den Gelben Fluss gebaut. Die erste Schiffsbrücke über den Fluss Changjiang (Yangtse), die Jiangguan (Huya) Brücke, wurde im Jahre 35 n. Chr. errichtet. Bei allen großen Schiffsbrücken wurden Materialien für Reparaturzwecke (Holz, Anker, Taue und sogar Ersatzschiffe) vorgehalten. Bewegliche Brückenteile wurden ausgefahren, damit Schiffe die Stelle an der sich die Brücke befand passieren konnten. Im antiken China gab es schon eine Vielfalt von Brückentypen. Dazu zählen die Holzbalkenbrücken. Im von Li Daoyuan (496–527) geschriebenen Geografiebuch Shuijingzhu ist eine auf 30 Holzpfeilern (Durchmesser der Pfeiler: 1,25 m) gelagerte Holzbalkenbrücke erwähnt, die zwischen 557–531 v. Chr. über den Fluss Fenshui in der Provinz Shanxi gebaut wurde. Im Shiji, das von Sima Qian um 91 v. Chr. geschrieben wurde, ist eine Geschichte über einen Mann enthalten, der sich um 450 v. Chr. unter einer Brücke versteckte, um den Tod seines Herrn zu rächen. Die Brücke mit der Gesamtlänge von 135 m und der Breite von 19,2 m hatte mehrere Öffnungen und überspannte den Fluss Fenshui. In der Quin-

3

und Han-Zeit (221–207 v. Chr. und 205 v. bis 220 n. Chr.) gab es in der damaligen Hauptstadt Xianyang drei berühmte Holzbalkenbrücken über den Fluss Wei, nämlich die östliche Weibrücke, die mittlere Weibrücke und die westliche Weibrücke. Die zwischen 305 und 251 v. Chr. (das genaue Jahr des Baus der Brücke ist nicht bekannt) von Prinz Zhao Xiang in Auftrag gegebene und von Quin errichtete mittlere Weibrücke mit 68 Öffnungen war die älteste und größte der drei Brücken. Ihre Länge betrug 524 m und ihre Breite 13,8 m. Mit dem Bau von Schifffahrtskanälen im Osten Chinas im ersten Jahrhundert n. Chr. wurden dort mehrere Holzbrücken gebaut. Genaueres darüber wissen wir nicht. In Reiseberichten wurden aber häufig große Holzbrücken bewundernd erwähnt. Mehrfach wurde die Feng-Brücke bei Sian genannt, von der bekannt ist, dass sie eine Holzbalkenbrücke auf Pfeilern aus Stein war. Die Pfeiler standen auf einer Steinplatte und am Pfeilerkopf war ebenfalls eine Steinplatte angeordnet, die einen auskragenden Holzbalken trug, auf dem die Holzträger des Brückenüberbaus auflagen. Die bei zuvor errichteten Brücken verwendeten Holzpfeiler waren im Wasser stehend im Übergangsbereich vom Wasser zur Luft im Laufe der Zeit dem Verfaulen ausgesetzt. Ihre Lebensdauer war deshalb sehr begrenzt. Die Pfeiler aus Stein hatten natürlich eine bedeutend längere Lebensdauer. Auch Holzkragträgerbrücken gab es schon früh in den südlichen und westlichen Teilen Chinas, wo Holz reichlich vorhanden war und wegen der tiefen Täler und des gewaltigen Hochwassers Brückenpfeiler nur schwer im Fluss errichtet werden konnten. Es ist zu vermuten, dass bereits im 2. Jahrhundert Holzkragträgerbrücken gebaut wurden. Im Shuijingzhu ist eine Brücke aus dem 4. Jahrhundert in Duanquo an der Grenze zwischen Gansu und Xinjiang Weiwuer erwähnt. Ihre Länge betrug 48 m. Sie bestand aus den aus beiden Ufern vor-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

kragenden Holzbalken, die in drei Schichten übereinander gesetzt und auf Steinwiderlagern verankert wurden. Das Prinzip der Holzkragträgerbrücken (Bild 1.2-1) ist, dass an beiden Ufern bis zur Höhe des häufig auftretenden Wasserstands Steinwiderlager errichtet werden. Darauf werden jeweils nebeneinander liegende, miteinander verbundene Rundhölzer oder Holzbalken so gelegt, dass sie über die Widerlager zum Wasser hin etwas auskragen. Auf die Hölzer wird eine Schicht Steine aufgelegt, um sie zu beschweren. Danach folgen sukzessive mehrere dieser mit Steinen beschwerten, etwas über die darunter befindlichen Holzlagen auskragender Hölzer, bis die verbleibende Öffnung mit einem Holzträger überbrückt werden konnte. Über breite Flüsse wurden nach diesem Prinzip auch Brücken über mehrere Felder gebaut, wobei man bei den Flusspfeilern nach beiden Seiten auskragende Holzkragträger nach dem eben beschriebenen Prinzip herstellte und die dann verbleibenden Öffnungen überbrückte. Zur Vielfalt der in China charakteristischen Brückentypen zählen die Steinplattenbrücken [Wölfel, W., 1999]. In ihrer einfachsten Form zur Überbrückung eines Bachs bestehen sie nur aus einer einzelnen Steinplatte, die an den beiden Ufern auf Auflagersteinen aufliegt, oder es werden mehrere Meter lange Steinplatten oder

-balken nebeneinander auf Pfeiler gelegt und bilden mit diesen und den Auflagersteinen an den Ufern eines Flusses das Brückentragwerk. Bei längeren Brücken über mehrere Felder bestehen die Flusspfeiler aus behauenen Steinen, die übereinander geschichtet werden, oder die Pfeiler bestehen jeweils aus einem vertikal im Flussbett aufgestellten Steinbalken. Auf die Peiler und Widerlager werden die Steinplatten aufgelegt. Der Vorteil der Steinplattenbrücken gegenüber Holzbrücken liegt in der längeren Haltbarkeit, die den höheren Aufwand beim Bau rechtfertigte. Was den Aufwand betrifft, muss bedacht werden, dass es ja die uns heute zur Verfügung stehenden modernen Hebezeuge für den Transport und die Montage der schweren Steine noch nicht gab. Die älteste Überlieferung über eine vermutliche Steinplattenbrücke stammt aus einer Ode etwa aus dem Jahr 1000 v. Chr. Danach soll eine 900 m lange Steinbrücke über den Min-Fluss etwa 1040 v. Chr. vorhanden gewesen sein. Sie existiert heute nicht mehr. Um das Prinzip der Steinplattenbrücken zu veranschaulichen ist im Bild 1.2-2 die heute noch benutzte Anping-Brücke, die im 12. Jahrhundert gebaut wurde gezeigt. Im alten China erfolgte der Warenverkehr vorwiegend auf Wasserstraßen. Zur Querung der Wasserstraßen durch Fußgänger wurden Steinbogenbrücken haupt-

Bild 1.2-1 Beispiel einer Holzkragträgerbrücke, Zamalong-Brücke bei Xining (Bild aus [Ding, 1993])

1.2 Brücken im Altertum

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Bild 1.2-2 Anping-Brücke (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

sächlich mit einem Bogen und steilen Rampen gebaut. Die Bogenspannweiten betrugen bis zu 9 m. Die etwas konkav zugeschnittenen schlanken Steine des Gewölbes wurden ohne Mörtel auf einem Lehrgerüst versetzt und ihre gegenseitigen Verschiebungen durch eiserne Verbindungsdübel auf unschädliche, sehr kleine Relativverschiebungen begrenzt. Die Gewölbedicke beträgt nur etwa 1/40 bis 1/30 der Bogenspannweite (die tragenden Gewölbe der römischen Steinbogenbrücken, die ja auch größere Belastungen aus dem Fahrverkehr mit Wagen unterworfen waren, sollten dagegen mindesten 1/10 der Bogenspannweite betragen). Auf beiden Seiten des Bogens innerhalb des Blocksteinmauerwerks sind vertikale Steinplatten (im Bild 1.2-3 gut zu erkennen) angeordnet. Die vertikalen Steinplatten trennen das tragende Gewölbe vom Rampenbereich, leiten einen Teil der Lasten des Bogens in die Gründung und stützen den Bogen horizontal gegen die schweren Rampen ab. Die Rampen bestehen aus beidseitigen Außenwänden aus Blocksteinen mit dazwischen eingefüllter

Erde und Schotter. Die Außenwände und die Zwischenfüllung der Rampen bilden einen zusammenwirkenden Verbundkörper, was durch aus den Außenwänden auskragende Bindersteine, die als Verzahnung tief in die Zwischenfüllung einbinden, gewährleistet ist. Charakteristisch für die frühen chinesischen Steinbogenbrücken, deren Entstehung ja nicht viel später als die der römischen Steinbogenbrücken begann, sind (Bild 1.2-3): x das verhältnismäßig schlanke Gewölbe, das häufig nur aus einer Steinlage besteht, x vertikale Steinplatten auf beiden Seiten des Bogens, x kräftige Brückenrampen auf beiden Seiten der Brücke mit Ansichtsflächen aus Blocksteinmauerwerk. Es ist davon auszugehen, dass Steinbogenbrücken bereits spätestens zum Ende der Östlichen Han-Zeit (25–220) vorhanden waren, weil für die halbkreisförmige Bogenkonstruktion die damals für Grabgewölbe üblichen Ziegel aus gebrannter Erde

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.2-3 Charakteristikum der frühen chinesischen Steinbogenbrücken (Bild aus [Wölfel, W., 1999]), Gründung im Schnitt dargestellt

verwendet wurden. Die erste in der Literatur erwähnte chinesische Steinbogenbrücke war die Luren Brücke aus dem Jahr 282 in Luoyang, die nach fünfmonatiger Bauzeit von 75000 Arbeitern gebaut wurde. Seit der Jin Zeit (265–420) verbreitete sich der Bau von Steinbogenbrücken vor allem im nördlichen China. Neben den genannten Steinbogenbrücken mit einem Bogen und steilen Rampen als Fußgängerbrücken gab es im Alten China auch schon Steinbrücken mit halbkreisförmigen dickeren Gewölben, oft mit mehreren Bogen. Sie wurden für Flussquerungen durch Fahrverkehr mit im Vergleich zum Fußgängerverkehr größeren Lasten gebaut, bei breiteren Flüssen mit mehreren Bogen. Die Gewölbesteine hatten, wie die römischen Steinbogenbrücken, radialen Fugenschnitt. Sie waren den römischen Steinbrücken (s. Abschnitt 1.2.3) ins-

gesamt sehr ähnlich. Erste dieser Steinbogenbrücken mit mehreren Feldern sollen schon in den ersten Jahrhunderten n. Chr. am Gelben Fluss in der Provinzhauptstadt Luoyang und ihrer Umgebung gebaut worden sein. Der japanische Mönch Ennin berichtet 840, dass die vielen Brücken in China bereits damals ständig gewartet wurden, sehr gepflegt wirkten und regem Verkehr ausgesetzt waren. Die 806 als Steinbogenbrücke gebaute Baodai Brücke bei Suzhou in der Provinz Jiangsu mit 53 Bogen und einer Gesamtlänge von 317 m (Bild 1.2-4) quert den Fluss Dai-Dai und dient noch heute dem Verkehr. Damit auch größere Schiffe unter der Brücke durchfahren können, befinden sich in der Mitte des Flusses drei Bogen mit größeren Bogendurchmessern. Die Perfektion ihrer Konstruktion und Ausführung setzt eine lange Entwick-

Bild 1.2-4 Baodai Brücke bei Suzhou (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

7

1.2 Brücken im Altertum

Bild 1.2-5 Anji Brücke (Bild aus [Ding, 1993])

lungszeit voraus, weshalb sie bestimmt nicht der Prototyp dieses Brückensystems sein kann. Es ist deshalb wahrscheinlich, dass es schon viele Vorgängerbrücken über den Gelben Fluss gab. Die im 11. bis 19. Jahr der Regierungszeit Kaihuan aus der Sui Dynastie (581– 618), Ende des sechsten Jahrhunderts von Li Chun entworfene und gebaute Anji Brücke (Bilder 1.2-5 und -6) über den Fluss

Xiache ist die weltweit erste Segmentbogenbrücke (der Ponte Vecchio in Florenz, die erste Segmentbogenbrücke in Europa, wurde erst im 14. Jahrhundert gebaut) und zugleich die älteste erhaltene durchbrochene Steinbogenbrücke [Ding, 1993]. Ihre Spannweite beträgt 37 m, der Radius des Bogens 27,7 m, die Pfeilhöhe 7,23 m und die veränderliche Dicke des Bogens bis zu 1,03 m, die Fahrbahn ist ungefähr 10 m

Bild 1.2-6 Kämpfer der Anji Brücke (Bild aus [Ding, 1993])

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

breit. Das Verhältnis der Pfeilhöhe zur Spannweite ist damit ungefähr 1 : 5. Die größte Steigung der ausgerundeten Brückenfahrbahn ist 6,5%. Der Segmentbogen ist aus 28 parallelen, stumpf aneinanderstoßenden, etwa 1,03 m dicken Einzelbogen, die jeweils aus 43 Steinen mit unterschiedlichen Breiten zwischen 25 und 40 cm und unterschiedlichen Längen zwischen 0,7 und 1,09 m bestehen, zusammengesetzt. Die Gesamtbreite des Segmentbogens beträgt am Kämpfer 9,6 m und im Scheitel knapp 9 m. Die Vorstellung, dass die geringe Abnahme der Bogenbreite vom Kämpfer zum Scheitel die Querstabilität (durch horizontale Bogenwirkung, Verhältnis des horizontalen Bogenstichs zur Spannweite etwa 1 : 123 und dünne Bogenrippen) gewährleistet, hat sich, aus unserer heutigen Sicht erwartungsgemäß, nicht bestätigt. Zwischen 1368 und 1911 sind an der Westseite der Brücke fünf der 28 Einzelbogen und an der Ostseite der Brücke drei Einzelbogen wiederholt eingestürzt und mussten erneuert werden. Dabei erhielten die Steine eine Riffelung in Schrägrichtung, und in Längsrichtung wurden jeweils zwei Steine mit Eisenklammern verbunden (Bild 1.2-6), um das Zusammenwirken der Bogensteine und Einzelbogen zu verbessern. Die zuletzt

vorgenommene umfangreiche Reparatur erfolgte 1955 bis 1958. Dabei wurde festgestellt, dass noch ein Drittel der x-förmigen Eisenklammern gut erhalten waren. Bei der letzten Instandsetzung wurden durch fünf eiserne Verankerungsstäbe mit Gewindeköpfen auch die Verbindung der Einzelbogen miteinander verbessert. Die Fachleute sind sich heute darüber einig, dass die Wiege der Hängebrücken im Himalaya liegt. Die Seile der ältesten dieser Brücken wurden aus geflochtenen Naturfasern hergestellt. Man kann jedoch nicht, wie bei anderen Brückenbauarten, feststellen, seit wann diese Bauart existierte. Aus einigen Schriften ergibt sich, dass im Himalaya mehrere Hängebrücken schon im 1. Jahrhundert v. Chr. vorhanden waren. Fa Xian, der wegen buddhistischer Heiligenschriften im Jahr 399 nach Indien pilgerte, berichtete über einige solcher Hängebrücken. Es ist möglich, aber noch nicht bestätigt, dass sogar bereits 206 v. Chr. eine eiserne Ketten-Hängebrücke über den Fluss Fan in der Provinz Shanxi gebaut worden war. Im Bild 1.2-7 ist eine Hängebrücke in Nepal gezeigt, bei der ein Holzsteg an über die Schlucht gespannten durchhängenden Seilen angehängt ist.

Bild 1.2-7 Hängebrücke in Nepal (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

1.2 Brücken im Altertum

9

Bild 1.2-8 An-Lan Brücke (Bild aus [Ding, 1993])

Es ist bekannt, dass eine der im Südwesten Chinas vorhanden gewesenen sieben Brücken, die An-Lan Brücke war, eine Seilbrücke (unter Seilbrücken seien auf durchhängenden Seilen aufliegende Holzstege verstanden, die fest mit den Tragseilen verbunden wurden) mit zehn aus Bambusfasern geflochtenen, zur Begrenzung des Durchhangs vorgespannten Tragseilen, zwei Stabilisierungsseilen und seitlich je fünf weiteren Seilen, die als Geländer dienten, die der als der Baumeister des Doujiang-Wehrs berühmte Li Bing 251 v. Chr. im Kreis Guan, Provinz Sichuan, gebaut hat. Nach der Literatur hat sie mindestens 600 Jahre lang existiert. Sie wurde mehrmals erneuert. Nach [Ding, 1993] wurde sie 1803 wieder in den ursprünglichen Zustand versetzt (Bild 1.2-8). Mit 8 Feldern hat sie eine Gesamtlänge von ca. 340 m, die Spannweite des größten Felds beträgt 61 m. Die vorgespannten Seile müssen in regelmäßigen zeitlichen Abständen kontrolliert, gegebenenfalls nachgespannt und ausgewechselt werden.

1.2.2 Brücken in Griechenland, in den persischen Großreichen und in Mesopotamien Die Griechen gehören zu den ältesten Kulturvölkern des Mittelmeerraums. Die kretisch-mykenische Kultur (2600– 1150 v. Chr.) wies schon einen hohen technischen Entwicklungsstand auf, es gab z. B. schon Wagen mit Rädern und auch Festungsmauern aus Kyklopenmauerwerk (unvermörteltes Mauerwerk aus größeren Steinblöcken). Die Kragsteinbrücke war zu dieser Zeit die häufigste Brückenkonstruktion. Bei der Burg von Mykene wurden Reste einer großen Steinbrücke aus grob behauenen Kalksteinen gefunden, die wahrscheinlich schon 1400–1200 v. Chr. entstanden ist [Wölfel, W., 1997]. Hier wurde in einen Steindamm eine Brücke mit einer kragsteinartigen Öffnung eingefügt. Später bauten die Griechen vor allem Kragsteinbrücken aus sorgfältig behauenen Quadersteinen. Es wurden zunächst an beiden Seiten der Brückenöffnung lotrechte Wände aufgemauert. Die Steinschichten im Bereich des Bogens kragen nach oben schichtweise jeweils etwas vor. So näherten sich die

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.2-9 Schema der griechischen Kragsteinbrücken (Bild aus [Wölfel, W., 1997]])

Wände allmählich bis sich die obersten Schichten berührten oder die verbleibende Öffnung durch einen Stein überdeckt wurde, s. Bild 1.2-9. Auch Plattenbrücken wurden als Brückentyp gefunden. Eine sehr interessante dieser Plattenbrücken ist in Assos an der Westküste Kleinasiens (Bild 1.2-10), die im 4. Jahrhundert v. Chr. gebaut wurde [Wölfel, W., 1997]. Die Strompfeiler mit Achsabständen von 2,7 m bis 3,7 m aus sorgfältig behauenen Steinblöcken mit rhombischem Grundriss sind nahezu parallel zu den Ufern verlaufend hergestellt worden. Zur Sicherung gegen das Verschieben der Steinschichten durch die Strömung des Flusses sind in den Horizontalfugen Stufen eingearbeitet. Die Platte besteht aus nebeneinander liegenden Steinbalken, die 44 cm bis 64 cm breit und 34 cm dick sind. An den

noch vorhandenen Balken sind an den Längskanten Dübelverbindungen erkennbar. Die Assyrer überschritten bereits im 9. Jahrhundert v. Chr. auf ihren Kriegszügen gegen das Königreich Uratru (östliches Anatolien) Gebirgsflüsse auf Pontonbrücken. Auf dem im British Museum in London befindlichem Türbeschlag des königlichen Palastes in Balawat ist eine der im Auftrag des assyrischen Königs Salmanassaar III. (858–824 v. Chr.) von Pionieren erbauten Pontonbrücken dargestellt [Wölfel, W., 1999]. In Babylon ließ König Nabopolassar um 600 v. Chr. zur Verbindung der beiden Stadtteile beiderseits des Euphrats eine zwischen den Widerlagern ca. 125 m lange Holzbrücke mit sechs gemauerten Pfeilern aus gebrannten Ziegeln über den Euphrat errichten. Die Abstände der Pfeiler voneinander betrugen 7 m bis 9 m. Sie gilt als erste historisch gesicherte feste Straßenbrücke auf massiven Strompfeilern [Wölfel, W., 1997]. Die Spannweite des Endfelds am rechten Ufer soll 19,4 m gewesen sein. Eine Erklärung für diese Spannweite, die man aus den 1910/1911 von Koldewey gefundenen Pfeilerstellungen (Bild 1.2-11) vermu-

Bild 1.2-10 Griechische Steinplattenbrücke aus dem 4. Jahrhundert v. Chr., Brücke in Assos an der Westküste Kleinasiens (Bild aus [Wölfel, W., 1997])

1.2 Brücken im Altertum

11

Bild 1.2-11 Von Koldewey freigelegte Pfeiler (Draufsicht) der um 600 V. Chr. gebauten Euphrat Brücke in Babylon (Bild aus [Wölfel, W., 1997])

tet, ist nicht bekannt. Möglicherweise war das große Endfeld wegen der Schifffahrt erforderlich und wurde mit einer ausfahrbaren Schiffsbrücke überbrückt. Zur Errichtung der Strompfeiler wurde der Euphrat in einen extra dafür gegrabenen Kanal umgeleitet, um die Pfeiler in trockenen Baugruben herstellen zu können. Die an der Auflagerung des Überbaus 9 m breiten und 21 m langen und nach unten konisch zunehmenden sechs Pfeiler mit 11,8 m Breite und 23,8 m Länge verengten den Durchfluss des Euphrats beträchtlich und erzeugten durch den Pfeilerstau bei Hochwasser die Gefahr der Pfeilerunterspülung. Die Brücke ist aber nicht eingestürzt, sondern sie wurde wegen der Flussverlegung des Euphrat nicht mehr benötigt, sie hatte also ihren Zweck verloren. Die Pfeiler waren in vielen Jahrhunderten durch Sandstürme begraben und somit konserviert worden. Von Archäologen freigelegt, gibt sie uns eine Vorstellung dieser bedeutenden Brücke der Antike. Herodot berichtete über persische Schiffsbrücken über den Bosporus [Wölfel, W., 1999]. Der Ingenieur Mandroklos errichtete im Auftrag von Dareios I. 493 v. Chr. eine aus zahlreichen nebeneinander liegenden, seitlich verankerten Schiffen gebildete Brücke mit einem Holzüberbau, über die zahlreiche Krieger, [Jurecka,1979] nennt 600 000 Krieger, den Bosporus über-

querten. Mandroklos ließ von dieser Brücke ein Bild anfertigen, das er der Göttin Hera als Weihgabe stiftete. Der Perserkönig Xerxes ließ 480 v. Chr. eine Schiffsbrücke über den Hellespont errichten. Weil die Brücke kurz nach ihrer Fertigstellung durch einen Sturm zerstört wurde, ließ er die Brückeningenieure enthaupten. Er beauftragte danach den Astronom Harpalos mit dem Bau einer neuen Brücke. Harpalos und seine Brückeningenieure wussten, was ihnen drohen würde, wenn es ihnen nicht gelang, eine sichere, den stärksten Stürmen widerstehende Brücke zu bauen. Es wurden 674 Galeeren in einer Doppelreihe angeordnet und verankert. In jede Richtung gab es eine Fahrbahn. Zur festen Verbindung der Schiffe wurden über jede der Galeerenreihen zwei Hanfseile und zusätzliche Papyrusseile gelegt. Quer über die Seile wurden dicht nebeneinander Holzplanken gelegt und befestigt. Auf diese Holplanken wurden Zweige und Äste aufgelegt und diese mit Erde abgedeckt. Über diese Brücke sollen 150 000 persische Krieger, [Jurecka,1979] nennt sogar 700 000 Krieger, den Bosporus überschritten haben. In den persischen Großreichen sind zahlreiche Steinbrücken gebaut worden, deren Existenz durch Aufzeichnungen belegt ist [Wölfel, W., 1999]. Als besonders unter Dareios (522–484 v. Chr.) der Straßenbau forciert wurde, sind bereits viele

12

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Steinbrücken gebaut worden. Diese alten steinernen Flussbrücken wiesen schon damals eine persische Besonderheit auf. Die Brücke wurde mit einem Staudamm kombiniert, wobei das durch den Damm gestaute Wasser in Kanälen den Feldfluren zur Bewässerung zugeleitet wurde. Diese kombinierten Staudammbrücken, in der Literatur auch Brückenbauwehre genannt, wurden auch in späteren Jahrhunderten bei fast allen Flussbrücken Persiens als persische Brückenbauweise, zum Teil bis in die Neuzeit angewendet und weiterentwickelt. Nach der Zeitwende wurden von den persischen Brückenbauern Steinbogenbrücken römischen Typs (im Abschnitt 1.2.3 beschrieben) übernommen und weiterentwickelte Staudammbrücken mit römischen Bogen gebaut, wobei die Perser aber den Halbkreisbogen am Scheitel in eine flache Spitze übergehen ließen, was als charakteristisch für persische Bogenbrücken gilt. Die bedeutendste Staudammbrücke ist die im 3. Jahrhundert n. Chr. über den Karun bei Schuschtar errichtete, die viele Jahrhunderte überdauerte und an den noch heute vorhandenen Ruinen die römische Bautechnik deutlich erkennbar ist [Wölfel, W., 1999]. Schapur I. (241–272) wollte die im 3. Jahrhundert bedeutenden Städte Ktesiphon und Pasargadeh durch eine Straße verbinden. Dazu mussten die Flüsse Karkheh, Dez und Karun überbrückt werden. Als erste wurde die Staudammbrücke über den Karun bei Schuschtar gebaut. Aus den vorhandenen Ruinen lässt sich der römische Einfluss der Bauweise erkennen. Da Schapur I. ein römisches Heer besiegt und etwa 70 000 Kriegsgefangene gemacht hatte, ist anzunehmen, dass sich unter den Gefangenen auch römische Pioniere und Ingenieure befanden, die wahrscheinlich am Entwurf und Bau der bedeutendsten Staudammbrücke Schuschtar beteiligt waren. Die persischen Wasserbauer schufen zusammen mit den römischen Brücken-

bauern dieses bedeutende Bauwerk der Antike. Der Bau erfolgte in den aufeinanderfolgenden Bauphasen I und II, s. Bild 1.2-12. In der Bauphase I wurde zunächst der Umleitungskanal ausgeschachtet und der Bogen des Karun durch die Herstellung des im Bild 1.2-12a mit A bezeichneten Fangedamms trocken gelegt, bei B war bereits ein zur Wasserregulierung dienendes Wehr vorhanden, um Bewässerungswasser in den Dariun-Kanal zu leiten. Dieses bei B vorhandene Wehr wurde deshalb zum Fangedamm in entgegengesetzter Richtung umgebaut. Das Wasser des Karun fließt nun durch den Umleitungskanal. Im trocken gelegten Bogen des Karun wurde das im Bild 1.12-12a mit C bezeichnete Verteilerwehr Bend-e-Mizam hergestellt und dadurch der Abfluss des GärgärKanals ausgebaut. Der Gärgär-Kanal mündet 50 km flussabwärts zurück in den Karun. In der Bauphase II wurde der Fangedamm A wieder entfernt und der Fangedamm D (s. Bild 1.2-12b) gebaut. Dadurch war der Umleitungskanal gesperrt. Der Fangedamm B wurde wieder als Wehr in Fließrichtung des Flusses rückgebaut. Das Wasser des Karun wurde nun vollständig in den Gärgär-Kanal umgeleitet. Damit war der Karun flussabwärts des Fangedamms B trocken gelegt. Die Staudammbrücke konnte nun im Trockenen gebaut werden. Der 500 m lange und 15 m breite, massive Wehrkörper, der auf Sandsteinschichten gegründet ist und gleichzeitig als Bankett für die Pfeiler der Bogenbrücke dient, wurde aus Beton und Steinen ausgeführt. Er ist mit behauenen Quadersteinen verkleidet, die durch Eisenklammern verbunden sind. Auf dem Wehrkörper wurde eine 3,5 m breite Bogenbrücke mit 40 Bogen ausgeführt (Bilder 1.2-13 und-14). Die 9 m langen und 6 m hohen Pfeiler mit gegenseitigen Abständen von 13 m bis 14 m sind 6 m

13

1.2 Brücken im Altertum

a

b

Bild 1.2-12 Baufolge der Staudammbrücke bei Schuschtar, a) Bauphase I, b) Bauphase II (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

Bild 1.2-13 Staudammbrücke bei Schuschtar (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

Bild 1.2-14 Bauwerksruine der Staudammbrücke bei Schuschtar (Bild aus [Wölfel, W., 1999])

14

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

dick, damit sie dem Strömungsdruck bei höheren Wasserständen standhalten. Bei Hochwasser über dem Stauspiegel fließt Wasser über die Wehrkrone durch die Bogenbrücke ab. Die Bogenbrücke, die über mehrere Jahrhunderte dem Verkehr diente, wurde mehrfach ausgebessert und schließlich dem Verfall preisgegeben. Die noch vorhandenen Bogen und Pfeiler zeugen vom hohen Stand der antiken Baukunst. Der noch völlig intakte Wehrkörper dient heute noch dem Bewässerungssystem.

1.2.3 Römische Brückenbaukunst Die ersten Brücken der Römer waren natürlich Holzbrücken, wie überall in der Antike. Holz stand fast überall zur Verfügung oder ließ sich leicht beschaffen. Ein Vorteil der Holzbrücken im Vergleich zu den gewölbten Steinbrücken ist, dass sie bei Hochwasser den Abflussquerschnitt nicht so gravierend einengen wie die Steinbrücken. Das Bearbeiten des Holzes und das Rammen von Holzpfählen war bereits im 1. Jahrtausend v. Chr. möglich. [Vitruv, 1796] beschrieb schon ca. 30 v. Chr. ausführlich im 9. Kapitel des 2. Buches die verschiedenen Hölzer, ihre Eigenschaften und ihre Vorund Nachteile bei der Verwendung als Bauholz. Die Römer imprägnierten bereits das Bauholz mit Ölen und Harzen, und sie wussten auch Qualitäten nach dem Anwendungszweck zu unterscheiden und speziell für Unterwasser-Pfahlgründungen Hölzer mit besonderer Lebensdauer wie Eiche und Esche auszuwählen. Trotzdem war die verhältnismäßig geringe Lebensdauer des Holzes der größte Nachteil der Holzbrücken, insbesondere faulten die im Wasser und Boden stehenden Pfähle. Nach der Entwicklung des im Wasser erhärtenden Betons von den Römern konnten die Fundamente und Pfeiler der Brücken massiv aus Stein und Beton hergestellt

werden. Über die massiven Pfeiler wurde nun zunächst der Überbau aus Holz errichtet. Der Holzüberbau kam nicht mit dem Wasser und Boden in Kontakt, hatte deshalb eine längere Lebensdauer und konnte einfach ausgebessert werden. Genannt sei hier nur der im 7. Jahrhundert v. Chr. gebaute Pons Sublicius, eine Holzbrücke auf Pfeilern aus Stein, dem damals einzigen festen Übergang zur Tiberinsel in Rom. Die Brücke wurde 62 v. Chr. bei der Verteidigung Roms gegen die Etrusker zerstört, erneut, diesmal als Steinbrücke, gebaut, fiel aber bereits 23 v. Chr. einem Hochwasser zum Opfer. Es dauerte danach 163 Jahre bis eine neue Steingewölbe-Brücke die Tiberufer an dieser Stelle wieder verband. Diese Brücke überlebte bis in die Neuzeit und wurde 1877 durch einen gusseisernen Überbau ersetzt. Stabbogenförmig angeordnete Holzsprengwerke, die sich zwischen Steinpfeilern spannen, wurden von den Römern in den folgenden Jahrhunderten, vor allem in ihren Kolonien, verwendet. Dabei wurden mit übereinander parallel angeordneten Mehrfachsprengwerken Spannweiten bis 30 m erreicht. Die im ersten Jahrhundert, etwa 30 m oberhalb der heutigen TheodorHeuss-Brücke zwischen Mainz und Kastell auf einem Holzpfahlrost (Bild 1.2-15), Steinpfeilern und mit einem Holzüberbau als Sprengwerk gebaute römische Rheinbrücke ist ein bemerkenswertes Beispiel dafür (Bild 1.2-16) und auch die Rheinbrücke bei Köln (4. Jahrhundert) ist zu nennen [Deinhard, 1964]. Die im Bild 1.2-15 gezeigte Holzpfahlrost-Gründung der Römerbrücke zwischen Mainz und Kastell wurde etwa 1880 zur Verbesserung der Schifffahrt beseitigt und vorübergehend im Innenhof des kurfürstlichen Schlosses aufgestellt, wovon das Foto stammt. Schließlich ist vor allem wegen der bemerkenswert kurzen Bauzeit von nur zehn Tagen (einschließlich Holzbeschaffung) noch die 350 m lange „Römerbrücke“

1.2 Brücken im Altertum

15

Bild 1.2-15 Pfahlgründung der Mainzer Brücke, Foto vom Bild aus dem Landesmuseum Mainz, Eingang Schießgartenstraße (dort auf der Empore der Steinhalle)

Bild 1.2-16 Modell der im ersten Jahrhundert gebauten römischen Rheinbrücke bei Mainz, Foto vom Modell aus dem Landesmuseum Mainz, Eingang Schießgartenstraße (dort auf der Empore der Steinhalle)

Bild 1.2-17 Unter Caesar 55 v. Chr. über den Rhein bei Neuwied errichtete Holzbrücke Bild aus [Wölfel, W., 1997]

Caesars über den Rhein bei Neuwied (Bild 1.2-17), die als Behelfsholzbrücke aus hölzernen Streckbalken mit querliegenden Belaghölzern bestand, wobei die Streckbalken auf gespreizten Jochen auflagen und diese miteinander verbunden haben [Heinzerling, 1871], zu nennen. Eine Beschreibung vom Bau der hölzernen Rhein-

brücke bei Neuwied gibt Caesar in seinen Büchern „De bello Gallico“. Im Bild 1.2-19 wird noch die sehr bemerkenswerte von Apollodorus unter Trajan ca. 105 erbaute Donaubrücke bei Turnu Severin in Rumänien, die einen auf steinernen Pfeilern gestützten Holzüberbau als Sprengwerk hatte, gezeigt. Die von Apollo-

16

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.2-18 Trajansäule in Rom

Bild 1.2-19 Von Apollodorus unter Trajan ca. 105 erbaute Donaubrücke, am Reliefband der Trajansäule

dorus erbaute Donaubrücke ist auf einem Reliefband an der 113 erbauten Trajansäule, Bild 1.2-18, dargestellt. Die von den Römern, die sich im Altertum als wahre Meister der Brückenbaukunst erwiesen, erbauten Steinbrücken sind vor allem als in vollem Halbkreis oder in einem davon wenig abweichendem Segmentbogen gewölbte Bogenbrücken ausgeführt worden. Den Gewölbebau erlernten die Römer von den Etruskern, die aber nur Bogenbrücken mit kleinen Spannweiten bauten. Die Römer entwickelten die Bogenkonstruktionen zu Brücken mit größeren Spannweiten und gelten deshalb zu Recht als die Erfinder der Steinbogenbrücke. Mit dem von den Etruskern übernommenen Steinbogen, dem von den Griechen übernommenen Quadersteinbau und von den Römern erstmals angewendeten Beton (opus caementitium) wurde der römische Brückenbaustil entwickelt. Die bestimmende Grundform der römischen Brücke ist der gewölbte Halbkreis der Durchlassöffnung. Dieser Halbkreis wird meistens auf Fundamentbalken ausgeführt, damit die Kämpferlinie des Bogens über dem Wasserspiegel liegt. Die Spannweiten der Bogen bewegen sich bei den größeren Ausführungen fast immer zwischen 20 m und 30 m. Ebenso charakteristisch für römische Brücken ist die geschlossene Durchführung der seitlichen Brüstung und in späterer Zeit, die die Durchlassöffnung umrahmende Archivolte (profilierte Frontseite eines Bogens, meist auf einem Kämpfer aufsitzend). Die Herstellung der Fundamente erfolgte häufig in Kastenfangedämmen [Wölfel, W., 1997]. Dabei wurde zunächst ein doppelwandiger, mit Zangen zusammen gehaltener Kasten aus waagerechten Bohlen hergestellt. Der Kasten wurde an eingerammten Holzpfählen befestigt. Die Dichtung der Doppelwände erfolgte mittels in aus Sumpfgras geflochtenen Körben eingefüllten Ton oder Lehm (Bild 1.2-20). Nach dem Einfüllen des Tons oder Lehms,

1.2 Brücken im Altertum

Bild 1.2-20 Gründung eines Brückenpfeilers Kastenfangedamm nach Vitruv (Bild aus [Wölfel, W., 1997]

das sehr verdichtet erfolgte, wurde der durch die Einfriedung umgrenzte Raum trocken gelegt. Für das Trockenlegen empfahl Vitruv Wasserschnecken und Wasserräder oder Schöpfräder einzusetzen. Die erste Steinbogenbrücke in Rom war der ca. 200 v. Chr. gebaute Ponte Mulvius. Seine Abmessungen sind nicht bekannt, die Brücke war bereits etwa 100 Jahre später baufällig, wurde abgerissen und durch eine völlig neue Brücke in besserer Qualität, heute Ponte Milvio oder Ponte Molle genannt, ersetzt. Sie war im Zuge der Via Flaminia, zweieinhalb Kilometer nördlich der Porta del Popolo die verkehrstechnisch wichtigste Brücke. Der Ponte Mulvius hat historische Bedeutung. Hier endete am 28. Oktober 312 die bedeutsame Schlacht zwischen Kaiser Konstantin und seinem Rivalen Maxentius mit dem endgültigem,

17

dem Christengott zugeschriebenem Sieg Kaiser Konstantins. In den folgenden Jahrhunderten zogen alle vom Norden kommenden Heere über diese Brücke. Im zweiten Weltkrieg hat sie noch den ganzen Etappenverkehr zunächst der italienischen und deutschen, dann der alliierten Truppen mit dem umfangreichen schweren Kriegsgerät ausgehalten, wobei nur die Breite der Brücke (etwa 6,7 m zwischen den Brüstungen), ihre Tragfähigkeit jedoch nichts zu wünschen übrig ließ. Von den vier mittleren, in der Hauptsache antiken Bogenöffnungen zeigen zwei noch die ursprüngliche Struktur mit Archivolten aus Travertin, während bei den anderen beiden die Hausteinquader teilweise durch Backsteinmauerwerk bei einer durchgreifender, Restaurierung im 15. Jahrhundert ersetzt wurden. Als Folge des zunehmenden Verkehrs wurden weitere Brücken über den Tiber erforderlich. Deshalb wurde in der Nähe der Tiberinsel etwa 180 v. Chr. der Pons Aemilius gebaut. Es war wahrscheinlich eine auf Pfeilern aus Stein errichtete Brücke mit einem Überbau aus Holz, der etwa 40 Jahre später durch Steinbogen ersetzt wurde. Die Brücke wurde 1229 durch ein Hochwasser zerstört und wieder aufgebaut. 1289 wurde sie erneut durch Hochwasser zerstört und nicht wieder erneuert. Erhalten ist nur ein Bogen der Brücke, der heutige Ponte Rotto (Bild 1.2-21). Um die Zeitwende entstehen in Rom eine ganze Reihe weiterer Brücken als steinerne Bogen mit Spannweiten zwischen 20 m und 30 m, die zum Teil bis in die heutige Zeit erhalten geblieben sind. Genannt seien der Ponte Cestio und der Ponte Fabricio sowie nicht zuletzt der Ponte St. Angelo (Pons Aelius), die Engelsbrücke, erbaut etwa 130 unter Hadrian. Die älteste der in Rom noch erhaltenen römischen Brücken ist der 62 v. Chr. erbaute Ponte Fabricio (Bild 1.2-22). Er besteht aus zwei halbkreisförmigen Durchlassöffnungen mit je 20 m Spannweite und einem 18 m breiten

18

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.2-21 Erhaltener Bogen des Ponte Rotto (Foto: Dipl.-Ing. Sylvia Mehlhorn)

Bild 1.2-22 Ponte Fabricio in Rom (Foto: Dipl.-Ing. Sylvia Mehlhorn)

Mittelpfeiler. Dieser Mittelpfeiler ist von einem überwölbten Durchlass oberhalb des Wasserspiegels durchbrochen, der seitlich von Pilastern – mit der Wand verbundene, aus ihr nur z. T. hervortretende Pfeiler – eingefasst wird. Durch den Durchlass soll ein eventuelles Hochwasser abfließen. Diesen Durchbruch des Mittelpfeilers findet man bei fast allen römischen Brücken, er entwickelt sich zu einem charakteristischem Motiv. Die Bogenquader im Scheitel sind häufig etwas größer als an den Kämpfern, so dass sich als Einfassung des Bogens ein nach der Mitte zu anschwellender Halbring ergibt. Die Brüstung wird als geschlossene Mauerfläche in der Ebene des Unterbaus durchgeführt. Die Lage der Fahrbahn, die nach der Brückenmitte zu leicht an-

steigt, ist nach außen hin durch ein starkes Profil gekennzeichnet, während spätere römische Brücken an dieser Stelle ein vollkommenes Gesims zeigen. Die Brüstung ist durch den auf dem Profil stehenden Sockel, die glatte Fläche und die Deckplatte dreigeteilt, was auch später immer – mit fortschreitender Zeit zunehmend betont – wiederkehrt. Vor dem Pfeiler ist, mit diesem nicht verbunden, eine Vorlage mit halbkreisförmigen Grundriss zum Schutz gegen die Strömung angeordnet. Der etwa 40 v. Chr. als Bogenbrücke mit einem Hauptbogen erbaute Ponte Cestio verbindet gemeinsam mit dem Ponte Fabricio über die Tiberinsel noch heute die Innenstadt und den Stadtteil Trastevere. Die beiden durchbrochenen Uferpfeiler stammen aus dem 19. Jahrhundert. Die Brüstung, in der Mitte horizontal geführt und nach beiden Seiten mit ziemlich starker Neigung abfallend, ist stärker betont als beim Ponte Fabricio. Der Ponte Sant’ Angelo (Engelsbrücke), früher: Pons Aelius, in Rom (Bild 1.2-23), eine der neun Tiberbrücken der Römer, wurde etwa 130 unter Hadrian erbaut und führt zum Grabmal Hadrians (heute: Castel Sant’ Angelo, Engelsburg). Die Engelsbrücke wurde mit fünf Bogen errichtet, anlässlich der Tiberregulierung im 19. Jhrh. ergänzt und hat heute acht Bogen, von denen die drei mittleren zur originalen Bausubstanz gehören und je 18,3 m überspannen. Die Brücke besticht durch ihre besondere Schönheit und Ausgewogenheit. Die auf der Brücke befindlichen zehn Engelsfiguren, als heilige Versammlung, in der die Engel nacheinander alle Werkzeuge des Martyriums Christi vorführen, wurden erst im 17. Jhrh. von Bernini, von Clemens IX. beauftragt, und seinen Mitarbeitern aufgestellt. Die Engelsbrücke wurde von Bernini damit als monumentaler Kreuzzug gestaltet. Alle Engelsfiguren, die der Brücke ihren heutigen Namen geben, haben ihre Rückseite dem Fluss zugewandt. Der Engel mit der Schriftrolle und der Engel mit der Dornenkrone, die

1.2 Brücken im Altertum

19

Bild 1.2-23 Engelsbrücke in Rom

heute aber nur als Kopien auf der Brücke stehen, hat Bernini persönlich geschaffen. Die Originale dieser beiden Engelsfiguren befinden sich in der Kirche Sant’ Andrea delle Fratte. Es sei noch erwähnt, dass die Kunst des Brückenbaus bei den Römern in sehr hohem Ansehen stand, was dadurch belegt ist, dass sie zunächst dem obersten Priester, dem „Pontifex“ (Brückenmacher) anver-

Bild 1.2-24 Pont du Gard bei Nimes (Foto: Mareike Wagner)

traut war. Ihm oblag auch die Pflege der Brücken. Die Bezeichnung Pontifex ging nach der Anerkennung des Christentums als Staatsreligion auf den Papst über. Noch heute ist der Papst der „Pontifex Maximus“, der „größte Brückenbauer“ zwischen Gott und den Menschen. Die mit 59 Bogen und mit 792 m wohl längste römische Brücke befindet sich in Merida in der Provinz Badajoz im Südwesten Spaniens. Sie ist 8 m breit, 12 m und hoch und überquert seit dem Ende des 1. Jhrh. den Guadiana. Sie wurde mehrfach repariert und bildet auch heute noch eine wichtige Verkehrsverbindung von und nach Westen. Zur Versorgung der römischen Städte mit Wasser aus Gebirgsquellen oder Oberflächenwasser bauten die Römer Freispiegelgefälle-Wasserleitungen und überbrückten Täler oder andere Bodenunebenheiten mit Aquädukten, das sind ein- oder mehrstöckige Bogenkonstruktionen zur Überführung der Freispiegel-Wasserleitungen mit ca. 0,2% bis 0,5% natürlichem Gefälle. Die erste römische Wasserleitung ist die bereits 312 v. Chr. von Appius Claudius erbaute Aqua Appia, die das Wasser auf einem 16,5 km langem Weg von den Albaner Bergen in die Stadt Rom führte. Einer der bemerkenswerten der erhaltenen römischen Aquädukte ist der dreistöckige, von Marcus Vispanius Agrippa erbaute Pont du Gard bei Nimes (Bild 1.2-24).

Name

Pons Aemilius, heute Ponte Rotto (die zerstörte Brücke)

Marcia

Tepula

Pons Milvius

Ort

Rom

Bei Rom

Bei Rom

Rom

142 v. Chr.

Brücke

104 v. Chr.

Aquädukt ca. 125 v. Chr.

Aquädukt ca. 140 v. Chr.

Brücke

Erbaut Brücke oder Aquädukt

7

23,7 m

5,95 m

Anzahl Größte der BogenBogen spannweite oder lichte Weite

9,2 km

10,4 km

Länge des Bauwerks

Tabelle 1.2-1 Auswahl von Bogenbrücken und Aquädukten der Römer Schlankheit: Verhältnis von Bogendicke zu Spannweite

2–3

Literatur

Die Anfang des 3. Jhrh. v. Chr. erbaute Vorgängerbrücke ist wahrscheinlich die erste von Römern gebaute Steinbrücke gewesen. Zwei der vier mittleren Bogen der 104 v. Chr. gebauten zweiten. Brücke sind noch in der Originalbausubstanz erhalten.

Überbrückt das Tal des Deglio Archi und ist Teil der 91km langen Wasserleitung Aqua Marcia

[Zucker, 1921], [Jurecka, 1979]

[Wölfel, W., 1997]

[Wölfel, W., 1997]

[Wölfel, Die Brücke über den Tiber wurde 1229 durch Hochwasser W., 1997] zerstört, wieder aufgebaut und 1289 durch eine Hochwasserkatastrophe erneut zerstört. Auf einen Wiederaufbau wurde nun verzichtet. Heute ist nur noch ein Bogen erhalten, der Die 179 v. Chr. gebaute Vorgängerbrücke war eine Holzbrücke auf Steinpfeilern.

Bei Aquäduk- Bemerkungen ten: Anzahl der Bogenstockwerke, Höhe bis in m

20 1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Pont du Gard

Brücke des Brücke Augustus

Bei Nimes

Rimini

20

Aquädukt 19 v. Chr.

40 v. Chr.

Brücke

Pons Cestio über den Tiber

Rom

62 v. Chr.

Ca. 90 v. Chr.

Brücke

Pons Fabricius

Rom

Brücke

Ponte del Diavolo

Bei Vulci/ Italien

7

3

2

8,8 m

24,5 m

20 m

72 m

269 m

1:8,8

3 48,7m

Eine der am besten erhaltenen Brücken. In der Mitte Ehrentempel in römischem Barock.

Aus der Außenfront des Mauerwerks der Pfeiler und aus der Gewölbeleibung kragen Steine aus, die zur Auflagerung der Lehrgerüste dienten.

Der Pons Cestio wurde im 19. Jhrh. abgetragen und durch einen Neubau ersetzt. Die Brücke diente etwa 1800 Jahre dem Verkehr.

Der Pons Fabricius ist die älteste erhaltene Brücke in Rom. Etwa 18 m breiter Mittelpfeiler mit überwölbtem Durchlass für Hochwasser. Der Pons Fabricio verbindet über die Tiberinsel gemeinsam mit dem Pons Cestio die Innenstadt und den Stadtteil Trastevere.

Pfeiler zum Teil etruskischen Ursprungs

[Jurecka, 1979], [Wölfel, W., 1997]

[Menn, 1986], [Wölfel, W., 1997]

[Jurecka, 1979], [Wölfel, W., 1997]

[Zucker, 1921], [Menn, 1986], [Wölfel, W., 1997]

[Jurecka, 1979], [Lamprecht, 1996]

1.2 Brücken im Altertum 21

Brücke

Nerabrücke

Ponte Pietra

Römerbrücke

Bei Narnia

Verona

AscoliPiceno

Brücke

Brücke

1. Jhrh. 59

Brücke

Merida/ Brücke Spanien über den Guadiana

4

2. Jhrh. 5

1. Jhrh. 4

ca. 130 7

Ponte Sant Brücke Angelo, Engelsbrücke

Rom

20 m

32,1 m

21 m

19,2 m

Anzahl Größte Bogender Bogen spannweite oder lichte Weite

Name

Ort

Erbaut Brücke oder Aquädukt

Tabelle 1.2-1 (Fortsetzung)

792 m

Länge des Bauwerks

1:17

Schlankheit: Verhältnis von Bogendicke zu Spannweite

12m

Brücke über den Tronto mit vier gestelzten Halbkreisbogen, 16 m über dem Wasserspiegel

Nur die zwei Bogen am linken Ufer sind noch antik. In der Renaissance drei Bogen als segmentförmige Bogen ersetzt.

Im 8. Jhrh. Teileinsturz und Wiederaufbau, 1054 Einsturz durch Hochwasser. Nur der 19 m weit gespannte Bogen am linken Ufer und die Pfeiler sind noch antik. Der Torturm ist im Mittelalter errichtet worden.

Der noch bestehende römische Brückenteil(die 10 Bogen vom Nordufer aus) sind noch antik und fast 2000 Jahre alt.

Die drei mittleren Bogen noch in der Originalbausubstanz erhalten

Bei Aquäduk- Bemerkungen ten: Anzahl der Bogenstockwerke, Höhe bis in m

[Zucker, 1921]

[Zucker, 1921]

[Zucker, 1921], [Jurecka, 1979] [Wölfel, W., 1997]

[Wölfel, W., 1997]

[Zucker, 1921], [Jurecka, 1979]

Literatur

22 1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Brücke über den Guadalquivir. [Wölfel, W., 1997] Trotz vieler Schäden als Folge der Reduktion des Durchflussquerschnitts auf 62% und vieler Reparaturen noch im Verkehr. Nur einzelne Bogen im Uferbereich sind noch römisch.

Als Folge des beträchtlichen Pfeilerstaus kam es zu mehreren Pfeilereinstürzen. Im 17. Jhrh. wurden neun Brückenbogen neu errichtet. [Zucker, 1921], nur 15 Bogen sind antik.

[Zucker, 1921], [Wölfel, W., 1997]

1.3 Brücken im Mittelalter

23

An den Bogenkämpfern und an den Bogen selbst, die ohne Mörtel gemauert wurden, sind hervorstehende Quadersteine zu sehen. Diese konstruktiven Elemente dienten der Auflagerung der Lehrgerüste zur Herstellung der Gewölbe. Sie wurden damals (und auch noch häufig bei im 20. Jahrhundert erbauten Natursteinbrücken) immer mit besonderer Sorgfalt in die formale Gestaltung des Bauwerks einbezogen und steigern die Schönheit des Aussehens. Um die Eigenlasten zu reduzieren, nehmen die Bogenbreiten nach oben zu ab. Insgesamt sind mehr als tausend römische Brücken nachgewiesen; viele davon aus opus caementitium mit einer Schale in Quadertechnik. Eine Auswahl ist in der Tabelle 1.2-1 angegeben.

274 m 16 Brücke Cordoba Große Römerbrücke

14 m

27 Brücke Salamanca

TormesBrücke

9,5 m

178,7 m

1.3 Brücken im Mittelalter Mit dem Untergang der römischen Kultur verfiel auch die Brückenbaukunst und erst später, vor allem etwa vom 11. Jahrhundert an, zeigt sich mit der Entwicklung des Städtewesens wieder eine Periode der Neubelebung, aus der mehrere technisch und kunstgeschichtlich interessante Bauwerke überliefert und erhalten sind. Im Gegensatz zu den Brücken der Römer, bei denen fast stets eine Folge von Halbkreisbogen gewählt wurde, unterscheiden sich die Brücken des Mittelalters zum Einen durch die Einbindung in die örtlichen Gegebenheiten und häufig in das Stadtbild, zum Anderen in der Variation der Bogenformen, z. B. flacher Segmentbogen und ovale Formen. Die im Mittelalter gebauten Brücken haben deshalb meist eine individuelle Charakteristik. Beispielhaft seien von den Brücken des Mittelalters genannt: x die im 9. Jahrhundert von den Mauren gebaute Puente de Alcántara über den Tajo in Toledo (Bild 1.3-1)

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

x die vermutlich 1135 bis 1146 erbaute Donaubrücke in Regensburg, Bild 1.3-2, die noch heute im Wesentlichen den zwar ausgebesserten, ungeänderten Bestand aufweist x die berühmte 1176 bis 1209 mit 19 Bogen gebaute Alte London Bridge, die ca. 100 Jahre später beidseitig dicht mit mehrstöckigen Häuserreihen besetzt wurde. Sie wurde 1832 abgerissen x die aus den Jahren 1173 bis 1222 stammende Augustus-Brücke in Dresden, die mehrmals zerstört und ersetzt wurde, von Pöppelmann 1727–1731 umgebaut, Bild 1.3-3, und an deren Stelle schließlich 1907/1910 eine Betonbrücke, Bild 1.3-4, errichtet wurde x die Ende des 12. Jahrhunderts erbaute Rhone-Brücke in Avignon mit 21 Segmentbogen (Bild 1.3-5), von denen aber nur noch vier erhalten sind, mit im Mittel 33 m Öffnungsweite und 13 m Pfeilhöhe x die Krämerbrücke in Erfurt (als SteinBogenbrücke 1325 fertig gestellt), Bild 1.3-6 x die in Segmentbogen mit rund 30 m Öffnungsweite und 6 m Stich gewölbte Brücke über den Arno (Ponte Vecchio, Bild 1.3-8) in Florenz (Mitte des 14. Jahrhunderts)

Toledo, die Hauptstadt der Region Kastilien-La Mancha, eine der ältesten Städte und ehemals Hauptstadt des Königreichs und zugleich, auch heute noch, kirchliches Zentrum von Spanien, wird vom schluchtartigen Tal des Tajo in einer Schleife umflossen. Nähert man sich der aus der Landschaft heraus ragenden Stadt, erkennt man den Zugang zur Stadt Toledo über die Brücken und die an den Enden der Brücken angeordneten Türme erst, wenn man sich bereits in der Nähe der Ufer des Tajo befindet. Aus dem Mittelalter überspannen zwei Brücken, die Puente de Alcántara und die Puente de San Martín, den Tajo. Die mehrmals umgebaute Puente de Alcantára ist die ältere der beiden Brücken. Von den Mauren gebaut, stammt sie aus der zweiten Hälfte des 9. Jahrhunderts. Vermutlich war sie während des Mittelalters zeitweise der einzige Zugang zur Stadt. Die Brücke (Bild 1.3-1) wurde im 15. Jahrhundert im Mudéjar-Stil (Baustil in Spanien des 12.–15. Jahrhunderts, eine Verbindung von maurischen und gotischen Formen) erneuert. Im gotischen Turm auf der Seite zur Stadt, im 13. Jahrhundert gebaut, befindet sich ein Doppeltor durch das der Zugang zur Stadt erfolgt. Das am anderen Brückenende befindliche Tor im Barockstil wurde erst im 18. Jahrhundert errichtet.

Bild 1.3-1 Alcántara Brücke über den Tajo in Toledo

1.3 Brücken im Mittelalter

Bereits Karl der Große ließ etwa 100 m stromabwärts von der heutigen, der Steinernen Brücke, über die Donau in Regensburg eine Schiffsbrücke an diesem nördlichsten Punkt der Donau errichten. Die heute noch bestehende im 12. Jahrhundert gebaute Steinerne Brücke im Zuge einer Gemeindestraße ist die in Deutschland am besten erhaltene Brücke des Mittelalters. Sie wurde wahrscheinlich von 1135 bis 1146 gebaut und war damals der einzige feste Donauübergang zwischen Ulm und Wien. Regensburg zählte damals zu den bedeutendsten Handelsstädten. Die Brücke überquert den südlichen und nördlichen Arm der Donau in einem Zug und damit auch die beiden dazwischen liegenden Inseln. Sie hatte 16 halbkreisförmige Bogen mit von 10,2 m auf 16,7 m zur Mitte zunehmenden Spannweiten und entsprechend anwachsenden Bogenstichen. Die Bogen sind im Scheitel etwa 90 cm dick. Die Brücke war ursprünglich etwa 330 m lang, wovon insgesamt etwa 30% auf die 5,8 m bis 7,6 m breiten Pfeiler entfallen. Die Fahrbahnbreite auf der Brücke beträgt heute etwa 8 m. Die Pfeiler mit Sandstein-Quadern außen, im Innern mit vergossenem Bruchsteinmauerwerk ausgefüllt bilden eine geschlossene Masse, die den an der Donau häufig auftretenden

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Hochwasserkatastrophen über bisher fast neun Jahrhunderte standhielten. Zum Oberstrom gerichtet haben die Brückenpfeiler keilförmige Eisbrecher-Vorköpfe. Zum Unterstrom befinden sich niedrigere, auch im Grundriss kleinere Vorköpfe. Der durch die breiten Pfeiler der Brücke verursachte Wasserrückstau wurde früher für den Antrieb von Unterstrom befindlichen Mühlen genutzt, und die Brücke war damit eine nachweisbare frühe Wasserkraftanlage. Heute sind von den 16 Bogen nur noch 14 sichtbar, je einer ist an der Seite der Innenstadt in der Auffahrt zum Brückentor und auf der Gegenseite verbaut. Der Grundriss ist leicht geschwungen. Die Abweichung der Brückenachse von der Geraden wurde wahrscheinlich zur Ausrichtung der Fundamente gegen die Strömungsrichtung der Donau gewählt. Im Aufriss ist die Brücke von beiden Seiten zur Mitte des sechsten sichtbaren Bogens um ca. 5 m leicht ansteigend. Auf der Seite zur Innenstadt befinden sich ein Brückenturm und eine Hofanlage. Im 15. Jahrhundert wurde die Brücke zweimal durch Hochwasser und im 16. Jahrhundert die Eisbrecher vor den Brückenpfeilern durch schweren Eisgang beschädigt. Im 30-jährigen Krieg wurden zur Verteidigung während der schwedi-

Bild 1.3-2 Im 12. Jahrhundert gebaute Steinerne Brücke in Regensburg

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

schen Belagerung 1633 ein Brückenbogen abgebrochen, der erst Ende des 18. Jahrhunderts wiederhergestellt wurde. In der Zwischenzeit war das fehlende Brückenfeld durch eine Zugbrücke geschlossen gewesen. Im April 1945 sprengten deutsche Soldaten je zwei Bogen auf beiden Seiten der Donau. Die Brücke wurde bis 1967 wieder instandgesetzt und ist heute etwa 310 m lang. Nach dem Dom ist die Steinerne Brücke, die ein beeindruckender Zugang zur Innenstadt ist, das bedeutendste Wahrzeichen Regensburgs und zugleich das älteste. Bereits Ende des 11. Jahrhunderts befand sich an der Stelle der heutigen Augustusbrücke an der bedeutenden Handelsstraße vom Westen nach Osten als Elbübergang in Dresden eine Holzbrücke, die den bis dahin regen Fährverkehr ersetzte [Löffler, 1956]. Am Brückenkopf wurde in der Folge das Kastell (später zum Schloss erweitert) des Markgrafen mit dem Hausmannsturm gebaut. Die Brücke reichte bis an die Außenmauer des Kastells, durch das die Handelsstraße nach Osten verlief. An der Mauerpforte entstand später das Georgentor. Die Hauptansicht des Schlosses lag damit von Anbeginn an der Elbe und der Brücke zugewandt. Man kann sagen, dass sich die Stadt Dresden von der Lage der Brücke her entwickelte. Im 12. Jahrhundert wurde die Holzbrücke durch Hochwasser und Eisschollen zerstört. Im darauf folgenden Jahr wurde mit der Wiedererrichtung einer Holzbrücke mit Pfeilern und der Gründung aus Stein an der gleichen Stelle begonnen. Nach Unterbrechung des Baus wurde von 1173 bis 1222 die Brücke komplett als Stein-Bogenbrücke gebaut. Auch sie musste im 14. Jahrhundert ersetzt werden. Diese Brücke hatte nach Bildern aus dem Jahre 1570 [Löffler, 1956] 23 Bogen. Eins der mittleren Brückenfelder war aus Holz, um es bei der Verteidigung Dresdens jederzeit schnell abbrennen zu können. Die Brücke galt im 14. Jahrhundert als eine der schönsten, bedeutendsten und längsten

Brücken. In der ersten Hälfte des 16. Jahrhunderts wurde der Holzbrückenteil durch einen Steinbogen mit einer Zugbrücke ersetzt und mehrere Bogen wurden zugeschüttet. Nach Bildern in [Löffler, 1956] hatte die Brücke nun nur noch 20 Felder. Trotz umfangreicher Ausbesserungsarbeiten entstanden im Laufe der Jahrhunderte solche Schäden, dass die Brücke baufällig wurde. Der sächsische Kurfürst August der Starke beauftragte seinen Oberlandbaumeister Matthias Daniel Pöppelmann mit dem Umbau der Brücke. Der Umbau erfolgte 1727–1731. Die Brücke wurde verbreitert, was durch Ansatz seitlicher Kragsteine geschah. Die Pfeilerköpfe, die zuvor nur bis zu den Kämpfern gingen, wurden bis zur Fahrbahn hochgemauert, wodurch große Austritte auf der Brücke entstanden, die mit Ruhebänken ausgestattet wurden. Auf die Austritte wurden 48 schmiedeeiserne Laternen gesetzt, die nachts leuchteten und die Schönheit der Brücke auch bei Dunkelheit wahrnehmen ließen. Die Zugbrücke wurde beseitigt. An der Altstädter Seite wurden Felder zugeschüttet, um für den Bau der Hofkirche Platz zu gewinnen. Die Brücke, Bild 1.3-3, hatte nun noch 17 Bogen. Anfang des 20. Jahrhunderts erwies sich die enge Pfeilerstellung und die geringe Höhe für die zunehmende Elbschifffahrt als hinderlich. Deshalb wurde sie durch eine 1907–1910 gebaute mit Sandsteinquadern verkleidete Betonbogenbrücke ersetzt. Es ist hervorzuheben, dass sich die Erbauer der neuen Augustusbrücke, mit den Baustoffen und den Erfordernissen des Schiff- und Straßenverkehrs des beginnenden 20. Jahrhundert, in ihrer Schönheit an die historische, zuletzt von Pöppelmann gestaltete besonders schöne Brücke, angelehnt haben. Die neue Brücke hat 9 Bogen mit ca. 18 m bis ca. 39 m lichter Weite, die als Korbbogen ausgebildet sind, und sie ist knapp 330 m lang. Die Brücke wurde durch die Luftangriffe auf Dresden im Februar 1945 und durch Sprengungen von

1.3 Brücken im Mittelalter

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Bild 1.3-3 Augustusbrücke in Dresden (Foto vom Bild Bernardo Belottos, gen. Canaletto, Gemäldegalerie Alter Meister in Dresden)

deutschen Soldaten im Mai 1945 zum Teil zerstört und 1947/1949 wieder in dem Stand von 1910 aufgebaut und dient noch dem heutigen Verkehr. Inzwischen ist auch die Frauenkirche im archäologischem Wiederaufbau vollendet und dadurch wieder das herrliche Stadtbild von Dresden entstanden (Bild 1.3-4). Die Ende des 12. Jahrhunderts von Saint Bénezet vom Orden der Brückenbrüderschaft Frères pontiffes, gebaute etwa 900 m

lange Stein-Bogenbrücke über die Rhone in Avignon, von der heute von ehemals 21 Bogen noch vier erhalten sind, hatte flache, schlanke Bogen mit 33 m lichter Bogenweite bei 13 m Bogenstich und etwa 8m breite Pfeiler, in denen sich nach dem Vorbild der Römerbrücken Durchflussöffnungen befinden. Auf einem Pfeiler befindet sich eine Kapelle. Mit etwa 900 m Gesamtlänge war die Brücke in Avignon lange die längste Brücke Europas. Der in Avignon von 1378

Bild 1.3-4 Augustusbrücke in Dresden, im Hintergrund die Kuppel der wiedererrichteten Frauenkirche

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.3-5 Erhaltener Teil der Ende des 12. Jahrhunderts erbauten Rhone-Brücke in Avignon (Foto: Friedegart Wagner)

bis 1394 als Gegenpapst residierende Klemens VII. ließ zu seiner Sicherheit mehrere Bogen zerstören, weitere Bogen stürzten im 17. Jahrhundert durch Hochwasser und starken Eisgang ein, so dass heute nur noch vier Bogen erhalten sind (Bild 1.3-5) und Zeugnis vom Brückenbau des Mittelalters ablegen. Die Brücke wurde sehr vielen Menschen wenigstens namentlich durch das Lied Sur le Pont d’Avignon l’on danse tous en rond bekannt. Während des Mittelalters entwickelte sich Erfurt zu einer bedeutenden Handelsstadt. Die West- Ostverbindung des Mittelalters von Paris bis nach Kiew, die Via Regia, führte in Erfurt über Furten durch die Gera. Vermutlich wurde an der Stelle, wo sich heute die Krämerbrücke befindet, bereits um 1000 eine Holzbrücke gebaut, auf der wahrscheinlich auch damals bereits von Krämern Geschäfte betrieben wurden. Häufige Brandschäden veranlassten die Stadtherren Ende des 13. Jahrhunderts die Holzbrücke durch eine steinerne Gewölbebrücke zu ersetzen. Diese Steinbrücke und die darauf stehenden Fachwerkhäuser sowie die an den beiden Brückenköpfen ursprünglich vorhandenen Kirchen mit Tor-

durchfahrten wurden bis 1325 fertiggestellt [Vockrodt/Sander, 1989] und [Vockrodt et al., 2003]. Von den beiden Kirchen an den Brückenköpfen ist die östliche, die Ägidienkirche, noch heute vorhanden, die westliche wurde im 19. Jahrhundert abgebrochen. Die etwa 80 m lange Brücke hatte sechs ca. 19 m breite Gewölbe aus Sandstein mit bis zu 7,8 m lichten Weiten. Einschließlich der beiderseitigen je 20 m langen Rampen betrug die Gesamtlänge des mit Häusern bebauten Brückenzugs etwa 120 m. Auf der Brücke wurden für Krämer kleine Häuschen mit Läden gebaut. Auf der im Vergleich zur ehemaligen Holzbrücke breiteren Steinbrücke war auch leichter Fuhrverkehr möglich. Sperriger und schwerer Fuhrverkehr war nicht zugelassen und auch gar nicht möglich. In den Pfeilern, die mit Breiten zwischen 3 m und 6,5 m unterschiedlich breit sind, befinden sich Kellergewölbe. Von den sechs Gewölben waren nur fünf Durchflussöffnungen. Das äußere westliche Gewölbe war von Anfang an eine Landöffnung, die zur Unterfahrung der Brücke für schwere Fuhrwerke diente, um zur nördlich der Brücke befindlichen Furt zu gelangen. Beim großen Brand 1472 in

1.3 Brücken im Mittelalter

Erfurt brannten auch Häuschen und Läden auf der Steinbrücke ab. Den Krämern wurden danach auf der Brücke Wohnhäuser gebaut. Dafür musste die Brücke verbreitert werden, was durch beiderseitigen Anbau von Pfeilervorlagen mit dazwischen liegenden Holsprengwerken erfolgte, wodurch die Auskragung der Fachwerkhäuser über die Gewölbebreiten hinaus möglich wurde. Anfang des 18. Jahrhunderts siedelten sich auf der Krämerbrücke Handwerker an. Wegen Schäden an den Gewölben wurde die Brücke 1816 für schweren Lastverkehr gesperrt. 1855 brannten fünf Häuser auf der Brücke ab. Der Brand und der schlechte Zustand der Brücke, die vermutlich Jahrhunderte lang nicht instandgehalten wurde (am äußeren westlichen Gewölbe weist eine im Gewölbescheitel angebrachte Jahreszahl 1676 auf eine Gewölbeausbesserung hin), veranlassten die Regierung ein Wiederaufbauverbot auszusprechen. Ende des 19. Jahrhunderts wurde sogar überlegt, die Brücke abzubrechen. Glücklicherweise scheiterten diese Überlegungen, weil dafür kein Geld zur Verfügung stand. In der Folge wurde zunächst nur die Instandhaltung der auf dem Brückenzug befindlichen Hochbauten vorgenommen. In den letzten Kriegstagen des 2. Weltkriegs wurden 1945 durch Artilleriebeschuss drei Häuser zerstört, die

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ab 1954 wieder aufgebaut wurden. Außerdem erfolgten anschließend weitere Rekonstruktionen an den Hochbauten der Brückenbebauung. Ab 1985 erfolgte dann eine umfassende Instandsetzung der Brücke mit der Wiederherstellung der Tragfähigkeit. Dabei wurde insbesondere auf die weitestgehende Erhaltung der vorhandenen Bausubstanz in ihrer ursprünglichen Form und bei der Ausführung der Rekonstruktionsarbeiten darauf geachtet, dass die sichtbaren Brückenflächen den mittelalterlichen Charakter erhalten oder wieder herstellen. Selbstverständlich wurden in den Bereichen der sichtbaren Teile nur traditionelle Baumaterialien verwendet. Beton und Stahl wurde nur bei inneren, nicht sichtbaren Teilen der Brücke verwendet. Eine ausführliche Beschreibung über die vorgenommenen Arbeiten wird in [Vockrodt/Sander, 1989] gegeben. 1986 war die Instandsetzung der Brücke abgeschlossen. Die Krämerbrücke in Erfurt (Bilder 1.3-6 und –7) ist wegen ihrer historischen Funktion im Mittelalter und wegen ihrer interessanten Baugestaltung ein zur deutschen Geschichte zählendes bedeutendes Ingenieurbauwerk. 1335 bis 1345 wurde von Taddeo Gaddi, ein Schüler Giottos, wahrscheinlich die erste Segmentbogenbrücke in Europa mit drei

Bild 1.3-6 Krämerbrücke in Erfurt (Foto von MR Dr.-Ing. e.h. Dipl.-Ing. Friedrich Standfuß)

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.3-7 Einblick in das Treiben auf der Krämerbrücke in Erfurt

Bogen von etwa 30 m lichter Weite und dem Pfeilverhältnis von 1 : 5, der noch heute viel beachtete Ponte Vecchio (Bild 1.3-8) über den Arno in Florenz fertiggestellt [Zucker, 1921], [Jurecka, 1979] und [Straub, 1992]. Auf ihr befinden sich mehrstöckige Häuser mit Läden in den Untergeschossen, hauptsächlich von Gold-, Silberschmieden und Juwelieren. Über die Wohnhäuser hin-

weg wurde 1564 von Vasari im Auftrag Cosimos I. ein überdachter Gang gebaut, der die Uffizien und den Palazzo Pitti verbindet und den Medici ermöglichte von ihrer Residenz im Trockenen und ohne sich der Öffentlichkeit zu zeigen den Arno zu überqueren. Der Ponte Vecchio hat, wie die Steinerne Brücke in Regensburg, die Krämerbrücke in Erfurt, die Karlsbrücke in Prag und die Rialto Brücke (Abschnitt 1.4.1), einen prägenden Einfluss auf das Stadtbild. Die Brücke musste insbesondere als Folge von Hochwasserschäden wiederholt instandgesetzt werden. In Prag stand bereits früher etwas stromaufwärts von der Stelle der heutigen unter Karl IV. 1357 begonnenen, Anfang des 16. Jahrhunderts instandgesetzten und fertiggestellten Karls-Brücke (Bild 1.3-9) bereits eine aus dem 12. Jahrhundert stammende Steinbrücke (die Judith-Brücke). Sie hatte enge, mit Halbkreisbogen überspannte Öffnungen, bestand bis ins 14. Jahrhundert und wurde durch Hochwasser zerstört. Die im 14. Jahrhundert von Peter Parler gebaute Karlsbrücke ist 505 m lang, hat 16 nahezu halbkreisförmige Bogen mit lichten Weiten von ca. 18 m bis ca. 23 m. Die Pfeilervorlagen sind bis zur Brüstung hochgezogen. Auf den Pfeilervorlagen stehen Standbilder, z. T. als Einzel- und Gruppenfiguren, die ab dem 17. Jahrhundert aufge-

Bild 1.3-8 Ponte Vecchio in Florenz, dahinter der Ponte Santa Trinità

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.3-9 Karlsbrücke in Prag

stellt wurden. Die Brückenköpfe werden durch Tortürme abgeschlossen, der besonders schöne Turm auf der Seite der Altstadt wurde noch von Peter Parler gebaut. Die Karlsbrücke wurde einige Mal durch Hochwasser beschädigt und musste mehrmals instandgesetzt werden. Auch die im Abschnitt 1.2.1 bereits genannte 591–599 erbaute Anji Brücke, eine durchbrochene Stein-Bogenbrücke in China (Bilder 1.2-5 und -6) sei hier erwähnt.

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart 1.4.1 Steinbrücken Das Geburtsland der Renaissance ist Italien. Die Renaissance begann im 15. Jahrhundert mit der Lösung der selbstbewussten Stadtrepubliken Nord- und Mittelitaliens von der feudalen und kirchlichen Ordnung des Mittelalters. Sie führte damit zu einer grundlegenden gesellschaftlichen Umstrukturierung und war damit ein bedeutender Umbruch in der Geschichte. Sie ist Bindeglied zwischen dem Mittelalter und der Neuzeit, gleichzeitig die geistige und kulturelle Wurzel für unsere Zeit und richtungsweisend für die europäische Entwicklung. Die weltliche Ausprägung der Persönlichkeit des Menschen ist das wichtigste Merkmal der Renaissance. Der umfassende Kultur- und Epochebegriff der Renaissance steht in Wechselbeziehung zum Humanis-

mus, der die wissenschaftlich-geistige Bewegung in Europa bedeutet. Mit der Ausbildung neuer, an der Antike orientierter Kulturinhalte und -formen seit dem 15. Jahrhundert und mit der Loslösung aus der mittelalterlichen Eingebundenheit in der kirchlichen und feudalen Ordnung, ging eine gesellschaftliche Umstrukturierung einher, die neben Adel und Klerus das Bürgertum zum Bildungsträger werden ließ und das Aufblühen von Kunst und Kultur bewirkte. Naturgemäß bedeutet der Eintritt der Renaissance für den Brückenbau nicht dieselbe Umwälzung und grundlegende Erneuerung wie innerhalb der sonstigen Architektur. Mittelalterliche und Brückenformen der Renaissance sind nicht deutlich voneinander zu trennen. Lediglich die Bauten der frühen italienischen Renaissance bevorzugten bewusst wieder das Halbkreisbogenmotiv der Antike. Im späteren Verlauf kann mit dem Fortschreiten der Zeit ein allmähliches Schlankerwerden der Pfeiler und eine allmähliche Streckung der Bogen festgestellt werden. Die Verwendung des Korbbogens und die Bevorzugung elliptischer Bogen bei geringerem Bogenstich wird zumindest ab der zweiten Hälfte des 17. Jahrhunderts üblich. Das charakteristische Motiv der römischen Steinbrücken, die Archivolte, wird bei Renaissancebrücken mit Vorliebe wiederholt. Der Ponte Santa Trinità in Florence (Bild 1.4-1), 1570 von Bartolommeo Ammannati gebaut, ist eine sehr elegant gestaltete Brücke mit drei Bogen und betont vorspringenden Pfeilern,

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-1 Ponte Santa Trinità in Florenz

Bild 1.4-2 Rialto Brücke in Venedig (Foto: Dr. techn. Dipl.-Ing. Eva Maria Eichinger)

vielleicht ist sie die schönste Brücke der Hochrenaissance überhaupt. Sie hat sehr flache Bogen mit lichten Weiten von 26 m bis 29 m, deren untere Laibungen die Formen von Ellipsen haben. Sie ist auch auf dem Bild 1.3-8, hinter dem Ponte Vecchio zu sehen. Das Verkehrsnetz in Venedig wird in besonderem Maße durch Kanäle und darüber führende Brücken bestimmt. Venedig hat etwa 400 Brücken. Sie wurden früher vorzugsweise aus Holz gebaut. Sie mussten regelmäßig erneuert werden, weil sie natürlich nicht besonders dauerhaft waren. Auch an der Stelle der Vielen bekannten und auffallenden, das Stadtbild von Venedig mitprägende, von Antonio da Ponte gebauten Rialto Brücke über den Canale Grande, stand früher eine Holzbrücke. Die Holzbrücke soll in der ersten Hälfte des 13. Jahr-

hunderts errichtet worden sein und wurde im 15. Jahrhundert mit Läden überbaut. Sie musste regelmäßig repariert werden und wurde schließlich abgerissen. Die von da Ponte 1588 bis 1592 an der schmalsten Stelle des Canale Grande als Steinbrücke gebaute Rialto Brücke (Bild 1.4-2) hat als Fußgängerbrücke stark ansteigende Rampen mit langgezogenen Stufen. Die untere Laibung besteht aus einem kreissegmentförmigen Marmorbogen mit etwa 7 m Pfeilhöhe und einer lichten Weite von etwa 28 m, sodass gerade Schiffe hindurchfahren können. Die Breite der Brücke beträgt 22 m und die Brücke hat drei Gehwege mit zwei dazwischen angeordneten, geschlossenen Reihen mit Verkaufsständen, die im Bereich des Scheitels der Brücke durch einen Torbogen unterbrochen sind. Die Gründung der treppenförmig abgestuften Fun-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-3 Sternbrücke in Weimar

damente der Widerlager erfolgte auf Pfahlrosten, weil der Baugrund aus Schwemmsand besteht. Die beiden Pfahlroste unter den Widerlagern sollen aus je etwa 6000 dicht gerammten Pfählen bestehen. Nach dem 30-jährigen Krieg wurde in Weimar von 1651 bis 1652 die Sternbrücke (Bild 1.4-3) über die Ilm im Zusammenhang mit dem Bau des Stadtschlosses von Johann Moritz Richter im Auftrag des Herzogs Wilhelm IV. gebaut. Sie hatte ursprünglich nur drei Bogen aus Kalkstein mit lichten Weiten von etwa 11 m bis etwa 14 m. Die Bogen sind etwa 80 cm dick. In den etwa 5 m breiten Pfeilern befinden sich nach römischem Vorbild ovale Öffnungen. Die vierte Öffnung am östlichen Ende der Brücke, die den Leutragraben überbrückt, wurde später gebaut. Das ehemalige Brückenende und die Stelle des angebauten vierten Bogens erkennt man deutlich durch die erhaltenen Sandstein-Torpfeiler und die Fuge zwischen der ursprünglichen Brücke und der Ergänzung um den vierten Bogen mit reichlich 5 m lichter Weite. Das jetzige Geländer wurde nach einem Entwurf von Clemens Wenzeslaus Coudray gefertigt und stammt aus der ersten Hälfte des 19. Jahrhunderts. Am östlichen Ende der ursprünglichen Brücke ist ein Treppenaufgang angeordnet, der durch die dort befindliche Pfeileröffnung auf die Brücke führt. Von der Brücke kommt man über diese Treppe und Böschungsrampen in den

Goethepark. Die Brücke dient heute ausschließlich dem Fußgängerverkehr. Die Gestaltung der Brücke in Verbindung mit dem Goethepark und dem Schloss hat eine besondere städtebauliche Qualität. Ebenfalls eine Brücke mit besonderer das Städtebild prägender Qualität ist die nach einem Entwurf von Karl Friedrich Schinkel von 1822 bis 1824 gebaute und in ihrer Gestaltung des äußeren Erscheinungsbilds erhaltene Schlossbrücke über die Spree in Berlin, deren Sandstein-Bogen der Seitenfelder und wegen der Schifffahrt aufklappbare hölzerne Mittelöffnung ab 1912 bis 1938 nacheinander durch Stahlbetonbogen ersetzt wurden. Die Sichtflächen der Stahlbetonbogen der in der ersten Hälfte des 20. Jahrhunderts umgebauten Brücke wurden mit Sandstein verkleidet, sodass äußerlich die Gestaltung der auf Schinkel zurückgehenden Schlossbrücke erhalten blieb. Bombenangriffe und die Kämpfe 1945 in Berlin führten zu schweren Schäden an der Schlossbrücke. Sie wurde wieder unter Erhaltung der auf Schinkel zurückgehenden Gestaltung 1950/1951 und zuletzt 1995/1997 als Stahlbeton-Bogenbrücke mit Verkleidung der Sichtflächen aus Sandstein restauriert (Bild 1.4-4). Auf der Brücke stehen auf jeder Seite vier, insgesamt also acht, Skulpturengruppen aus weißem Carraramarmor im klassizistischen Stil, die auf Entwürfe von Schinkel zurückgehen und durch den Befreiungskrieg 1818 beeinflusst

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-4 Schlossbrücke in Berlin

wurden. Die Skulpturengruppen spielen auf Szenen der griechischen Mythologie an, Gottheiten sind als Schutzpatroninnen der Soldaten dargestellt. Dekorativ sind auch die schönen schmiedeeisernen Geländer mit ihren Durchbrechungen, die zusammen mit den geschlossenen hohen Steinsockeln, auf denen die Skulpturengruppen stehen, die monumentale Wirkung der Gesamtkonzeption der Schlossbrücke steigern. Mit dem Bau der Eisenbahnen begann ein großer Aufschwung des modernen Brückenbaus als Steinbogen- und vor allem als Stahlbrücken. Nachdem es bereits seit dem Beginn des 18. Jahrhunderts Pferde-Eisenbahnen auf Schienen gab, wurden die ersten Eisenbahnstrecken mit Dampflokomotiven zur Güterbeförderung 1825 auf der Strecke Stockton-Darlington in England und zur Personenbeförderung 1830 auf der Strecke Liverpool-Manchester eröffnet. In Deutschland wurde danach 1835 auf der 6 km langen Strecke Nürnberg-Fürth die erste Eisenbahnverbindung und zwischen 1836 (zunächst die Verbindung LeipzigRiesa) und mit ihrer Verlängerung 1839 nach Dresden die erste längere Strecke (112 km) Leipzig-Dresden eröffnet. 1840 wurde die Eisenbahnstrecke MagdeburgLeipzig über Köthen und Halle und 1841 die Bahnstrecke Berlin-Wittenberg-Köthen mit Weiterführung über die bereits bestehende Verbindung von Köthen nach Leip-

zig in Betrieb genommen. Leipzig war damit 1841 der Eisenbahnknotenpunkt Deutschlands, denn alle drei 1841 bestehenden Fernstrecken Deutschlands, Dresden-Leipzig, Magdeburg-Leipzig und Berlin-Leipzig, führten nach Leipzig. Ansonsten existierten 1841 in Deutschland nur Eisenbahnteilstrecken ohne direkten Zusammenhang. Bereits seit 1836 gab es Pläne, eine Eisenbahnstrecke zwischen Leipzig und Bayern zu bauen, die ab 1839 forciert wurden. Nach dem 1841 von den Regierungen der Königreiche Sachsen und Bayern und dem Herzogtum Sachsen-Altenburg abgeschlossenem Staatsvertrag wurde noch im selben Jahr mit dem Bau der Teilstrecke Leipzig-Altenburg begonnen. In Leipzig begann der Bau des Bayerischen Bahnhofs als Kopfbahnhof, der 1844 fertig gestellt wurde. Über Altenburg hinaus wurde die Strecke bis 1845 verlängert und für den Eisenbahnverkehr freigegeben. Als bedeutende Steinbogenbrücke der Sächsisch-Bayrischen Eisenbahnstrecke Leipzig-Altenburg-Zwickau-Plauen-HofNürnberg ist hier die von 1846 bis 1851 gebaute viergeschossige Göltzschtalbrücke in der Nähe von Mylau/Vogtland im schwierigsten Teilabschnitt Reichenbach-Plauen, wahrscheinlich die größte aus Ziegelmauerwerk und mit Gewölben aus Granit und Porphyr errichtete Brücke, zu nennen [Beyer, 2001]. Das Göltzschtal musste auf einer Länge von etwa 800 m überbrückt

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-5 Göltzschtalbrücke bei Mylau im sächsischen Vogtland

werden, wobei die Bahnstrecke etwa 80 m über der Talsohle zu führen war. Neben der Göltzschtalbrücke war noch die kleinere Elstertalbrücke (Länge etwa 270 m, Höhe über Tal etwa 70 m) in der Nähe von Jocketa zu bauen. Fachleute bezweifelten 1844 die Ausführbarkeit der beiden Brücken und damit die Realisierbarkeit des Bahnprojekts insgesamt. Es wurden unabhängige Gutachter bestellt, die gewählte Streckenführung und die Ausführbarkeit der Brücken zu beurteilen. Unter den Gutachtern waren eine Gruppe belgischer Ingenieure und der bekannte technische Leiter der bayrischen Eisenbahnkommission Friedrich August v. Pauli. Alle Gutachter bestätigten, dass die Streckenführung sinnvoll gewählt wurde und die Brücken ausführbar sind. Die belgischen Ingenieure legten ihrem Gutachten sogar einen von Splingard angefertigten Entwurf eines dreistöckigen Viadukts mit Spitzbogen mit nach oben abnehmenden Spannweiten bei. Anfang 1845 wurde ein Wettbewerb für Entwürfe zur Überbrückung der beiden Täler ausgeschrieben. Es wurden 81 Entwürfe eingereicht. Die Prüfungskommission unter Vorsitz von Professor Johann Andreas Schubert von der Technischen Bildungsanstalt Dresden, der Vor-

gängerinstitution der heutigen Technischen Universität Dresden, kam zum Ergebnis, dass keiner der eingereichten Entwürfe direkt ausführbar war, jedoch aus vier von ihnen ein brauchbarer entwickelt werden könnte, einer einem Aquädukt ähnlichen vierstöckigen Steinbrücke mit vielen Pfeilern und Bogen, die nach Ansicht der Kommission die größte Stabilität und Wirtschaftlichkeit und für die Ausführung und die Instandhaltung die Minimierung des Risikos verspricht. Ende 1845 wurde der nun von Johann Andreas Schubert und Robert Wilke, dem Bauleiter der Bahnstrecke und auch der Oberbauleiter der beiden Brücken, ausgearbeitete Ausführungsentwurf für die Brücke angenommen und die Göltzschtalbrücke nach ihrem Entwurf gebaut, der aber während der Bauausführung mehrmals geändert werden musste. Bauleiter der Göltzschtalbrücke wurde Ferdinand Dost. Die Grundsteinlegung für die Göltzschtalbrücke erfolgte am 31. Mai 1846. Bei der Ausführung der Schachtarbeiten für die Gründung des höchsten Pfeilers ergab sich, dass in einer Tiefe von 15 m noch immer kein tragfähiger Baugrund vorhanden war. Wilke wollte mit der Gründung nicht noch tiefer gehen und schlug deshalb vor, diesen

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Pfeiler entfallen zu lassen und zwischen den beiden benachbarten Pfeilern in der zweiten und vierten Etage die dadurch entstehenden größeren Öffnungen mit weitgespannten Bogen zu überbrücken. In der zweiten Etage wollte er einen Spannbogen, in der vierten Etage einen Tragbogen anordnen. Die benachbarten Pfeilerabstände und Bogenspannweiten wurden verkleinert. Schubert stimmte diesem Vorschlag grundsätzlich zu, schlug aber unter Bezugnahme auf seine von ihm entwickelte Gewölbetheorie vor, nur einen Bogen und diesen als elliptisch überhöhten Tragbogen auszuführen. Diesem Vorschlag widersprach Wilke, sodass zur Beseitigung der Meinungsdifferenzen wieder unabhängige Gutachter bestellt wurden, die die neuen Lösungen grundsätzlich unterstützten und die von Wilke vorgeschlagene Überbrückung der größeren Öffnungen mit zwei Bogen, jedoch in der von Schubert vorgeschlagenen elliptisch überhöhten Bogenform empfahlen. Diesem Vorschlag folgten Schubert und Wilke. Seitlich der großen Bogenfelder wurden auf beiden Seiten gekoppelte Pfeiler mit kleineren Bogen angeordnet, und die Brücke wurde schließlich so ausgeführt. Diese durch die Baugrundverhältnisse erzwungene Abänderung vom ursprünglichem Entwurf mit lauter glei-

chen Bogen und Pfeilerabständen führte zu einer deutlichen Verbesserung der gestalterischen Qualität der Göltzschtalbrücke (Bild 1.4-5). Sie ist 574 m lang und die Bahnstrecke liegt 78 m über dem Tal und der Göltzsch. Die Konstruktion besteht aus Pfeilern und Bogen. Die Pfeiler der Regelfelder (kleine Bogen) stehen in den drei unteren Etagen gegenüber den Außenflächen der Bogen vor, nur in der oberen Etage befinden sich die Außenflächen der Pfeiler und Bogen in einer Ebene. Die Pfeilerdicken betragen am Sockel maximal 22,7 m und nahmen von unten mit Etagenabsätzen und Pfeileranläufen 1 : 48 nach oben auf 7,93 m ab. Bei den Feldern mit den großen Bogen und den Koppelpfeilern befinden sich betont stärker hervorstehende Pfeiler, deren Breiten nach oben zu abnehmend von unten bis zur Bahnstrecke reichen. Bis zu den Bogenwiderlagern der ersten Etage bestehen die Pfeiler aus Naturstein, darüber im Wesentlichen aus im Kreuzverband erstelltem Ziegelmauerwerk. Die tragenden Bogen der jeweils obersten Etage bestehen jedoch wegen der intensiveren Erschütterungen und Feuchteeinwirkung aus Naturstein. Die Bogen der unteren drei Etagen sind in der Querrichtung geteilt (Bild 1.4-6). Beim größten Bogen (oberer Mittelbogen) betragen die lichte Weite 30,9 m und die

Bild 1.4-6 Göltzschtalbrücke, Schrägsicht

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

Scheitelhöhe 31,7 m. Insgesamt wurden 135 676 m3 Mauerwerk für den Bau der Brücke verarbeitet, davon 71 671 m3 Ziegelmauerwerk und 64 005 m3 Werkstein- und Bruchsteinmauerwerk [Beyer, 2001].

1.4.2 Holzbrücken Der Bau von Holzbrücken in der Renaissance und in der Neuzeit ist vor allem historisch zu betrachten. In Tokyo ist die Nihonbashi-Brücke (Japan-Brücke) eine geschichtsträchtige Brücke. Sie wurde erstmals im Jahr 1603 zum Beginn der Edo-Zeit gebaut. Die Edo-Zeit begann 1603 als der Tenno den japanischen Feldherrn Tokugawa Ieyasu zum Shogun, japanischer Kronfeldherr, ernannte. Die Würde war erblich, und die Shogun-Dynastie, die die militärische und zivile Macht anstelle des machtlosen Tennos ausübte, dauerte bis 1867 als die Macht dem Tenno zurückgegeben wurde. Bereits Tokugawa Ieyasu, der erste Shogun, verlegte seine Residenz nach Edo, dem heutigen Tokyo. Die Edo-Zeit war durch eine straffe Zentralregierung und ein stabiles Staatswesen mit allgegenwärtiger Kontrolle geprägt. In der Edo-Zeit gab es den Shogunen unterste-

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hende Regionalfürsten, die Daimyos, die in ihrer Region die Gerichtshoheit ausübten. Die Nihonbashi-Brücke war eine 12 m breite Holzbrücke (Bild 1.4-7) mit einer Spannweite von 52 m. Im Bild 1.4-7 ist der pompöse Start eines Daimyos zur Heimreise in seine Region über die Nihonbashi-Brücke dargestellt. Es gibt eine Überlieferung, dass immer, wenn der Shogun mit dem Schiff unter der Brücke durchfahren wollte, der Mittelteil der Brücke entfernt worden sei. Die Brücke brannte mehrere Male ab. Stets wurde sie wieder hergestellt. Im Jahr 1911 wurde schließlich die bis heute erhalten gebliebene Steinbogenbrücke mit zwei Öffnungen gebaut. Die gesamte Länge der heutigen Brücke beträgt 52 m, und sie ist 30 m breit. Auf der Brücke befindet sich auf der Fahrbahn in Brückenmitte eine Bronzeplatte, die der Anfangspunkt der sieben (fünf in der Edo Ära) Hauptstraßen Tokyos angibt und von der aus man die Entfernungen misst. Holzbrücken, die schneller und billiger als Steinbrücken zu errichten sind, wurden und werden in Europa insbesondere in Süddeutschland, Österreich und in der Schweiz gebaut, weil hier wegen des Waldreichtums genügend Holz vorhanden ist. Wenn die Holzbrücken auch verhältnismä-

Bild 1.4-7 Foto von einem Bild von der alten Nihonbashi-Brücke aus dem 17. Jahrhundert in Tokyo

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

ßig preiswert gebaut werden können, bedürfen sie aber sorgfältiger und kostenträchtiger Unterhaltung, was die Nachhaltigkeit dieser Bauweise relativiert. Im Laufe der Zeit hat der Holzbrückenbau deshalb an Bedeutung verloren. Trotzdem sind Holzbrücken insbesondere als Behelfsbrücken und als Fußgängerbrücken auch heute noch üblich. In den USA werden schon seit ca. 30 Jahren Untersuchungen über einen verbesserten Holzschutz an freibewitterten Tragwerksteilen aus Holz vorgenommen und Brückenfahrbahnen aus verleimten Brettschichtpanelen entwickelt [Werren, 1969]. Insbesondere in der Steiermark sind in den letzten Jahren verschiedene moderne Holzbrücken gebaut worden [Pischl, 1999]. An der Technischen Universität Graz werden von Gerhard Schickhofer in Zusammenarbeit mit seinem Schweizer Kollegen Andrea Bernasconi Untersuchungen zu Holz-Fahrbahnplatten vorgenommen, die eine interessante Entwicklung für den Holzbrückenbau versprechen. Zur Herstellung der Fahrbahnplatten werden Holzlamellen oder Holzwerkstofflamellen vertikal angeordnet und durch Vernagelung, Verschraubung oder Verklebung mit oder ohne Vorspannung oder alternativ nur durch Vorspannung zu einer Platte verbunden. Wegen der verfügbaren Längen der Hölzer sind in der Längsrichtung Stöße der Holzteile nötig, die in der Regel mit versetzten Stumpfstößen (Reduktion der rechnerischen Tragfähigkeit im Vergleich zur ungeschwächten Holzplatte ist dabei erforderlich) oder Keilzinkstößen erfolgen. Bei der sogenannten QS-Platte wird die Erzeugung der Plattenwirkung nur durch Vorspannung erreicht, was die wirtschaftlichste Art der Herstellung der Platte ist. Hierbei werden die Bretter oder Bohlen hochkant nebeneinander gestellt und mit Spanngliedern in Querrichtung zusammengespannt, wodurch Relativverschiebungen zwischen den Lamellen auf unbedeutende Werte begrenzt werden und die Plattenwirkung entsteht.

Die Platten gewährleisten auch die Scheibenwirkung zur Horizontalaussteifung der Brücke, weshalb ein Windverband in der Plattenebene nicht notwendig ist. Viele interessante ältere Brücken sind heute nicht mehr erhalten. Die noch erhaltenen stehen häufig unter Denkmalschutz. In ihrer einfachsten Form bestehen die Holzbrücken für kleine Spannweiten aus Vollwand-Balken-Brücken, die auf hölzernen oder steinernen Widerlagern und bei mehreren Feldern der Brücke zusätzlich auf Pfeilern aufliegen. Bei etwas größeren Spannweiten haben sich Spreng-, Hängewerke und unterspannte Balken für den Holzbrückenbau herausgebildet, die auch als Kombination beider zu Hängesprengwerken entwickelt wurden. Für größere Spannweiten werden bevorzugt Fachwerk-, Bogen-, Hänge- und Spannbandbrücken gebaut. Die Brücken werden als Deck-, Trogbrücken oder vor allem zum Witterungsschutz als geschlossene Brücken errichtet. Brücken werden auch als StahlHolz- und Beton-Holz-Verbundbrücken gebaut. Im Abschnitt 4.2.4 wird kurz auf die verschiedenen Varianten eingegangen, worauf verwiesen wird. Hier soll, wegen ihrer Bedeutung für den Holzbrückenbau nur noch die im Zusammenhang mit dem Beginn des Eisenbahnbrückenbaus und der verstärkten Erschließung Nordamerikas erfolgte Entwicklung des Holzbrückenbaus in den USA im 19. Jahrhundert gestreift werden. Auch diese hat vorwiegend historische Bedeutung. Wegen der Trassierungsanforderungen der Eisenbahnstrecken mit den geringen zulässigen Steigungen der Trassen und in den USA zusätzlich mit der forcierten Erschließung großer und von den bereits dichter besiedelten Teilen weit entfernter Gebiete war beim Bau der Eisenbahnen im 19. Jahrhundert der Bau vieler Brücken notwendig, die in möglichst kurzer Zeit zu bauen waren. Wälder und damit Holz als Baumaterial waren vor Ort in den betroffe-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

nen Gebieten reichlich vorhanden und damit schnell und preiswert zu beschaffen. Wegen der häufig zu überbrückenden weiten Täler und breiten Flüsse wurden viele interessante Konstruktionen gebaut. Als Beispiel ist die von Burr konstruierte und in der zweiten Hälfte des 18. Jahrhunderts gebaute Bogenbrücke mit angehängter Fahrbahn mit fünf Öffnungen mit 49 m bis 61 m Spannweite über den Delaware bei Trenton in New Jersey im Bild 1.4-8 gezeigt [Culmann, 1851]. Die Pfeilhöhen der tragenden Bogen betragen etwa 1/10 der Bogenspannweite. Die Querschnitte der Bogen waren Rechteckquerschnitte mit Abmessungen von 40 cm × 94 cm, die aus übereinander gelegten Bohlen gebildet wurden. Die Kämpfer der Bogen befanden sich direkt unter der Fahrbahnebene, die über Hänger

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an den Bogen angehängt war. Zur Korrektur der Höhenlage der Fahrbahn hatten die mittleren Hänger an ihren Enden Schraubgewinde und Muttern mit Kontermuttern. Um der Brücke die nötige Steifigkeit zu verleihen, ordnete Burr zusätzliche Streben an. Dadurch unterschied sich die Brücke von ihren europäischen Vorbildern. Die Brücke diente zunächst ungefähr 40 Jahre dem Straßenverkehr und wurde im Zuge des Baus der Eisenbahn von New Jersey nach Pennsylvania ohne Konstruktionsverstärkung für den Eisenbahnverkehr umgerüstet. Bei Washington wurde die im Bild 1.4-9 dargestellte etwa 1,6 km lange Straßenbrücke über den Potomac mit Spannweiten von 36,6 m gebaut, deren Farbahn etwa 7,6 m breit war. Die beiden Fachwerk-

Bild 1.4-8 In der zweiten Hälfte des 18. Jahrhunderts gebaute Holz-Bogenbrücke über den Delaware bei Trenton in New Jersey, Bild nach [Culmann, 1851]

Bild 1.4-9 Holz-Fachwerk-Straßenbrücke über den Potomac bei Washington, Bild nach [Culmann, 1851]

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Hauptträger mit 4,6 m Systemhöhe hatten Ober- und Untergurte, die aus je drei Kanthölzern mit Abmessungen von etwa 15 cm/15 cm bestanden. Die Gurte umfassten die beiden zweiteiligen Pfosten, deren Abmessungen je etwa 25 cm/15 cm betrugen und die Abstände voneinander von etwa 3,05 m hatten. Die zu den Auflagern fallenden zweiteiligen Streben hatten ebenfalls Abmessungen je 25 cm/15 cm. Sie befanden sich in derselben Ebene wie die Pfosten und waren in diese eingelassen. Die Zwischenräume zwischen den zweiteiligen Pfosten und Streben betrugen etwa 7,6 cm. In diesen Zwischenräumen befanden sich von den Köpfen jeder Strebe jeweils in über den Pfeilern liegenden gusseisernen Schuhen (Detail a in Bild 1.4-9) einbindende zusätzliche Streben mit Abmessungen etwa 7,6 cm/30 cm. Damit der gusseiserne Schuh nicht in den Untergurt eingelassen werden musste, waren an den Schuhen über den Pfeilern jeweils ein 30 cm langes Kopfstück und zwischen den beiden Schuhen über den Pfeilern je ein Hartholzblock angeordnet worden. Aus dem Detail b des Bilds 1.4-9 ist die Anord-

Bild 1.4-10 Prinzip des Fachwerkträgers nach dem System von Long

nung der Gurte, Pfosten und der beiden verschiedenen Streben am Obergurtknoten zu ersehen. Interessant sind auch die Holzbrücken nach den Systemen von Long und Howe. Beide Systeme sind Fachwerkträger mit Pfosten und sich kreuzenden Diagonalen als Ausfachungen zwischen den Gurten. Bei den Fachwerkträgern nach dem System von Long (Bild 1.4-10) werden unter die Diagonalen am Untergurt Keile eingeschlagen, wodurch die Diagonalen eine Druckvorspannung erhalten und die Pfosten ge-

Bild 1.4-11 Als Fachwerkträger nach dem System von Howe in Connecticut gebaute Eisenbahnbrücke über den Chikapoe (Bild nach [Culmann, 1851])

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

zogen werden. Das Verkeilen muss so stark sein, dass die Diagonalen unter der Vorspannung und den äußeren Einwirkungen stets auf Druck beansprucht bleiben, damit sie sich nicht lockern. Die Träger müssen regelmäßig kontrolliert werden und gegebenenfalls müssen die Keile wieder angekeilt werden. Die Tragwirkung des Systems von Howe entspricht prinzipiell der des Systems nach Long. Beim System nach Howe, das in Europa von den beiden Systemen bekanntere, werden aber die Vertikalen durch eiserne Rundstangen ersetzt, die vorgespannt werden. Dadurch sind die einzelnen Konstruktionsteile einfacher gestaltet, und die beim Long-Träger aufwändigen passgenauen Zimmermannsarbeiten nicht im selben Maße erforderlich. In Connecticut war eine Eisenbahnbrücke über den Chikapoe als Fachwerkträger mit 54 m Spannweite nach dem System Howe gebaut worden (Bild 1.4-11). Auch der Horizontalverband der Brücke war als Träger nach dem System Howe ausgeführt worden.

1.4.3 Eisen- und Stahlbrücken 1.4.3.1 Bogen-, Balken- und Rahmenbrücken Vergleichsweise zum Bau von Steinbrücken wurde mit dem Bau von Eisen- und Stahlbrücken erst vor einer verhältnismäßig kurzen Zeit begonnen. Um Brücken aus Eisen oder Stahl bauen zu können mussten zunächst zwei wichtige Voraussetzungen erfüllt sein. Die wichtigste war natürlich, dass die technologischen Voraussetzungen geschaffen werden mussten, um Eisen und Stahl in der erforderlichen Menge und Güte zur Verwendung als Baustoff zu erzeugen. Eisen und Stahl sind als Baustoff verhältnismäßig teuer. Mit ihnen musste deshalb von Anfang an bei der Konstruktion von Brücken und anderen Bauwerken sparsam umgegangen werden. Die zweite genauso

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wichtige Voraussetzung für den Bau insbesondere von Stahlbrücken war deshalb, dass gut ausgebildete Ingenieure zur Verfügung standen, um ausreichend sichere Bauwerke mit sparsamen Verbrauch des teuren Baustoffs zu konstruieren und zu bauen. Bis dahin wurden Brücken ja hauptsächlich unter Berücksichtigung überlieferter Erfahrungen gebaut. Eisen in größeren Mengen herzustellen gelang etwa 1735 in Coalbrookdale in England. Dieses im Hochofen unter Verwendung von Steinkohle-Koks erschmolzene Eisen enthielt viel Kohlenstoff und die daraus hergestellten Gusseisen hatten ausgeprägt niedrige Zähigkeitseigenschaften und konnten vor allem auf Druck und nur sehr gering auf Zug und Biegung beansprucht werden. Die erste Eisenbrücke, die gusseiserne bogenförmige Brücke (Bild 1.4-12), wurde in Coalbrookdale über den Severn 1776–1779 von Abraham Darby gebaut. Sie hat etwa 31 m Spannweite. Sie ist noch heute erhalten und wird als Fußgängerbrücke benutzt. Sie wurde als erstes Bauwerk von der ASCE in die Liste der International Historic Civil Engineering Landmarks aufgenommen. In unmittelbarer Nähe der Brücke ist die nach der Brücke genannte Stadt Iron Bridge entstanden. In den folgenden Jahrzehnten wurden in England zahlreiche gusseiserne Brücken mit bogenartigen Formen gebaut und gusseiserne Brücken sogar bis nach Nordamerika verschifft. In Niederschlesien wurde bereits 1794 eine kleiner Steg ähnlicher Bauart gegossen und 1796 als Straßenbrücke mit 13 m Spannweite bei Lazany (Laasan) in der Nähe von Swidnica (Schweidnitz) über die Stregomka (Striegauer Wasser) errichtet. Sie ist die erste eiserne Brücke auf dem europäischen Kontinent [Mehrtens, 1900]. Die Gussteile wurden im Königlichen Eisenhüttenwerk in Malpane hergestellt. Ein verkleinertes Abbild der Brücke über den Severn in Coalbrookdale mit 8 m Spannweite (Bild 1.4-13) wurde etwa 1800

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-12 Brücke über den Severn in Coalbrookdale (Foto von Prof. Dr.-Ing. Wieland Ramm)

Bild 1.4-13 Wörlitzer Brücke, verkleinertes Abbild der Brücke über den Severn in Coalbrookdale

im Wörlitzer Park nachgebaut. Der Wörlitzer Park in der Nähe von Dessau wurde in der zweiten Hälfte des 18. Jahrhunderts unter der Regentschaft Leopolds III. Friedrich Franz von Anhalt-Dessau angelegt und später erweitert. Er wurde 2000 von der UNESCO in die Welterbeliste aufgenommen. Im Park mit einer größeren Wasserfläche und vielen darin angelegten Kanälen befinden sich neben dem verkleinerten Abbild der Brücke über den Severn in Coalbrookdale mehrere kleine Brücken aus Holz (z. B. eine Brücke nach dem Vorbild

von Palladio), Stein und Eisen, die dem Besucher in pädagogischer Absicht die zur damaligen Zeit verschiedenen Möglichkeiten und die geschichtliche Entwicklung des Brückenbaus vermitteln sollen. Alle Brücken sind in gutem Zustand und als Fußgängerbrücken nutzbar. Die zweite o. g. Voraussetzung für den Bau von Eisen- und Stahlbrücken war die Ausbildung fähiger Ingenieure in Ingenieur-Hochschulen. Die ersten Universitätsgründungen erfolgten schon im Mittelalter, im 11. und 12. Jahrhundert. Nachdem in

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

den Universitäten zunächst die Wissenschaften vor allem auf der Theologie, den Rechtswissenschaften, der Philosophie, der Medizin und den Künsten beruhten, wurden in den folgenden Jahrhunderten auch die modernen Sprachen, die Mathematik und die Naturwissenschaften einbezogen [Cardini/Beoni-Brocchieri, 1991]. Die letztgenannten wurden zu wichtigen wissenschaftlichen Grundlagen für die Ingenieurwissenschaften, die zunächst aber noch keine Rolle an den Universitäten spielten. Aufbauend auf bereits im Altertum formulierten Gesetzen der Mechanik, wie dem Hebelgesetz, dem Auftriebsgesetz eines Körpers in einer Flüssigkeit, der Schwerpunktslage eines Körpers, der Wirkungsweise des Flaschenzugs und der kinematischen Kenntnisse entstand in der Renaissance, beginnend mit Galileo Galileis Hauptwerk Discorse e Dimonstratione Matematiche, die Wissenschaft von der Mechanik in moderner Betrachtung. Wesentliche weitere Beiträge lieferten Johannes Kepler mit der Formulierung der kinematischen Gesetze der Planetenbewegungen, Christian Huygens mit seinen Arbeiten zu den Schwingungen von Pendeln. Darauf aufbauend entwickelte Isaac Newton in seinem 1867 erschienenem fundamentalen Werk Philosophiae Naturalis Principa Mathematica die Grundprinzipien der Mechanik, zu denen insbesondere das Gravitationsgesetz und der Impulssatz gehören. Aber auch die gleichzeitig von Gottfried Wilhelm Leibniz und Isaac Newton entwickelte Infinitesimalrechnung, eine für die mathematische Behandlung mechanischer Probleme wichtige Grundlage, ist hier zu nennen. Weitere wichtige Beiträge, auf denen aufbauend später die ingenieurwissenschaftlichen Grundlagen entwickelt werden, leisteten insbesondere die Brüder Bernoulli, Hooke und Euler. Ab dem 18. Jahrhundert entwickelten sich aus Mittel-, Gewerbe-, Zeichenschulen und Akademien Technische Bildungsanstalten und da-

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raus schließlich Polytechnische Schulen die sogenannten Polytechnika. Nachdem bereits 1691 in Frankreich das FestungsbauIngenieurkorps entstanden war, wurde 1716 die erste Ingenieurvereinigung gegründet, das Corps des Ponts et Chaussees. Das Corps war mit der Durchsetzung der Verkehrspolitik des Königreichs Frankreich beauftragt. 1744 folgte die Gründung des Büros der Pariser Technischen Zeichner. Um die Arbeit des Corps durch qualifizierte Mitarbeiter weiter zu verbessern, wurde 1747 Jean-Rodolphe Perronet, der selbst Ingenieur des Corps des Ponts et Chaussees war, zum Leiter des Büros der Technischen Zeichner berufen. Er wurde eingesetzt, um die Anleitung und Überwachung der Geographen und Zeichner von Landkarten und Stadtplänen zu übernehmen, sie mit den Wissenschaften und notwendigen Kenntnissen vertraut zu machen, damit sie die Funktionen im Straßen- und Brückenbaukorps kompetent ausüben können. Diese Verordnung wird als Gründungsurkunde der École des Ponts et Chaussées angesehen [Chatzis, 1998]. Von Brückenbauingenieuren wurden Ende des 18. Jahrhunderts die Ausbildungsprinzipien der Schule in Frage gestellt. Dabei ging es vor allem um den wissenschaftlichen Gehalt der Ausbildung. Die Diskussion führte 1794 zur Gründung der École Centrale des Travaux Publics, die im darauffolgenden Jahr den Namen École polytechnique erhielt. Die École polytechnique vermittelte nun den zukünftigen Ingenieuren eine allgemeine wissenschaftliche Grundausbildung. Erst nach erfolgreichem Abschluss der École polytechnique konnten dann die Absolventen ihre fachspezifische Ausbildung an der École des Ponts et Chaussées fortsetzen [Chatzis, 1998]. An der École polytechnique lehrten in der ersten Hälfte des 19. Jahrhunderts einige der bedeutendsten Wissenschaftler der ingenieurwissenschaftlichen Grundlagen der damaligen Zeit, unter anderen Lagrange, Poisson und Cauchy. Für die École des

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Ponts et Chaussées war besonders das Wirken Naviers von Bedeutung. Insbesondere sein Beitrag zur Technischen Mechanik der Balken, seine Beiträge zur Elastizitätstheorie, Materialfestigkeit und zu den Fließbewegungen sind auch heute noch von grundlegender Bedeutung. Als Vorbild für die Technischen Hochschulen und Universitäten, zumindest für Kontinentaleuropa, gelten die bereits 1747 gegründete École des Ponts et Chaussées, die 1804 eine neue Organisationsstruktur erhielt, zusammen mit der 1794 eingerichteten École polytechnique. Damit war die o. g. zweite wichtige Voraussetzung geschaffen, dass die Bauingenieure die erforderlichen wissenschaftlichen Grundlagen für den Entwurf und den Bau moderner Brücken vermittelt bekamen. Wie bereits ausgeführt begann mit dem Bau der Eisenbahnen um 1825 ein großer Aufschwung des modernen Stahlbrückenbaus. Inzwischen war die technologische Entwicklung bei der Eisenherstellung so weit fortgeschritten, dass nach dem Puddelverfahren schmiedbares Eisen, das so genannte Schweißeisen, hergestellt werden konnte. Ab dem Beginn des 19. Jahrhunderts konnten auch bereits industriemäßig Stab- und Formeisen hergestellt werden. Damit war der Weg frei, eiserne Balkenbrücken zu bauen. Der Stahlbrückenbau verdrängte nun mit seinen Vorteilen, insbesondere mit dem geringeren Gewicht der Konstruktion und den daraus folgenden Gründungskosten, aber auch wegen der geringeren Bauzeiten sukzessive die Natursteinbrücken. Die erste weitgespannte eiserne Balkenbrücke war die von Robert Stephenson von 1846 bis 1850 gebaute Britanniabrücke über die Menaistraße [Werner, 1969], die in den beiden mittleren Feldern die größten Spannweiten mit 140 m hatte. Die Brücke bestand aus zwei getrennten und parallel geführten, aus schmiedeeisernen Blechen und Winkeln zusammengesetzten vollwandigen Kastenträgern als Nietkonstruktion, die jeweils über vier Fel-

der hintereinander als Einfeldbalken angeordnet sind. Die Deck- und Bodenplatten wurden doppelwandig ausgeführt. Jeder Kasten war für den Betrieb einer Bahnstrecke vorgesehen, die Eisenbahnen fuhren im Innern der Kästen. Eine solche Konstruktion war bis dahin beispiellos. Erfahrungen mit der Verwendung von schmiedbarem Eisen im Brückenbau gab es noch nicht. Nur die Schiffsbauer hatten damals Erfahrungen mit der Verwendung von schmiedbarem Eisen für weitgespannte Konstruktionen. Die Überlegung war, wenn die eisernen Dampfboote den Beanspruchungen der See und der Dampfmaschinen mit ihren Stößen gewachsen sind, muss das Eisen auch für den Bau von Brücken geeignet sein. Mit der Verwendung von Gusseisen für Eisenbahnbrücken mit der stoßartigen Belastung hatte man schon schlechte Erfahrungen gemacht. Stephenson wollte zunächst die Kastenträger an einer Hängekonstruktion aufhängen, kam dann aber zur Überzeugung, dass die Kastenträger allein ausreichend tragfähig sind. Offene Fragen sollten durch Versuche geklärt werden. Es wurden zunächst Versuche zur Klärung des Verhaltens des Schmiedeeisens und der Bleche durchgeführt. Professor Eaton Hodgkinson schlug vor, zusätzliche Versuche an einem Modellkasten im Maßstab 1: 6 durchzuführen, was Stephenson aufgriff und die Versuche von dem Fabrikanten William Fairbirn, dem langjährigen Partner seines Vaters George Stephenson, des berühmten Eisenbahn- und Lokomotivenbauers, durchführen ließ. Die Versuchsergebnisse führten zu der Überzeugung, dass sowohl das schmiedbare Eisen geeignet ist als auch dazu, dass die unversteiften Kastenträger allein ohne Hängekonstruktion ausreichend tragfähig sind. Es wurden trotzdem pylonenartige gemauerte Pfeiler über die Kastenträger nach oben geführt, um erforderlichenfalls die Balkenbrücke an Kabeln aufhängen zu können. Die Brücke war bis 1970 unter Verkehr. Nach einem

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

Brandschaden wurde sie rückgebaut und durch Fachwerk-Bogenbrücken ersetzt [Ramm, 2004]. Die Hüttenwerke betrieben um die Mitte des 19. Jahrhunderts große Anstrengungen, um im flüssigen Zustand erzeugten Stahl, den sogenannten Flussstahl, als Massenprodukt herzustellen, was durch Erfindungen 1855 von Sir Henry Bessemer (Bessemer-Prozess), 1864 von Pierre Émile Martin (Siemens-Martin-Verfahren, Stahlerzeugung in dem von den Brüdern August Friedrich und Carl Wilhelm Siemens entwickelten Regenerativofen) und 1879 von Sidney Gilchrist Thomas (Thomas-Verfahren, Windfrischverfahren zur Herabsetzung des Phosphorgehalts durch Einblasen von Luft in die am Boden mit basischem Futter ausgekleidete Thomasbirne) gelang. Damit waren alle Voraussetzungen geschaffen, um die vielen für den Eisenbahnbau erforderlichen Stahlbrücken bauen zu können, beim Bau der Eisenbahntrassen waren ja wegen der nur sehr geringen zulässigen Steigungen deutlich mehr Brücken erforderlich als bei den bis dahin vorhanden Verkehrswegen. Beim Beginn des Eisenbahnbrückenbaus gab es nur wenige Ingenieure, denen der Konstruktions-Entwurf von eisernen und stählernen Eisenbahnbrücken, ihr Bau und ihre Unterhaltung zugetraut wurde. Deshalb begannen die Eisenbahnverwaltungen Ingenieure an sich zu binden, denen sie diese Aufgaben übertragen konnten. Ausreichend dazu war nicht nur das theoretische Verständnis des Kraftflusses in einer Baukonstruktion, sondern ganz besonders das erforderliche Verständnis für die Umsetzung in die konstruktive Durchbildung einschließlich aller Details. Nur wer die Theorie beherrscht und sie in eine gute Konstruktion umsetzt ist der wahre Baukünstler [Mehrtens, 1900]. Dies gilt nicht nur für das 19. Jahrhundert, sondern ist auch heute und in der Zukunft von herausragender Bedeutung für den Ingenieurbau.

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Zu den wenigen Ingenieuren, die damals diese Gabe hatten, zählte Carl Lentze, der Erbauer der ältesten weitgespannten Balkenbrücke auf dem europäischen Kontinent, der Dirschauer Weichselbrücke. Mit der fortlaufenden Entwicklung der Technischen Hochschulen verbesserte sich die Situation. Neben der Vermittlung guter theoretischer Kenntnisse wird an den Technischen Hochschulen und Universitäten, an der Baupraxis orientiert, großer Wert darauf gelegt, dass den Studierenden rechtzeitig vermittelt wird, dass die Berechnung des Bauwerks kein Selbstzweck ist, sondern eine wichtige Voraussetzung für eine gute Konstruktion mit dem eigentlichen Zweck unserer Arbeit, das Bauwerk zu errichten. Die heute noch zum Teil erhaltene Alte Weichselbrücke Dirschau wurde im Zuge des Baus der preußischen Ostbahn der Strecke Berlin-Königsberg als engmaschige Gitterbalkenbrücke 1850–1857 über die Wisla (Weichsel) bei Tczew (Dirschau), etwa 30 km südsüdöstlich von Gdansk (Danzig) errichtet (Wieland Ramm ist zu verdanken, dass diese Brücke uns heute wieder stärker in Erinnerung gebracht wurde). Als Randbedingung für den Brückenbau war zu beachten, dass der Durchflussquerschnitt des Überflutungsgeländes bei Hochwasserführung der Weichsel und des jährlichen Eisgangs möglichst wenig eingeschränkt wird. Der mit dem Bau der Weichselbrücke Dirschau und auch der in der selben Baumaßnahme zu bauenden Brücke über die Nogat bei Marienburg beauftragte Carl Lentze beabsichtigte deshalb zunächst die Dirschauer Brücke als Ketten-Hängebrücke über fünf Felder mit je 158 m Spannweite zu bauen. Nach einer Studienreise nach England mit Besichtigung der Britanniabrücke, entschied er sich, die Dirschauer Brücke als Balkenbrücke zu bauen [Mehrtens, 1900]. Er wählte drei hintereinander angeordnete Durchlaufträger über jeweils zwei Felder mit je 131 m Spannweite [Ramm, 2004]. Im Gegensatz

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zur Britanniabrücke, die mit VollwandBlechwänden und –gurten als geschlossener Kastenträger ausgeführt wurde (s. o.), setzte Lentze den torsionssteifen Hohlquerschnitt aus 12 m hohen Gitterwänden (Bild 1.4-14) mit gegliederten Ober- und Untergurten, die durch engmaschige, sich unter 45° kreuzenden Diagonalen mit innen und außen vertikal angeordneten Eisenwinkel sowie zwei oberen Windverbänden und einem unteren Windverband zusammen. Die Abstände der vertikal zur Versteifung angeordneten Winkel nehmen entsprechend des Querkraftverlaufs zu den Auflagern hin ab. Lentze hatte die Vorstellung, dass durch

die Ausbildung des Balkens als engmaschiger Gitterträger die angreifende Windlast geringer sei als bei einem Vollwandträger. Wir wissen heute, dass dies nicht zutrifft. Die konstruktive Durchbildung und die statische Berechnung erfolgte im Wesentlichen durch den Schweizer Ingenieur Rudolph Eduard Schinz, der seine Ingenieurausbildung in Paris an der École polytechnique und der École des Ponts et Chaussées erhalten hatte. Weil Lentze aber noch Zweifel hatte, ob die Tragfähigkeit des Überbaus tatsächlich wie berechnet gegeben sei, wurde anfangs erwogen einen Probeträger im Maßstab 1:1 im Werk in Dirschau hinsicht-

Bild 1.4-14 Gitterwände der Alten Weichselbrücke Dirschau (Foto: Prof. Dr. Ing. Wieland Ramm)

Bild 1.4-15 Heutiger Zustand (Ausschnitt) der Alten Weichselbrücke Dirschau (Foto: Prof. Dr. Ing. Wieland Ramm)

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

lich seines Tragverhaltens zu prüfen [Mehrtens, 1900]. Ramm hat sehr ausführlich das Wissen über die Konstruktion, den Bau und das Schicksal der Weichselbrücke Dirschau erarbeitet und das Ergebnis in einem lesenswerten Beitrag veröffentlicht [Ramm, 2004]. In dem von ihm herausgegebenem Buch sind noch mehrere Beiträge anderer Autoren enthalten, die das heutige Wissen über die Dirschauer Weichselbrücke abrunden. Gustave Alexandre Eiffels Ururgroßvater stammte aus Marmagen in der Eifel und lebte seit 1710 in Frankreich. Seinen für Franzosen unaussprechlichen Familiennamen Bönickhausen ersetzte er durch Eiffel. Gustave Alexandre Eiffel wurde 1832 in Dijon geboren. Nach Beendigung seiner Ingenieurausbildung mit Spezialisierung auf Chemie 1855 an der École Centrale des Arts et Manufactures in Paris trat er zunächst in die Firma von Charles Nepveu ein, wodurch er früh mit dem Bau von Eisenbahnbrücken vertraut wurde [Bonet, 2003]. Eiffel verdankte es Charles Nepveu, dass er in das bedeutendste Eisenbahnunternehmen Frankreichs jener Zeit wechseln konnte und dort angestellt wurde. Ihm wurde der Bau der Saint Jean Brücke über die Garrone in Bordeaux übertragen, die von 1857 bis 1860 gebaut wurde. Statt die Brücke wie üblich als Vollwandbalken auszuführen, baute Eiffel den Überbau als leichte Fachwerkkonstruktion, die Konstruktionsart, die er fortan bei allen seinen Brücken und anderen Ingenieurkonstruktionen bevorzugte. Er wechselte als Konstruktionschef in das Ingenieurbüro Pauvels & Cie. Im Alter von 34 Jahren gründete Gustave Alexandre Eiffel 1866 seine eigene Stahlbaufirma in Paris. Er entwarf, konstruierte und baute zahlreiche Brücken und andere Stahlbauwerke. Von Letzteren seien nur das Traggerüst der Freiheitsstatue in New York und der Eiffelturm in Paris genannt. Zu den von Eiffel gebauten Brücken zählen u. a. die beiden 1867–1869 gebauten

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Viadukte Neuvial und Rouzat der westlich von Vichy gelegenen Eisenbahnstrecke Commentry-Gannat der Orléans-Eisenbahngesellschaft (beide Brücken bestehen aus Stahl-Fachwerkträgern mit gekreuzten Diagonalen zwischen vertikalen Pfosten für den Überbau und Fachwerkstützen mit vertikalen mit Beton gefüllten Gusseisenrohren in den vier Ecken, die durch Verbände ausgesteift sind), die 1877 fertiggestellte Maria Pia Stahlbogenbrücke über den Duoro bei Porto mit 160 m Spannweite, die 1880-1884 gebaute Garabit-Eisenbahnbrücke und die 1883 gebaute Straßenbrücke von Cubzac über die Dordogne. Im Zuge des Baus der Eisenbahnstrecke Beziers-Marvejols-Neussargues war die tiefe Schlucht über den Truyère zu überqueren. Léon Boyer, der 1978 die örtlichen Vermessungsarbeiten vornahm, schlug vor, die Schlucht mit einer Bogenbrücke zu überbrücken. Als Bild schwebte ihm die von Eiffel entworfene und gebaute Maria Pia Stahlbogenbrücke über den Duoro bei Porto vor. Diese Brücke wurde von Ingenieuren der damaligen Zeit bewundert und hat die Bekanntheit Eiffels und den Aufschwung seiner Firma in besonderem Maße gefördert. Sein Ansehen und seine Erfahrung und die seiner Firma führten dazu, dass Gustave Alexandre Eiffel in freier Vergabe ohne Wettbewerb 1879 den Auftrag erhielt, die Garabit-Brücke (Bild 1.4-16) zu bauen [Stiglat, 1997]. Die Garabit-Brücke ist die bedeutendste Brücke, die Eiffel gebaut hat und zählt zweifelsfrei auch zu den bedeutendsten Brücken des 19. Jahrhunderts. Die konstruktive Durchbildung und die statische Berechnung der Brücke führte Maurice Koechlin, ein Schweizer Ingenieur, Schüler Karl Culmanns, aus. Die Bauleitung hatten de Boissanger und Robaglia, für den Bauherrn war u. a. Léon Boyer zuständig und Emile Nouguier oblag die Leitung des gesamten Bauablaufs und der Montage. Auf der Baustelle waren zeitweise bis zu 500 Arbeiter tätig. Die Bauarbeiten

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-16 GarabitBrücke (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

begannen im Januar 1880 mit der Herstellung der Widerlager und der Fundamente der Pfeiler. Der erste Pfeiler (die Pfeiler wurden als Fachwerkkonstruktionen ausgeführt) wurde im August 1882 errichtet. Die vormontierten Fachwerkträger der Überbauten wurden von beiden Seiten von den Widerlagern aus eingeschoben. Der Beginn der Bogenmontage war im Juni 1883. Der Bogen wurde in zwei Teilen im zurückgehängten Freivorbau hergestellt. Die Rückhängeseile liefen über die Köpfe der über den Kämpfern befindlichen Pfeiler zu den Widerlagern und wurden dort verankert. Der Scheitelschluss erfolgte im April 1884. Nachdem der Bogen, dessen Spannweite 165 m beträgt, hergestellt war, wurden die beiden Fachwerkträger des Überbaus miteinander und mit dem sichelartigen Fachwerk-Zweigelenkbogen im Scheitel kraftschlüssig verbunden. Nach der Fertigstellung der Eisenbahnstrecke 1888 erfolgten Belastungsversuche der Brücke. Unter der Belastung durch 22 Waggons mit je 15 t Gewicht und einer 75 t wiegenden Lokomotive als ruhende Last hatte der Bogen nur eine vertikale Verschiebung von 6 mm. Bei der dynamischen Belastung bei Überfahren der Brücke mit Geschwindigkeiten bis 55 km/h betrug die vertikale Verschiebung des Bogenscheitels etwa 4 mm [Stiglat, 1997].

Das Dorf Cubzac, nördlich von Bordeaux gelegen, ist durch eine Landstraße mit Bordeaux verbunden. Dabei ist die Dordogne auf einer Brücke zu überqueren. Ursprünglich erfolgte dies auf einer aus dem Jahr 1837 stammenden Hängebrücke über mehrere Felder, die Ende des 19. Jahrhunderts durch eine neue Brücke ersetzt werden musste. Mit ihren Pfeilern aus Gusseisen, der Länge des Bauwerks und der großen Höhe über dem Wasser gehörte die Hängebrücke zu den großartigsten Brücken ihrer Zeit [Stiglat, 1997]. Im Vergleich zu Mauerwerkspfeilern haben die gusseisernen Pfeiler bedeutend geringere Eigenlasten, was besonders auch bei den Gründungsarbeiten zu Kostenersparnissen geführt hatte. Ch. de Sansac, Ingenieur bei Ponts et Chaussées, entwarf zunächst den Umbau der Hängebrücke. Um Kosten zu sparen und die Bauarbeiten zu beschleunigen, wollte er die gusseisernen Pfeiler der alten Brücke unbedingt erhalten [Bonet, 2003]. 1897 erhielt dann Eiffel den Auftrag für den Umbau der Brücke, also die Ausführung des neuen Überbaus. Der Überbau mit acht Feldern wurde als geschlossenes Stahlfachwerk ausgeführt. Nach der Montage der jeweils drei vom Widerlager aus gesehen ersten Felder wurden die beiden Mittelöffnungen, die je etwa 73 m Spannweite haben, ohne Montagegerüst von bei-

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Bild 1.4-17 Straßenbrücke bei Cubzac über die Dordogne (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

den Seiten zum mittleren Pfeiler im Freivorbau hergestellt. Nach der erfolgten Montage jeweils eines Vorbauabschnitts wurde der nächste montiert, wobei beim Anschluss des nun montierten Teils jeweils die berechneten und tatsächlich eingetretenen Durchbiegungen kontrolliert und so gesteuert wurden, dass nach der Fertigstellung des kompletten Überbaus der Brücke dieser sich in der vorgegebenen Solllage befand. Die vorhandenen gusseisernen Pfeiler wurden beim Umbau durch Kreuzverbände ausgesteift (Bild 1.4-17). Bei dem geschlossenem Fachwerk des Überbaus sind die zweiteilig ausgebildeten auf Zug bean-

Bild 1.4-18 Geschlossenen Fachwerk der Straßenbrücke bei Cubzac über die Dordogne (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

spruchten Diagonalen außen beidseitig der mit Bindeblechen verbundenen auf Druck beanspruchten Diagonalen angeordnet (Bild 1.4-18). Eiffel nahm für sich in Anspruch, die Freivorbauweise in Frankreich eingeführt zu haben. Die Verbindung der von der abgebrochenen Hängebrücke aus dem Jahr 1837 verbliebenen gusseisernen Stützen mit dem aus dem Jahr 1897 stammenden Fachwerk-Überbau wirkt widersprüchlich. Eiffel empfand die durchbrochenen Gusseisenstützen von ganz und gar eigentümlichem Aussehen. Für die Wutachtal-Bahn, die im Südschwarzwald/Hegau um den Schweizer Kanton Schaffhausen herumführt, mussten für den Bau des Mittelabschnitts zwischen Weizen und Zollhaus-Blumberg vier Brücken gebaut werden, die alle 1888 bis 1890 als Eisenkonstruktionen, montiert auf Hilfsgerüsten, ausgeführt wurden. Zu ihnen gehört der in der Nähe von Epfenhofen befindliche mit einem Radius von 350 m horizontal gekrümmte Biesenbach-Viadukt [Stiglat, 1997]. Der Viadukt (Bild 1.4-19) besteht aus sieben Einfeld-Fischbauchträgern auf Fachwerkstützen. Fünf Felder haben Spannweiten von 37,5 m, die beiden anderen Felder 30 m. Auf den Fachwerkstützen sind jeweils ein festes und ein bewegliches Lager angeordnet (Bild 1.4-20). Da die Wutachtalbahn nach dem DeutschFranzösischen-Krieg 1870/71 aus militärstrategischen Gründen gebaut wurde, wur-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-19 Biesenbach-Viadukt (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

Bild 1.4-20 Auflagerung zweier benachbarter Fischbauchträger des Biesenbach-Viadukts auf einer Fachwerkstütze (Bild nach Foto von Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

de sie für den Transport eines 140 t schweren Geschützrohrs ausgelegt. Ihre Bedeutung als strategische Umgehungsbahn der Schweiz und auch für den öffentlichen Personen- und Güterverkehr war gering. Im zweiten Weltkrieg blieben die Brücken unversehrt. Da die Eisenbahnstrecke nach dem Krieg praktisch nicht genutzt wurde, wurde sie auch nicht ausreichend unterhalten und von 1955 an von der Deutschen Bundesbahn schrittweise stillgelegt. Die NATO verhinderte aber aus militärischen Gründen den endgültigen Gleisabbau, renovierte die Bahnstrecke und unterhielt sie bis 1976, wonach sie endgültig stillgelegt wurde. Seit 1977 ist der Mittelteil der Strecke als Museumsbahn betriebsbereit und

diesem Umstand ist es zu verdanken, dass die Brücken uns als Zeugen der technischen Entwicklung insbesondere des Eisenbaus von Ende des 19. Jahrhunderts erhalten sind. Eine der weltweit bekanntesten Brücken überhaupt ist die Eisenbahnbrücke über den Firth of Forth bei Queensferry in Schottland. Die Brücke wurde von John Fowler und Benjamin Baker als FachwerkGerberträger über vier Felder mit den größten Spannweiten der Mittelfelder von etwa 521 m entworfen und von 1883 bis 1890 gebaut. Das System der Brücke ist im Bild 1.4-21 dargestellt. Die gewaltigen Auslegerträger wurden beim Bau jeweils von den 44 m und 79 m breiten Stahlfachwerk-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-21 System der Firth of Forth Brücke bei Queensferry

Pfeilern aus nach beiden Seiten vorgebaut. Nach der Fertigstellung der Auslegerträger wurden in den Mittelöffnungen an deren Kragarmenden Einhängeträger aufgelegt, die mit Schiffen angeliefert und vom Wasser aus montiert wurden. Über die über 107 m gespannten Einhängeträger werden die Auslegeträger miteinander verbunden. Die Gurte der mächtigen Auslegerträger wurden aus Blechen zu rohrförmigen Fachwerkstäben als genietete Konstruktion zusammengesetzt. Die äußeren scheibenartigen Fachwerkwände sind zur Erhöhung der Stabilität zu den Auflagern hin nach außen gespreizt. Nach ihrer Fertigstellung war die Firth of Forth Brücke lange Zeit mit 521,24 m Spannweite die am weitesten gespannte Brücke bis sie 1917 mit dem Bau der ebenfalls als Fachwerk-Gerberträger über drei Felder errichteten Brücke über den St. Lorenz-Strom in Quebec/Kanada mit der Spannweite des mittleren Felds von 549 m übertroffen wurde. Allerdings gelang bei dieser Brücke erst der dritte Versuch ihres Baus. Bereits 1907 beim ersten Versuch des Baus der Brücke knickten beim Bau Untergurtstäbe aus und führten zum Totaleinsturz einer Brückenhälfte [Scheer, 2000]. Nach der Verbesserung des konstruktiven Entwurfs und dem zweiten Bau der Brücke stürzte der Einhängeträger beim Einheben in den Fluss. Erst danach konnte die Brücke 1917 fertiggestellt werden. Zu den landschaftlich schönsten Punkten Dresdens zählt der scharfe Bogen der Elbe mit der anmutigen Geländeform des Elbhangs bei Loschwitz. Auf der linken Elbseite liegt Blasewitz und auf der rechten

Loschwitz, die bis 1893 nur mit Fährbetrieb verbunden waren. Seit 1874 bemühten sich Bürger und die damals noch selbstständigen Gemeinden Loschwitz und Blasewitz mit Eingaben an das Königlich Sächsische Finanzministerium um Genehmigung zum Bau einer Brücke über die Elbe zwischen Loschwitz und Blasewitz [Helas et al., 1995]. Claus Koepcke, von 1869 bis 1872 Professor für Eisenbahn-, Wasser- und Brückenbau und Vorstand der Ingenieurabteilung am Polytechnikum in Dresden, war zu dieser Zeit Technischer Referent am Königlich Sächsischen Finanzministerium. Ihm war das gesamte Eisenbahnwesen unterstellt. Schon 1861, im Alter von 30 Jahren, damals war er mit dem Bau des Hafens und der Hafenbahn in Geestemünde beschäftigt, veröffentlichte Koepcke seine umfangreichen Untersuchungen zum Bau von Ketten-Hängebrücken und wirft die Frage auf, durch welche Mittel das Schwingungsverhalten der Hängebrücken minimiert werden kann. Er kommt zu dem Schluss, dass dies am besten durch die von ihm so genannte versteifte Hängebrücke erfüllt wird, bei der die hängenden Ketten als Gurte von Fachwerken mit dem Fahrbahnbalken zu verbinden sind, wodurch steife fachwerkartige Scheiben entstehen, deren große Konstruktionshöhe die Änderungen der Durchbiegungen unter unsymmetrischer und beweglicher Belastung so begrenzen, wie sie bei einem entsprechend hohen Balkenträger auftreten würden. Koepcke beschäftigten dabei auch besonders die Auswirkungen der Temperaturänderungen der

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Konstruktion. Aus rechnerisch untermauerten Überlegungen schloss er, dass ebenso wie bei den gelenklosen Massiv-Bogenbrücken Gelenke im Scheitel und an den Auflagerpunkten zur Vermeidung von Überbeanspruchungen aus Biegung zweckmäßig seien. Damit ist sein Konzept für den Bau von Hängebrücken entwickelt. 1883 richteten nacheinander der Ortsverein und der Gemeinderat Loschwitz an das Königlich Sächsische Finanzministerium wiederum Petitionen für den Bau der gewünschten Brücke über die Elbe und legten diesmal ausgearbeitete Brückenentwürfe bei, den Entwurf von der KöniginMarien-Hütte aus Cainsdorf bei Zwickau mit einer Parabelträgerbrücke über sechs Felder mit einem Pfeiler in Flussmitte sowie den Entwurf des Zivilingenieurs Kitzler mit einer Hängebrücke. Eine Staatsbeihilfe für den Brückenbau wird darauf 1884 in Aussicht gestellt, und im April 1885 wird die „Kommission zur Ausarbeitung eines Statutenentwurfs für den zu bildenden Brückenverband“ gebildet. Die Kommission legt die Aufteilung der Anteile fest, mit denen sich die 11 beteiligten Gemeinden an der Finanzierung zu beteiligen und zu haften haben. Gleichzeitig legt die Kommission einen Vorschlag für die zu erhebenden Brückenzölle zur Finanzierung des Baus der Brücke vor. Im Juli 1885 wird von der Königlichen Wasserbaudirektion eine versteifte Hängebrücke entworfen, und im Oktober gehen der Kommission erste Ausarbeitungen der Wasserbaudirektion zu, die eine so genannte versteifte Hängebrücke für den Bau vorsieht. Im August 1886 verordnete das Finanzministerium, dass die Wasserbaudirektion die weitere Bearbeitung des Brückenentwurfs übernimmt. Trotzdem beauftragte die Kommission im September 1886 die Firma Felten & Guilleaume mit der Ausarbeitung eines zusätzlichen Entwurfs. Die Königliche Wasserbaudirektion legte für den Bau der Brücke u. a. fest, dass die Brücke mindestens eine lichte

Weite von 135 m der Stromöffnung und beidseitig mindestens 55 m breite Flutöffnungen haben muss. Außerdem wurde vorgeschrieben, dass für die drei Hauptöffnungen statisch bestimmte Eisenkonstruktionen zu wählen sind. Im September wird der Brückenverband gegründet. Der von der Firma Felten & Guilleaume eingereichte Entwurf erfüllte mit einer Ausnahme, die Brücke war statisch unbestimmt, alle von der Wasserbaudirektion für den Bau der Brücke festgelegten Bedingungen. Die Kommission machte sich aber keine Illusionen, dass dieser Entwurf, der den Bau einer leichten und eleganten Drahtseilbrücke vorsah und zudem billiger war als die konkurrierenden Entwürfe, bei dem im Ministerium Verantwortlichen Claus Koepcke Chancen auf Verwirklichung haben würde. Der Entwurf der Firma Felten & Guilleaume wurde deshalb der vom Brückenverband 1887 eingereichten neuen Petition zum Bau der Brücke nicht mit vorgelegt. 1890 erfolgte eine beschränkte Ausschreibung für den Bau der Brücke als versteifte Hängebrücke nach dem Entwurf von Koepcke. Den Zuschlag zum Bau der Brücke erhielt die Königin-Marien-Hütte Cainsdorf, nachdem sie einen deutlichen Preisnachlass auf ihr Angebot eingeräumt hatte. Nun konnte der Bau im April 1891 beginnen. Die Loschwitz-Blasewitzer Elbebrücke, Bild 1.4-22, von der Dresdner Bevölkerung das Blaue Wunder genannt, hat Spannweiten von 61,8–146,7–61,8 m [Raboldt, 1970]. Koepcke bezeichnete das System der Brücke als eine versteifte Hängebrücke. Die Brücke erscheint dem Laien zwar wie eine Hängebrücke, das Mittelfeld ist aber tatsächlich ein äußerlich statisch bestimmter, zugbeanspruchter Dreigelenkträger mit unten liegendem Scheitel-Mittelgelenk dessen Horizontalkräfte an den Pylonspitzen über die Seitenfelder in die Widerlager geleitet werden (Bild 4.1-23). In den beiden Widerlagern untergebrachte Hebelwerke mit Ballast

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-22 Loschwitzer Elbebrücke in Dresden

Gelenk

61,8 m Widerlager Ankerkammer

Pylon Pylon Scheitel-Mittelgelenk

146,7 m Rollenlager

aus schwerem Schlackenbeton nehmen die horizontale Auflagerkraft auf. Die Gelenke wurden als Federgelenke ausgebildet, weil sich Bolzengelenke wegen der Reibungskräfte als unwirksam erwiesen hatten. Abweichend von früheren Entwürfen legte Koepcke das Mittelgelenk in die Höhe der Fahrbahn anstatt in den Obergurt. Dadurch vergrößerte er nicht nur die Pfeilhöhe, sondern erreichte vor allem eine torsionsarme Übertragung von Horizontalkräften zwischen den beiden Brückenhälften. Ein zusätzlich angeordneter Versteifungsgurt nimmt die im Mittelbereich der Brücke auftretenden Biegebeanspruchungen auf. Koepcke beabsichtigte durch die Konstruktion der von ihm so genannten versteiften Hängebrücke die Schwingungen der Brücke zu begrenzen. Anstatt mit den üblichen Hängern verband Koepcke den kräftigen Obergurt der Brücke mit dem Unter- und Lastgurt durch eine rautenförmige Ausfachung, so dass steife fachwerkar-

Gelenk

61,8 m Widerlager Ankerkammer

Bild 1.4-23 System der Loschwitzer Elbebrücke (Bild nach [Raboldt, 1970])

tige Scheiben mit einem Mittelgurt zur Aussteifung der Diagonalknoten entstanden. Durch die Anordnung der Gelenke wurde das System aber weich und damit resonanzgefährdet. Um diese Wirkung zum Teil auszugleichen, ordnete Koepcke sogenannte Brückenbremsen am Mittelgelenk der Brücke und an den Pfeilern jeweils zwischen den Untergurten der Seitenfelder und des Mittelfelds an. Die Brückenbremsen bestehen jeweils aus sich fingerartig übergreifenden Stahlplatten, die von den beiden Gurten ausgehend die Lücke am Gelenkpunkt überbrücken, und aus neun Schrauben mit Durchmessern von 35 mm, die in Langlöchern angeordnet sind. Durch die Vorspannung dieser Schrauben wird zwischen den Platten Reibung erzeugt. Die Reibungskräfte verstärken die Dämpfung der Brücke, sind aber zu gering, um bei Verformungen unter Last oder bei Temperaturänderungen zu Zwängungen zu führen. Der schräg zu den Hauptträgern ange-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

ordnete Trägerrost (die Querträger der Fahrbahntafel sind unter 45° zur Brückenachse angeordnet [Beyer, 1956], dort S. 625, sollte verhindern, dass beide Hauptträger gleiche Schwingungen ausführen, und damit ebenfalls zur Dämpfung beitragen; gleichzeitig dienen sie als unterer Windverband. Nach Koepckes Aussagen verhinderten die angeführten Maßnahmen Resonanzerscheinungen bei im Gleichschritt marschierenden Kolonnen. Der heutige schwere Verkehr verursachte aber störende Schwingungen der Brücke. 1930 bis 1934 wurde die Brücke unter der Leitung von Regierungsbaurat Dr. Kirsten und Professor Kurt Beyer verbreitert und verstärkt. Koepcke hatte bereits beim Bau der Brücke vorgesehen, dass die Brücke verbreitert werden kann, sodass die Verlegung der Gehwege nach außen sehr einfach möglich war. Im zweiten Weltkrieg durchschlugen drei Bomben die Brückenfahrbahn und hinterließen erhebliche Zerstörungen. Die Brücke war Ende des 2. Weltkriegs für Brückensprengungen vorbereitet. Diese wurden glücklicherweise verhindert. Ab 1956 war die Brücke mit Ausnahme der O-Busse und Straßenbahnen in Schrittgeschwindigkeit für Fahrzeuge über 3 t gesperrt, seit 1985 auch für den Straßenbahnverkehr. Danach wurden Instandsetzungsarbeiten vorgenommen, u. a. wurden die als Federgelenke in Brückenmitte durch den Einbau von Spanngliedern verstärkt. Die Brücke ist unter den ausgewiesenen Nutzungseinschränkungen verkehrstüchtig, wenn auch dem heutigen Verkehrsaufkommen kaum gewachsen. Wer sie im Berufsverkehr mit dem Auto benutzt braucht Geduld. Busse, Lastwagen und Autos stehen mehr als sie fahren und das bereits bei der Anfahrt schon weit vor der Brücke. Im Vergleich zu der Schönheit eleganter Hängebrücken wirkt die Loschwitzer Brücke insgesamt nicht elegant, was durch die

ästhetisch störende Versteifung des Mittelgelenks durch aufgelegte Träger verstärkt wird. Die Brücke ist aber keineswegs plump, im Gegenteil. Die Brücke unterstreicht die schöne Landschaft des Elbbogens mit den Dresdner Ortsteilen Loschwitz und Blasewitz. Von ausreichender Ferne wirken ihre Linien klar, von der Nähe wie ein Gewirr von Streben. Am schönsten wirkt sie, wenn man mit dem Elbdampfer vom Elbsandsteingebirge nach Dresden fährt. Man spürt bei ihrem Anblick und dem der nördlichen Elbhänge und südlich gelegenen Elbwiesen, dass man das Elbsandsteingebirge, Pirna und Pillnitz hinter sich gelassen hat und in Dresden angekommen ist. Die Brücke ist damit ein das Stadtbild prägendes Wahrzeichen Dresdens. Die Spree hatte für die Gründung Berlins und die frühere wirtschaftliche Entwicklung eine herausragende Bedeutung. Der Fluss in der Innenstadt, ehemals Verkehrsweg, Warenumschlagplatz und Antrieb für Mühlen hat diese Bedeutung heute verloren. Hauptsächlich Touristen- und Ausflugsboote zur Betrachtung der historischen und modernen Sehenswürdigkeiten Berlins unter anderer Perspektive vom Wasser aus nutzen heute die Spree. Insbesondere beim Umfahren der Spreeinsel auf der Spree und vor allem durch den Spreeund den daran anschließenden Kupfergrabenkanal unter der Gertraudenbrücke und der Jungfernbrücke (Bild 1.4-24) hindurch mit der folgenden Durchfahrt unter der Schlossbrücke (Bild 1.4-4), vorbei am Schlossplatz und Lustgarten mit dem Blick nach rechts auf den Dom und links dem Zeughaus sowie schließlich mit der Museumsinsel mit den auch von außen eindrucksvollen Museen am nördlichen Ende wird deutlich, dass die Spree als Fluss in der Innenstadt die Stadt Berlin und ihr Stadtbild ganz besonders geprägt hat. Die Jungfernbrücke mit zwei Bogen aus Sandstein und dem beweglichen Durchlass in der Mitte wurde ursprünglich 1798 als Zug-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-24 Jungfernbrücke über den Kupfergraben in Berlin

Klappbrücke nach holländischen Vorbildern gebaut, und sie wurde Ende des 20. Jahrhunderts wieder instandgesetzt. Der mittlere Durchlass hat bewegliche Klappen, die ursprünglich aus Holz bestanden, heute aber aus Stahlträgern mit Bohlenbelägen bestehen. Sie konnten mit Rollen, eisernen Ketten und Gegengewichten bewegt werden. Die Jungfernbrücke ist als historisches Beispiel solcher Brücken erhalten, die es früher Lastkähnen mit Segeln ermöglichte

Bild 1.4-25 Weidendammer Brücke in Berlin

durch die städtischen Wasserstraßen zu fahren. Die Überquerung der Spree in der Friedrichstraße in Berlin erfolgt über die Weidendammer Brücke, Bild 1.4-25. Die Brücke als Durchlaufträger mit veränderlicher Trägerhöhe über drei Felder mit Spannweiten von 16,3 m – 38,5 m – 15,5 m wurde zunächst von 1895 bis 1897 gebaut, mit dem U-Bahnbau 1914 abgebaut und 1922 mit verbreiterter Fahrbahn und veränderter Gründung

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-26 Theodor-Heuss-Brücke über den Rhein zwischen Mainz und Mainz-Kastel

Bild 1.4-27 Schiersteiner Brücke über den Rhein

der Flusspfeiler wieder aufgebaut. Die Brücke sollte repräsentativ sein, weshalb Kunsthandwerker mit der Gestaltung der schmiedeeisernen Brückengeländer und der neobarocken Laternenmasten beauftragt wurden. Nach Reparaturen in den 70er-Jahren wurde die Brücke umfassend saniert. Zwischen Mainz und dem rechtsrheinischen Vorort Castell, heute als Mainz-Kastel zu Wiesbaden gehörig, wurde bereits 1883/85 eine Stahlbrücke über den Rhein gebaut. Die Brücke wurde über fünf Felder mit Spannweiten von 87 m – 99 m – 103 m – 99 m – 87 m als Fachwerk-Zweigelenkbogen, in Querrichtung mit jeweils vier parallelen Bogen, mit aufgeständerter Fahrbahn und einer Nutzbreite von 13,8 m errichtet. 1931/33 wurde sie durch je zwei weitere parallele Bogen ergänzt und erhielt damit eine Nutzbreite von 18,8 m. Im Krieg wurde sie 1945 zerstört und 1949/50 in der Form von 1933 wiederaufgebaut. Durch die rhythmische Zunahme der Spannweiten zur Flussmitte und die vorgesetzten Pfeiler aus rotem Sandstein wirkt die Brücke sehr harmonisch (Bild 1.4-26).

Zur Verbindung von Wiesbaden und Mainz wurde 1961/62 die insgesamt 1180 m lange Schiersteiner Straßenbrücke über den Rhein gebaut. Der Rhein ist an dieser Stelle durch die Rettbergsaue in zwei Arme geteilt. Die beiden Strombrücken wurden als Stahl-Vollwandträger mit zweistegigen offenen Querschnitten mit veränderlicher Trägerhöhe jeweils über drei Felder durchlaufend und mit orthotroper Fahrbahnplatte ausgeführt. Die orthotrope Platte wird durch in Längs- und Querrichtung angeordnete Fachwerkträger unterstützt. Die größte Spannweite der größeren der beiden Strombrücken über den rechten Arm des Rheins beträgt 205 m (Bild 1.4-27) und die der kleineren 170 m. Diese Bauweise ist für die damalige Zeit typisch für Brücken dieser Spannweiten. Die Vorlandbrücken und der zwischen den Strombrücken liegende Teil des Brückenzugs sind von den Strombrücken getrennt und als Vollwandträger mit Stahlverbundplatten ausgeführt worden. Jörg Schlaich hat einige Brücken als nur an einem Rand aufgehängte oder gestützte Kreisringträger entworfen. Entwurfsgrund-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-28 Fußgängerbrücke über den Rhein-Herne-Kanal in Oberhausen (Bild von Schlaich Bergermann und Partner, Stuttgart)

Bild 1.4-29 Fußgängerbrücke über den Rhein-Herne-Kanal in Oberhausen, Ausschnitt (Bild von Schlaich Bergermann und Partner, Stuttgart)

lage ist dabei, die Erkenntnis aus der Mechanik, dass der im Grundriss kreisförmig gekrümmte Träger und auch die entsprechende Kreissegmentplatte in Längsrichtung nur entweder am inneren oder äußeren seitlichen Rand gestützt werden muss. Über die erste von ihm auf dieser Grundlage entworfenen Brücke, die Fußgängerbrücke Kehlheim über den Main-Donau-Kanal, berichtet er in diesem Buch selbst, Abschnitt 3.8.2. Bei der 1997 gebauten Fußgängerbrücke über den Rhein-Herne-Kanal in Oberhausen (Bilder 1.4-28 und -29) erfolgt im Gegensatz zur Fußgängerbrücke Kehlheim, die am inneren Rand aufgehängt

ist, die Unterstützung durch einen als Raumkurve geformten Bogen mit 77 m Spannweite auf dem Einzelstützen und VStützen den Gehweg mittig unterstützen [Bögle et al., 2003]. In Berlin wird nach Entwürfen der Architekten von Gerkan, Marg und Partner an Stelle des derzeitigen Lehrter Bahnhofs der neue Hauptbahnhof gebaut. Die oberirdische Ost-West-Trasse der Schnell- und Eisenbahn mit insgesamt sechs Gleisen führt über den Humboldthafen. Dafür wurden 1997/99 je zwei zweigleisige und eingleisige horizontal gekrümmte Brücken als Stahlrohr-Stabbogen als vertikale Doppelbogen

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-30 Humboldthafen-Brücke in Berlin (Bild von Schlaich Bergermann und Partner, Stuttgart)

Bild 1.4-31 Stahlrohrbogen der Humboldthafen-Brücke in Berlin (Bild von Schlaich Bergermann und Partner, Stuttgart)

und mit oberen Betonplattenbalken ausgeführt [Schlaich/Schober, 1999b]. Die Brücken folgen der sich stetig aufweitenden Gleisführung. Die Stabbogen aus dickwandigen Rohren verlaufen zwischen den Widerlagern und den Anschlüssen in den Betonplattenbalken in vertikalen Ebenen (Bilder 1.4-30 und -31). Die größte Spannweite beträgt 60 m. Die Verbindung der Stabbogen mit den Betonplattenbalken erfolgt optisch besonders ansprechend durch Einbindung der Bogen in die Betonplatten-

balken, wobei das Stahlrohr aber nicht im Plattenbalken durchgeführt wird, sondern nach der Kraftübertragung im Beton endet. Die Verbindung der oberen Betonplattenbalken mit den Stahlrohr-Stabbogen und die Kraftübertragungen erfolgen über Aufständerungen aus vertikalen Stahlrohren in engem Abstand. Die Rohrknoten wurden zum Teil geschweißt und zum Teil als Stahlgussknoten (Bogenköpfe, Kämpfer, Kämpfer-Diagonalverbände) ausgeführt.

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

1.4.3.2 Moderne Hängebrücken Obwohl in China sehr früh (spätestens im 6. Jahrhundert) einige eiserne Ketten-Hängebrücken, meistens ohne Versteifungsträger, vorhanden waren und sogar große Ketten-Hängebrücken, wie z. B. die Luding Brücke mit 103 m Spannweite über den Dadu He in der Provinz Sichuan aus dem Jahr 1705, bekannt sind, kann man sagen, dass mit dem Bau der Jakobs Greek KettenHängebrücke in Pennsylvania die Ära der modernen Hängebrücken begann. Sie wurde 1796 von J. Finley mit 21 m Spannweite und 3,8 m Breite erbaut. Sieben Jahre danach ließ Finley sein Konstruktionssystem patentieren. Bis 1810 wurden nach seinem Patent 50 Ketten-Hängebrücken errichtet. Die größte dieser Brücken mit 100,4 m Spannweite war die über den Schuylkill in Philadelphia. In England entwickelte Sir Samuel Brown statt Ketten verschiedene Augenstäbe für die Kabel der Hängebrücken. Die Union Brücke mit 137 m Spannweite und 5,5 m Breite über den Tweed bei Berwick aus dem Jahr 1820 ist eine der Hängebrücken deren Kabel aus Augenstäben hergestellt wurden. Sie wurde bereits 1821 durch Windwirkung zerstört. Die Hängebrücke für die Werft in Brighton, die 1823 auch von Sir Samuel Brown erstellt wurde, war ein weiteres Beispiel nach dieser Bauweise. Sie war 347 m lang, 3,8 m breit und hatte vier Öffnungen (1836 wurde sie wegen der vom heftigen Sturm erregten Schwingungen fatal zerrissen). In der Folgezeit wurden für die Kabel bei fast allen Hängebrücken in England Augenstäbe verwendet, so z. B. bei der Brücke über die Menaistraße mit 168 m Spannweite von Thomas Telford aus dem Jahr 1826, bei der Clifton Brücke über den Avon bei Bristol mit 214 m Spannweite von Isambard Kingdom Brunel aus dem Jahr 1864 usw. In Frankreich und der Schweiz wurden überwiegend Drahtseile für die Kabel ver-

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wendet. Diese Technik hatte man schon 1816 sowohl in England als auch in Amerika für kleine Hängebrücken angewendet. Die Brüder Séguin (Marc und Camille Séguin) und Louis Joseph Vicat sind als die zur Entwicklung der Drahtseilbrücken in Frankreich Maßgebenden zu nennen. Die berühmteste Drahtseilbrücke in dieser Zeit war die von M. J. Joseph Chaley, einem französischen Ingenieur, hergestellte Brücke über die Saane in Fribourg in der Schweiz mit der lichten Weite von 273 m aus dem Jahr 1835. Obwohl das Luftspinnverfahren für die Montage der Kabel schon bekannt war und von Louis Joseph Vicat stark gefördert wurde, verwendete Chaley beim Grand-Pont über die Saane in Fribourg das herkömmliche Montageverfahren mit vorfabrizierten Paralleldrahtseilen. In Frankreich scheint damals eine Euphorie für Kabelbrücken geherrscht zu haben, von 1830 bis 1850 sollen dort mehr als 200 Kabelbrücken gebaut worden sein. Der Mangel an genügender Steifigkeit verursachte jedoch einige Einstürze von Brücken dieser Bauart, wie das Unglück der Basse-Chaîne Brücke über den Fluss Maine bei Angers in Frankreich im Jahre 1850, wobei 226 von 487 auf der Brücke marschierende Soldaten ums Leben gekommen sind. Wegen solcher Einstürze wuchsen in Europa Zweifel an der Sicherheit der Kabelbrücken so stark, dass danach zunächst nur wenige Brücken dieser Bauart gebaut wurden. Eine wegweisende Bedeutung für den Bau moderner Hängebrücken kommt Johann August Röbling zu. Deshalb wird in Würdigung seiner besonderen Verdienste auf ihn, seine Entwicklung und seinen Beitrag zum modernen Großbrückenbau besonders eingegangen. Dabei wird auf die Bücher von David Bernard Steinman [Steinman, 1957] und David P. Billington [Billington, 1985] sowie die Ausarbeitung Suspension Bridges – A Century of Progress der John A. Roebling’ Sons Company, Trenton/New Jersey Bezug genommen.

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Johann August Röbling wurde 1806 in Mühlhausen in Thüringen, geboren. Nach Abschluss seiner Schulbildung, zunächst am Gymnasium in Mühlheim und anschließend am Privat-Pädagogium in Erfurt, begann der 17-Jährige Röbling das Studium am damaligen Königlich Polytechnischem Institut Berlin. Er studierte Tief- und Brückenbau, Hydraulik und Deichbau, Maschinenbau und Architektur. Sein Lieblingsfach war Brückenbau, das er bei Dietleyn studierte. Dietleyn machte seine Studenten mit der damals neuen Brücken-Konstruktionsform der Hängebrücke bekannt. Er erläuterte u. a. fünf kleinere Hängebrücken, die gerade in England gebaut worden waren, bei denen die Fahrbahn an Ketten aus gelenkig miteinander verbundenen Stäben aufgehängt war. Dietleyn wies darauf hin, dass zwei dieser Ketten-Hängebrücken nach kurzer Zeit bei Wind eingestürzt waren. Auch über die von Finley 1796 gebaute erste Ketten-Hängebrücke moderner Konstruktionsform über den Jacobs Creek bei Greeburgh in Pennsylvania und über die 1816 gebaute und im selben Jahr bereits unter der Belastung aus Eis und Schnee eingestürzte Messingdrahtseil-Hängebrücke über die Wasserfälle des Schuylkill in Philadelphia erfuhr Johann August Röbling schon während seines Stu-

diums von Dietleyn. Er war fasziniert von dem neuen Konstruktionssystem für Brücken und wurde sich auch gleich früh der Gefahren bewusst, die durch mangelhafte Entwürfe entstehen können. Er war zwar von Hängebrücken begeistert, hatte aber noch nie eine gesehen. Während seines Studiums hörte er 1824, dass in Bamberg über die Regnitz gerade die erste Ketten-Hängebrücke als Fußgängerbrücke in Deutschland gebaut wird. Er fuhr nach Bamberg, machte eine sorgfältige Studie über die Brücke, analysierte die Konstruktion bis zur Ermittlung des benötigten Materials. Er fasste Alles zu einem Bericht zusammen und reichte diesen als seine Ingenieur-Abschlussarbeit ein. Seine Begeisterung für den Entwurf, die Konstruktion und den Bau von Hängebrücken wurde er nie mehr los. Die Ketten-Hängebrücke wurde 1825 fertiggestellt, bestand bis 1880 im Originalzustand, wurde durch einen Neubau in Bamberg (Bild 1.4-32) erneuert und dann im Krieg zerstört. Das Studium schloss Johann August Röbling im Alter von 20 Jahren als Zivilingenieur ab, wie früher der Bauingenieur, heute noch so in Österreich, genannt wurde (engl.: Civil Engineer). Es ist schade, dass die frühere Bezeichnung nicht im ganzen deutschen Sprachraum beibehalten wurde.

Bild 1.4-32 Ehemalige Kettenhängebrücke in Bamberg (Foto: Hans Möller, Urheberrecht: Stadtarchiv Bamberg)

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

Sie trifft die Berufsbezeichnung und die Vielseitigkeit des Berufs treffender als die heute übliche. 1831 wanderte Röbling nach Amerika aus. Er engagierte sich zunächst mit dem Aufbau der Siedlung Saxonburg (zunächst Germania genannt) in Pennsylvania für die mit ihm Ausgewanderten und betätigte sich deshalb in der Landwirtschaft, als Landwirt war Röbling aber nicht besonders erfolgreich. Nach sechs Jahren kehrte er in den Ingenieurberuf zurück. Er wurde technischer Assistent für die Kanalisierung des Kanalnetzes im Staat Pennsylvania. Dabei wurde er mit dem Betrieb von Seilschienenbahnen vertraut. Diese dienten zur Verbindung von Wasserwegen an den Stellen, an denen die Kanäle durch Gebirgszüge unterbrochen waren. Gleise wurden an den Hängen des dazwischen liegenden Bergs hinauf und hinunter geführt. Die auf schiefen Ebenen fahrenden Bergbahnen hatten beträchtliche Steigungen. Die Kanalkähne wurden zerlegt und auf Loren verladen, die Fracht und die Reisenden in von auf dem höchsten zu überbrückendem Punkt befindlichen Dampfmaschinen mit endlosen Hanfseilen auf einem Doppelgleis auf den Berg hochgezogen und auf der anderen Seite (ein Wagen wurde hochgezogen, ein Wagen als Gegengewicht fuhr hinunter) bis an den nächsten Kanal wieder heruntergelassen. Dort wurden die Kanalkähne wieder zusammengebaut und die Fracht verladen. Die Hanfseile scheuerten ständig durch, was häufig ohne Vorwarnung geschah. Wenn ein Hanfseil riss, zerschellten die Wagen mit der Ladung. Weil die teuren Hanfseile selbst dann, wenn kein Unglück eintrat, in kurzen Zeitabständen ersetzt werden mussten, verursachte dies laufend hohe Kosten. Röbling kam zur Erkenntnis, dass es besser sei die Hanfseile durch Drahtseile zu ersetzen. Er erinnerte sich, dass in Sachsen bereits Drahtseile durch Zusammendrehen von Drähten hergestellt worden sind. Er war entschlossen dies auch zu

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tun. Diese Idee war die Geburtsstunde für den Aufbau der Drahtseil-Industrie, die den Großbrückenbau revolutionierte und auch für vielfältige andere Einsatzmöglichkeiten wegweisend war. Er stellte 1841 auf seinem Hof in Saxonburg sein erstes Drahtseil her und beantragte ein Patent über Verfahren zu Anfertigung von Drahtseilen, das ihm 1842 gewährt wurde. Bei der ersten Versuchsvorführung auf einer der Gefällstrecken des Pennsylvania Kanals wurde er Opfer einer Sabotage. Jemand schnitt das Drahtseil an, so dass es bei der Vorführung riss. Nach der Ausbesserung der beschädigten Stelle, tat das Drahtseil bei härtester Beanspruchung lange seinen Dienst, es wurde ein voller Erfolg Röblings. Alle Seilschienenbahnen wurden danach mit Drahtseilen ausgerüstet. Vor allem die Gefahren der Transporte über die Berge wurden verringert, aber auch die Kosten wurden gesenkt. Der große Bedarf an Drahtseilen, die auch in Bergwerken zur Förderung sowohl in senkrechten Schächten als auch im Schrägbau, für Drahtseilbahnen und Bagger sowie in der Schifffahrt eingesetzt wurden, führte zum Aufbau seiner Firma zur Herstellung von Drahtseilen, die er zunächst in Saxonburg gründete und die schnell und beständig wuchs. Sie wurde deshalb 1849 nach Trenton verlegt, und sie besteht noch heute als John A. Roebling’ Sons Company Trenton, New Jersey. Er beantragte ein weiteres Patent für Kabel mit parallel angeordneten Drähten, das ihm auch erteilt wurde. Durch die Entwicklung des Drahtseils wuchs bei ihm die Überzeugung, dass mit dem Draht die Lösung für den Bau von Brücken mit großen Stützweiten gefunden worden war. Bei den zu dieser Zeit bisher in Europa gebauten DrahtseilHängebrücken legte man die einzelnen Kabel entlang des Ufers aus, transportierte sie so zur Brücke und hängte sie über die Pylone. Röbling erkannte, dass bei dieser Herstellung die Verkrümmungen der einzelnen Kabel nicht so eingerichtet werden konn-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

ten, dass in allen Drähten gleiche Spannungen entstanden. Er entwickelte deshalb das auf Ideen von Henry Vicat aufbauende Kabel-Luftspinnverfahren. Jeder Draht wird dabei einzeln mit einer rollenden Vorrichtung über die Pylone gezogen und in der Luft in seiner erforderlichen Form aufgehängt Die aufeinander folgenden Drähte werden in der gleichen Länge mit dem gleichen Stich der Durchhängung aufgehängt und erhalten damit zwangsläufig alle die gleiche Spannung. Danach wird eine bestimmte Anzahl von Drähten zu einem Kabelstrang gebündelt und schließlich werden die Stränge zu einem kompakten Kabel zusammengepresst. Das fertige Kabel wird mit weichem ausgeglühtem Draht dicht umwickelt (umsponnen) und außen mit einem Farbanstrich versehen. Dadurch wurde ein dichter Luftabschluss geschaffen und das Eindringen von Feuchtigkeit in das Kabel verhindert. Das weiter entwickelte Verfahren ist bis heute bei allen großen amerikanischen Hängebrücken angewendet worden. Gut vorbereitet, war er nun entschlossen sich um den Bau von Hängebrücken zu bewerben. Bereits 1841, also gleichzeitig mit der Herstellung seines ersten Drahtseils, hat er die für die Entwicklung des modernen Hängebrückenbaus erste, grundlegende Arbeit [Roebling, 1841] über den Bau von Hängebrücken veröffentlicht. Im Winter 1843/44 wurde eine Kanalbrücke des Pennsylvania-Kanals über den Allegheny in Pittsburgh durch Eis stark beschädigt und sollte durch einen Neubau ersetzt werden. Johann August Röbling schlug den Bau einer Kanal-Hängebrücke vor und erhielt den Auftrag, die Kanalbrücke in einer Frist von neun Monaten zu bauen, was Röbling fristgerecht als Ingenieur-Unternehmer erfüllte. Die Brücke hatte sieben Öffnungen mit je 49 m Stützweite. Die beiden Drahtkabel hatten Durchmesser von 18 cm und liefen ungestoßen girlandenförmig über die ganze Länge der Brücke

durch. An ihnen wurde der Holztrog kontinuierlich über Hänger aufgehängt. Zum ersten Mal in der Geschichte des Brückenbaus wurden große Kabel für eine Hängebrücke in ihrer endgültigen Lage an Ort und Stelle hergestellt. In den folgenden Jahren baute Röbling weitere Kanalbrücken und die sehr leichte Monongahela-Brücke in Pittsburgh, bei der er zur Versteifung und Erhöhung der Windstabilität erstmals zusätzliche Schrägkabel anordnete, die von den Köpfen der Pylone zu den hölzernen Versteifungsträgern liefen. Bis 1850 hatte Johann August Röbling in sechs Jahren sechs Hängebrücken, fünf Kanalbrücken und eine Straßenbrücke, die Monongahela-Brücke in Pittsburgh, gebaut. 1847 wurde der Bau einer kombinierten Eisenbahn- und Straßenbrücke über den Niagara etwa 3 km unterhalb der bekannten Wasserfälle ausgeschrieben. Johann August Röbling bewarb sich um den Auftrag, den Zuschlag erhielt aber nicht er, sondern Charles Ellet, der aber nur bis zur Fertigstellung einer 2,30 m breiten Behelfsbrücke im Juli 1848 für die Arbeiter und den Transport von Material für die eigentlichen Bauarbeiten kam. Die Behelfsbrücke wurde zunächst zehn Monate als Fußgängerbrücke und nach einigen Verstärkungen einige Jahre auch für den Verkehr von leichten Fahrzeugen zur Überquerung des Niagara genutzt. Für den Verkehr auf der schwankenden Brücke stand nur eine Fahrbahn zur Verfügung. Schließlich wurde sie abgebrochen. Johann August Röbling erhielt nun 1851 den Auftrag zum Bau der kombinierten Eisenbahn- und Straßenbrücke über den Niagara. Die Niagara-Brücke wurde als Hängebrücke mit 247,5 m Stützweite mit vier Kabeln mit 25,4 cm Durchmesser aus schmiedeeisernem Draht als zweigeschossige Brücke gebaut. Das Eisenbahngleis lag auf der oberen und die Straße auf der unteren Brückenebene. Die Niagara-Brücke war

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

die erste Hängebrücke mit voll wirksamen 5,5 m hohem Versteifungsträger, der als Fachwerkträger die beiden Fahrbahnebenen verband. Die Anordnung der Kabel war einzigartig. Zwei Kabel waren durch Drahtseilaufhängungen unmittelbar mit der oberen Brückentafel verbunden, die beiden anderen mit der unteren Brückentafel. Zur Versteifung und Erhöhung der Windstabilität sowie zur Aufnahme eines Teils der Belastung ordnete Röbling wieder, wie bei der Monongahela-Brücke, Schrägkabel an, die büschelartig (Definition nach Feige s. Bild 5.2.1-35) von den Pylonen zu den beiden Fahrbahnen liefen. Die Brücke wurde im März 1855 fertig gestellt. Die Brücke trug trotz ständig anwachsendem Gewicht der Züge und Lokomotiven die Lasten von ihrer Inbetriebnahme 1855 bis 1897, also über 42 Jahre. Wegen des zunehmenden Eisenbahnverkehrs, des im Vergleich zu ihrer Fertigstellung auf das Dreifache angewachsenen Belastungsgewichts und des zusätzlichen Erfordernisses der Aufnahme von Straßenbahnen wurde die Brücke 1897 abgebrochen und durch eine breitere Konstruktion als Stahlbogenbrücke ersetzt, die für größere Belastungen ausgelegt ist. 1857 erhielt Johann August Röbling den Auftrag, in Pittsburgh eine weitere Hängebrücke über den Allegheny zu bauen, die eine 40 Jahre alte, überdachte Brücke ersetzen sollte. Beim Bau dieser Brücke wurde für ihn ein Traum wahr. Sein ältester Sohn Washington Roebling, der von 1854 bis 1857 am Polytechnischen Institut von Rensselaer in Troy/New York sein Ingenieurstudium absolviert und einige Zeit in der Trentoner Fabrik gearbeitet hatte, kam 1858 zu ihm nach Pittsburgh und arbeitete mit ihm zusammen beim Bau dieser Brücke, die 1860 fertiggestellt war. Bereits seit 1839 war der Bau einer Brücke über den Ohio von Covington nach Cincinnati im Gespräch. Johann August Röbling hatte sich bereits seit 1846 damit

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beschäftigt und für die Brücke über den Ohio von Covington nach Cincinnati Pläne ausgearbeitet, die 1856 zum Auftrag die Brücke zu bauen geführt hatten. Nach dem Beginn der Gründungsarbeiten für die beiden Pylone wurden die Bauarbeiten zunächst wegen Geldmangels eingestellt. Wegen des Ausbruchs des Bürgerkriegs 1860 wurden die Arbeiten ganz gestoppt und erst 1863 wieder aufgenommen. Die Brücke über den Ohio von Covington nach Cincinnati hat eine Spannweite von 322 m. Es war bis dahin die größte Spannweite einer Brücke. Die Hängekabel haben 32 cm Durchmesser und waren die Kabel mit dem größten Durchmesser bis dahin. Zunächst musste eine leichte Arbeitsbrücke gebaut werden. Das Ende des Drahtseils mit 63 mm Durchmesser als Doppelseil wurde von der Verankerungs-Widerlagern auf der Seite von Cincinnati über den Pylon auf der Seite von Cincinnati gezogen, der Rest auf einen Kahn verladen und über den Ohio, auf den Grund des Flusses abgesenkt, zum gegenüber liegenden Ufer in Covington geschleppt. Mit einem dampfbetriebenen Flaschenzug wurde das Doppelseil aus dem Wasser zum Kopf des Pylons auf der Seite von Covington und in seinen erforderlichen Durchhang zwischen den beiden Pylonen nach oben gezogen und an den Kabelverankerungs-Widerlagern kraftschlüssig arretiert. Auf die Drahtseile wurden Holzquerbalken und darauf in Längsrichtung Bodenbretter aufgelegt. Von dieser Arbeitsbühne konnten die weiteren Arbeiten, vor allem das Spinnen der Kabel für die Hängebrücke, vorgenommen werden. Die Hängebrücke selbst erhielt wieder zur Versteifung und Erhöhung der Windstabilität Schrägkabel, die strahlenförmig von den Pylonen zum Versteifungsträger liefen. Als neues Konstruktionselement kamen je zwei Paar in entgegengesetzter Richtung laufende Schrägkabel hinzu, die die Hängekabel aussteifen. Ab 1865 bis zur Fertigstellung der Brücke im Jahr 1867 unterstützte

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Washington Roebling als Stellvertretender Chefingenieur seinen Vater bei der Fertigstellung des Baus der Brücke, die noch heute ihren Zweck erfüllt, allerdings wegen des inzwischen schwereren Verkehrs 1896/1897 durch Ergänzung von zwei weiteren Kabel mit 25,4 cm Durchmesser verstärkt werden musste. Gut vorbereitet und erfahren bewarben sich Vater Johann August und Sohn Washington Roebling um den Entwurf und den Bau der Brücke in New York über den East River zur Verbindung von Manhattan nach Brooklyn. Der Bau der Brooklyn Brücke sollte sich zu einer tragischen Geschichte entwickeln. Bereits 1857 hatte Johann August Röbling in einem Brief dem New Yorker Bürgermeister die Möglichkeit der Überbrückung des East Rivers als durchführbar erklärt. 1865 arbeitete er Pläne für den Bau der Brücke aus, die er Vertretern der Brooklyner Bürgerschaft vorlegte. Im Dezember 1866 trafen Henry C. Murphy, William C. Kingsley und Alexander Mc Cue die zielführenden Vorbereitungen dafür, dass die Gesetzgebende Versammlung des Staats New York im April 1867 den Beschluss fasste, dass die Brooklyn Brücke gebaut werden soll. Einen Monat später wurde die New Yorker Brückengesellschaft als Körperschaft öffentlichen Rechts zur Errichtung und Unterhaltung der Brücke über den East River zwischen den Städten New York und Brooklyn gegründet. Mit dem Entwurf und dem Bau der Brücke wurde Johann August Röbling beauftragt. Sein Sohn Washington Roebling, der von Anfang an am Entwurf der Brooklyn Brücke beteiligt war, fuhr daraufhin nach Europa, um sich auf den neuesten Stand des Wissens über verschiedene Probleme des Ingenieurbaus und insbesondere über Druckluftverfahren zur Absenkung der Caissons zur Herstellung von Fundamenten zu bringen. Johann August Röbling bestimmte inzwischen mit dem Vergleich verschiedener Linienführungen der Straßen mit ihren

Rampenneigungen und der Verkehrsmöglichkeiten die Lage der Brücke, stellte die Planungsunterlagen einschließlich der notwendigen Vermessungsarbeiten bis zum September 1867 fertig und veranschlagte die Kosten für den Bau der Brücke, die mit 486,3 m Spannweite der Haupt- und je 284,4 m der beiden Seitenöffnungen als technisches Meisterwerk des 19. Jahrhunderts und als Markstein in die Geschichte der Brückenbaukunst eingehen sollte. Röbling schlug innovativ vor, für die Hängekabel erstmals kaltgezogenen Stahldraht anstatt Eisendraht zu verwenden. Die Brooklyn Brücke war bahnbrechend für mehrere folgende Hängebrücken mit Spannweiten zwischen 400 und 600 m, wobei bei den nachfolgenden Brücken die erforderlichen Tragfähigkeiten wegen des zunehmenden Verkehrs anwuchsen. Röblings Plan für den Bau der Brücke wurde vom Planungs- und Vermessungsausschuss angenommen. Von namhaften Ingenieuren wurden aber Zweifel geäußert, ob der Bau der weitgespannten Brücke ausführbar sei. Zwei Kommissionen, eine der Beratenden Ingenieure und eine von Militär-Ingenieuren, befassten sich intensiv mit der Frage, besichtigten u. a. die von Röbling bereits gebauten Hängebrücken über den Niagara und über den Ohio zwischen Covington und Cincinnati. Beide Kommissionen bestätigten schließlich im Mai und Juni 1869 in ihren Berichten die Durchführbarkeit des Baus der Brooklyn Brücke nach Röblings Plänen. Der Widerstand der Fachkreise war beseitigt und der Bau der Brücke über den East River konnte endlich beginnen. Aber welche Tragik sollte auf Johann August Röbling und seinen Sohn zukommen. Bei abschließenden Vermessungsarbeiten im Sommer 1869 übersah Johann August Röbling, der bei der genauen Lagebestimmung des Pylons auf der Brooklyner Seite auf den Dalben einer Fähranlegestelle stand und in seine Arbeit vertieft war, ein einfahrendes Fährschiff. Das Schiff krachte

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mit voller Wucht gegen den Fender, das Fendergerüst drückte gegen den Pfosten und Röblings Fuß wurde eingeklemmt und zerquetscht. Die Zehen des rechten Fußes mussten amputiert werden. Nach zwei Wochen voller Schmerzen starb Johann August Röbling, der geniale Ingenieur des 19. Jahrhunderts, an den Folgen des Unfalls. Im August 1869 wurde der 32-jährige Washington Roebling, der ja durch seine Mitarbeit von Beginn an bestens mit dem Entwurf, der Konstruktion und dem Bau der Brücke vertraut war, zum Chefingenieur als Nachfolger seines Vaters bestellt. Für die Gründungen der neugotisch wirkenden Pylone aus Granit wurden Druckluft-Senkkästen, damals ein neues Verfahren für Gründungen in tiefem Wasser, verwendet. Der Pylon auf der Brooklyner Seite wurde in einer Tiefe von etwa 12 m, der auf der New Yorker Seite in einer Tiefe von etwa 24 m gegründet. Der obere Abschluss des zuerst ausgeführten, hölzernen, unten offenen Senkkastens auf der Brooklyner Seite war eine 4,5 m dicke aus Holzbalken zusammen gesetzte Platte (beim Senkkasten auf der New Yorker Seite war die Holzplatte sogar 6,7 m dick). Die gezimmerten Holzwände waren oben 2,7 m dick und liefen nach unten spitz zu einer Schneide zu, die aus einem abgerundeten und durch Bleche gepanzertem eisernen Gussstück als Schuh bestand. Über den ganzen Caisson wurde ein fugenloses Zinkblech gelegt. Der Senkkasten wurde am Ufer auf Hellingen gebaut und zur Gründungsstelle eingeschwommen und abgesenkt. Die Ausschachtungsarbeiten im Caisson erfolgten in drei achtstündigen Schichten. Die Arbeiter arbeiteten jeweils acht Stunden im Caisson. Die Arbeitsbedingungen im Caisson waren aus heutiger Sicht unzumutbar. Bei Petroleumlicht mussten Morast, Treibsand und eine Unmenge Fels entfernt werden, zeitweise wurde sogar Dynamit zum Sprengen von Fels eingesetzt. Die mit einem zu langem Aufenthalt in komprimierter Luft

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verbundenen Gefahren (Caisson- oder Taucherkrankheit) waren damals noch unbekannt. Beim Absenken des Caissons für die Gründung des Pylons auf der Brooklyner Seite mit Luftüberdrücken bis 1,6 atü traten, sieht man von vorübergehenden Wirkungen auf die Trommelfelle beim Einund Ausschleusen ab, kaum Probleme bei gesunden Arbeitern auf. Dies änderte sich beim Senkkasten für die Gründung des Pylons auf der New Yorker Seite. Als hier der Luftüberdruck über 1,7 atü anwuchs wurden die Verbleibzeiten im Caisson sukzessive verringert, bis auf zwei Stunden bei Erreichen der Gründungstiefe mit 2,5 atü Überdruck. Trotz zusätzlich getroffener umfänglicher Vorbeugungsmaßnahmen litt ein großer Teil der Arbeiter unter den Folgen der Auswirkungen des Aufenthalts in der komprimierten Luft. 110 Arbeiter bedurften ärztlicher Behandlung, drei Arbeiter starben. Weil er sich des Risikos der Arbeit im Druckluftkasten bewusst war und wusste, dass jeder geringfügige Fehler verhängnisvoll werden konnte, war Washington Roebling selbst stets im Caisson, wenn es kritisch wurde. Er war mehr Stunden im Druckluftkasten als jeder Andere. Im Sommer 1872 wurde er nahezu bewusstlos aus dem Caisson gebracht, sein Tod wurde stündlich erwartet. Er erholte sich nach einigen Tagen, brach dann aber wieder zusammen. Er blieb unter Schmerzen zeitlebens gelähmt, im Alter von 35 Jahren war er ein Opfer der Caisson-Krankheit. Er war aber fest entschlossen, trotzdem den Bau der Brücke als Chefingenieur zu vollenden. Er saß zu Hause mit direktem Blick vom Fenster auf die Brückenbaustelle. Weil er fürchtete, nicht mehr lange zu leben, schrieb, zeichnete er fieberhaft und arbeitete bis ins Einzelne gehende Anweisungen für den Bau der Pylone, das Spinnen der Hängekabel und die Aufhängung des Stahldecks einschließlich schwieriger und besonderer Montagevorgänge aus. Er dirigierte mit einem Fernglas

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bewaffnet vom Fenster seines Hauses die Baustelle. Seine Frau, Emily Warren Roebling, unterstützte ihn mit großem Einsatz. Sie studierte unter seiner Anleitung die für den Bau der Brücke erforderlichen Gebiete der Mathematik, das Verhalten von Kabelkonstruktionen, das Materialverhalten und Brückenvorschriften. Sie ließ sich von ihrem Mann dessen Gedanken erläutern und machte sich mit der Sprache der Ingenieure vertraut. Täglich ging sie zur Brückenbaustelle, um die fortlaufenden Arbeiten zu kontrollieren und die Anweisungen ihres Manns den Ingenieuren auf der Baustelle zu überbringen. Als kurz vor der Vollendung des Baus der Brooklyn Brücke 1882 Zweifel geäußert wurden, dass Washington Roebling wegen seines Gesundheitszustands die Stelle des Chefingenieurs weiterhin ausfüllen könne (man beachte, dass Roebling bereits seit zehn Jahren gelähmt und trotzdem weiterhin als Chefingenieur tätig war!), hielt Frau Emily Warren Roebling vor der Amerikanischen Gesellschaft der Zivilingenieure (ASCE) ein so überzeugendes Plädoyer, dass die Ablösung ihres Mannes als Chefingenieur verworfen wurde. Auf den ausbetonierten Caissons erhoben sich 1876 die mehr als 106 m hohen, fertig gestellten Pylone aus Granit, die die Hängekabel tragen. Die Widerlager zur Verankerung der Kabel waren ebenfalls fertig. Die Vorbereitungen für das Spinnen der Kabel liefen an. Im Prinzip erfolgte die Kabelherstellung wie bei der Brücke über den Ohio von Covington nach Cincinnati. Nur wenige örtlich bedingte Änderungen wurden vorgenommen. Statt zwei, wie bei der Ohio-Brücke, waren bei der Brooklyn Brücke vier Kabel erforderlich. Diese hatten auch größere Querschnitte (39,4 cm Durchmesser) als bei der Ohio-Brücke, und sie waren erstmals bei einer Hängebrücke aus verzinktem Stahldraht. Wie bereits zuvor bei den Brücken über den Niagara und über den Ohio wurden zusätzliche Schrägkabel

angeordnet, die von den Köpfen der Pylone büschelartig angeordnet zum Versteifungsträger gespannt sind. Vor dem Beginn des Spinnens der Kabel für die Hängebrücke mussten Behelfskabel für die Montage der endlosen Zugseile zum Spinnen der Kabel und die erforderliche Arbeitsbühne von Ufer zu Ufer gespannt werden. Außerdem wurden zwei Kabel als gegenläufig gekrümmte Umkehrkabel zwischen den beiden Pylonen gespannt, die verhinderten, dass die leichten temporären Kabel und die Arbeitsbühne vom Wind emporgehoben wurden. Das Spinnen der Kabel war im Oktober 1878 beendet. Alle Stränge der Kabel wurden mit Pressen genau zylindrisch zusammengezogen und die Kabel mit einem ununterbrochenem Draht umwickelt, wobei der Wickeldraht durch eine rotierende Maschine auf Zug so vorgespannt wurde, dass die Reibung zwischen den Drähten so groß wurde, dass es unmöglich war einen Kabeldraht aus dem Bündel heraus zu ziehen. Danach wurde der Versteifungsträger über die Hänger an die Hängekabel gehängt und danach die Schrägkabel eingebaut. Die Brücke wurde im Mai 1883, nachdem auch die Brückenauffahrten fertiggestellt waren, in Anwesenheit des Präsidenten der Vereinigten Staaten Chester Arthur und vieler Persönlichkeiten eröffnet. Die Brooklynbrücke, ursprünglich mit vier Spuren für Pferdefuhrwerke, zwei Gleisen für die Straßenbahn (stattdessen von 1898 bis 1944: je zwei Gleise für Straßenbahn und O-Busse und zwei Spuren für Autoverkehr) und einer Promenade für Fußgänger, die längs in der Brückenmitte oberhalb der Ebenen der Fahrspuren angeordnet ist, ist noch heute voll im Betrieb. David Bernard Steinman erweiterte und ertüchtigte von 1944 bis 1954 die Brücke für den heutigen Verkehr. Dabei wurden der Bahnverkehr eingestellt und die Gleise für die Straßenbahnen entfernt. Die Brücke (Bild 1.4-33) hat jetzt sechs Fahrspuren für den Kraftfahrzeugverkehr und weiterhin die oberhalb der

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Bild 1.4-33 Brooklyn Brücke in New York (Foto: Giesela Schmitz)

Ebenen der Fahrspuren angeordnete Promenade für Fußgänger. Nachdem Wilhelm Ritter bereits 1883 seine Theorie zur Berechnung von Hängebrücken unter Berücksichtigung der Kabeldehnungen [Ritter, 1883] veröffentlichte, stellte Joseph Melan 1888 sein auf der Lösung der Differentialgleichung basierendes analytisches Verfahren „Theorie der eisernen Bogenbrücken und Hängebrücken“ vor [Melan, 1888]. Darin präsentiert er eine auf der Deformation des Tragwerks beruhende grundlegende Berechnungsmethode, die den Entwurf großer Hängebrücken wesentlich beeinflusst hat. Diese Berechnungsmethode wurde erstmals von Leon Solomon Moisseiff beim Entwurf der 1901 bis 1909 gebauten Manhattan-Brücke in New York (auf Bild 1.4-33 im Hintergrund), die eine Spannweite von 448 m Spannweite hat, angewendet und in die Praxis eingeführt. Die Theorie wurde später u. a. von Stephen P. Timoshenko, Leon Solomon Moisseiff, David Bernard Steinman und Kurt Klöppel/ Kuo Hao Lie verbessert und erweitert. Ein weiterer wichtiger Markstein für den Bau von Hängebrücken wurde von Othmar Hermann Ammann gesetzt, weshalb auch seine Entwicklung kurz gestreift wird. Hierbei wird auf [Stüssi, 1974] Bezug genommen. Othmar Hermann Ammann wurde

am 26. März 1879 in Feuerthalen im Kanton Schaffhausen geboren. Als er sechs Jahre alt war, übersiedelte die Familie Ammann nach Kilchberg am Züricher See. Hier wuchs er auf. Er besuchte zunächst die Volksschule in Kilchberg und anschließend in Zürich die Industrieschule (technische Abteilung der Kantonsschule). Nach Abschluss seiner Schulbildung begann Ammann 1897 das Studium des Bauingenieurwesens an der Eidgenössischen Technischen Hochschule in Zürich, das er 1902 mit dem Erwerb des Diploms abschloss. Sein wichtigster Lehrer während seines Studiums war Wilhelm Ritter, der Baustatik und Brückenbau lehrte. Nach zwei Jahren Ingenieurpraxis in einer Stahlbaufirma in Brugg und in einer Betonbaufirma in Frankfurt/Main wanderte er 1904 nach Amerika aus. Othmar Hermann Ammann arbeitete dort zunächst im Ingenieurbüro von Joseph Mayer in New York, wo er an Entwürfen von mehreren stählernen Eisenbahnbrücken beteiligt war. Vor allem, um praktische Erfahrungen mit Ausführungen von Stahlbrücken zu gewinnen, wurde er von 1905 bis 1909 Mitarbeiter der Pennsylvania Steel Corporation. Hier war er zuerst Konstrukteur und dann Assistent des Chefingenieurs der Firma F. C. Kunz. Zu seinen Aufgaben zählten u. a. der Bau der Qeensboro

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Brücke in New York und die Unterstützung seines Chefs bei der Ausarbeitung des Untersuchungsberichts zur Klärung der Ursachen für den im Abschnitt 1.4.3.1 erwähnten Einsturz der Quebec Brücke über den St.-Lorenz-Strom in Kanada. Von 1909 bis 1912 war Ammann Mitarbeiter im Ingenieurbüro von F. C. Kunz und C. C. Schneider in Philadelphia. Hier verfasste er u. a. einen Entwurf für den Wiederaufbau der Quebec-Brücke. 1912 wurde er Mitarbeiter im Ingenieurbüro von Gustav Lindenthal in New York. Er wurde mit dem Entwurf der Hell Gate Brücke und den beim Bau auftretenden technischen Fragen betraut. Die Hell Gate Brücke ist eine FachwerkZweigelenkbogenbrücke mit einer Spannweite von 298 m für Eisenbahnverkehr mit vier Gleisen. Zum Zeitpunkt ihres Baus war sie die am weitesten gespannte Bogenbrücke. Als Mitarbeiter von Gustav Lindenthal war Ammann auch mit dem Entwurf für eine Hängebrücke über den Hudson in New York befasst. Dieser Entwurf in der Höhe der 57. Straße erwies sich als zu teuer und wurde nicht zur Ausführung beauftragt. 1923 machte sich Othmar Hermann Ammann selbstständig, er wollte einen eigenen Entwurf für eine Brücke über den Hudson ausarbeiten. Im Dezember 1923 übergab er dem Gouverneur von New Jersey George S. Silzer eine Ausarbeitung zum Bedarf einer Querung des Hudson mit einer Brücke im oberen Teil Manhattans. Gouverneur Silzer leitet den Bericht nach

Prüfung innerhalb von drei Tagen befürwortend an die für New York zuständige Port of New York Authority weiter. Der Bedarf wurde von Ammann mit der zu erwartenden raschen Zunahme des Verkehrs mit Motorfahrzeugen begründet. Die rasche Zunahme des Verkehrs sicherte die solide Finanzierung. Die geplante Brücke im oberen Teil Manhattans in der Höhe der 179. Straße und dem nördlichen Teil New Jerseys bei Fort Lee musste nach seiner Auffassung nicht für den Eisenbahnverkehr, sondern sollte zunächst nur für den Straßenverkehr gebaut werden, weshalb sie verhältnismäßig leicht und mit relativ geringen Kosten errichtet werden könne. Die Brücke sollte zunächst sechs Fahrspuren für Fahrzeuge, auf beiden Seiten etwa 3 m breite Gehwege haben und für später die Möglichkeit offen lassen, dass die Anzahl der Fahrspuren auf acht erweitert und in einer darunter anzuordnenden Ebene vier Spuren für Schnellbahn- oder Kraftfahrzeugverkehr angeordnet werden können. Die ersten Aufträge für den Bau der Brücke wurden 1927 erteilt. Die Brücke wurde 1931 fertig gestellt und George Washington Brücke genannt. Die George Washington Brücke in New York (Bild 1.4-34) ist mit 1067 m Spannweite eine Hängebrücke mit einem Versteifungsträger sehr geringer Steifigkeit. An der konstruktiven Durchbildung und der Berechnung der Brücke war Leon Solomon Moisseiff, der die bereits genannte Manhattan Brücke in New York ge-

Bild 1.4-34 George Washington Brücke in New York

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Bild 1.4-35 Golden Gate Brücke über die San Francisco Bucht

baut hatte, beratend beteiligt. Die George Washington Brücke war die erste Brücke mit einer Spannweite über 1000 m und war bis zum Bau der von Joseph Baermann Strauss und Charles Alton Ellis und mit Unterstützung durch Leon Solomon Moisseiff entworfenen Golden Gate Brücke über die San Francisco Bucht (Bild 1.4-35), die 1937 mit 1280 m Spannweite fertiggestellt wurde, die am weitesten gespannte Brücke und die bis dahin Einzige, die eine Spannweite über 1000 m hatte. Beim Bau von Hängebrücken mit geringer Steifigkeit des Versteifungsträgers, wie bei der George Washington Brücke im ersten Ausbau im Jahr 1931, manche sprechen von einer Hängebrücke ohne Versteifungsträger, z. B. [Stüssi 1974], sollte unbedingt die Gesamtkonzeption der Struktur der Brücke beachtet werden, wie z. B. die Verhältnisse der Spannweite zum Durchhang der Kabel sowie zu den Höhen und Breiten des Versteifungsträgers, die Querschnittsform des Versteifungsträgers (insbesondere Biegesteifigkeiten und Torsionssteifigkeit, Lage des Drillruhepunkts, Windschlüpfigkeit), der Horizontalverbände bei Fachwerk-Versteifungsträgern oder Versteifungsträgern mit offenen Querschnitten, die Höhen der Eigenlasten der Kabel und des Versteifungsträgers, das Verhältnis der auftretenden Windlast zur Eigenlast und die Eigenfrequenzen der Konstruktion. Ammann hatte sich vor dem Bau der George Washington Brücke mit diesen Problemen sehr

gründlich befasst. 1960 wurde, wie von Ammann vorgesehen, die untere Ebene zur Ergänzung weiterer vier Spuren für Kraftfahrzeugverkehr eingebaut, wodurch die Steifigkeit des Versteifungsträgers als geschlossener Fachwerkkasten deutlich erhöht wurde. Immerhin hat die Brücke bis dahin fast dreißig Jahre ohne besondere Schwingungsprobleme mit dem Versteifungsträger geringer Steifigkeit Ammanns Auffassung bestätigt. Danach war Othmar Hermann Ammann von 1933 bis 1939 Chefingenieur der Triborough Bridge Authority, die Brücken in New York finanzieren, bauen, unterhalten und betreiben sollte. Während dieser Zeit baute er u. a. die Triborough Brücke (Hängebrücke mit 421 m Spannweite) und die BronxWhitestone Brücke (Hängebrücke mit 701 m Spannweite). Bei der Bronx-Whitestone Brücke zeigten sich bei mittleren Windgeschwindigkeiten hin und wieder unangenehme lotrechte Schwingungen, die zwar für die Tragwerkssicherheit unbedeutend waren, aber bei den Autofahrern Gefühle der Unsicherheit verursachten. Bei großen Windgeschwindigkeiten traten jedoch keine unangenehmen Schwingungen auf. Die bei den mittleren Windgeschwindigkeiten auftretenden störenden Schwingungen konnten durch den Einbau von Schrägkabeln von den Köpfen der beiden Pylone zu den Versteifungsträgern und durch Blockierung der Längsverschiebungen der Versteifungsträger verkleinert werden.

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-36 Verrazano-Narrows-Brücke

1939 gründete Othmar Hermann Ammann sein eigenes Ingenieurbüro und wandelte dieses 1946 zusammen mit Charles S. Whitney in die Ingenieurpartnerschaft Ammann & Whitney um. Die Ingenieurpartnerschaft Ammann & Whitney wurde u. a. mit der Projektierung und dem Bau der Verrazano-Narrows-Brücke beauftragt. Sie überbrückt den Eingang zum Hafen von New York und verbindet die Stadtteile Brooklyn und Staten Island. Die Verrazano-Narrows-Brücke (Bild 1.4-36), vorgesehen für zwei Fahrebenen (die untere Fahrebene wurde 1969 eingebaut), hat eine Spannweite von 1298 m und als Versteifungsträger einen geschlossenen Fachwerkkasten. Sie war zur Zeit ihrer Fertigstellung 1964 die Brücke mit der größten Spannweite. 1940 ereignete sich eine der spektakulärsten Katastrophen in der Geschichte des Brückenbaus überhaupt. Die Tacoma Narrows Brücke im Staat Washington/USA, deren Versteifungsträger wegen der sehr geringen Breite von 11,9 m im Verhältnis zu ihrer Spannweite von 855 m und der leichten H-förmigen Querschnittsausbildung eine äußerst geringe Torsionssteifigkeit hatte, stürzte ein, nachdem gekoppelte Torsions-Biegeschwingungen, verursacht durch den eher schwachen Wind (Geschwindigkeit: 19 m/s), auftraten und allmählich anwuchsen. Die Brücke hatte Leon Solomon Moisseiff entworfen, einer der erfahrendsten und fähigsten Brückeningenieure der damaligen Zeit. Nicht nur er, sondern auch

fast alle Brückeningenieure der damaligen Zeit hatten keine genauen Kenntnisse über die aerodynamischen Wirkungen des Winds, obwohl ähnliche Einstürze wie bei der bereits erwähnten Hängebrücke für die Werft in Brighton schon früher beim Publikum für Aufregung gesorgt hatten. Dieser Zwischenfall des Einsturzes der Tacoma Brücke veranlasste die Brückeningenieure ausführliche Forschungen zur Windstabilität der Hängebrücken durchzuführen, die überwiegend durch Windkanalversuche experimentell erfolgten. In Amerika, zuerst auch in Europa und später in Japan, wollte man mit der Verwendung von steifen Fachwerkträgern dieser Problematik begegnen. Als Beispiele dafür seien einige exemplarisch genannt: x die zweite Tacoma Narrows Brücke (im Jahr 1950, 853 m Spannweite), x die Brücke über die Makinac Straße im Staat Michigan (1958, 1158 m), x die Verrazano Narrows Brücke über die New York Bucht (1964, 1298 m, damals die Brücke mit der größten Spannweite), x die Tancerville Brücke über die Seine in Frankreich (1958, 608 m), x die Firth of Forth Straßenbrücke in Schottland (1964, 1006 m), x die Brücke über den Rhein in Kleve-Emmerich, Deutschland (1966, 500 m), x der Ponte 25 de Abril über den Tejo in Lissabon, Portugal (1966, 1013 m), x die Tsingma Brücke in Hongkong (1997, 1337 m),

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-37 Akashi Kaikyo Brücke (Bild von Kawasaki Heavy Industries, Ltd.)

x sechs von zehn Hängebrücken zwischen Honshu und Shikoku einschließlich der Akashi Kaikyo Brücke in Japan (1998, 1991 m Spannweite der Mittelöffnung, Bild 1.4-37, derzeit die Brücke mit der größten Spannweite). Für die Kabelmontage der oben genannten Hängebrücken in Amerika und Europa wurde das Luftspinnverfahren verwendet, während für die Hängebrücken in Japan Montageverfahren mit vorfabrizierten Paralleldrahtseilen bevorzugt wurden. Mittlerweile wurde in Europa ein anderes, neues Konzept hinsichtlich der aerodynamischen Stabilität der Hängebrücken eingeführt. Die grundliegende Idee des Konzepts, die von Fritz Leonhardt aus dem Jahr 1953 stammt [Leonhardt, 1982], s. dort S. 290/291, ist, windschlüpfige Kastenträger mit aeroflügelähnlichem Querschnitt (anstatt Fachwerkträger) als Versteifungsträger zu verwenden, um die Windeinwirkung weitestgehend zu dämpfen. Nachdem mehrere Windkanalversuche durchgeführt und gute Ergebnisse daraus erhalten worden waren, wurde 1966 in Großbritannien erstmals nach diesem Konstruktionsprinzip die Severn Brücke in Beachley mit 986 m Spannweite gebaut. Dann folgten unter an-

derem die erste Bosporus Brücke in der Türkei (im Jahr 1973, 1074 m Spannweite), die Humber Brücke in Kingston upon Hull, England (1981, 1410 m, zu dieser Zeit die Brücke mit der größten Spannweite), die Xiling Changjiang Brücke in der Provinz Sichuan, China (1996, 900 m), die Höga Kusten Brücke in Schweden (1997, 1210 m), die Storebælt Brücke in Dänemark (1998, 1624 m) und die Jiangyin Changjiang Brücke in der Provinz Jiangsu, China (1999, 1385 m). Außerdem sind zur Zeit in China einige Großbrücken im Bau, wie z. B. die Lingdingyang Brücke in der Provinz Guangdong (1400m) und die Dongfang Brücke in der Provinz Zhejiang (1650 m), die auch mit windschlüpfigen Kastenträgern versteift werden sollen. In der Tabelle 1.4-1 sind die 20 Hängebrücken mit den zur Zeit größten Spannweiten zusammengestellt. 1.4.4 Bogen-, Balken- und Rahmenbrücken aus Beton Mit der Wiederentdeckung des Betons, bereits die Römer hatten bekanntlich schon Beton verwendet (s. Abschnitt 1.2.3), zum Ende des 18. Jahrhunderts und vor allem in

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Tabelle 1.4-1 Hängebrücken mit den zur Zeit größten Spannweiten Name

Größte Spannweite in m

Lage der Brücke

Staat

Jahr der Fertigstellung

Akashi-Kaikyo Brücke

1991

Kobe-Naruto

Japan

1998

Storebælt Brücke

1624

Korsor

Dänemark

1998

südliche Runyang Brücke

1490

Zhenjiang-Yangzhou

China

2005

Humber Brücke

1410

Kingston-upon-Hull

Großbritannien

1981

Jiangyin Changjiang Brücke

1385

Jiangsu

China

1999

Tsingma Brücke

1377

Hong Kong

China

1997

Verrazano-Narrows Brücke

1298

Bucht von New York (Narrows)

USA

1964

Golden Gate Brücke

1280

San Francisco, Kalifornien

USA

1937

Höga Kusten Brücke

1210

Kramfors

Schweden

1997

Brücke über die Mackinac Straße

1158

Verbindung über den USA Huron- und Michigansee, Michigan

1957

Minami Bisan-seto

1100

Kojima-Sakaide

Japan

1988

Fatih Sultan Mehmet Brücke

1090

Istanbul

Türkei

1988

Bosporusbrücke

1074

Istanbul

Türkei

1973

George Washington Brücke

1067

New York, NY

USA

1931

3. Kurushimabrücke

1030

Onomichi-Imabari

Japan

1999

2. Kurushimabrücke

1020

Onomichi-Imabari

Japan

1999

Ponte 25 de Abril

1013

Lissabon

Portugal

1966

Forth Straßenbrücke

1006

Schottland

Großbritannien

1964

Kita Bisan-seto

990

Kojima-Sakaide

Japan

1988

Severnbrücke

988

Bristol

Großbritannien

1966

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

73

Bild 1.4-38 Erste Eisenbetonbrücke in Chazelet aus dem Jahr 1875 (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

Bild 1.4-39 Brückengeländer der Eisenbetonbrücke in Chazelet (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

der ersten Hälfte des 19. Jahrhunderts (Joseph Aspdin meldete 1824 das Patent der Erfindung des Portlandzements an) konnten auch Massivbrücken mit im Vergleich zu Stahlbrücken verhältnismäßig kleinen Spannweiten wirtschaftlich gebaut werden. Zunächst wurden Stampfbetonbrücken nach dem Vorbild der Naturstein-Gewölbebrücken gebaut. Wichtig für die Weiterentwicklung des Betonbaus war dann die Erfindung des Eisen- und Stahlbetons. Der Amerikaner Thaddäus Hyatt führte bereits 1850 erste Versuche mit bewehrten Betonbalken aus. In seinen bewehrten BetonVersuchsbalken war die Bewehrung richtig in der Biegezugzone angeordnet und an den Auflagern verankert sowie in der Druckzone verankerte bügelartige Bewehrung war vorhanden. Dies zeugt davon, dass Thaddäus Hyatt schon ein gutes Ver-

ständnis vom Tragverhalten des Stahlbetons hatte. Obgleich es bereits ältere Patentschriften von Joseph Louis Lambot aus dem Jahre 1855 gibt, gilt, zumindest in Deutschland, der französische Gärtner Joseph Monier, dessen Patente, u. a. auch für bewehrte Betonbrücken, aus den Jahren 1867–1881 stammen, als der Begründer der Stahlbetonbauweise. Er erkannte aber wohl als erster die Entwicklungsmöglichkeiten dieser Bauweise. Er baute auch 1875 die erste noch heute bestehende Eisenbetonbrücke der Erde, Bild 1.4-38, mit etwa 16,5 m Spannweite und 4 m Breite in einem Park über den das dortige Schloss umgebenden Wallgraben in Chazelet nahe Saint-Benoit-du-Sault in Westfrankreich. Das Brückengeländer (Bild 1.4-39) besteht aus Beton, der Astwerk nachgeformt ist [Stiglat, 1997].

74

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Die Anwendung bewehrten Betons für die Errichtung von Bauwerken fand in Europa schnell Verbreitung. Matthias Koenen entwickelte in Verbindung mit von der Firma Wayss und Freytag & Heidschuch in Berlin durchgeführten Versuchen an Platten und Gewölben erste sehr vereinfachte theoretische Grundlagen zur Berechnung bewehrter Betonkonstruktionen. Die in der Anfangszeit der Anwendung des Stahlbetons bedeutendsten Beiträge zur Klärung des Tragverhaltens des bewehrten Betons und zur Anwendung der Bauweise stammen von Francois Hennebique, Friedrich Ignaz von Emperger und Emil Mörsch. Hennebiques wesentlicher Beitrag ist die monolithische Herstellung des Plattenbalkens mit dem durch Bügel und aufgebogener Bewehrung gewährleisteten Zusammenwirken von Steg und Druckplatte. Hennebique entwarf auch die erste bewehrte Betonbrücke mit größerer Spannweite, die sehr schlanke Risorgimento-Brücke in Rom, die 1911 mit 100 m lichter Weite als Zellenbauwerk mit einem Kastenquerschnitt mit inneren Längs- und Querscheiben gebaut wurde und damit die erste Stahlbetonbrücke mit über 100 m Spannweite ist. Von Emperger und Mörsch führten zahlreiche experimentelle Untersuchungen aus und entwickelten damit das Verständnis für die neue Bauweise. Durch Umsetzung der Erkenntnisse in die theoretischen Grundlagen der Eisenbetonbauweise und wegen ihrer Wirtschaftlichkeit setzte sich die Bauweise schnell durch. Vor allem Mörsch prägte die Bauweise durch die von ihm entwickelte Fachwerkanalogie zur Berechnung und konstruktiven Durchbildung des bewehrten Betons mit der Zuordnung der Zugkräfte an die Bewehrung und der Druckkräfte an den Beton. Er fasste die durch Theorie und Versuch gewonnen Erkenntnisse in dem 1902 von der Firma Wayss & Freytag herausgegebenem Buch Der Eisenbetonbau, seine Anwendung und Theorie, zusammen. Mörsch, der 1872 in Reutlingen geboren wurde, an

der Technischen Hochschule Stuttgart Bauingenieurwesen studierte, lange Zeit Leiter des Technischen Büros der Firma Wayss & Freytag und später Professor an der Technischen Hochschule Stuttgart war, entwarf u. a. die mit zwei hintereinander liegenden Dreigelenkbogen mit je 70 m Spannweite und 12,5 m Pfeilhöhe, 1903/1904 gebaute Stahlbeton-Bogenbrücke über die Isar in München-Grünwald und die als eingespannten Bogen mit 79 m Spannweite und 26,5 m Pfeilhöhe, 1908 gebaute Gmündertobelbrücke über die Sitter bei Teufen im Kanton Appenzell. Joseph Melan, geboren 1853 in Prag, entwickelte Ende des 19. Jahrhunderts ein Bauverfahren zum Bau von bewehrten Betonbogenbrücken ohne Lehrgerüst. Dabei bestand die Bewehrung nicht aus Betonstählen, sondern aus steifen, genieteten, sich selbsttragenden Stahl-Fachwerkträgern, die im Freivorbau errichtet wurden und so bemessen waren, dass sie zunächst auch die Betonschalung und den Frischbeton allein trugen, weshalb das Lehrgerüst entbehrlich war. Nach dem Verfahren von Joseph Melan, der sog. Melan-Bauweise, wurden von 1896 bis 1900 die ersten Brücken über den Kansas bei Topeka mit 38 m Spannweite über die Steyr in Steyr mit 42 m Spannweite und über die Werra in Meiningen mit 40 m Spannweite gebaut. Vor allem in Nordamerika wurden in der ersten Hälfte des 20. Jahrhunderts mehrere Brücken mit Spannweiten bis zu etwa 120 m gebaut. In Deutschland wurde 1929 auch die heute noch bestehende Echelsbacher Brücke über die Ammer (etwa 75 km südwestlich von München) mit 130 m Spannweite nach der Melan Bauweise gebaut. Das Bauverfahren ist heute in Europa und Amerika wegen der hohen Stahlpreise nicht mehr üblich. In Japan aber wurden kürzlich die Mittelbereiche bei weitgespannten Bogenbrücken nach der Melan-Bauweise hergestellt, nachdem zuvor von den Kämpfern aus die Randbereiche der Bogen im Freivorbau hergestellt

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

worden waren. In China wurde 1997 die Wan Xian-Autobahnbrücke über den Yangtze, die mit 420 m Spannweite zur Zeit die am weitesten gespannte Beton-Bogenbrücke ist, fertiggestellt. Sie wurde in Anlehnung an die Melan-Bauweise errichtet. Der Betonbogen besteht aus einem dreizelligem Betonkasten, der mit einem sich selbst und im Betonierzustand die Schalung und den Beton tragendem Fachwerk-Stahlverbundskelett bewehrt ist. Die aus je fünf Stahlrohren mit 402 mm Außendurchmesser und 16 mm Wanddicke bestehenden Ober- und Untergurte des Stahlverbundskeletts sind mit Beton C60 gefüllt und im Endzustand die Hauptlängsbewehrung des 16 m breiten Stahlbetonbogens mit 7 m Konstruktionshöhe, s. [Ewert, 1997 und 1999a], [Ding/Yongfu, 2001]. Zu den bedeutendsten Bauingenieuren des Beton-Brückenbaus Anfang des 20. Jahrhunderts zählte Robert Maillart, der 1872 in Bern geboren wurde und am Eidgenössischen Polytechnikum in Zürich Bauingenieurwesen studiert hatte. Ihm verdanken wir die feingliedrige, besonders kühne und auf die Schnittgrößenverläufe optimierte Gestaltung der Betonbrücken, wobei er die Konstruktionen so gestaltete, dass sich alle Teile an der Abtragung der Lasten beteiligten. Er verstand es dabei stets mit seinen sparsamen Tragwerksformen eine gute Gestaltung seiner Brücken zu erreichen. Bei vielen seiner Bauwerke war er sowohl, EntQuerschnitt im Viertelspunkt:

Plattenbalken

Kastenträger

Vertikale Betonscheibe, die die Fahrbahnplatte mit dem Bogen verbindet

75

wurfsverfasser, Konstrukteur und ausführender Bauunternehmer. Für den Erfolg Robert Maillarts als Ingenieur war die Verbindung guten theoretischen Verständnisses mit der Erfahrung in der Praxis wichtig, wobei im Wechselspiel neue Erkenntnisse und Lösungen entstehen. Die über Jahrzehnte ausgeübte Tätigkeit als verantwortlicher Ingenieur für Entwurf, Konstruktion und Bauausführung tätig gewesen zu sein war mit entscheidend für die Erfolge dieses genialen Bauingenieurs. Besonders zu nennen sind die von ihm konzipierten Dreigelenkbogen, die am Kämpfer und Scheitel zu dünnen Platten auslaufen und in den biegebeanspruchten Bereichen ˆ-förmige oder Kastenquerschnitte mit verhältnismäßig hohen Stegen haben, die sogenannten Maillartbogen. Der Prototyp dieser innovativen Konstruktionsform, man kann die Brücke als sein erstes Meisterwerk bezeichnen, ist die von ihm konzipierte und 1905 gebaute Brücke über den Rhein bei Tavanasa in Graubünden, Bild 1.4-40. Das System der Brücke ist als Dreigelenkbogen einzuordnen. Die Spannweite beträgt 51,25 m und der Bogenstich 5,7 m (l/f = 9). In den biegebeanspruchten Bereichen nahe den Mitten zwischen den Kämpfer- und Scheitelgelenken (Viertelpunkte des Dreigelenkbogens) tritt unter konzentrierten Lasten die größte Biegebeanspruchung auf, hat der einzellige kastenförmige Bogen eine verhältnismäßige große Konstruktionshöhe und damit eiScheitelgelenk mit Betonblock bündig zur Fahrbahnplatte

Kämpferlinie

Bild 1.4-40 Längs- und Querschnitt der Brücke über den Rhein bei Tavanasa (Bild nach [Billington, 1990])

76

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau Scheitelgelenk mit Betonblock zwischen Bogen und Fahrbahnplatte

Bodenplatte

Steg Verdecktes Kämpfergelenk

Bild 1.4-41 Längsschnitt der Brücke über den Inn in Zuoz (Bild nach [Billington, 1990])

nen großen Querschnittswiderstand. An den Kämpfern und im Scheitel ist der Bogen dagegen dünn. Zu den Kämpfern werden die Stege des kastenförmigen Bogens ausgeschnitten, wodurch eine Trennung in den als Bogen weitergeführten Untergurt und den ˆ-förmigen Obergurt als Fahrbahnträger erfolgt. Dadurch wird die Bogen-Längskraft direkt zum Kämpfer geleitet. An den Kämpfern sind vor den Widerlagern jeweils Betonscheiben angeordnet, die den Bogen mit dem ˆ-förmigen Fahrbahnträger verbinden. Der Bau der Brücke erfolgte auf einem Lehrgerüst. Dabei wurde zunächst nur die untere Platte betoniert. Erst nach der Erhärtung des Betons der Platte wurden die Stege und die Fahrbahnplatte betoniert. Das Lehrgerüst musste deshalb nur die untere Platte allein tragen, während zur Aufnahme der Lasten aus dem Steg und der Fahrbahnplatte das Lehrgerüst und die durch das Lehrgerüst ausgesteifte untere Platte zusammenwirkten. Dies führte zu deutlichen Kostensenkungen gegenüber herkömmlichen Dimensionierungen des Lehrgerüsts für die komplette Eigenlast der Brücke. Diese kostengünstige Herstellung wurde bei allen folgenden Brücken nach dem System Maillart so beibehalten, was sich vor allem beim Bau von Brücken in schwierigem Gelände z. B. bei der Salginatobelbrücke, besonders kostengünstig auswirkte. Leider ist die TavanasaBrücke 1927 durch eine Lawine und damit verbunden auf die Brücke stürzende Felsbrocken zertrümmert worden und heute nicht mehr erhalten. Wie ist Maillart zu dem bei der Tavanasa-Brücke erstmals angewendeten Sys-

tem gekommen? Bereits bei der zweiten von ihm entworfenen Betonbrücke, der 1901 gebauten Brücke über den Inn in Zuoz im Engadin hat Maillart als System einen zweizelligen kastenförmigen Dreigelenkbogen mit einer Spannweite von 38,25 m und einem Bogenstich von 3,6 m (l/f = 10,6) gewählt, Bild 1.4-41. Bei der Brücke in Zuoz wurde aber zunächst der kastenförmige Querschnitt vom Scheitel bis zu den Kämpfern durchgehend beibehalten, was auch bei seiner dritten, 1904 gebauten Brücke mit zwei Brückenbogen mit je 35 m Spannweite, der Thur-Brücke bei Billwil im Kanton St. Gallen beibehalten wurde. Etwa zwei Jahre nach der Fertigstellung der Innbrücke in Zuoz zeigten sich in den Stegen nahe den beiden Kämpfern vertikale Risse. In der Nähe des einen Kämpfers waren drei Risse und nahe dem anderen Kämpfer ein Riss. In der Nähe von beiden Kämpfern hatte sich auch je ein horizontaler Riss gebildet. Alle Risse traten an dem von der Sonne am meisten beschienenen Steg auf. Die Beanspruchungen der Stege infolge der Einwirkungen aus äußeren Lasten waren gering und konnten nicht die Ursache für die Rissbildung sein, zumal die Risse vertikal gerichtet waren. Die Risse mussten also aus Zwangsbeanspruchungen entstanden sein. Bei der Austrocknung, dem Schwinden, tritt eine Volumenverminderung des Betons ein und der Beton verkürzt sich zwängungsfrei, wenn er daran nicht gehindert wird. Der von der Sonne beschienene Steg der Brücke trocknet schneller aus als die Fahrbahnplatte und diese etwas schneller als die direkt über dem Inn befindliche

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

77

Unbehinderte Verkürzung der Fahrbahnplatte aus Schwinden Druck in Fahrbahnplatte Zug im Steg

Vertikale Risse im Steg Unbehinderte Verkürzung des Stegs aus Schwinden

Druck in Bodenplatte

Bild 1.4-42 Vertikale Risse in der Brücke über den Inn in Zuoz (Bild nach [Billington, 1979])

untere Bogenlaibung, die auch noch durch den Fluss etwas gekühlt und befeuchtet wird. Deshalb würden sich bei unbehinderter Verformungsmöglichkeit der Steg mehr verkürzen als die Fahrbahnplatte und diese etwas mehr als die Bodenplatte (s. Bild 1.4-42). An der weniger beschienen Seite der Brücke treten zwar prinzipiell die gleichen Phänomene auf, aber weniger stark. Da die einzelnen Teile verformungs- und kraftschlüssig verbunden sind, entstehen Zwangsbeanspruchungen, im Steg Zugund in der Fahrbahn- und in der Bodenplatte Druckbeanspruchungen, was zu Rissbildungen im Steg geführt hat. Maillart zog nun nach der Klärung der Ursache der entstandenen Risse die Folgerung, dass es am sinnvollsten wäre in den Kämpferbereichen die Stege entfallen zu lassen, weil sie dort zur Abtragung der Kräfte nicht benötigt werden. Andere hätten vielleicht versucht der Rissbildung durch einen höheren Bewehrungsgehalt und der Wahl kleinerer Bewehrungsdurchmesser im Steg zu begegnen und wären damit sicher gescheitert, denn durch Anordnung von mehr Bewehrung und der Wahl kleinerer Bewehrungsdurchmesser können Risse nicht verhindert, sondern bekanntlich nur die Rissbreiten auf kleinere Werte begrenzt werden. Die bedeutendste Brücke der von Maillart entworfenen Brücken dieses Typs

ist die Salginatobelbrücke bei Schiers im Prättigau. In das kleine Bergdorf Schuders gelangt man von Schiers auf einer schmalen Straße, auf der man die 80 m tiefe Schlucht des Salginabachs auf der 1929/1930 gebauten Brücke überquert. Auf der Brücke wird die Straße nur einspurig geführt und ist deshalb hier nur 3,5 m breit. Wie die Tavanasa-Brücke ist das System der Salginatobel-Brücke (Bilder 1.1-1, 1.4-43 bis 1.4-45) ein Dreigelenkbogen, allerdings mit der deutlich größeren Spannweite von 90 m. Die Pfeilhöhe ist etwa 13 m, das Pfeilverhältnis also ungefähr 6,9. Fahrbahn und Bogen sind mit den geringen Konstruktionshöhen im Scheitel und an den Kämpfern und den betont größeren Konstruktionshöhen in den beiden Viertelpunkten des Bogens zu einer technisch und ästhetisch optimalen Lösung entwickelt worden. An den Kämpfern ist der Querschnitt rechteckig. Er geht zum Scheitel zunächst in einen nach oben offenen U-Querschnitt mit zunehmender Höhe und im Bereich des Viertelpunkts in den Kastenquerschnitt (s. Schnitt A-A im Bild 1.4-43) über. Die Gelenke an den Kämpfern und im Scheitel sind als BetonFedergelenke mit sich kreuzender Bewehrung ausgebildet. Der Fahrbahnträger ist ein zweistegiger Plattenbalken. Die den Plattenbalken unterstützenden und

78

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

4,00

A–A

90 m

A – –A 13 m

132,3 m

3,5 m Bild 1.4-43 Salginatobelbrücke, Schnitte

auf dem Bogen stehenden Stützen sind I-förmig. Eugène Freyssinet baute 1908/1912 drei Bogenbrücken über den Allier, die sich sowohl in allen wesentlichen Abmessungen als auch im Bauverfahren gleichen, die Brücken bei Le Veudre, bei Boutiron und bei Chatel de Neuvre. Die Brücken bestanden aus je sehr flachen Dreigelenkbogen mit Spannweiten von 68 m – 72,5 m – 68 m und Pfeilhöhen der beiden seitlichen kleineren Bogen von 4,6 m und des etwas größeren Mittelbogens von 5,2 m. Die Verhältnisse der Spannweiten zu den Pfeilhöhen betragen damit etwa 15 und 14, was extrem ist. Die Aufständerung der Fahrbahn erfolgt über Dreieckfachwerke, die mit den steigenden und fallenden Diagonalen und der Verbindung mit der Fahrbahn zur Beulsta-

bilität des Bogens beiträgt. Bei diesen Brücken wurde das Ausrüsten der Bogen mit der Abhebung des Bogens vom Gerüst erstmals durch Erzeugung von Druckkräften mittels Pressen im Scheitelgelenk angewendet, wodurch gleichzeitig die elastischen Durchbiegungen des Bogens aus Eigenlast minimiert wurden. In den der Fertigstellung folgenden zwei Jahren senkten sich aus Kriechverformungen die Scheitel um 10 cm bis 13 cm. Mit in die Fugen am Scheitelgelenk eingesetzten Pressen und damit erzeugten Druckkräften konnten die Bogen wieder in ihre Solllage angehoben werden. Danach wurden die Fugen ausbetoniert. Für Freyssinet war die beim Bau der drei Betonbogenbrücken über den Allier gewonnene Erkenntnis wichtig, dass der Beton unter dauernd wirkenden Druckspannun-

Bild 1.4-44 Ansicht der Salginatobelbrücke

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

Bild 1.4-45 Salginatobelbrücke, Sicht schräg von unten

gen kriecht, was für die spätere Entwicklung des Spannbetons von Bedeutung war. Um das Abheben des Bogens von der Schalung und dem Gerüst beim Ausrüsten zu überprüfen ließ Freyssinet anlässlich des Baus der drei Betonbogenbrücken einen Dreigelenkbogen als Probekörper mit 50 m

79

Spannweite und 2 m Pfeilhöhe herstellen, wobei die beiden Widerlager mit einem vorgespannten Zuggurt aus vorgespannten, kaltgezogenen Drähten ‡8 mm mit Spannungen nahe an der Fließgrenze verbunden wurden. Die vorgespannten Drähte wurden mit in einer Ankerplatte angeordneten Keilen verankert. Diese erstmalige Anwendung der Vorspannung im Betonbrückenbau an einem Probekörper gilt als der erste Meilenstein der späteren Entwicklung des Spannbeton-Brückenbaus [Grote/Marrey, 2000]. Die zuerst gebaute Brücke bei Le Veudre wurde 1940 zerstört, die bei Chatel de Neuvre wurde von deutschen Truppen 1944 gesprengt. Nur die zweite der Brücken, die 1910/1911 bei Boutiron in der Nähe von Vichy gebaute, besteht noch (Bild 1.4-46) und ist begrenzt für Fahrzeugverkehr bis 3,5 t zugelassen. Über den Elorn zwischen Brest und Plougastel wurde nach einem Entwurf von Freyssinet 1926/1929 die Brücke Albert Louppe (Bild 1.4-47) mit drei Bogen mit je 186 m Spannweite und 38 m Pfeilhöhe gebaut. Das Verhältnis Spannweite zu Pfeilhöhe ist damit etwas unter 5. Die Bogen sind dreizellige Stahlbeton-Kästen. Über den Bogen befindet sich der zweigeschossige Fahrbahnträger als durchbrochener Kastenträger. Die obere Ebene nimmt den Straßenverkehr auf. Die untere Ebene war für

Bild 1.4-46 Brücke über den Allier bei Boutiron (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

80

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-47 Brücke Albert Louppe über den Elorn bei Plougastel (Foto: Dr.-Ing. Klaus Stiglat)

den Eisenbahnverkehr vorgesehen, die jedoch nie genutzt wurde. Beim Bau der Brücke wurde für die drei Bogen nur ein Lehrgerüst eingesetzt, das eingeschwommen und jeweils an vorbetonierten Kämpfern der Betonbogen hochgezogen und verankert wurde. Ein wichtiger Schritt für die Entwicklung des Betonbrückenbaus war die Möglichkeit den Beton vorzuspannen. Eugène Freyssinet, der 1879 in Objat (Corrèze) geboren wurde, an der École polytechnique und der École des ponts et chaussées in Paris Bauingenieurwesen studierte, in verschiedenen Stellen beim Staat und in Baufirmen leitend tätig war, ist wohl am ehesten als Vater des vorgespannten Betons, des sogenannten Spannbetons, zu nennen, auch wenn erste Ideen den Beton vorzuspannen schon vor ihm bestanden. Er hatte aber als Erster klar erkannt, dass die Spannstähle hohe Festigkeit haben müssen und die Stahlspannungen aus Vorspannung hoch sein dürfen, weil die Spannstahlspannung als Folge des Kriechens und Schwindens des Betons im Laufe der Zeit abnimmt. Seine Ideen haben zu einer Revolution in der Baukunst geführt, weil die Spannweiten bei vorgespannten Betonbrücken gegenüber denen ohne Vorspannung mindestens verdreifacht, die Schlankheiten verdoppelt

und die Gewichte und Kosten deutlich verringert werden konnten. Bereits 1908 spannte Freyssinet erstmalig einen BetonProbekörper vor, s. o., was der erste Meilenstein der späteren Entwicklung des Spannbeton-Brückenbaus ist [Grote/Marrey, 2000]. Er entwickelte das Freyssinet-Spannverfahren mit hochfesten Drähten und Keilverankerungen. Er war der Verfechter der vollen Vorspannung, was sich aus heutiger Sicht aber als Irrweg herausgestellt hat. Die Firma Wayss & Freytag, sie war seit 1934 Lizenznehmer von Freyssinet, stellte 1933 ([Grote/Marrey, 2000] nennen dafür das Jahr 1936) nach Entwürfen von Freyssinet in Frankfurt einen für eine Spannbetonbrücke mit 60 m Spannweite möglichen Versuchsbalken im Modellmaßstab 1 : 3 her ([Grote/Marrey, 2000] nennen dafür einen von Karl Mautner entworfenen Spannbetonbinder für eine Halle mit 55m Spannweite, der Spannbetonbinder für die Halle wurde wegen fehlender Referenzen nicht ausgeführt, was der Anlass für den Modellversuch gewesen sein soll.). Die Spannstähle ‡5 mm wurden mit Betonklötzchen verankert. Auch die Bügel waren entsprechend Freyssinets Auffassung vom Spannbeton in gleicher Weise vorgespannt. An diesen Modellträgern wurden zunächst in Frankfurt umfangreiche Versuche zum

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

81

Bild 1.4-48 Längs- und Querschnitt der Marnebrücke Esbly, Bild nach [Mörsch, 1958]

Tragverhalten des Spannbetonträgers vorgenommen, die dann in Stuttgart ([Grote/ Marrey, 2000] nennen dafür Dresden) wiederholt wurden. Durch diese Versuche gewannen sowohl Freyssinet als auch deutsche Bauingenieure die Bestätigung, dass die Vorspannung für die Baupraxis anwendungsreif ist. Das Ergebnis der Versuche wurde von Freyssinet in die Praxis umgesetzt, indem er um 1936 die ersten für ein Bauwerk eingesetzten vorgespannte Balken beim Bau der über 20 m weit gespannten Bedienungsstege eines Wehrs in OuedFodda in Algerien einsetzte. Die ersten vorgespannten Brücken baute Freyssinet 1941 als Plattenbrücken mit 12 m und 20 m Spannweite. Im selben Jahr begann er mit den Entwurfsarbeiten für die Marnebrücke in Lucancy mit 54 m Spannweite, die aber auf Befehl der deutschen Besatzungsbehörde damals nicht gebaut werden durfte [Freyssinet, 1949]. Erst nach dem Krieg konnte diese Brücke 1945 von der Firma Campenon-Bernard gebaut werden. Es folgten 1947 bis 1952 fünf weitere Brücken über die Marne bei Esbly mit einigen Verbesserungen nach dem gleichen Prinzip, die wieder von der Firma CampenonBernard gebaut wurden. Die Brücken mit Spannweiten von 74 m bis 80 m wurden aus vorgefertigten Teilen hergestellt. Alle Fertigteile für alle fünf Brücken wurden in ei-

ner temporären Fertigteilwerk nahe Esbly gefertigt. Die von den fünf Brücken zuerst gebaute Brücke, die Marnebrücke Esbly mit 74 m Spannweite, ist im Längs- und Querschnitt im Bild 1.4-48 dargestellt. Die Zweigelenk-Rahmenbrücken mit fünfzelligen Kastenquerschnitten wurden aus sechs Fertigteilträgern gebildet. Diese Träger werden aus ca. 2 m langen im Werk gefertigten Fertigteilen zum Ufer der Marne transportiert und dort mit Hilfsspanngliedern zu größeren Trägerstücken zusammengespannt. Die Trägerstücke wurden auf dem Wasser zur Einbaustelle transportiert und mit Kabelkranen am Ort montiert und zusammengespannt. Der Montagevorgang ist selbsterklärend aus dem Bild 1.4-49 zu ersehen. Unter maßgeblicher Mitwirkung von Freyssinet beim Entwurf baute die Firma Wayss & Freytag bereits 1938 die erste Spannbetonbrücke mit Verbund. Diese Brücke (Bild 1.4-50), eine Feldwegüberführung über die Autobahn A2 bei Oelde im Münsterland, mit vier 1,6 m hohen Längsträgern hat eine Spannweite von 33 m. Für die Anwendung des vorgespannten Betons im Brückenbau haben neben Freyssinet noch Franz Dischinger, Ulrich Finsterwalder und Fritz Leonhardt als Pioniere dieser Bauweise besondere Bedeutung. Dischinger wurde 1887 in Heidelberg geboren und war nach Abschluss des Studiums des

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau Eckteil im Kabelzug

erstes Trägerstück folgt

Eckteile und erste Trägerstücke montiert

Mittelstücke im Kabelzug

Spannglieder unten und oben einbauen

Bild 1.4-49 Montage der Marnebrücke Esbly, Bild nach [Mörsch, 1958]

Bauingenieurwesens an der Technischen Hochschule Karlsruhe im Technischen Büro der Firma Dyckerhoff & Widmann tätig bevor er als Professor für Massivbau an der Technischen Universität Berlin berufen wurde. Während seiner Tätigkeit bei Dyckerhoff & Widmann befasste er sich u. a. mit der Vorspannung von Betonbauten. Die Vorspannung ohne Verbund bei

Brücken wandte er erstmals 1927/28 beim Bau der Bogenbrücke über die Saale in Alsleben an [Dischinger, 1949], die aber nicht als Spannbetonbrücke, wie wir sie heute verstehen, zu bezeichnen ist. Auch der Entwurf der ersten gebauten vorgespannten Brücke überhaupt, die 1935/37 gebaute Brücke in Aue, stammt von Dischinger. Ulrich Finsterwalder wurde 1897 in München geboren und war nach seinem Studium des Bauingenieurwesens an der Technischen Hochschule in München während seines gesamten Berufslebens bei Dyckerhoff & Widmann tätig. Von ihm stammt der erste bekannt gewordene Entwurf einer vorgespannten Betonbalkenbrücke überhaupt, der aus dem Jahr 1930 stammende Entwurf für den Bau der Dreirosenbrücke in Basel [Finsterwalder, 1965]. Der Entwurf für eine ohne Verbund vorgespannte Brücke über drei Felder mit Spannweiten von 52,5 m – 105,8 m – 52,5 m (Bild 5.2.1-6) mit einem Gelenk in Feldmitte des Innenfelds wies schon damals wesentliche Merkmale der späteren Konstruktionssysteme der Anfangszeit des Freivorbaus auf. Der Entwurf wurde allerdings nicht ausgeführt. Vermutlich war die Zeit für die vorgeschlagene Lösung noch nicht reif. Finsterwalder entwickelte das Dywidag-Spannverfahren mit Spannstählen mit Gewindeverankerungen mit aufgerollten Gewinden und Muttern, später mit Gewin-

Bild 1.4-50 Spannbetonbrücke über die Autobahn A2 bei Oelde

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

destählen, und er führte im Betonbau den Freivorbau von Brücken ein, das auf dem im Stahlbau schon lange bewährten Bauverfahren beruht. Auch die bereits 1930/31 in Brasilien über den Rio Peixe (Bild 5.2.1-3) errichtete Stahlbetonbrücke wurde zuvor schon als nicht vorgespannte Betonbrücke im Freivorbau errichtet. Nachdem bereits ab 1948 bei Wettbewerben Sondervorschläge mit Ausführungen von Freivorbaubrücken eingereicht wurden, die aber nicht beauftragt wurden, wurde 1950 nach Finsterwalders Entwurf als erste im freien Vorbau errichtete Spannbetonbrücke, die Brücke über die Lahn in Balduinstein (Bilder 1.4-51 und 5.2.1-12) in der Nähe von Limburg, von Dyckerhoff & Widmann gebaut. Finsterwalder war auch der Wegbereiter der beschränkten Vorspannung, wobei die Vorspannung nur so hoch gewählt wird, dass für häufige Einwirkungen die Zugfestigkeit des Betons nicht erreicht oder nur wenig überschritten wird, damit die Rissbreiten im Beton auf geringe Werte begrenzt werden. Dieser Gedanke hat sich für die weitere Entwicklung im Betonbau als richtig erwiesen. Fritz Leonhardt wurde 1909 in Stuttgart geboren und vertiefte nach seinem Studium des Bauingenieurwesens an der Technischen Hochschule Stuttgart seine Kennt-

Bild 1.4-51 Lahnbrücke Balduinstein

83

nisse während eines Semesters als Austauschstudent an der Purdue University in West-Lafayette in Indiana/USA. Nach seiner Rückkehr aus den USA war er bei der Obersten Bauleitung der Reichsautobahn, als Beratender Ingenieur und bei der Organisation Todt tätig. Nach dem Studium des 1941 von Freyssinet in der Zeitschrift Travaux veröffentlichten Beitrags Une Révolution dans l’ Art de Bâtir (Eine Revolution in der Baukunst), wodurch er mit Freyssinets Ideen zum Spannbeton vertraut wurde, traf er Freyssinet 1943 in Paris. Nach dem Krieg machte er sich als Beratender Ingenieur selbstständig und gründete mit Wolfhart Andrä das Büro Leonhardt und Andrä, das vielseitig im Konstruktiven Ingenieurbau tätig war und ist und jetzt als Leonhardt, Andrä und Partner firmiert. Mit Willy Baur entwickelte er das Spannverfahren BAURLEONHARDT zur Vorspannung von Brücken mit konzentrierten Spanngliedern und zur Vorspannung mit kleineren Spanngliedern das Spannverfahren LEOBA. Außerdem entwickelten Fritz Leonhardt und Willy Baur das Taktschiebeverfahren, ein heute sehr häufig angewendetes Verfahren zum Bau langer Balkenbrücken. Auf die Entwicklung des Spannbetons wird im Abschnitt 5.2.1 besonders eingegangen. Hier

84

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

werden im Folgenden ausgewählte Entwicklungen dargestellt. Von besonderer Bedeutung für die Entwicklung im Betonbrückenbau waren vor allem die Bauverfahren des Freivorbaus, des Taktschiebeverfahrens, des Bauens mit Vorschubrüstungen und seit den letzten Jahren die Verwendung extern und intern geführter Spannglieder des Spannbetons ohne Verbund. Gegenwärtig stehen Entwicklungen der Materialtechnologie und die Nachhaltigkeit des Bauens im Vordergrund. Mit der Entwicklung des Freivorbaus für Spannbetonbrücken durch Finsterwalder wurde der Spannbetonbrückenbau für Brücken größerer Spannweiten über Flüsse und Täler im Vergleich zum Stahlbrückenbau konkurrenzfähig. Als erste Brücke nach diesem Bauverfahren wurde die oben genannte Lahnbrücke Balduinstein mit 62 m Spannweite, die der Prototyp des Spannbeton-Freivorbaus im Brückenbau ist, gebaut, es folgte 1951 die Brücke über den Neckar in Neckarrems mit 71 m Spannweite. Aufsehen erregte dann die von 1951 bis 1953 im Freivorbau gebaute Spannbetonbrücke über den Rhein in Worms [Finsterwalder/Knittel, 1953], die mit der größten Spannweite im mittleren Feld von 114,2 m damals die am weitesten gespannte Betonbalkenbrücke war, zugleich war sie die erste Betonbrücke über den Rhein in Deutschland. Die Stützweiten der Brücke waren für den Entwurf vorgegeben, damit die Senkkastengründungen der Pfeiler der 1898/1900 gebauten und im Krieg zerstörten Stahlbrücke, die aus Dreigelenk-Fachwerkbogen ausgeführt worden war, wieder benutzt werden konnten. Das Prinzip des klassischen Freivorbaus besteht darin, dass von einem Pfeiler aus mit einem Freivorbauwagen, der Schalung, Bewehrung und Frischbeton trägt, sukzessive die Brückenabschnitte betoniert werden. Meistens geschieht dies von Pfeilern aus annähernd symmetrisch nach beiden Seiten. Die Fertigungsabschnitte sind i. d. R. zwischen 3 m

Bild 1.4-52 Fertiggestellter Kragträger der Nibelungenbrücke Worms im Bauzustand (Bild: Dywidag-Archiv)

und 5 m lang. Dadurch braucht nur relativ wenig der mehrfach wiederverwendbaren Schalung vorgehalten werden, die aber veränderbar sein muss, um der gevouteten Balkengeometrie angepasst werden zu können. Durch vielmaliges Wiederholen ähnlicher Takte wird insbesondere bei großen Brücken eine signifikante Reduzierung der Arbeitsstunden erreicht. Bei widrigen Witterungsbedingungen, auch bei leichtem Frost kann die Weiterarbeit ermöglicht werden, indem der verhältnismäßig kleine Bereich in dem intensiv gearbeitet wird, eingehaust und beheizt wird. Aus Bild 5.2.113 sind Längsschnitt und Querschnitt der Nibelungenbrücke Worms ersichtlich. Die Spannbewehrung der auskragenden Träger ist dem Verlauf der nach dem Zustand I ermittelten Hauptzugspannungstrajektorien angepasst und entsprechend dem Biegemomentenverlauf abgestuft. Die meisten Spannstähle werden in den Stegen geführt (Bild 1.4-55) und damit zur Schubsiche-

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

85

Bild 1.4-53 Nibelungenbrücke in Worms

rung herangezogen. Aus den Bildern 1.4-52 und -53 ist der Bauzustand eines fertiggestellten auskragenden Trägers und die heutige Brücke ersichtlich. Die Nibelungenbrücke hat in allen drei Feldern in den Feldmitten Gelenke, die zur Querkraftübertragung dienen. Dadurch sind im Laufe der Zeit unstetige Durchbiegungen im Bereich der Gelenke aufgetreten, die korrigiert werden mussten. Im Bild 5.2.1-34 wird am Beispiel der Moselbrücke Thörnich eine Ausbildung der früher und auch heute noch mitunter üblichen Gelenkausbildungen zur Übertragung der Querkräfte gezeigt. Auf die Problematik der Gelenkanordnung an Stellen größerer Durchbiegungen mit wegen der Gelenke entsprechenden Knicken infolge der zeitabhängigen Neigungsänderungsdifferenzen wird im Abschnitt 5.2.1 eingegangen. Die Nibelungenbrücke ist heute insbesondere in Verkehrs-Spitzenstunden überlastet. Deshalb wird zur Zeit eine zweite Rheinbrücke gebaut. Die neue Brücke entsteht in einem Abstand der Brückenachsen von 30 m neben der bestehenden Brücke (s. S. 111). Der Überbau der neuen Strombrücke als einzelliger Kastenträger überspannt als Durchlaufträger über drei Felder den Rhein mit Spannweiten von 101,85 m, 114,20 m und 105,55 m. Es werden also keine Gelenke in den Feldmitten angeordnet. Die Pfeilerachsen und Widerlagerstandorte

orientieren sich an der bestehenden Brücke. Die Vorspannung des Überbaus der Strombrücke erfolgt in Mischbauweise (interne und externe Vorspannung). Die Querrichtung wird schlaff bewehrt. Der Bauwerksentwurf sieht die Herstellung der Strombrücke im Freivorbau von den zwei Strompfeilern aus symmetrisch nach jeweils beiden Seiten vor. Die Randfelder können so aber nur bis zu einer Länge von 60 m ausgeführt werden. Die Herstellung der uferseitigen Überbauhälften der Strombrücke sollen deshalb als seilverspannter Freivorbau über Hilfspylone, die im Bauzustand auf den zwischen der Strombrücke und den Vorlandbrücken befindlichen Trennpfeilern stehen werden, erfolgen. Die Hilfspylone werden mit Seilen zu den zuvor fertiggestellten Überbauten der Vorlandbrücken zurückgespannt. 1962/1965 wurde bei Bendorf in der Nähe von Koblenz die Bendorfer-Brücke über den Rhein (Bilder 1.4-54 und 5.2.1-14) gebaut [Finsterwalder/Schambeck, 1965], eine im Freivorbau errichtete Autobahnbrücke mit einer größten Spannweite von 208 m für die Mittelöffnung, die zur Zeit ihrer Fertigstellung die mit Abstand am weitesten gespannte Beton-Balkenbrücke war. An Hand des Bilds 1.4-55 wird gezeigt, dass die Bewehrungsführung sich von dem der Nibelungenbrücke unterscheidet. Während bei der Nibelungenbrücke

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-54 Bendorfer-Brücke

Nibelungenbrücke Worms

57,10

57,10

Rheinbrücke Bendorf

104,00

71,00

Bild 1.4-55 Gegenüberstellung der Anordnung der Spannbewehrung bei der Nibelungen Brücke in Worms und der Bendorfer-Brücke, Bild aus [Finsterwalder/Schambeck, 1965]

die Längsbewehrung zum überwiegenden Teil als Schubbewehrung in die Stege gezogen und dort bauabschnittsweise verankert wurde, wurden bei der etwa 10 Jahre später gebauten Bendorfer-Brücke die VorspannLängsbewehrung und die vorgespannte Schubbewehrung getrennt. Nach den wirtschaftlich für große Spannweiten erfolgreichen Ausführungen der im freien Vorbau vorgespannten Brücken wurden weltweit sehr viele vorgespannte Betonbrücken nach diesem Bauverfahren ausgeführt. Besonders viele solcher Brücken, zum Teil auch in modifizierter Form, wurden in Japan und Skandinavien gebaut, darunter die Hamana-Brücke in Japan (Bild 1.4-56) mit 240 m Spannwei-

te und die mit 301 m Spannweite zur Zeit am weitesten gespannte Betonbalkenbrücke, die Stolma Brücke in Norwegen (Bild 9.1.3-14). Im Abschnitt 9.1.3 wird auf Freivorbaubrücken ausführlich eingegangen. Bei Betonbrücken mittlerer Spannweiten wurden zur wirtschaftlichen Herstellung der Brücken zahlreiche Verfahren mit umsetzbaren und verschiebbaren Gerüstträgern entwickelt. Dazu wird in erster Linie auf den Abschnitt 9.1.2, aber auch auf den Abschnitt 5.2.1, insbesondere die Bilder 5.2.120 bis -24, verwiesen. Im Abschnitt 5.2.1 werden auch die mit diesem Herstellungsverfahren verbundenen Probleme mit der Vorspannung der Spannglieder an Fugen in Bauabschnittsgrenzen erörtert.

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

87

Bild 1.4-56 Hamana-Brücke in Japan

Das von Fritz Leonhardt und Fritz Baur entwickelte Taktschiebe-Verfahren vereinigt zur Herstellung monolithischer Tragwerke die Vorteile der werkmäßigen Fertigung in einer Feldfabrik mit denen der Ortbetonbauweise in idealer Weise. Die Fertigungsanlage bietet Witterungsschutz, es herrschen praktisch Arbeitsbedingungen wie in einer Fabrik. Die sich ständig wiederholenden Arbeitsgänge senken den Zeitaufwand für die einzelnen Arbeitsgänge. Es zählt zu den erfolgreichsten Bauverfahren zur Herstellung von Betonbrücken, weil es neben den erwähnten Vorteilen auch besonders wirtschaftlich ist. Ausführlich wird auf die Herstellung der Brücken im Taktschieben im Abschnitt 9.1.4 eingegangen.

1.4.5 Moderne Schrägkabelbrücken Die grundlegende Konzeption der Schrägkabelbrücken ist nicht neu und wurde schon bei einigen Brücken im 18. und 19. Jahrhundert angewendet. In Japan wurde 1873 sogar eine auf dem Pfeiler drehbare Schrägkabelbrücke, die Aji-Fluss-Brücke bei Osaka, errichtet, die man damals Magnetnadelbrücke nannte [Japan Ass., 1984]. Johann August Röbling ordnete bei seinen Hängebrücken bereits zusätzliche Schrägkabel an. Dischinger griff diese Konstruktionsidee wieder auf und entwickelte sie weiter [Dischinger, 1949]. Er wies darauf hin, dass Röbling in Ergänzung zu den verti-

kalen Hängern nach der Montage zur Erhöhung der Steifigkeit der Brücke durch Winden angespannte Schrägkabel in seine Hängebrücken eingebaut hat. Weil Röbling damals zur Vorspannung der Schrägkabel nur Winden verwenden konnte, war die Kabelvorspannung nur mäßig. Auch die zulässigen Spannungen waren damals nur verhältnismäßig niedrig. Die Schrägkabel waren deshalb nur bedingt wirksam (Kabeldurchhang, ideeller Elastizitätsmodul der Kabel), was einer der Gründe der notwendigen Instandsetzung der Brooklyn Brücke war, die 1944 bis 1954 von David Bernard Steinman bei gleichzeitiger Ertüchtigung der Brücke vorgenommenen worden war. Röbling und Dischinger können als die geistigen Wegbereiter des modernen Schrägkabelbrücken-Systems gelten. Die beiden Brücken, die das Tor für die rasche Entwicklung der modernen Schrägkabelbrücken mit großen Spannweiten geöffnet haben, sind die Strömsundbrücke in Schweden mit 182 m Spannweite mit büschelartiger Anordnung der Kabel (Definition nach Feige s. Bild 5.2.1-34) von je zwei Kabeln von den beiden Pylonköpfen nach jeder Seite, die 1955 von der DEMAG Duisburg gebaut wurde und die in den Jahren 1955 bis 1957 nach dem Entwurf von Helmut Homberg mit harfenartiger Kabelanordnung (Definition nach Feige s. Bild 5.2.1-34) und mit 260 m Spannweite von einer Arbeitsgemeinschaft unter der technischen Federführung der Hein, Lehmann AG gebaute Theodor-Heuss-Brücke in Düs-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-57 Theodor-Heuss-Brücke in Düsseldorf

seldorf. Es folgten die Severinsbrücke in Köln (1959, 302 m), die Norderelbe-Brücke in Hamburg (1963, 172 m), die Rheinbrücke in Leverkusen (1965, 280 m), die Rheinbrücke in Maxau (1966, 175 m), die Rheinkniebrücke in Düsseldorf (1969, 319 m) und die Rheinbrücke in Duisburg (1970, 350 m). Die gemeinsamen Merkmale der genannten ersten Schrägkabelbrücken in Deutschland sind die Ausführungen sowohl der Pylone als auch der Träger als Stahlkonstruktionen, die Anwendung der orthotropen Platte als Stahlleichtfahrbahn und die Anordnung der wenigen dicken vollverschlossenen Kabel mit großen Abständen. Nach dieser Bauweise wurden unter anderem auch die Onomichi Brücke in Hiroshima, Japan (1968, 215 m), die Erskin Brücke in Glasgow, England (1971, 305 m), die Donaubrücke in Bratislava, CSSR (1972, 303 m) und die Donaubrücke in Linz, Österreich (1972, 215 m) gebaut. Die für den Bau moderner Schrägkabelbrücken als einer der Marksteine zu nennende Theodor-Heuss-Brücke in Düsseldorf (Bild 1.4-57) mit 15 m Fahrbahnbreite ist zwischen den Geländern 26,6 m breit und zur Längsachse symmetrisch. Sie hat zwei kastenförmige 1,6 m breite Hauptträger mit konstanter Konstruktionshöhe von 3,4 m, in denen die jeweils drei zueinander parallelen Schrägkabel zur Aufhängung der Träger über in den Kästen angeordnete Querschotte verankert sind. Die Pylone sind mit dem Streckträger biegesteif verbunden und bilden jeweils mit Querscheiben in und zwischen den Kastenträgern

einen nach oben offenen Halbrahmen. Die Brücke ist an einem Pylon horizontal unverschieblich, am anderen Pylon auf zwei Linienkipplagern verschieblich gelagert. Am Pylon sind das untere und das obere der drei Kabel längsbeweglich auf drehbaren Sektorlagern aufgelagert, während das mittlere Kabel mit dem Pylonsattellager fest verbunden ist [Lange et al., 1974]. Danach wurden in verschiedenen Ländern viele Schrägkabelbrücken mit Harfenanordnung gebaut, unabhängig davon, ob es sich um in der Stahl-, Spannbeton- oder Verbundbauweise errichtete Brücken handelt. Darunter ist auch die sogenannte Düsseldorfer Brückenfamilie (Bild 1.4-58), die aus den drei innerstädtischen Rheinbrücken besteht, die 1952 gleichzeitig vom Brückenund Tunnelbauamt der Stadt Düsseldorf unter Leitung von Oberbaudirektor Erwin Beyer unter Beteiligung des Architekten Prof. Dr. h. c. Friedrich Tamms als Schrägkabelbrücke in Harfenform geplant wurden. Es sind die bereits genannte Theodor-HeussBrücke mit 260 m Hauptspannweite, die Oberkasseler Brücke mit 258 m Hauptspannweite und die Rheinkniebrücke mit 319 m Hauptspannweite. Obwohl das Konzept der Brückenfamilie mit einander angeglichenen Kabelneigungen einheitlich ist, unterscheiden sich die drei Brücken konstruktiv doch signifikant [Lange et al., 1974]: x Theodor-Heuss-Brücke: zwei 43 m hohe Pylonenpaare (Pylonenhöhen jeweils über dem Pfeiler) mit je drei parallelen Kabelpaaren, in Längsrichtung symmetrisch nach beiden Seiten, Streckträger als

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

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Bild 1.4-58 Düsseldorfer Brückenfamilie (Bild von der Stadt Düsseldorf zur Verfügung gestellt)

Bild 1.4-59 Friedrich-Ebert-Brücke in Bonn

zweistegiger Plattenbalken mit ca. 3,4 m hohen Kastenträgern als Stege und orthotroper Fahrbahnplatte x Oberkasseler Brücke: ein 103 m hoher Pylon mit je vier parallelen Kabeln, in Längsrichtung unsymmetrisch nach beiden Seiten, Streckträger mit 3,15 hohem Hohlquerschnitt mit dem Obergurt als orthotroper Fahrbahnplatte x Rheinkniebrücke: ein100 m hohes Pylonenpaar mit je vier parallelen Kabelpaaren, in Längsrichtung leicht unsymme-

trisch, Streckträger als zweistegiger Plattenbalken mit ca. 3 m Steghöhe und orthotroper Fahrbahnplatte Auf die besonders interessante Oberkasseler Brücke wird in den Abschnitten 5.5.5.1.3 und 9.2.5 eingegangen. Mit dem Bau der von vielen Kabeln gestützten Friedrich-Ebert-Brücke über den Rhein in Bonn (1967, 280 m) wurde die bahnbrechende Anordnung der Kabel als Vielkabelystem (Bild 1.4-59 und 1.4-60)

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.4-60 Linksrheinischer Pylon mit Schrägkabeln der Friedrich Ebert Brücke in Bonn

verwirklicht. Die Kabel sind fächerartig (Definition nach Feige, s. Bild 5.2.1-34) angeordnet. Als Vielkabelysteme wurden auch die beiden kurz danach gebauten Rheinbrücken in Rees-Kalkar (1967, 255 m) und in Ludwigshafen (1968, 140 m) errichtet. Der Schritt von den zuvor gebauten Zwei- und Dreikabelsystemen zum Vielkabelsystem, die Friedrich-Ebert-Brücke ist ein 20-Kabelsystem, wäre kaum möglich gewesen, wenn nicht inzwischen leistungsfähige elektronische Datenverarbeitungsanlagen zur Berechnung zur Verfügung gestanden hätten.

Beim Bau der George Street Brücke in Newport, England (1964, 152 m) wurde eine Kombination von Spannbeton- und Stahlträger und Beton-Pylon erfolgreich erprobt. Diese Bauweise wurde unter anderem bei der Rheinbrücke zwischen Mannheim und Ludwigshafen (1971, 287 m), der Rheinbrücke Düsseldorf-Flehe (1979, 368 m), der Askeröfjord Brücke in Göteborg, Schweden (1980, 366 m), der Normandie-Brücke in Frankreich (1995, 856 m), der Tatara Brücke in Hiroshima, Japan (1999, 890 m) und der Shantou Brücke in China (1999, 518 m) angewendet. Die Pylone dieser Brücken, mit Ausnahmen der Rheinbrücke Mannheim-Ludwigshafen und der Tatara Brücke sind aus Beton. Obwohl beim Bau der oben genannten Rheinbrücke in Mannheim-Ludwigshafen statt vollverschlossener Seile Paralleldrahtbündel mit plastischem Wrapping zur Ausführung kamen, blieb in Deutschland diese Kabelbauweise eher eine Ausnahme. Dagegen wurden in Japan nach der Fertigstellung der Toyosato Brücke in Osaka (1970, 216 m) Paralleldrahtbündel zur Standardkabelbauweise, zuerst vom plastischen Wrapping und später vom Umhüllungsrohr aus Polyäthylen (PE) umgeben. Zur Zeit findet auch in anderen Ländern diese Kabelbauweise mit PE Schutzrohren viele Anwendungsbeispiele.

Bild 1.4-61 Schrägkabelbrücke der Farbwerke Hoechst in Frankfurt (Bild: DYWIDAG-Archiv)

1.4 Brücken von der Renaissance bis zur Gegenwart

Bild 1.4-62 Pylonkopf der Schrägkabelbrücke der Farbwerke Hoechst in Frankfurt (Bild: Dywidag-Archiv)

1962 wurde von R. Morandi eine Spannbetonschrägkabelbrücke über den Maracaibo See in Venezuela (s. Bild 5.2.1-36), deren größte Spannweite 235 m beträgt, errichtet. Von ihm wurden weitere Spannbetonschrägkabelbrücken entworfen, z. B. die Polcevera Brücke in Genua, Italien (1966, 208 m) und die Wadi el Kuf Brücke in El Beida in Libyen (1971, 202 m, s. Bild 5.2.1-37). Neben diesen Brücken von Morandi existieren viele andere Spannbetonschrägkabelbrücken. Nur einige davon seien genannt: die Magliana Brücke in Rom, Italien (1967, 145 m), die Mainbrücke der Farbwerke Hoechst in Frankfurt [Schambeck, 1973] (1972, 148 m, Bilder 1.4-61 und -62, s. auch Bild 5.2.1-39), die Tielse

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Brücke in Tiel, Niederlande (1975, 267 m, s. Bild 5.2.1-38), die Brotonne Brücke in Le Havre, Frankreich (1977, 320 m), die PascoKennewick Brücke in Amerika (1978, 299 m), die von Menn entworfene Ganterbrücke bei Brig, Schweiz (1980, 174 m, Bild 1.4-63), die Barrios de Luna Brücke in Leon, Spanien (1984, 440 m), die Parana Brücke in Posadas-Encarnacion, Argentinien-Paraguay (1984, 330 m), die Skarnsundet Brücke in Norwegen (1991, 530 m) und die Changjiang Brücke in Chongging, China (1996, 444 m). In Japan gibt es ebenfalls zahlreiche Spannbetonschrägkabelbrücken. Die Kombination der Baustoffe Stahl und Beton mit der wirtschaftlichen Aufnahme von Druckbeanspruchungen durch den Beton zur Verbundbauweise bietet ideale Vorteile dieser Bauweise für Schrägkabelbrücken. Es ist erstaunlich, dass, obwohl die Verbundbauweise schon unter anderem beim Bau der Büchenauer Brücke in Bruchsal, Deutschland (1956, 56 m), der Sitka Hafenbrücke in Alaska, Amerika (1972, 137 m) und der Yamato Brücke in Osaka, Japan (1974, 83 m), angewendet worden war, erst 1986 eine große Brücke in dieser Bauweise mit dem Bau der Alex Fraser Brücke in Vancouver, Kanada, mit 465 m Spannweite gebaut, wurde. Die Pylone der Brücke bestehen aus Beton. In der Folgezeit

Bild 1.4-63 Ganterbrücke bei Brig, Schweiz

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

breitete sich diese Bauweise sehr rasch in verschiedenen Ländern außer in Japan aus. Im Folgenden werden nur einige Brücken genannt: die Zweite Hooghly Brücke in Kalkutta, Indien (im Jahr 1992, 457 m Spannweite), die Mezcala Brücke in Mexiko (1993, 312 m), die Yangpu Brücke in Shanghai, China (1993, 602 m), die Fred Hartman Brücke bei Baytown, America (1995, 381 m), die Zweite Severn Brücke in England (1996, 456 m), die Tingkau Brücke in Hongkong, China (1998, 448 m), die Seohae Brücke in Korea (2000, 470 m). In China sind zur Zeit einige Großbrückenprojekte in Verbundbauweise im Bau, wie z. B. die Changjiang Brücke in Nanjing (628 m). Zur Abrundung wird auf den Abschnitt 3.8 verwiesen, in dem unter x 3.8.1 von Christian Menn die Sunnibergbrücke in der Schweiz, x 3.8.7 von Jacques Mathviat der Le Pont de Brotonne in Frankreich, x 3.8.8 von Alfred Pauser die Donaukanalbrücke in Wien in Österreich, x 3.8.10 von Michel Virlogeux die Normandiebrücke in Frankreich, x 3.8.12 von Herbert Schambeck die Schrägseilbrücke Dubrovnik in Kroatien, von den Entwurfsverfassern moderne Schrägkabelbrücken vorgestellt und erläutert werden.

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken und zu schicksalhaften und symbolischen Bedeutungen Bereits im Abschnitt 1.1 wurde ausgeführt, dass Brücken häufig an markanten Stellen unserer Städte und Verkehrswege stehen. Es ist wichtig die Brücken nachhaltig zu bauen. Darunter verstehen wir nicht nur die optimierten Baukosten bezogen auf die Lebenszeit der Brücke, sondern auch ihre Bedeutung für das Wohlempfinden der

Menschen. Der Ingenieur muss sich stets seiner Verantwortung bei der Gestaltung und der harmonischen Einfügung der Brücken in ihre Umgebung, sei es in der Stadt oder in der Landschaft, und ihre Wirkung auf die Menschen bewusst sein. Manchmal sind die Differenzkosten einer gut gestalteten Brücke zu den Kosten einer sogenannten billigen Lösung gering. Dann sollte stets die Entscheidung getroffen werden, die gut gestaltete Brücke zu bauen. Damit keine Missverständnisse aufkommen, es ist nicht gemeint, dass eine schöne Brücke nicht preiswert ist. Im Gegenteil, eine wohl gestaltete Brücke benötigt kein dekoratives Beiwerk. Nur was für das Bauwerk erforderlich ist, soll die Brücke haben. Dabei sind klare Formen, die den Kraftfluss erkennen lassen besonders wichtig. Nur so wird Ingenieurbaukunst erreicht. Robert Maillart hat uns mit seinen Brücken gezeigt, dass gerade sparsames Bauen zu guten Lösungen führen kann. Ihm als Vorbild nachzueifern ist eine dankbare Aufgabe für jeden Ingenieur. Die im Abschnitt 3.8 enthaltenen Brücken sind durchweg Beispiele, die den Entwurfsingenieuren als Vorbilder dienen können. In manchen Fällen ist es ratsam bei der Gestaltung Architekten zuzuziehen. Dabei muss aber klar sein, dass ein guter Entwurf nur in echter Zusammenarbeit im Dialog, und das von Anfang an, entstehen wird. An den im Abschnitt 1.4 gezeigten Brücken haben an einigen Architekten mit den entwerfenden Ingenieuren zusammengearbeitet. An den Brücken der Düsseldorfer Brückenfamilie (Bild 1.4-58) war dies Friedrich Tamms, bei den Rheinbrücken in Worms und bei Bendorf ist Gerd Lohmer zu nennen. Beispielhaft seien hier subjektiv ausgewählte, wie wir meinen, gut gestaltete Brücken gezeigt. Zunächst ist die 1960 bis 1962 nach dem Entwurf des Bauingenieurs Hermann Bay und des Architekten Wilhelm Tiedje von

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken

Bild 1.5-1 Glemstalbrücke in Schwieberdingen

den Firmen Wayss & Freitag und Karl Kübler gebaute Glemstalbrücke in Schwieberdingen, Bild 1.5-1, als ausgesprochenes Kunstwerk des Ingenieurbaus erwähnenswert. Die Brücke besteht aus einem über 114 m gespannten, kastenförmigen Betonbogen und dem darüber befindlichen durchlaufenden Beton-Kastenträger, der im Scheitelbereich des Bogens durch diesen und durch schlanke Pendelstützen gestützt wird. Der Bogen und der Kastenträger durchdringen sich im mittleren Drittel der Bogenbrücke. Der Bogen wird deshalb durch den Kastenträger nur in diesem Bereich belastet. Die Bogenform folgt entsprechend der vertikalen Belastung (im mittle-

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ren Drittel aus dem Kastenträger und der Eigenlast des Bogens, im äußeren Drittel nur aus der Eigenlast des Bogens) etwa der Stützlinie unter Eigenlast, die sich etwas an ein Sprengwerk angenähert ergibt. Von der Brückenmitte aus stehen die beiden ersten Pfeiler auf den Kämpferfundamenten. Der Bogen spreizt sich zur Erhöhung der Quersteifigkeit zu den Kämpfern hin auf. In Längsrichtung hat der Kastenträger seinen Festpunkt am Bogenscheitel, und der Kastenträger läuft fugenlos zu den Widerlagern durch, wo die Horizontalverschiebungen aus den Temperaturausdehnungen gewährleistet sind. Die den Kastenträger in den Hangbereichen unterstützenden schlanken Pendelstützen folgen fast zwängungsfrei den Bewegungen des Kastenträgers. In Längs- und Querrichtung wirkt der Bogen wie ein Rahmen, dessen Schwerachsen weitgehend der Stützlinie unter Eigenlast folgen. Beim Zusammenschluss der Bogenfüße und dem Anschluss an den Überbau sind Querscheiben im Bogen eingebaut. Sie gewährleisten, dass die Querschnittsform erhalten bleibt und unterstützen die wechselseitige Überleitung der Schnittgrößen zwischen Bogen und Kastenträger. Eine gestalterisch sehr interessante Brücke ist die von Schlaich, Bergermann und Partner entworfene Fußgängerbrücke Prag-

Bild 1.5-2 Fußgängerbrücke Pragsattel II in Stuttgart (Bild von Schlaich, Bergermann und Partner)

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.5-3 Brücke über die Einfahrt des Schiersteiner Rheinhafens in Wiesbaden

sattel II in Stuttgart, Bild 1.5-2. Die 30 cm dicke, oder soll man besser dünne sagen, stark geneigte, durchlaufende Betonplatte lagert auf verzweigten Stahlrohren aus vertikalen Stützen, die sich im oberen Bereich baumartig in vier Äste teilen. Sie werden deshalb als Baumstützen bezeichnet. Trotz vieler Stützen wird der Durchblick kaum beeinträchtigt. Alle Teile sind an der Lastabtragung beteiligt, auf kein Teil kann verzichtet werden, keins ist dekorativ. Die Brücke erfüllt damit das stets anzustrebende Ziel, dass nichts hinzu gefügt werden soll, was nicht notwendig ist. Die Knoten- und Anschlusspunkte an die Betonplatte und die Fundamente sind Gussteile. Die Brücke ist filigran und wirkt fast als würde sie schweben. Durch die knallig rote Farbe wirkt die Brücke zudem eigenständig und hebt sich deutlich von der Umgebung ab ohne störend zu wirken. 1966/1967 wurde die Gehwegbrücke über die Einfahrt des Schiersteiner Rheinhafens in Wiesbaden nach einem Entwurf von Finsterwalder mit architektonischer Beratung von Gerd Lohmer und der technischen Bearbeitung von Rudolf Ohlig und Klaus Alsen von Dyckerhoff & Widmann gebaut. Die vorgespannte Zweigelenk-Bo-

genbrücke aus Leichtbeton unter Verwendung von Weißzement mit einer Spannweite von 96,4 m und einer Pfeilhöhe von 12 m ist eine sehr elegante Brücke (Bild 1.5-3). Im Scheitelbereich ist der Bogen so schlank, dass er sich fast wie ein Dreigelenkbogen verhält. Der 1,5 m hohe T-Querschnitt im Scheitel hat eine 3 m breite Platte mit einem 1,5 m breiten Steg. Zur Abtragung der Windkräfte verändert sich der Querschnitt des Bogens, indem sich im Steg seitlich ein unterer Flansch ausbildet, dessen Breite auf 3 m am Kämpfer anwächst. Als Brückenabgänge sind Rampen als Dreiecke ausgebildet, die rucksackartig an den Bogen gehängt sind und als Gegengewichte und Zugglieder zur Reduzierung des Horizontalschubs wirken. Die Rampen und der Teil des Bogens vom Kämpfer bis zum Abschluss des Bogen-Rampen-Dreiecks wurden auf einem Lehrgerüst mit Hilfsjochen jeweils in 10 m Entfernung von den Kämpfern hergestellt. Um den Schiffsverkehr während des gesamten Bauvorgang aufrecht zu erhalten, erfolgte der Bau des Mittelbereichs des Bogens im Bauzustand als Kragträger im freien Vorbau. Die Bogenwirkung stellte sich mit dem Schließen des Scheitels und der Absenkung der Hilfsjoche ein.

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken

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Bild 1.5-4 Stützkonstruktion der Rossauerbrücke über den Donaukanal in Wien (Bild von Prof. Dr. techn. Alfred Pauser)

Wegen der Höhenverhältnisse der Straßen am Donaukanal in Wien im Bereich der Rossauer Brücke war die Konstruktionshöhe der über 54,4 m gespannten, schräg gestützten Rossauer Brücke extrem begrenzt, dass nur eine vorgespannte Beton-Platten/Plattenbalken-Konstruktion mit einer spinnenartigen Stützung alle vorgegebenen Randbedingungen, die auch die Unterbringung der offen zu führenden Versorgungsleitungen beinhaltete, erfüllte. Die von Alfred Pauser entworfene und den Firmen Universale und Porr gebaute sehr schlanke 1,3 m dicke Platten/PlattenbalkenKonstruktion der Rossauer Brücke, Bild 1.5-4, wirkt durch die biegesteifen Verbindungen mit der in vier Streben aufgelösten Stützungskonstruktion rahmenartig zusammen. In den Randfeldern und über die Stützkonstruktionen hinaus zum Innenfeld besteht der Überbau aus einer Vollplatte, die in der Längsachse zur Unterbringung der Versorgungsleitungen unten streifenförmig ausgespart und in den Bereichen der Stützungen in Querrichtung vorgespannt ist. Der mittlere Bereich des Innenfelds wurde unter Verwendung von acht vorgefertigten Spannbetonträgern, zur Reduzierung der Eigenlast mit Hohlquerschnitten,

und einer Ortbetonplatte, die biege- und schubfest mit den Fertigteilträgern, der Vollplatte und über diese mit der Stützkonstruktion verbunden ist, hergestellt. Die Rahmenwirkung der zusammengesetzten Konstruktion wird durch die ortspezifisch notwendige Schrägstellung der spinnenartigen Stützung verstärkt, was sich günstig auf die Verkleinerung der Feld-Biegemomente auswirkt. Auch die als Folge der ungünstigen Stützweitenverhältnisse entstehenden abhebenden Auflagerkräfte an den Brückenenden werden durch die Rahmenwirkung abgemindert. Die ortspezifisch bedingte aufgelöste, interessante Stützung und das konsequent entwickelte Tragwerk der Brücke beeindruckt die auf dem Vorkai flanierenden Menschen mit dem Blick auf die Untersicht der Brücke, was in der Dunkelheit durch eine Effektbeleuchtung verstärkt wird. Das sparsamste Bauen wird erreicht, wenn man die Lasten durch Konstruktionen abträgt, die nur durch Längskräfte beansprucht werden. Dies erreicht man dadurch, dass z. B. für die Konstruktion ein Bogen oder ein Seil gewählt wird. Bei entsprechender Form des Bogens wird dieser hauptsächlich auf Druck beansprucht. Beim Seil erhält man anstatt der Druck-

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1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.5-5 Finsterwalders Vorschlag für den Bau der Bosporus-Brücke als Spannband

Bild 1.5-6 System der Spannbandbrücke in Freiburg (Bild: Dywidag-Archiv)

Bild 1.5-7 Spannbandbrücke in Freiburg

eine Zugbeanspruchung. Hängekonstruktionen haben noch den weiteren Vorteil, dass sich unter zunehmender Belastung wegen der Formänderungen des Systems die Biegebeanspruchung vermindert. Die größten Spannweiten wurden bisher mit

etwa 2000 m Spannweite bei Hängebrücken erreicht, s. o. Fallen die bei Hängebrücken wesentlichsten Konstruktionsteile – die Tragkabel und der Versteifungsträger – zusammen, erhält man das auf einer Idee von Ulrich Finsterwalder beruhende und von

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken

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Bild 1.5-8 Spannbandbrücke im Freiburg, Blick vom Turm des Münsters

ihm so genannte Spannband als System des Betonbrückenbaus. Finsterwalder schlug erstmalig 1958 anlässlich des Brückenwettbewerbs der Brücke in Istanbul über den Bosporus den Bau einer Spannbandbrücke mit freier Spannbandlänge von 190 m vor; sie wurde nicht nach Finsterwalders Vorschlag gebaut. Das System der vorgeschlagenen Brücke ist im Bild 1.5-5 dargestellt. Ein zweiter Entwurf Finsterwalders aus dem Jahr 1961 für den Bau der Zoobrücke in Köln mit 166 m freier Spannbandlänge wurde ebenfalls nicht ausgeführt. Die ersten Spannbandbrücken wurden später in der Schweiz und in Japan gebaut. Erst 1969/1970 wurde in Freiburg/Breisgau ein Entwurf Finsterwalders realisiert. Das System dieser Brücke ist aus dem Bild 1.5-6 ersichtlich. Die Bilder 1.5-7 und 1.5-8 zeigen die Eleganz der Freiburger Spannbandbrücke. Insbesondere aus dem Bild 1.5-8 ist die schöne Einbindung mit dem Übergang in das Freizeitgelände gut zu sehen. Im Abschnitt 5.7 wird ausführlich auf Spannbandbrücken eingegangen.

Im Zuge der Ostumfahrung StuttgartVaihingens befindet sich direkt zwischen zwei Tunneln die 151 m lange, horizontal gekrümmte Nesenbachtalbrücke mit Spannweiten zwischen 8,25 m und 49,5 m. Die Betonfahrbahnplatte wird von einem Raumfachwerk aus Stahlrohren aus baumartig gespreizten Stützen, mit dem sie monolithisch zu einem Verbundtragwerk verbunden ist, gestützt, Bilder 1.5-9 und -10. Die Rohrknoten sind aus Stahlguss. Der Tunnelquerschnitt wird oben optisch durch einen über der Fahrbahn und unterhalb des Gehund Radwegs über die ganze Brücke dem Lärmschutz dienenden durchgehenden Deckel weitergeführt. Wegen der Lage des Geh- und Radwegs über der Fahrbahn mit dem Lärmschutzdeckel müssen die Fußgänger und Radfahrer nicht unnötig größere Höhenunterschiede überwinden und Gehund Radweg sind frei von Lärm, Abgasen und Spritzwasser. Seitlich überspannen Stahlrohrbogen die Fahrbahn. Die Stahlrohrbogen tragen Lärmschutzlamellen, die je nach der Bebauung hang- oder talseitig

98

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

Bild 1.5-9 Nesenbachtalbrücke, Schnitt (Bild nach [Bögle et al., 2003])

Bild 1.5-10 Nesenbachtalbrücke, Bild von Schlaich, Bergermann und Partner

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken

99

Bild 1.5-11 Beleuchtete Nesenbachtalbrücke in der Dunkelheit, Bild von Schlaich, Bergermann und Partner

angeordnet sind. Weil die Brücke monolithisch fugenlos und ohne Lager, auch mit den anschließenden Tunneln fest verbunden, ausgeführt wurde, wurde die üblicherweise störendste Lärmquelle der Fahrbahnübergänge ganz ausgeschaltet. Die Rezeptur des Betons der Fahrbahnplatte und die Bewehrung wurden optimiert, damit die auftretenden Rissbreiten auf 0,3 mm begrenzt werden. Die Brücke wurde 1997/1999 nach einem Entwurf von Schlaich, Bergermann und Partner von den Firmen Wolff & Müller, Stuttgart und Stahlbau Illingen gebaut.

Bild 1.5-12 Stauseebrücke Zeulenroda

Brücken haben in der Vergangenheit mitunter schicksalhafte und symbolische Bedeutung gehabt. Auf die historische Bedeutung des Ponte Mulvius wurde bereits im Abschnitt 1.2.2 hingewiesen. Als am 1. September 1939 Deutschland Polen überfiel und damit den 2. Weltkrieg auslöste, wurden wesentliche Teile der Alten Weichselbrücke bei Dirschau (s. Abschnitt 1.4-3) und auch der späteren daneben gebauten zweiten Brücke als Verteidigungsmaßnahme von der polnischen Armee gesprengt. Von der Alten Weichsel-

100

1 Brückenbau auf dem Weg vom Altertum zum modernen Brückenbau

brücke wurden drei Felder zerstört und drei blieben erhalten. Die drei verbliebenen Felder der Brücke sind heute ein bedeutendes Zeugnis aus den Anfängen des Eisenbahnbrückenbaus (Bild 1.4-15). Vom ASCE wurde der verbliebene Teil der Alten Weichselbrücke bei Dirschau 2004 in die Liste der International Historic Civil Engineering Landmarks aufgenommen. Die sich im Kampf um die vorbereiteten Zündstellen zur Sprengung der Brücke zu Beginn des 2. Weltkriegs entwickelnden Kämpfe waren möglicherweise die ersten Kampfhandlungen des 2. Weltkriegs. Die bei ihrem Bau Mitte des 19. Jahrhunderts als technisches Meisterwerk der Brückenbaukunst gepriesene Brücke erlangte damit 1939 eine traurige historische Bedeutung. Deutsche Pioniere errichteten eine Behelfsbrücke über die Weichsel, die dann durch eine neue zweigleisige Eisenbahnbrücke ersetzt wurde. Die zerstörten Teile der Alten Weichselbrücke wurden während des Kriegs nicht ersetzt. Zum Ende des Kriegs wurde die Eisenbahnbrücke beim Rückzug der deutschen Soldaten von diesen gesprengt. Nach dem Ende des Kriegs baute der Polnische Staat die beiden Brücken unter Beibehaltung der vorhandenen Teile wieder auf, wobei die fehlenden Teile durch Neubauten und an anderen Stellen demontierten Überbauten ersetzt wurden. Im Dezember 1947 konnte zunächst der eingleisige Eisenbahnverkehr wieder über die Brücke erfolgen. Schließlich konnte sowohl der zweigleisige Eisenbahnverkehr als auch der Straßenverkehr gewährleistet werden. Als 1973 in der Nähe von Zeulenroda in Ostthüringen eine stählerne Kastenbrücke über sechs Felder mit Spannweiten der Endfelder von je 55 m und der Innenfelder von je 63 m für eine Landstraße über einen späteren Stausee im Freivorbau errichtet wurde, ereignete sich beim Bau der Brücke am 13. August, dem 12. Jahrestag des Baus der Mauer in Berlin, ein tragischer Bauunfall. Während der Montage versagte das

Bild 1.5-13 Gedenkstein an der Stauseebrücke Zeulenroda

auf zentrischen Druck beanspruchte Bodenblech. Der ins zweite Feld schon 31,5 m auskragende Brückenteil knickte ab, stürzte auf den Talgrund und riss Arbeiter und Geräte mit sich. Vier Menschen verloren ihr Leben, etliche wurden zum Teil schwer verletzt, und es entstand ein hoher Sachschaden. Nach dem damaligen Stand des Stahlbrückenbaus handelte es sich um eine innovatives Vorhaben. In den fünf voraus laufenden Jahren hatte es in den demokratischen Staaten mehrere ähnliche Schadensfälle (Donaubrücke Wien, Cleddaubrücke in Milford-Haven in Wales, Westgate-Brücke in Melbourne und Rheinbrücke Koblenz) gegeben, von denen man als Folge des von der herrschenden Partei in Ostdeutschland verhinderten Informationszugangs (die vorangegangenen Schadensfälle lösten im Westen Tagungen zum Thema, Forschungen und Regelwerksanpassungen aus) nur unzureichende Kenntnis hatte [Ekardt, 1998]. An dieser Stelle soll nicht auf die Schadensursachen eingegangen werden. Dazu

1.5 Bemerkungen zur Gestaltung von Brücken

101

Bild 1.5-14 Glienicker Brücke in Berlin

wird auf [Ekardt, 1998] und [Scheer, 2000] verwiesen. Weil der Bauunfall sich aber gerade an einem 13. August ereignete, wurde vom Ministerium für Staatssicherheit und der DDR-Justiz zunächst unterstellt, dass es sich um Sabotage handelte. Später wurde von den Institutionen der Bauunfall als Fahrlässigkeit technikverliebter Intelligenzler auf Kosten der Werktätigen gesehen. Objektiv ist der Unfall auf die damals planmäßig zu geringe Sicherheit im Montagezustand und eine Fehleinschätzung der

Tragfähigkeit des Untergurts des Kastenträgers zurückzuführen. Die Brücke, Bild 1.5-12, wurde nach dem Unfall fertiggestellt. An die beim Unfall ums Leben gekommenen wird mit einem Gedenkstein erinnert, Bild 1.5-13. Eine weitere politische Bedeutung hat die Glienicker Brücke in Berlin, Bild 1.5-14. Während der Teilung Deutschlands wurden politische Gefangene zwischen Ost und West an der Glienicker Brücke ausgetauscht. Dies hat die Brücke weltberühmt gemacht.

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau Manfred Keuser, Peter Ruse und Francesco Aigner

2.0 Vorbemerkung Im Brückenbau ist der Bauingenieur Generalist und Fachplaner zugleich. Während im Hochbau der Bauingenieur in der Regel Fachingenieur für das Tragwerk oder Gutachter für Baugrund oder Bauphysik ist, obliegt ihm im Brückenbau die Gesamtverantwortung. Dies schließt nicht aus, dass insbesondere in städtebaulich sensiblen Bereichen auch Architekten in die Planung einer Brücke eingebunden werden. Bei aller Vielfalt der Aufgaben und den damit verbundenen Herausforderungen darf jedoch nicht übersehen werden, dass sich die Ingenieurkunst des Brückenbaus in den Industrieländern der westlichen Welt, bei der großen Mehrzahl der Projekte zu einem von Regel- und Vorschriftenwerken diktierten Alltagsgeschäft des Ingenieurs entwickelt hat. Dies ist vor allem auf die rasante Entwicklung des Personen- und Güterverkehrs nach dem zweiten Weltkrieg zurück zu führen. Die zunehmende Dichte der Besiedlung, das Bündeln von Verkehrswegen zum Zweck eines möglichst sparsamen Landverbrauchs und das immer engmaschiger werdende Netz erforderlicher Infrastrukturen üben Zwänge aus, die großzügigen Planungen oft im Wege stehen. Auch der allgemeine Kostendruck, der immer wieder zu standardisierten Lösungen unter Ausnutzung von Wiederholungseffekten führt, engt den Spielraum ein. Doch trotz solcher Beschränkungen sollte auch der Bauingenieur des 21. Jahrhunderts immer daran denken, dass seine Entwürfe nicht nur den umfangreichen aktuellen Re-

geln und Vorschriften im Hinblick auf einwandfreie Funktionalität, geringen Wartungsbedarf und robuste Dauerhaftigkeit entsprechen, sondern darüber hinaus das immer bewusster werdende Bedürfnis nach einer humanen Gestaltung des Lebensraums in angemessener Weise erfüllen. In den Industrieländern sind die Verkehrsnetze weitestgehend vorhanden, wobei vor allem die Hauptstrecken verhältnismäßig alt und die Brückenbauten ihre vorgesehene Lebensdauer erreicht oder schon überschritten haben, die Bevölkerungsdichte und auch die Motorisierung haben sich auf ein stabiles Niveau eingependelt. Gleichzeitig ist ein immer restriktiverer Umgang mit freien Landschaftsflächen notwendig geworden. Daraus lässt sich zunächst folgern, dass die Streckenerhaltung künftig immer mehr an Bedeutung gewinnen und immer größere finanzielle Mittel im Vergleich zum Neubau erfordern wird. Andererseits können sich durch geänderte politische Verhältnisse (z. B. Schaffung eines Großwirtschaftsraums Europa durch konsequente Integrierung der ehemaligen Ostblockstaaten oder des ehemaligen Jugoslawien) Verschiebungen der Verkehrsströme im Transitverkehr ergeben und es können auch neue Hauptverbindungen notwendig werden. Der Neubau von Brückenbauwerken wird in folgenden Fällen notwendig: 1. Bei der Neuschaffung ganzer Straßenoder Bahnstrecken, z. B. im Zusammenhang mit politischen Änderungen. Ein Beispiel hierfür ist die Verbindung der

104

2. 3.

4.

5.

Verkehrssysteme von alten und neuen Bundesländern nach der deutschen Wiedervereinigung. Bei Lückenschlüssen innerhalb bereits bestehender Verkehrswegesysteme. Bei der Verbreiterung bestehender Autobahnstrecken, sofern die bestehenden Brücken nicht in hinreichendem Ausmaß verbreitert werden können. Beim lawinensicheren Ausbau bestehender Gebirgsstraßen sind die vielfach sehr alten Gebirgsstraßen bereichsweise zu verlegen und die Straßen durch Lawinengalerien zu schützen oder im Tunnel zu führen. Dabei wird auch der Bau von Brücken notwendig. Der Ersatz baufälliger Brücken und von Brücken mit zu geringer Tragfähigkeit oder unbefriedigender Gebrauchstauglichkeit durch Neubauten ist vielfach technisch einfacher und zudem kostengünstiger als deren Ertüchtigung. Allerdings ist in diesem Zusammenhang zu bemerken, dass manche alten Brücken ausgesprochene Baudenkmäler darstellen und – nach heutiger Auffassung – nicht ohne Weiteres abgebrochen oder dem Verfall preisgegeben werden sollten.

Der Bestand an Brücken für öffentliche Verkehrswege (öffentliches Straßennetz, öffentliches Bahnnetz) umfasst in Deutschland rund 80.000 Bauwerke, in Österreich rund 20.000 und in der Schweiz rund 16.000. Einerseits erfordern diese Brücken eine entsprechende Kontrolle und Wartung und sind fallweise durch Neubauten zu ersetzen, andererseits ist der Bestand zu erweitern und zu ergänzen. Auf die Aufgaben im Zusammenhang mit dem Erhalt der Verkehrsinfrastruktur wird in einem gesonderten Abschnitt am Ende dieses Kapitels eingegangen. Die Darstellung der Ingenieuraufgaben im Brückenbau erfolgt exemplarisch aus der Sicht der gesamtverantwortlich han-

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

delnden Ingenieure unter Berücksichtigung der aktuellen deutschen Verfahrensweise. Dabei wird für die Aufgaben, die die Planung und Überwachung von Brückenbauten beinhalten, auf die Gliederung und Systematik der Honorarordnung für Architekten und Ingenieure [HOAI, 1996] aufgebaut. Im Brückenbau sind Bauingenieure in Bauverwaltungen, Bauunternehmen und Ingenieurbüros tätig, wobei die Aufgabenverteilung in anderen Staaten durchaus unterschiedlich strukturiert ist. Weitere Aspekte der vielfältigen Aufgaben von Bauingenieuren im Brückenbau können [Leonhardt, 1974] und [Straub, 1964] entnommen werden.

2.1 Genereller Entwurf 2.1.1 Vorplanung In der Regel wird die nach entsprechenden Erhebungen politisch formulierte Bedarfslage von Fachplanern für Strassen- und Schienennetze unter Berücksichtigung aller Vorgaben durch Raumordnung, Landes- und Bauleitplanung in ein erstes Planungskonzept umgesetzt. In groben Zügen wird dabei auch dem Umstand Rechnung getragen, welche Hindernisse sich nicht mehr durch Erdbauwerke, sondern nur durch ein Brückenbauwerk überwinden lassen. Bereits in dieser frühen Planungsphase muss der Brückenplaner in die Planung eingebunden werden, damit die endgültige Gestaltung der Gradiente in Grundund Aufriss auf die technischen Belange der Brücke abgestimmt wird. Deren angemessene Berücksichtigung ist von eminenter Wichtigkeit, denn wenn ein Planfeststellungsbeschluss Rechtskraft erlangt hat, können bautechnisch erforderliche Änderungen nur noch mit hohem verfahrenstechnischem Zeitaufwand eingebracht werden. Darüber hinaus werden in diesem frühen Planungsstadium die wesentlichen

2.1 Genereller Entwurf

105 ~ 80,0

34,0

»A«

66,5°

± 0,0 150,0 M 15,0 20,0

»B« 20,0

20,0

20,0 15,0

Bild 2.1-1a Argentobelbrücke, Bogenklappverfahren System Bung

Bild 2.1-1b Argentobelbrücke

Randbedingungen für die mit dem Bau einer Brücke verbundenen Kosten definiert. Die Vorgaben des Streckenplaners sind insbesondere in den folgenden Punkten zu überprüfen und gemeinsam mit diesen die technisch, ökologisch und wirtschaftlich optimierte Gesamtlösung für den zu planenden Verkehrsweg zu finden. Gründungsmöglichkeiten Da Pfeiler- und Widerlagerstandorte besonders in empfindlichen Naturschutzoder Trinkwassereinzugsgebieten häufig einzeln im Planfeststellungsbescheid

rechtsverbindlich definiert werden, ist in solchen Fällen bereits für die Vorplanungsphase eine große Planungstiefe erforderlich. Es empfiehlt sich deshalb, den bei Planfeststellungen üblicherweise verwendeten Lageplanmaßstab von 1 : 1000 entsprechend zu vergrößern. Unter Umständen wird im Vorentwurf bereits eine endgültige Festlegung für das Tragwerkssystem (z. B. Bogenbrücke, Schrägkabelbrücke o. ä.) getroffen. Dies wird nachfolgend an einem Beispiel erläutert. Auf den Bildern 2.1-1a und 2.1-1b ist die im Jahr 1984 errichtete Argentobelbrücke dargestellt, die

106

eines der Allgäuer Naturdenkmäler überspannt. Landschaft und Baumbestand des „Eistobels“ unterhalb der Brücke ließen keinerlei Eingriffe in Gelände und Baumbestand zu. Deshalb war eine ohne Lehrgerüst zu erstellende Bogenbrücke mit aufgeständerter Fahrbahn zwingend vorgeschrieben. Tragwerkssystem und Randbedingungen für das Bauverfahren ergaben sich demnach bereits bei der Planfeststellung. Eine diesen Anforderungen entsprechende Gradientenführung war Voraussetzung für die Realisierung dieses Bauwerks. Diese diffizile Bauaufgabe gab den Anstoß zur Entwicklung und zum Einsatz eines neuartigen Bauverfahrens. Im Rahmen der Vorplanung sind insbesondere alle Fragestellungen zu klären, die Auswirkungen auf die Trassierung und auf die Genehmigungsfähigkeit haben. Exemplarisch werden nachfolgend zwei Probleme aufgezeigt. Besonders bei sehr langen Brücken ist es angezeigt, die möglichen Herstellungsverfahren bereits im Rahmen der Vorplanung zu bedenken, da manche Herstellungsverfahren nur unter bestimmten Gradientenbedingungen möglich sind. So erfordert z. B. das Taktschiebeverfahren für die Herstellung von Balkenbrücken konstante Trassierungselemente wie Gerade und Kreis. Schleifende Schnitte der Achsen sich kreuzender Verkehrswege und die daraus resultierenden schiefen Auflagerachsen können zu abhebenden Lagerkräften für das Bauwerk des überführten Verkehrswegs führen. Lagerkörper zur Aufnahme von Zugkräften sind meist wartungsintensive Sonderausführungen und erfordern in der Regel eine Zustimmung im Einzelfall. Eine Entschärfung der Lagerungsproblematik durch entsprechende Drehung der Auflagerachsen jedoch kann zu Sichtbehinderungen für die Benutzer des unterführten Verkehrswegs führen. Auch in einem solchen Fall sind Abwägungen und entsprechende

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

endgültige Festlegungen bereits in der Vorplanungsphase erforderlich. Das wesentliche Ergebnis der Vorplanungsphase ist die verbindliche Lage und damit auch die Länge des Bauwerks bei abgestimmter Gradientenführung, seine Klassifizierung hinsichtlich der Verkehrslasten, in besonderen Fällen bereits schon die Festlegung von Tragwerkssystem und Bauverfahren. Selbstverständlich müssen begleitende statische Vorberechnungen in den Findungsprozess eingebunden werden. Eine überschlägige Ermittlung der Baugrundbeanspruchungen und ein darauf basierender Lastenplan wird für die Anfertigung des Bodengutachtens benötigt. Auch die konstruktiven Festlegungen für Baustoffe, Bauarten und Herstellungsverfahren sowie der Platzbedarf für die Baustelleneinrichtung und die Baustraßen finden bereits in der Vorplanungsphase statt, so dass die Mitwirkung des Tragwerkplaners unerlässlich ist.

2.1.2 Entwurfsfindung im offenen oder eingeladenen Realisierungswettbewerb Die seit dem Jahr 1977 in der Bundesrepublik Deutschland geltenden Grundsätze und Richtlinien für Wettbewerbe [GRW, 2004] auf den Gebieten der Raumplanung, des Städtebaus und des Bauwesens wurden 1995 nicht nur wegen der erforderlich gewordenen Anpassung an das europäische Recht novelliert, sondern auch, um die besonderen Anforderungen an Ingenieurwettbewerbe besser zu berücksichtigen. Deshalb wurde die Objektplanung für Verkehrsanlagen und Ingenieurbauwerke, zu denen auch Brücken zählen, in den Gegenstandskatalog von Wettbewerben aufgenommen. Grundlage für den Realisierungswettbewerb ist ein im Rahmen der Planfeststellung fest umrissenes Programm mit bestimmten Leistungsanforderungen. Die Bauverwaltungen in Deutschland haben

2.2 Entwurfsplanung

107

Bild 2.1-2 Neckarbrücke bei Mannheim im Zuge der BAB A 5 1. Preis Peter u. Lochner (Ingenieure) mit Frank-Jakob-Bluth (Architekten) Modellfoto des erfolgreichen Wettbewerbsentwurfs

seither bei einer Reihe von Bauvorhaben davon Gebrauch gemacht, offene oder eingeladene Realisierungswettbewerbe auszuschreiben. Wettbewerbe haben sich insbesondere dann als geeignetes Instrument zur Findung der optimalen Konstruktion und des geeigneten Planers erwiesen, wenn das Baufeld für den Brückenneubau sich in architektonisch, städtebaulich oder landschaftlich besonders sensiblen Bereichen befindet. Die in denkmalgeschützter Nachbarschaft konstruktive Zusammenarbeit von Bauingenieur, Architekt und Landschaftsplaner ist bei solchen Wettbewerben die Grundlage dafür, dass derartige Entwurfsfindungen oft zu besonders gelungenen Planungen geführt haben. Bild 2.1-2 zeigt das Ergebnis eines solchen Wettbewerbs in fotorealistischer Visualisierung. Moderne CAD-Programme ermöglichen in Verbindung mit Visualisierungs-Software die Erzeugung eines realistischen Bildes, das auch dem Nichtfachmann einen zutreffenden Eindruck eines Brückenbauwerks und von dessen Einbindung in seine zukünftige Umgebung vermitteln kann.

Die fotorealistische Visualisierung bietet eine hervorragende Ergänzung zum Entwurfsplanwerk und zu konventionellen Modellen im Maßstab 1 : 100.

2.2 Entwurfsplanung 2.2.1 Vorschriften Aufbauend auf den Ergebnissen der Vorplanung oder eines Wettbewerbs entsteht in der Entwurfsplanung der realisierbare Bauwerksplan. Entwurfsgrundlage ist der vom Bauherrn vorgelegte, rechtskräftige Planfeststellungsbeschluss für die Baumaßnahme. Aus ihr geht der in dem Schema 2.1-1 dargestellte Bedarf hervor, so dass Größe und Nutzungsart der Brücke eindeutig festliegen. Das zu erstellende, mit Erläuterungsbericht und Kostenberechnung versehene Planwerk hat dem aktuellen Stand der Technik zu entsprechen, der sich in Erlassen und Vorschriften niederschlägt, die von Normenausschüssen und Bauverwaltungen herausgegeben sind.

108

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

Bedarf

Verbindungsziele

Wirtschaftlichste Lage und Länge des Bauwerks

Bedarfsdauer und Verkehrsfrequenz

– stationäres Bauwerk – bewegliches Bauwerk – Hilfsbauwerk

Verkehrsteilnehmer

Querschnittsgestaltung für – Fuß- u./oder Radwegbrücke – Grünbrücke/Wildwechsel – Straßenbrücke – Schienenverkehrsbrücke – Leitungsbrücke – Schiffsbrücke – gemischte Nutzung

Umfeld

Lastannahmen

Topographie Geologie Hydrologie Seismologie kreuzende Verkehrswege kreuzende Leitungen lokale Bebauung lokale Landschaft Lokalklima/Luftqualität

Tragwerkssystem Spannweiten Gründungsart Pfeiler-/Widerlagerhöhen Lagerungsart baukünstlerische Gestaltung Anprallschutz Immissionsschutz Korrosionsschutz

Technologie

Werkstoffe Bauverfahren

Schema 2.2-1 Grundlagen und Abhängigkeiten für die Konzeption einer Brücke

2.2 Entwurfsplanung

Wird der Stand der Technik überschritten, so ist bereits frühzeitig eine Zustimmung im Einzelfall einzuholen. Das vom Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen erlassene, im VerkehrsblattVerlag in Dortmund herausgegebene Dokument Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen und Richtlinien für Ingenieurbauwerke [ZTV-ING, 2003] ist für Straßenbrücken ein wichtiges Vorschriftenwerk für den Planer von Brücken in Deutschland. Es ist zwar primär auf die Erstellung der Ausführungsunterlagen von Kunstbauten ausgerichtet, ohne Kenntnis der darin enthaltenen Vorgaben, die auch den Bau von Brücken betreffen, ist jedoch eine in ein Bauwerk umsetzbare Entwurfsplanung undenkbar. Jeder Bauingenieur, der sich auf den Entwurf von Brücken spezialisieren möchte, kann diese anspruchsvolle Aufgabe nur dann in vollem Umfang erfüllen, wenn er zuvor durch die Schule der Ausführungsplanung gegangen ist. In den ZTV-ING sind auch alle für den Bau von Kunstbauten erforderlichen Normen und sonstigen technischen Regelwerke unter Hinweis auf deren Bezugsquellen zusammen gestellt. Das Dokument wird nach dem jeweiligen Stand der Technik durch Allgemeine Rundschreiben Straßenbau beständig fortgeschrieben. Für den Brückenplaner sind die Sachgebiete 05.2 (Brückenund Ingenieurbau) sowie 16.2 (Bauvertragsrecht und Verdingungswesen) von besonderer Wichtigkeit. Vom gleichen Herausgeber stammen die ebenfalls immer wieder fortgeschriebenen Richtzeichnungen für Brücken und andere Ingenieurbauwerke [Richtzeichnungen]. Die darin enthaltenen Bauelemente sind eindeutig bezeichnet, stellen Regelausführungen dar und können im Entwurf zitiert werden. Alternative Lösungen müssen den gleichen Anforderungen an Standsicherheit, Dauerhaftigkeit und Wartungsfreundlichkeit genügen. Im Jahr 2003 erfolgte ein tiefgreifender Umbruch im Bereich der Vorschriften.

109

Mit den DIN-Fachberichten 100 101 102 103 104

Beton Einwirkungen Massivbrücken Stahlbrücken Verbundbrücken

wurde das europäische Normenwerk in Deutschland für den Brückenbau eingeführt. Für Straßen- und Eisenbahnbrücken wird damit z. B. einheitlich das Konzept der Teilsicherheitsbeiwerte Grundlage der Bemessungen. Form und Inhalt der drei wesentlichsten Bestandteile eines Brückenentwurfs, nämlich: x Bauwerksplan x Erläuterungsbericht x Kostenberechnung werden von den in [ZTV-ING, 2003] ebenfalls erwähnten Richtlinien für das Aufstellen von Bauwerksentwürfen [RAB-BRÜ, 1995] geregelt. Die ZTV-ING weisen auch auf das für den Eisenbahnbrückenbau zuständige Richtlinienwerk der Deutschen Bahn AG hin [Rili 804, 2003]. Die Richtlinien können vom Logistikcenter der Deutschen Bahn AG bezogen werden. Im Zuge der Planung von Neubaustrecken (NBS) ist ein Rahmenplanungswerk entstanden. Es ist nach Konstruktionsarten gegliedert und umfasst alle gängigen Querschnitte und Bauweisen für den Eisenbahnbrückenbau. Die wesentlichsten Vorschriften, die zum Handwerkszeug des entwerfenden Ingenieurs gehören, sind in der Tabelle 2.2-1 noch einmal zusammengefasst.

2.2.2 Randbedingungen Im Schema 2.1-1 sind die durch das vorhandene Umfeld vorgegebenen Randbedingungen aufgezählt. Obwohl die von der Planung betroffenen Institutionen im Rah-

110

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

Tabelle 2.2-1 Wesentliche Vorschriften für den Entwurfsplaner Vorschrift

Herausgeber

Zusätzliche Technische Vertragsbedingungen für Kunstbauten (ZTV-ING)

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

Richtzeichnungen für Brücken und andere Ingenieurbauwerke

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

Richtlinien für das Aufstellen von Bauwerksentwürfen (RAB BRÜ)

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

Druckschriftenwerk der Deutschen Bahn AG

Deutsche Bahn AG

DIN-Fachbericht 100 DIN-Fachbericht 101 DIN-Fachbericht 102 DIN-Fachbericht 103 DIN-Fachbericht 104

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

men der Planfeststellung bereits gehört wurden, müssen viele Instanzen wegen der nun erheblich größeren Planungstiefe erneut in die Planung eingebunden werden, um folgende aktuelle Unterlagen zu bekommen: x verbindliche Lagepläne x Verkehrsgutachten zur Festlegung eventuell erforderlicher Verkehrsumleitungen während der Bauzeit x Baugrundgutachten x Hydrogeologische Gutachten x Bestandspläne von vorhandenen Einbauten und Leitungsführungen im Baufeld x landschaftspflegerische Begleitplanung x baukünstlerische Beratungsplanung. In der Tabelle 2.2-2 sind die wichtigsten öffentlichen Institutionen aufgeführt. Außerdem sind die vom Bauherrn eingeschalteten Fachplaner und Gutachter in den Planungsprozess einzubinden und zu koordinieren. Sie sind in der Tabelle 2.2-3 aufgeführt. Es empfiehlt sich, von Anfang an ein Entwurfstagebuch anzulegen, in welchem alle Gespräche, Vereinbarungen und Fest-

Tabelle 2.2-2 Ämter, Behörden, Verbände Ämter, Behörden und Verbände für Vermessung, Öffentliche Ordnung, Geologie, Hydrogeologie, Wasserwirtschaft, Verkehrsanlagen, Versorgung, Entsorgung, Landschaftsschutz, Umweltschutz, Forstwirtschaft, Denkmalschutz, Hochbau, Tiefbau, Straßenbau, Gemeindeverwaltung

Tabelle 2.2-3 Fachplaner und Gutachter Fachplaner oder Gutachter für Baugrund, Landschaftsplanung, Schallschutz, Fahrdynamik, Signal -und Verkehrsleittechnik, Elektrotechnik, Telekommunikation, baukünstlerische Beratung, bildende Kunst

legungen mit ihrem Datum sorgfältig aufgeführt werden, damit der Planungsprozess gegenüber dem Bauherrn lückenlos dokumentiert werden kann. Die von allen Gesprächen aufgestellten und in den Verteiler gegebenen Gesprächsprotokolle gehören als Anlage zum Entwurfstagebuch.

2.2 Entwurfsplanung

111

Bild 2.2-1 Neue Nibelungenbrücke Worms – fotorealistische Visualisierung der Entwurfsplanung. Entwurf: BUNG – Beratende Ingenieure mit Verheyen Ingenieure

Die fotorealistische Visualisierung hat sich mit der rasch fortschreitenden Entwicklung der CAD- und Grafiksoftware in den vergangenen Jahren zu einem wichtigen Planungsinstrument in der Entwurfsphase entwickelt. Bei nahezu allen größeren Brückenbauprojekten werden die technischen Möglichkeiten sowohl für die endgültige Formfindung, als auch für die Präsentation der Projekte in der Öffentlichkeit eingesetzt. Bild 2.2-1 zeigt die Visualisierung der neuen Rheinbrücke Worms zusammen mit der Nibelungenbrücke, die 1950 als erste Spannbetonbrücke über den Rhein im Freivorbau errichtet wurde.

2.2.3 Baubetrieb und Baustellen einrichtung Erste Überlegungen müssen sich mit dem Platzbedarf für Baubetrieb und Baustelleneinrichtung auseinandersetzen, damit die erforderliche Größe des Baufelds und dessen Erschließung festgelegt und die Vorgaben aus dem Planfeststellungsverfahren umgesetzt werden können. Tabelle 2.2-4 enthält die wesentlichsten Gesichtspunkte für den Flächenbedarf.

Tabelle 2.2-4 Flächenbedarf für Baubetrieb und Baustelleneinrichtung Flächenbedarf für Baubüros, Lagerflächen, Aktionsbereiche von Bohrpfahlgeräten, Baugruben, Aktionsbereiche von Hebezeugen, Wasserhaltungen, Abwasserbehandlungsanlagen, Fertigungseinrichtungen bei speziellen Bauverfahren

2.2.4 Entwurfselemente, Hilfsmittel und statische Vorberechnung In den nachfolgenden Kapiteln dieses Buches werden die Entwurfselemente des Brückenbaus detailliert dargestellt. Ihre Vielfalt muss dem Entwurfsplaner zu Gebote stehen, um einen optimalen und vollständigen Entwurf vorlegen zu können. Die Entwurfselemente werden vorab in der Tabelle 2.2-5 aufgeführt. Zu den unentbehrlichen Hilfsmitteln des Entwurfsplaners gehören Fachkataloge, um Platzbedarf und Montage für Einbauteile und Ausrüstungen von Anfang an korrekt zu berücksichtigen. Die Tabelle 2.2-6 enthält Hinweise auf die notwendigsten Fachkataloge. Um die unabhängige Entwurfsneutralität zu wahren, müssen die Entwurfsmodalitäten so gewählt werden, dass nicht einzelne Produk-

112 Tabelle 2.2-5 Entwurfselemente Unterbauten: Gründungen, Widerlager, Pfeiler Haupttragwerke der Überbauten: Plattenbrücken, Balkenbrücken, Rahmenbrücken, Bogen -und Stabbogenbrücken, Schrägkabelbrücken, Hängebrücken, Spannbandbrücken Herstellung: Lehrgerüst, Vorschubrüstung, Freivorbau, Taktschiebeverfahren, Fertigteile, Segmentbauweise, Mischbauweise Baustoffe: Stahlbeton, Spannbeton, Stahl, Holz, Mischbauweisen (z.B. Walzträger in Beton) Lagerung und Brückenausrüstung: Fahrbahnbelag, Dichtungen, Lager, Fahrbahnübergänge, Leiteinrichtungen, Geländer, Entwässerung, Beleuchtung, Versorgungsleitungen, Lärmschutzanlagen

Tabelle 2.2-6 Fachkataloge Fachkataloge für Pfahlsysteme, Spundwände, Baugrubenverbauten, Fugenbänder, Entwässerungssysteme, Ankerteile, Lagerkörper, Fahrbahnübergänge, Hubpressen, Hebezeuge, Vorspannsysteme, Beleuchtungssysteme, Besichtigungswagen, Schallschutzwände, Gleisbefestigungen

te oder bestimmte Hersteller bevorzugt werden. Selbstverständlich muss die gesamte Entwurfsphase intensiv tragwerksplanerisch untermauert werden, da als Entwurfsergebnis ein realisierbarer Bauplan vom Bauherrn eingefordert wird, der zur Grundlage einer verbindlichen Ausschreibung der Baumaßnahme herangezogen werden kann. Die Tragwerksplanung hat eine nachvollziehbare statische Vorberechnung und Bemessung zu liefern. Sie wirkt bei der Gestaltung der tragenden Querschnitte und

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

Knotenpunkte maßgebend mit und hat die Anordnung von Fugen und Aussparungen statisch zu überprüfen. Sie hat das statisch und konstruktiv erforderlichen Material zu ermitteln, die der Kostenberechnung zugrunde gelegt werden. Nachfolgend werden Hinweise aus der Sicht des Entwurfsplaners zu einigen Entwurfselementen gegeben. Wiederum gilt, dass der Entwurfsingenieur seinem Bauherrn einen Bauentwurfsplan abzuliefern hat, der ohne Einschränkungen in die Realität umsetzbar ist und somit bereits einen grundlegenden Teil der Ausführungsplanung darstellt.

2.2.5 Hinweise zur Bauwerksgründung Im Baugrundgutachten wird in der Regel bereits eine den örtlichen Baugrundverhältnissen entsprechende Gründungsart empfohlen. Ihre Durchführbarkeit muss im Entwurf umgesetzt und beschrieben werden. Gleiches gilt für die zur Herstellung der Gründung erforderlichen Baugruben. In der Tabelle 2.2-7 werden einige Stichworte aufgeführt, die im Entwurf zu beachten sind.

2.2.6 Hinweise zu den Unterbauten Unabhängig von der Konstruktionsart der Widerlager und Pfeiler einer Brücke wird in Tabelle 2.2-7 Hinweise zur Bauwerksgründung und zur Baugrubensicherung Offene Baugrube, zulässige Böschungsneigungen, Baugrubensicherung (Spundwände, Bohrpfahlwände, Spritzbeton, Vereisung u.a.), Auskolkungsschutz, Wasserhaltung (offen oder geschlossen), Grundwasseraggressivität, Bodenverbesserung, Bodenaustausch, Planum für Pfahlgründungen, Vorschüttungen

113

2.2 Entwurfsplanung

Bild 2.2-2 Brückeninspektionsgerüst für eine Bahnbrücke nach [Prommersberger/Rojek, 1987]

den meisten Fällen die Zugänglichkeit des Bauwerks zu Inspektions-, Wartungs- und Reparaturzwecken über diese lastabtragenden Bauglieder realisiert. Die Forderungen aus dem Unterhalt haben Einfluss auf lichte Abstände und Höhen benachbarter Bauglieder zur einwandfreien Begehbarkeit, auf Platzbedarf für das Unterbringen von Hebezeugen und Hubpressen für die Korrektur oder den Ersatz von Lagerkörpern, auf Zugänglichkeit der Entwässerungs- und sonstiger Ver- und Entsorgungsanlagen, auf ausreichende Beleuchtung und Entlüftung sowie auf Verschließbarkeit der zu begehenden Bauteile. Das Bild 2.2-2 zeigt die

Einsatzmöglichkeit von Arbeitsgerüsten zu Inspektions-, Wartungs- und Reparaturzwecken für eine Eisenbahnbrücke. Entsprechende Halterungen und Öffnungen sind im Rahmen des Entwurfs zu berücksichtigen.

2.2.7 Hinweise zu Lagerung und Beweglichkeit Beim Entwurf sollte grundsätzlich darauf geachtet werden, dass das Bauwerk möglichst zwängungsfrei gelagert wird. In die Überlegungen zur Anordnung des Brü-

114

ckenfestpunkts sind aber nicht nur die Bewegungsmöglichkeiten, sondern auch die Aufnahme der statischen und dynamischen Horizontalkräfte unter Berücksichtigung der Baugrund- und Unterbausteifigkeiten mit einzubeziehen. Bei hohen Horizontalkräften kann es erforderlich werden, diese durch separate Horizontallager abzuleiten. Dieser Problemkreis ist bei Brücken für schienengebundene Hochgeschwindigkeitsstrecken von besonderer Relevanz. Die Druckschrift D804 enthält verschiedene Systemmöglichkeiten zur einwandfreien Abtragung hoher Längskräfte bei nahtlos geschweißter Schienen. Ein kritischer Punkt ist der Übergang der Fahrbahn vom Erdkörper auf das Bauwerk. Ein geeigneter, entsprechend verdichteter Aufbau des Erdkörpers im Widerlagerbereich gehört zu den Entwurfselementen des Bauwerks, seine Planung ist Bestandteil der Bauwerksplanung.

2.2.8 Hinweise zu Brückenentwässerung und Abdichtung Eine gut funktionierende Fahrbahnentwässerung, die das im Bauwerksbereich anfallende Oberflächenwasser schnell und zuverlässig abführt, gehört zu den wesentlichen Bestandteilen der Ausrüstung für die sichere Nutzung einer Brücke. Anzahl und Anordnung der Brückeneinläufe sowie Rohrdurchmesser gehen aus einer hydraulischen Berechnung hervor. Alle Entwässerungseinrichtungen müssen unbedingt wartungsfreundlich angeordnet werden. Obwohl es für die Bauästhetik problematisch ist, Rohrleitungen sichtbar am Bauwerk anzubringen, geht in diesem Fall Sicherheit vor Schönheit, wenn die Leitungen nicht innerhalb eines Tragquerschnitts leicht zugänglich untergebracht werden können. Dichtungsanstriche, Fugenabdichtungen und Bauwerksbeläge sind entsprechend

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

dem Stand der Technik unter Hinweis auf entsprechende Richtzeichnungen im Entwurf zu berücksichtigen. Revisionsschächte und Anschluss der Brückenentwässerung an die Streckenentwässerung oder an den Vorfluter sind ebenfalls zu beachten. Bild 2.2-3 zeigt den Querschnitt eines Überführungsbauwerks mit angehängter Entwässerung.

2.2.9 Hinweise zu Bau- und Herstellungsverfahren Maßhaltigkeit (Bautoleranzen), zulässige Verformungen, Oberflächenqualität und Farbgebung der einzelnen Baukörper einer Brücke sind in der Regel in Vorschriften definiert, oder sie werden vom Bauherrn und gegebenenfalls seinem baukünstlerischen Berater vorgegeben. Der Entwurf muss beachten, dass die gewählten Abmessungen nicht nur den Anforderungen der geplanten Nutzung gerecht werden, sondern auch den zum Einsatz vorgesehenen Bau- und Herstellungsverfahren entsprechen. Trotz aller Zwänge aus Vorschriften und örtlichen Randbedingungen zeigt doch gerade die Entwurfsplanung, dass der Brückenbau eine der anspruchvollsten Disziplinen des Bauingenieurwesens ist. Die starke Dominanz des Tragwerks prägt das Bild von Brückenbauwerken und verlangt von dem planenden Ingenieur ein Höchstmaß an Kompetenz, um eine hinsichtlich Technik, Gestaltung und Wirtschaftlichkeit optimale Konstruktion entwerfen zu können. Die Bilder 2.2-4 und 2.2-5 zeigen exemplarisch zwei herausragende Beispiele des modernen Brückenbaus.

2.2 Entwurfsplanung

Bild 2.2-3 Brückenentwässerung, Aufhängung gem. BMV-Riz. Was 13

Bild 2.2-4 Ting Kau Brücke, Hongkong. Entwurf: Schlaich, Bergermann und Partner

Bild 2.2-5 Talbrücke Zahme Gera im Zuge der BAB A 71. Entwurf: Fritsch Ingenieure

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2.3 Genehmigungsplanung Brücken, die in das öffentliche Straßenund Wasserstraßen- Verkehrsnetz integriert sind, haben den Staat, ein Land, einen Landkreis oder eine Kommune als Bauherrn. Übergeordnete Genehmigungsbehörden gibt es nicht. Der Entwurfsplan also ist amtlich genehmigte Grundlage für jeden Brückenneubau. Anders verhält es sich bei privaten Auftraggebern. Auch die Deutsche Bahn AG ist seit 1994 ein privater Bauherr. Deshalb wurde zum gleichen Zeitpunkt das Eisenbahnbundesamt (EBA) als Genehmigungsbehörde für die Bauvorhaben der Deutschen Bahn AG eingerichtet. Im Rahmen der Genehmigungsplanung wird in der Tragwerksplanung die prüffähige statische Berechnung für das gesamte Brückenbauwerk aufgestellt. Üblicherweise wird diese mit hoher Verantwortung beaufschlagte Ingenieuraufgabe in Deutschland nicht mehr vom entwurfsbegleitenden Tragwerksplaner erbracht. Aus Gründen von Haftung und Gewährleistung koppelt die Bauherrschaft der öffentlichen Hand diese Ingenieurleistungen in den meisten Fällen an die Ausführungsplanung und vergibt sie über die Ausschreibung an die bauausführende Firma. Als Folge von Umstrukturierungen in der Bauwirtschaft haben heute nur noch wenige Großbauunternehmungen ein eigenes leistungsstarkes Technisches Büro, so dass die Genehmigungs- und Ausführungsplanung von der Baufirma häufig an ein freies Ingenieurbüro vergeben wird. Hierbei kann es vorkommen, dass der entwurfsbegleitende Tragwerksplaner wieder in den Prozess eingebunden wird und seine Arbeit, jetzt allerdings unter einem anderen Auftraggeber weiterführen kann. Als weiteres Argument für diesen im Regelfall vorgesehenen Wechsel der Ingenieure zwischen Entwurf und Ausführung führt der öffentliche Auftraggeber gerne die hierdurch gegebene Anregung der Bauindustrie zu Entwurfsvarian-

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

ten an, die als Nebenangebote von den Baufirmen bei der Submission mit eingereicht werden können und von denen sich der Bauherr eine gegenüber dem ausgeschriebenen Entwurf technisch-wirtschaftlich optimierte Lösung verspricht. Im Abschnitt 2.4 wird auf diese Problematik noch einmal eingegangen.

2.4 Ausschreibung 2.4.1 Ausschreibung mit Mengenermittlung Abweichend von dem in [HOAI, 1986] vorgesehenen Ablauf wird im Brückenbau die mit einer Mengenermittlung versehene Ausschreibung der Baumaßnahme nicht auf der Grundlage der vorangegangenen Genehmigungs- und Ausführungsplanung erstellt. Hier wird die Entwurfsplanung zur Grundlage für die Ausschreibung herangezogen. Dies erklärt, wie hoch die Ansprüche an die Entwurfsplanung im Hinblick auf ihre Vollständigkeit und Realisierbarkeit sind. Die Ermittlung und Aufgliederung nach Einzelpositionen kann also nicht anhand von Ausführungsplänen vorgenommen werden, in denen alle Bauteile lückenlos vermaßt und berechnet sind. Diese Vorgehensweise stellt hohe Ansprüche an die statische Vorberechnung des Brückenbauwerks. Um zum Beispiel die Materialmengen für den Fundamentaushub zutreffend angeben zu können, müssen die Fundamentabmessungen vorab berechnet worden sein. Gleiches gilt für alle anderen Bauteile des Unter- und Überbaus, für die Tragkräfte und Bewegungsmöglichkeiten der Brückenlager und Fahrbahnübergänge, sowie für sämtliche Ver- und Entsorgungseinrichtungen. Was im Rahmen der Entwurfsarbeit wegen des damit verbundenen Aufwands nicht bis ins Detail berechnet und festgelegt werden kann, so zum Beispiel der Bewehrungsanteil bei Stahlbeton- und Spannbetonbauteilen,

2.4 Ausschreibung

muss deshalb geschätzt werden. Dazu gehört ein großes Maß an Erfahrung und spätestens hier wird der planende Ingenieur in Schwierigkeiten kommen, wenn er keine umfassende Kompetenz auf dem Gebiet der Ausführungsplanung hat. Offensichtlich unzutreffende Ermittlungen oder nicht realisierbare Konstruktionen können zu einer Aufhebung der Submission oder, wenn sie erst nach der Auftragserteilung festgestellt werden, zu neuen Preisverhandlungen zwischen dem Bauherrn und der Bauunternehmung führen. Die Ausschreibung für ein Brückenbauwerk mit Mengenermittlung gliedert sich in folgende Abschnitte: A: Anschreiben des Bauherrn mit Bewerbungsbedingungen B: Verdingungsunterlagen Zu den Verdingungsunterlagen gehören: 01: Vorbereitetes Angebotsschreiben des Bieters 02: Besondere Vertragsbedingungen mit komplettem Inhaltsverzeichnis der gesamten Ausschreibung, einschließlich sämtlicher Planunterlagen 03: Leistungsbeschreibung mit verbaler Baubeschreibung und angefordertem Qualitätsmanagement, einschließlich zugehöriger Anlagen 04: Leistungsverzeichnis 05: Planunterlagen 06: Baugrund -und Gründungsgutachten 07: Behördliche Auflagen Als Richtlinie für das Aufstellen der Ausschreibung dient das Handbuch für die Vergabe und Ausführung von Bauleistungen im Straßen- und Brückenbau [HVA-StB, 2001], herausgegeben vom Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen. Es enthält Muster und Vordrucke zur korrekten und vollständigen Verfassung der Ausschreibung. Eine ebenso wichtige Unterlage für das Aufstellen einer Ausschreibung ist die

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Verdingungsordnung für Bauleistungen [VOB, 2000], die folgende drei Teile enthält: Teil A: Allgemeine Bestimmungen für die Vergabe von Bauleistungen DIN 1960 Teil B: Allgemeine Vertragsbestimmungen für die Ausführung von Bauleistungen DIN 1961 Teil C: Allgemeine Technische Vertragsbedingungen für Bauleistungen. Der Umfang einer Ausschreibung für ein Brückenbauwerk mittlerer Größe umfasst etwa 150 Textseiten und Formulare. Die Plananlagen, das Gründungsgutachten und die „Behördlichen Auflagen“ sind hierbei nicht mitgerechnet. Die Tragweite eines solchen Dokuments erfordert für seine Erstellung neben exzellenten technischen Kenntnissen auch ein solides Wissen über die Rechtsgrundlagen von Bauverträgen. Die Ursache der oft mehrere Jahre andauernden Verhandlungen oder Prozesse zwischen dem Bauherrn und dem Auftragnehmer über die korrekte Abrechnung einer Baumaßnahme der öffentlichen Hand ist häufig in einer mangelhaften Ausschreibung zu finden. Die Ausschreibung für ein Brückenbauwerk wird veröffentlicht. Als wesentliche Veröffentlichungsorgane fungieren: x Amtsblatt der EU x Bundesausschreibungsblatt Kleinere Bauvorhaben auf kommunaler Ebene werden auch in den entsprechenden Tageszeitungen veröffentlicht. In der Veröffentlichung werden neben dem Bauwerk die Bezugsquelle für die Ausschreibungsunterlagen, die Termine für Submission und Vergabe (Bindungsfrist) und eine Ansprechstelle für Rückfragen genannt. Die Publikation, der Versand und die Ausschreibungsunterlagen erfolgen heute weitgehend auf Datenträger oder bereits über Internet.

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2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

2.4.2 Randbedingungen für Sonderentwürfe

2.4.3 Funktionale Ausschreibung

Brückenbauten, für die ein Realisierungswettbewerb durchgeführt wird (vgl. Abschnitt 2.1.3), werden in aller Regel nach dem Entwurf ausgeführt, der sich im Wettbewerb durchgesetzt hat, so dass Sonderentwürfe von vornherein ausgeschlossen sind. Denkmalpflegerische Belange oder durch vorhandene Topographien, Bebauungen oder Bodenverhältnisse vorgegebene Zwänge können ebenfalls zum Ausschluss von Sonderentwürfen führen. Sofern es die Umstände jedoch erlauben, sind die Auftraggeber der öffentlichen Hand durchaus an Sondervorschlägen bzw. Alternativen zum ausgeschriebenen Entwurf interessiert. Hierfür müssen allerdings in der Ausschreibung konkrete Randbedingungen formuliert werden, um den angestrebten Zweck des Bauwerks zu erfüllen und die Vergleichbarkeit zum ausgeschriebenen Entwurf sicher zu stellen. Diesbezügliche Versäumnisse können zu einer Anfechtung der Submission und Vergabe führen. Die Randbedingungen sind in der Baubeschreibung zu formulieren. In jedem Fall muss der Bieter die ausgeschriebenen Leistungen vollständig anbieten und für den von ihm eingereichten Sonderentwurf ein vergleichbares Leistungsverzeichnis erstellen. Sonderentwürfe können insbesondere die Gründung, das Bauverfahren, aber auch die Baustoffe und die Gesamtkonstruktion beinhalten. Bei Aufträgen die auf der Grundlage eines Sonderentwurfs vergeben sind, geht das Mengenrisiko auf die Baufirma über, während das Baugrundrisiko beim Bauherrn verbleibt. Daneben sind auch Alternativvorschläge zu Einzelpositionen möglich, bei denen die Konstruktion der Brücke nicht wesentlich verändert wird.

Der Unterschied einer funktionalen Ausschreibung zum bereits in 2.4.1 und 2.4.2 beschriebenen Verfahren besteht in der Hauptsache darin, dass der funktionalen Ausschreibung kein Leistungsverzeichnis mit ausgeworfenen Mengen beigegeben ist. Alle anderen in den vorangegangenen Kapiteln aufgeführten Bestandteile gehören auch zu einer funktionalen Ausschreibung, wobei die Definition der Randbedingungen und die Baubeschreibung so eindeutig sein müssen, dass die Vorstellung des Bauherrn ohne Auslegungsspielräume aus den Ausschreibungsunterlagen hervorgeht. Es liegt dann bei den Bietern, sich einen Entwurf und ein Leistungsverzeichnis anzufertigen, um das Bauwerk zutreffend kalkulieren zu können. Spekulationen auf nicht zutreffende Ansätze im Leistungsverzeichnis sind bei der funktionalen Ausschreibung nicht möglich, da die Baumaßnahme nicht nach Positionen, sondern pauschal zum angebotenen Festpreis abgerechnet wird. Inwieweit es volkswirtschaftlich zu vertreten ist, dass bei einer funktionalen Ausschreibung umfangreiche Planungsleistungen gleichzeitig von allen Bietern erbracht werden müssen, bleibt freilich dahin gestellt. Das Beispiel der Geratalbrücke Ichtershausen, s. Bild 2.4-1, zeigt die Möglichkeiten, die eine funktionelle Ausschreibung bei qualifizierter Anwendung bietet. Die Konstruktion wurde im Rahmen eines Sonderentwurfs insbesondere im Bereich der Gründung optimiert. Mit dem Einsatz einer Spannbeton-Vorschubrüstung wurde ein in diesem Fall wirtschaftliches Bauverfahren gewählt.

2.4.4 Verpflichtung zur Eindeutigkeit Jede Ausschreibung muss so verfasst sein, dass der Wille des Bauherrn eindeutig und klar zum Ausdruck kommt. Sofern die Aus-

2.5 Angebotsbearbeitung

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Bild 2.4-1 Geratalbrücke Ichtershausen im Zuge der NBS Erfurt – Nürnberg, Herstellung mit Vorschubrüstung aus Spannbeton und Stahlschnabel

schreibung bei einzelnen Bauteilen einen Interpretationsspielraum zulässt, ist es dem Bieter gestattet, eine Annahme zu treffen. Wie im Kapitel 2.8. (Nachträge) dargelegt, bieten solche Annahmen stets Anlass zu Nachträgen, die zu erheblichen Verteuerungen des Bauvorhabens führen können.

2.5 Angebotsbearbeitung Im Zuge der Angebotsbearbeitung werden die an einem ausgeschriebenen Brückenbauvorhaben interessierten Bauunternehmen aktiv. Unter hohem Zeitdruck erfolgt zunächst das Durcharbeiten der Ausschreibungsunterlagen und nach deren Analyse die Festlegung einer Konzeption für die Erstellung des Angebots. Da in der Regel hierfür nur ein Zeitraum von 6 – 8 Wochen zur Verfügung steht, muss die Entscheidung über die Ausarbeitung von Sonderentwürfen, die Bildung von Arbeitsgemeinschaften und die vertragliche Bindung von Subunternehmern zu diesem frühen Zeitpunkt

fallen. Häufig werden hierzu bereits im Vorfeld einer erwarteten Ausschreibung Abstimmungen getroffen. Wesentliche Bestandteile der Angebotsbearbeitung sind in der Tabelle 2.5.1 aufgeführt. Voraussetzung für ein qualifiziertes und im Auftragsfall umsetzbares Angebot ist ein schlüssiges Konzept für den Bauablauf, das Bauverfahren, den Personal- und Geräteeinsatz. Im Rahmen dieser Konzeptfindung können auch Sonderentwürfe entwickelt werden, bei denen die speziellen Möglichkeiten und Tabelle 2.5-1 Wesentliche Bestandteile der Angebotsbearbeitung Bauverfahren, Bautechnologie, Baustelleneinrichtung, Personalkonzept, Geräteeinsatz, Überprüfung der Mengenansätze, Kalkulation der Einzelpositionen, Einholen von Nachunternehmer-Angeboten, Planung der Bauzeit und der Bauabläufe, Erstellung des Angebots – Leistungsverzeichnisses, Ausarbeiten von Sonderentwürfen und Nebenangeboten, Finanzierung

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Erfahrungen (z. B. Geräteausrüstungen, Patente, Lizenzen usw.) einzelner Firmen zum Tragen kommen. Als Ergebnis der Angebotsbearbeitung wird kurz vor der Angebotsabgabe das Angebots – LV erstellt und im Falle von Sonderentwürfen und Nebenangeboten um die erforderlichen technischen Unterlagen ergänzt. Die endgültige Festlegung des Angebotspreises erfolgt dann auch unter Berücksichtigung übergeordneter unternehmenspolitischer Interessen. Die rechtsverbindliche Unterzeichnung des Angebots durch einen oder mehrere bevollmächtigte Vertreter des anbietenden Bauunternehmens oder einer Bietergemeinschaft ist Voraussetzung für die Wertung bei der Submission.

2.6 Submission Bis zu dem in der Veröffentlichung genannten Submissionstermin müssen alle Angebote in verschlossenem Umschlag an dem vom Bauherrn festgelegten Ort abgegeben werden. Im Beisein der Bieter oder deren Vertreter werden die Angebote vom Bauherrn geöffnet und verlesen. Dieser erste Preisspiegel gibt jedoch noch keinen Aufschluss darüber, an wen der Zuschlag erteilt werden wird. Vor allem dann nicht, wenn Alternativangebote und Sondervorschläge zugelassen waren. Da Submissionen öffentlich sind, darf die verlesene Reihenfolge der Bieter in einschlägigen Druckerzeugnissen als Submissionsspiegel veröffentlicht werden.

2.7 Vergabe In der Zeit zwischen Submission und Vergabe, die nie länger als die Bindefrist sein darf, werden sämtliche Angebote geprüft, nachgerechnet und gewertet.

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

Geprüft wird, ob keine Verstöße gegen die Verdingungsordnung vorliegen, ob der Bieter über ausreichende Erfahrungen im Brückenbau verfügt, ob sich die Sonderentwürfe an die in der Ausschreibung dargelegten Randbedingungen halten und ob die angesetzten Einheitspreise realistisch sind. Nachgerechnet werden sämtliche Positionen, sowohl für den Ausschreibungsentwurf, wie auch für die eventuell angebotenen Sonderentwürfe und Nebenangebote. Aus den Nachrechnungen wird ein Preisspiegel angefertigt, der mit 100 Prozent auf den günstigsten Bieter bezogen wird. Dieser Preisspiegel wird nicht nur für die gesamte Angebotssumme, sondern auch für die Angebotssummen eventuell ausgeschriebener Teillose und für die Preise der einzelnen Positionen erstellt. Hieraus ergibt sich eine ausreichende Transparenz, nach welcher eine Wertung der Angebote vorgenommen werden kann. Gewertet werden schließlich alle Angebote entsprechend den vorausgegangenen Prüfungen und Nachrechnungen. Vor der Vergabe werden die für den Bauherrn interessantesten Bieter, in der Regel sind dies nicht mehr als 3 oder 4, zu einem Gespräch eingeladen, in dem sie die Möglichkeit haben, die technischen Aspekte des Angebots zu erläutern und eventuelle Unklarheiten zu beseitigen. Wenn der Auftraggeber anhand der Auswertungen und der Verhandlungsergebnisse Klarheit gewonnen hat, welcher Bieter die bautechnisch beste und preiswerteste Lösung für das ausgeschriebene Projekt angeboten hat, wird auf der Grundlage der Ausschreibung ein Bauvertrag verfasst und abgeschlossen. Die Vergabe des Auftrags wird wiederum in den entsprechenden öffentlichen Publikationen bekannt gegeben.

2.9 Prüfung

2.8 Ausführungsplanung In den seltensten Fällen, nämlich dann, wenn eine Brücke über den Weg eines Realisationswettbewerbs zur Ausführung kommt, vergibt der Bauherr schon vor der Vergabe der Bauleistungen die gesamte Tragwerksplanung im eigenen Namen, weil Gestalt, Ausstattung und Konstruktion der Brücke eindeutig festliegen. Im Regelfall wird die Tragwerksplanung jedoch zusammen mit der Bauausführung beauftragt. Wie in den Abschnitten 2.2 (Entwurfsplanung) und 2.4 (Ausschreibung) bereits dargelegt, liegt der Termin für den Beginn der Ausführungsplanung im Regelfall daher nach dem Datum der Vergabe. Unter dem Druck eines nur geringen zeitlichen Vorlaufs muss der von der Baufirma beauftragte Tragwerksplaner nun die statische Berechnung und die Ausführungsplanung erstellen. Der von der Objektplanung zu leistende Anteil an der Ausführungspla-

Tabelle 2.8-1 Bestandteile der Ausführungsplanung Prüffähige statische Berechnung der Unterund Überbauten und aller Baubehelfe einschließlich sämtlicher Bauzustände, Verformungsberechnungen mit zugehörigen Messprotokollen, Berechnung der Lagerkörper und Übergänge, Spann- und Dehnund Lagerwegberechnungen einschließlich zugehöriger Protokolle Absteckpläne Schal-, Bewehrungs- und Spannpläne für Stahlbeton- und Spannbetonkonstruktionen, Werkstattzeichnungen für Holz- und Stahlkonstruktionen, Konstruktionspläne für Baubehelfe, Versetzpläne für Brückenlager und Übergänge, Geländerpläne, Zeichnerische Darstellung aller Ausrüstungsteile, Steinversetzpläne für Verkleidungen, positionierte Stück- und Materiallisten, Einbauund Verlegeanweisungen

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nung wird zumeist bereits mit dem Planwerk erbracht, das der Ausschreibung beigegeben ist (vgl. Abschn. 2.4.1). Da in den nachfolgenden Kapiteln 5 bis 10 ausführlich über alle Konstruktionsteile, Ausführungsmethoden und Bauweisen einer Brücke einschließlich deren Berechnung in sämtlichen Materialvarianten detailliert berichtet wird, wird hier nur auf die wesentlichen Bestandteile der Ausführungsplanung eingegangen. Sie werden in der Tabelle 2.8-1 zusammengefasst.

2.9 Prüfung Durch die Einbindung eines unabhängigen Prüfingenieurs wird ein hohes Maß an Sicherheit, gewährleistet. Damit gilt auch im Brückenbau wie im Hoch- und Industriebau das Vier-Augen-Prinzip in der Tragwerksplanung. Da die Straßenbauverwaltung ihre eigene Bauhoheit hat, fallen Brückenbauvorhaben jedoch nicht unter das öffentliche Baurecht. Baugenehmigungsbehörde ist die jeweilige Straßenbauverwaltung, im Bahnbau das Eisenbahnbundesamt. Im Gegensatz zum Prüfingenieur, der im Rahmen des öffentlichen Baurechts als beliehener Unternehmer hoheitliche Aufgaben übernimmt, werden der Prüfingenieur und der vom EBA bestellte Sachverständige für Standsicherheit im Rahmen eines privatrechtlichen Auftrags tätig. Grundsätzlich kann die Prüfung auch von Mitarbeitern der Genehmigungsbehörde selbst durchgeführt werden. Der Umfang der Prüfung umfasst die Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit und die Ausführungszeichnungen für den Endzustand und die Bauzustände. Darüber hinaus können auch die Prüfung der Gebrauchstauglichkeit, der Geometrie (Absteckung), der Einhaltung des Bauvertrags und der Wirtschaftlichkeit dem Prüfingenieur übertragen werden.

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Grundlage für die Prüfung ist der dem Bauauftrag zugrunde liegende Bauwerksentwurf. Neben der Überwachung der Einhaltung des in Vorschriften und Regelwerken definierten Stands der Technik ist insbesondere das Erkennen der wesentlichen Beanspruchungszustände des Tragverhaltens und der Wechselwirkung zwischen Baugrund und Bauwerk Bestandteil der Tätigkeit des Prüfingenieurs.

2.10 Bauausführung, Bauüberwachung, Abrechnung 2.10.1 Bauausführung Die Bauausführung von Brücken ist in Deutschland eine Kooperation von Bauunternehmung und öffentlichem Bauherrn, sofern es sich um eine Brücke im Rahmen des öffentlichen Wege-, Straßen-, Wasserstraßen- oder Schienennetzes handelt. Hierbei wird die Bauunternehmung durch ihren Bauleiter, der öffentliche Bauherr durch die örtliche Bauüberwachung und die Bauoberleitung vertreten. Auch der Tragwerksplaner muss fallweise in das Baugeschehen vor Ort eingebunden werden. Dies ist unabdingbar, wenn außergewöhnliche Bauverfahren angewendet werden, die noch nicht zum Stand der Technik gehören, oder wenn komplizierte Montagezustände auszuführen sind, bei denen die aktuell gemessenen Verformungen der Bauteile eine wesentliche Rolle für das weitere Vorgehen bei der Montage spielen. Auch der vom Bauherrn bestellte Prüfingenieur muss im Bedarfsfall auf der Baustelle anwesend sein, insbesondere, wenn ihm vom Bauherrn gewisse Kontrollfunktionen, z. B. die Abnahme der Bewehrung bei Stahlbeton- und Spannbetonbauwerken übertragen worden sind. Auf die verschiedenen Brückenbauverfahren wird im Kapitel 9 eingegangen weshalb an dieser Stelle nur die organisato-

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau Tabelle 2.10-1 Aufgaben der Baustellenleitung Organisation von Baustelleneinrichtung und Logistik, Aufstellung eines Bauablaufplanes, Darstellung des aktuellen Baufortschrittes gegenüber der Sollkurve, Ordern des Materialbedarfes, Festlegen und Einsetzen des jeweiligen Personalbedarfes, Einplanen und Kontrollieren der Subunternehmerleistungen, Veranlassung der erforderlichen Eigen- und Fremdüberwachungen von Baustoffen, Anordnung von baubegleitenden Kontrollmessungen einschließlich deren Protokollierung und Auswertung, laufende Kosten- und Qualitätskontrolle, Einleitung von Entscheidungsprozessen bei unvorhergesehenen Bauproblemen, Kontrolle der Einhaltung berufsgenossenschaftlicher Forderungen im Hinblick auf die Baustellensicherheit, Führung der Bauakten (Planunterlagen, Lieferscheine, Protokolle, Gesprächsnotizen u.a.), Einberufung außergewöhnlicher Baubesprechungen, Meldung von Verzögerungen oder Verzug bei allen zum Bau erforderlichen Lieferungen, Festhalten von Änderungen der Bauausführung gegenüber dem Planwerk

rischen Notwendigkeiten und deren Realisation angesprochen werden. Alle Ausführungsbelange laufen in der Person des Bauleiters zusammen, der, entsprechend der VOB, vom beauftragten Bauunternehmer als verantwortlicher Ansprechpartner zu benennen ist. Die wesentlichsten seiner vielfältigen Aufgaben werden in der Tabelle 2.10-1 zusammengefasst, während das Bild 2.10-1 Teile des Bauablaufplans einer Eisenbahnbrücke im Zuge der NBS Mannheim – Stuttgart zeigt. Der verantwortliche Bauleiter hat als Vertreter der die Brücke herstellenden Baufirma ein sehr breites Aufgabengebiet. Er muss als Ingenieur alle für die technisch einwandfreie und sichere Erstellung des Bauwerks erforderlichen Maßnahmen ergreifen bzw. veranlassen. Gleichzeitig obliegt ihm auch die wirtschaftliche Durch-

2.10 Bauausführung, Bauüberwachung, Abrechnung

123

Bild 2.10-1 Beispiel für einen Bauablauf: Eisenbahnbrücke im Zuge der NBS Mannheim – Stuttgart [Penner, 1987]

führung der Bauaufgabe. Als Repräsentant der beauftragten Baufirma oder Arbeitsgemeinschaft hat er die Geschäftsinteressen sowohl gegenüber den Nachunternehmern als auch gegenüber dem Bauherrn zu vertreten. Angesichts des hohen Anteils der Leistungen, die heute üblicherweise von Nachunternehmern erbracht werden, stellen diese Aufgabenfelder mit ihren oft widersprüchlichen Zielstellungen höchste Anforderungen an die in der Bauleitung tätigen Ingenieure. 2.10.2 Örtliche Bauüberwachung Für die örtliche Bauüberwachung bei Brückenbauwerken wird vom Bauherrn häufig

ein Fachbüro beauftragt. Mitunter wird sie auch vom Bauherrn selbst wahrgenommen, sofern ihm eigenes Personal zur Verfügung steht. Die Aufgaben der örtlichen Bauüberwachung sind in der Tabelle 2.10-2 wiedergegeben. Bei größeren Brückenbauwerken verlangt dieses Aufgabengebiet eine nahezu ständige Anwesenheit der örtlichen Bauüberwachung auf der Baustelle. 2.10.3 Bauoberleitung Die örtliche Bauüberwachung wird im Brückenbau von der Bauoberleitung beaufsichtigt. Diese Bauoberleitung wird in der Regel von Fachkräften des Bauherrn wahrgenommen, kann aber auch vom Bauherrn an ein

124 Tabelle 2.10-2 Leistungsbild der örtlichen Bauüberwachung (1) Überwachen der Ausführung des Objekts auf Übereinstimmung mit den zur Ausführung genehmigten Unterlagen, dem Bauvertrag sowie den allgemein anerkannten Regeln der Technik und den einschlägigen Vorschriften, (2) Hauptachsen für das Objekt von objektnahen Festpunkten abstecken sowie Höhenfestpunkte im Objektbereich herstellen, soweit die Leistungen nicht mit besonderen instrumentellen und vermessungstechnischen Verfahrensanforderungen erbracht werden müssen, Baugelände örtlich kennzeichnen, (3) Führen eines Bautagebuchs, (4) Gemeinsames Aufmaß mit den ausführenden Unternehmen, (5) Mitwirken bei der Abnahme von Leistungen und Lieferungen, (6) Rechnungsprüfung, (7) Mitwirken bei behördlichen Abnahmen, (8) Mitwirken beim Überwachen der Prüfung der Funktionsfähigkeit des Objekts, (9) Überwachen der Beseitigung der bei der Abnahme der Leistungen festgestellten Mängel, (10) Überwachung der Ausführung von Tragwerken auf Übereinstimmung mit dem Standsicherheitsnachweis.

Ingenieurbüro vergeben werden. Das Leistungsbild der Bauoberleitung ist in den §§ 55 (Objektplanung) und 64 (Tragwerksplanung) der HOAI aufgeführt und wird zum Zweck der Gegenüberstellung mit dem Leistungsbild der örtlichen Bauüberwachung in der Tabelle 2.10-3 in konzentriertem Auszug wiedergegeben. Der Tragwerksplaner ist nach §64 der HOAI nur in besonderen Fällen an der Bauoberleitung beteiligt, nämlich dann, wenn er im Sonderfall mit der ingenieurtechnischen Kontrolle der Bauwerksausführung oder der Baubehelfe beauftragt wurde. Auch die ingenieurtechnische Kontrolle der Herstellung, Verarbeitung und

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau Tabelle 2.10-3 Leistungsbild der Bauoberleitung Aufsicht über die örtliche Bauüberwachung, Koordinieren der an der Objektüberwachung fachlich Beteiligten, Prüfen auf Übereinstimmung und Freigeben von Plänen Dritter Aufstellen und Überwachen eines Zeitplanes In Verzug setzen der ausführenden Unternehmen Abnahme von Leistungen und Lieferungen unter Fertigung einer Niederschrift über das Ergebnis der Abnahme Antrag auf behördliche Abnahmen und Teilnahme daran Übergabe des Objekts einschließlich der zugehörigen Bauakten Zusammenstellen von Wartungsvorschriften Überwachen der Funktionsprüfung Auflisten der Verjährungsfristen der Gewährleistungsansprüche Kostenfeststellung Kostenkontrolle durch Überprüfen der Leistungsabrechnung des bauausführenden Unternehmens im Vergleich zu den Vertragspreisen und der fortgeschriebenen Kostenberechnung

Nachbehandlung von Beton können im Rahmen einer betontechnologischen Beratung in Sonderfällen erforderlich werden. Auch der örtlichen Bauüberwachung und Bauoberleitung stehen zur Erfüllung ihrer verantwortlichen Tätigkeit einige Regelwerke zur Verfügung, deren wichtigste in der Tabelle 2.10-4 zusammengefasst sind. [HVA-StB, 2001] gibt in Absatz 2.1 unter anderem konkrete Verfahrensanweisungen in Bezug auf das Verhältnis von Bauüberwachung zu Auftragnehmer, Nachunternehmern und Baustellenanliegern, es regelt die Baustellenbeschilderung, die Behandlung von Baustoff- und Bauteilkontrollen, das Aufstellen von Bautagesberichten durch den Auftragnehmer, die Aufstellung der Ordnungszahl - Kontrollliste als Grundlage

2.10 Bauausführung, Bauüberwachung, Abrechnung

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Tabelle 2.10-4 Regelwerke für Bauüberwachung und Bauoberleitung Regelwerk

Herausgeber

[HVA-StB, 2001] Handbuch für die Vergabe und Ausführung von Bauleistungen im Straßen- und Brückenbau (HVA-StB Teil 3)

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

[Merkblatt, 2001] für die Bauüberwachung von Kunstbauten (M-BÜ-K)

Bundesministerium für Verkehr, Bauen und Wohnen

[Rili 804, 2003] Verdingungsordnung für Bauleistungen

DIN Deutsches Institut für Normung e.V.

für den festzustellenden Mittelbedarf und schließlich das Führen des Bautagebuches. Die Abschnitte 2.2 und 2.3 [HVA-StB 2001] regeln die Abrechnung der Baumaßnahme und enthalten ebenfalls Musterblätter z. B. für das örtliche Aufmaß. Absatz 2.4 beinhaltet die Behandlung von Nachträgen. Die weiteren Absätze betreffen die Behinderung und Unterbrechung der Ausführung, die Sicherheitsleistungen, das Behandeln von Rechnungen und Zahlungen einschließlich der Zahlungen an Dritte, die Abnahme und die Gewährleistung. [Merkblatt, 1996] ist vor allem für die Überwachung der Übereinstimmung der Bauausführung mit den allgemein anerkannten Regeln der Technik maßgebend. Dort sind alle einschlägigen Vorschriften aufgelistet und Checklisten enthalten, nach denen die einzelnen Bauteile einer Brücke von der Gründung bis hin zum Korrosions- und Oberflächenschutz überprüft werden können, wobei auf die jeweils zutreffenden Vorschriften hingewiesen wird. Die sichere Kenntnis von [Rili 804, 2003] ist für die Überwachung der Bauausführung im Hinblick auf Übereinstimmung mit dem Bauvertrag unerlässlich. Selbstverständlich muss die Bauüberwachung auch die im Rahmen der Entwurfs- Genehmigungs- und Ausführungsplanung zitierten Regelwerke kennen, beachten und jederzeit auf sie zurückgreifen können.

2.10.4 Bauüberwachung bei funktional ausgeschriebenen Brückenbauwerken Mit Ausnahme der Aufgaben im Hinblick auf die Ermittlung der eingebauten Mengen durch Planvergleich oder örtliches Aufmaß gelten alle bereits genannten Aufgaben, Regelwerke und Zuständigkeiten auch für die Bauüberwachung von funktional ausgeschriebenen Brückenbauwerken. Da die Abrechnung eines derart ausgeschriebenen Brückenbauwerks auf pauschaler Basis vorgenommen wird, muss ein Zahlungsplan geführt werden, der anhand der jeweiligen Baufortschrittsmeldungen Abschlagszahlungen an den Unternehmer freigibt.

2.10.5 Abrechnung Der Auftragnehmer ist nach [Rili 804, 2004] Teil B § 14 Nr. 1 verpflichtet, seine Leistungen prüfbar abzurechnen und dabei Art und Umfang der Teilleistungen anhand der Ordnungszahlen (OZ) des Leistungsverzeichnisses unter Vorlage von Berechnungen, Zeichnungen und anderen Belegen nachzuweisen. Die Abrechnung wird entweder nach Soll-Daten oder nach Ist-Daten vorgenommen. Für die Abrechnung nach Soll-Daten dienen die vom Bauherrn genehmigten Ausführungspläne samt Stücklisten als Abrechnungsgrundlage, sofern ohne Abweichung von diesen Soll-Unterla-

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gen gebaut worden ist. Bei der Abrechnung nach Ist-Daten sind Aufmaße, Wiege- oder Lieferscheine, Frachtbriefe und Stundenlohnzettel als Belege erforderlich. Eventuell vereinbarte Lohn- und Stoffpreisgleitklauseln, wie sie bei Bauvorhaben vereinbart werden können, deren Bauzeit sich über mehrere Jahre erstreckt, sind bei der Abrechnung zu berücksichtigen. Für die Abrechnung mit DV-Anlagen enthält die bereits zitierte HVA-StB Hinweise, wobei insbesondere auf die „Sammlung der Regelungen für elektronische Bauabrechnung“ (Sammlung REB) verwiesen wird. Aufträge, die auf der Grundlage eines Sonderentwurfs oder einer funktionalen Ausschreibung vergeben wurden, werden nicht auf der Grundlage von Mengenermittlungen, sondern nach Pauschalpreisvereinbarungen mit Zahlungsplänen abgerechnet.

2.10.6 Nachträge So korrekt und vollständig ein Brückenbauwerk auch immer ausgeschrieben sein mag, es werden sich Nachträge nie völlig vermeiden lassen. Nachträge sind Änderungen oder Ergänzungen des Bauvertrags. Sie sind schriftlich zu vereinbaren und können folgende Ursachen haben: x Über oder Unterschreitung des Ansatzes einer Position um mehr als 10 v. H. x Änderung der Leistung x Zusätzliche Leistung. Die hierfür erforderlichen Regelungen sind in §2 der VOB aufgeführt. Bei Unter- oder Überschreitung des Ansatzes einer Position im Leistungsverzeichnis kann von Seiten des Bauherrn oder der Baufirma eine Änderung des Einheitspreises verlangt werden. Eine Änderung der Leistung kann sich ergeben, wenn der Auftraggeber eine Ent-

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

wurfsänderung anordnet. Solche Entwurfsänderungen können sich ergeben, wenn während des Baugeschehens andere örtliche Verhältnisse angetroffen werden, wie sie bei der Aufstellung des Entwurfs nicht vorhersehbar waren, oder wenn sich herausstellen sollte, dass sich ein vom Entwurf vorgesehenes Bauteil mit den hierfür vorgesehenen baulichen Mitteln nicht realisieren lässt. Vor allem im Gründungsbereich können derartige Entwurfsänderungen auftreten, wenn z. B. die Gründungssohlen vor Ort tiefer als vorausgesetzt anstehen oder aufgrund witterungsbedingter Umstände andere Wasserhaltungsmaßnahmen erforderlich werden. Im innerstädtischen Bereich kann es immer wieder zu Änderungen der Gründungskörper kommen, weil Ver- oder Entsorgungsleitungen im Baufeld angetroffen werden, die in den Bestandsplänen der Versorgungsträger nicht oder in anderer Lage enthalten sind. Zusätzliche Leistungen fallen an, wenn Bauteile errichtet werden müssen, die im Entwurf nicht vorgesehen sind. So können z. B. wegen nicht ausreichend vorhandener Geländedarstellungen zusätzliche Stützmauern zur Abfangung des Geländes in der Örtlichkeit erforderlich werden. Da Nachtragsverhandlungen in jedem Falle ein nicht unbeträchtliches Konfliktpotenzial und ein Kostenrisiko in sich bergen, sollte jeder entwurfsverfassende Ingenieur mit Hilfe geeigneter Qualitätssicherungsmethoden stets bestrebt sein, ein vollständiges, technisch und vertraglich einwandfreies Entwurfswerk zu erstellen.

2.11 Objektbetreuung und Dokumentation Im Regelfall wird bei Brückenbauwerken im Bauvertrag eine Verjährungsfrist für die Gewährleistung vereinbart. Sie beginnt mit der Abnahme des Bauwerks. Vor Ablauf dieser Frist muss das Objekt noch einmal

2.12 Ingenieuraufgaben im Brückenbestand

begangen werden um eventuelle Mängel und damit Gewährleistungsansprüche gegenüber dem Auftragnehmer festzustellen. Werden Mängel festgestellt, so ist deren Beseitigung zu überwachen. In Abhängigkeit von der vollständigen Vertragserfüllung durch den Auftragnehmer hat der Ingenieur auch bei der Freigabe der im Bauvertrag vereinbarten Sicherheitsleistungen mitzuwirken. Als letzte Aufgabe obliegt dem Ingenieur eine systematische Zusammenstellung der zeichnerischen Darstellungen und der rechnerischen Ergebnisse. Die wesentlichen Daten des Bauwerks werden in einem Bauwerksbuch festgehalten. Auch eine fotografische Dokumentation des Brückenbauwerks mit seinen Ansichten und seiner Untersicht, seinen Widerlagern und Pfeilern sowie aller wesentlicher Besonderheiten wird angefertigt und archiviert.

2.12 Ingenieuraufgaben im Brückenbestand Das ständig steigende Verkehrsaufkommen und der große Bestand an alten Brücken sorgen dafür, dass ein breites Aufgabenspektrum für Bauingenieure in der Erhaltung des Brückenbestands und in dessen Ausbau zu finden ist. Viele Aufgaben entsprechen denen des Neubaus, daher wird nachfolgend nur auf die Besonderheiten von Planen und Bauen im Bestand hingewiesen. Die beiden Bilder 2.11 und 2.12 zeigen die Altersstrukturen des Bestands an Straßen- und Eisenbahnbrücken in Deutschland.

2.12.1 Überwachen, Bewerten und Beurteilen von Brücken Mit der Übernahme in den Bestand eines Baulastträgers (Bund, Land, Kreis, Kommune) geht auch die Verantwortung für

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den Substanzerhalt des Bauwerks über. Grundlage für die Überprüfung von Brücken hinsichtlich ihrer Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit ist die DIN 1076. Sie sieht Hauptprüfungen in einem Abstand von 6 Jahren und einfache Prüfungen jeweils 3 Jahre nach einer Hauptprüfung vor. Bei besonderen Ereignissen, wie z. B. dem Anprall eines Fahrzeugs an eine Stütze werden zusätzliche Prüfungen erforderlich. Die Ergebnisse der Prüfungen werden in der Bauwerksakte dokumentiert und die Mängel/Schäden am Bauwerk gekennzeichnet, damit die aufgetretenen Probleme zukünftig beobachtet werden können. Damit wird die Grundlage für das Ergreifen von Maßnahmen zur Begutachtung und Sanierung von Schadensfällen geschaffen. Inzwischen geht die Entwicklung hin zur Entwicklung von Management-Systemen, die einen strukturierten Mitteleinsatz bei der Unterhaltung von Bauwerken erlauben [Zilch, et al., 2000]. Die Beschaffung zuverlässiger Daten als Grundlage der Entscheidungsfindung kann den Einsatz moderner Monitoringinstrumente erfordern. Die Inhalte der Tätigkeiten in diesem Bereich liegt im allgemeinen weniger im statisch-konstruktiven Bereich, als bei der Brückenausrüstung. Anspruchsvolle statisch-konstruktive Aufgabenstellungen sind die Beurteilung festgestellter Schäden, z. B. von Ermüdungsrissen bei Stahlbauten, Korrosionsschäden an Stahlteilen oder an freiliegender Bewehrung, an Spannkabeln und deren Verankerungen. In vielen Fällen lässt sich der Abbruch einer Brücke durch entsprechende Reparaturen, Nutzungsbeschränkungen, rechnerische Bewertung des Ist-Zustands mit realen Betriebslastenzügen statt mit genormten Lastmodellen und durch permanente Überwachung um einige Jahre hinauszögern. In diesem Zusammenhang ist auch die rechnerische Ermittlung der „Restlebensdauer“ ermüdungsgeschädigter Stahltragwerke zu nen-

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2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

Bild 2.12-1 Bestand Straßenbrücken in Deutschland nach [Friebel/Krieger, 2002]

nen. Die Forderung nach einfacher Kontrollierbarkeit, Austauschbarkeit oder die Möglichkeit zur Instandsetzung schadhafter Teile wird heute auf der Grundlage langjähriger Erfahrungen sehr hoch bewertet und beeinflusst stark die technische Entwicklung im Brückenbau. Ein Beispiel hierfür ist der Einsatz der externen Vorspannung als Regelbauweise bei Beton-Kastenträgern.

2.12.2 Instandsetzung und Ertüchtigung von Brücken Erfordert der Zustand einer Brücke Instandsetzungs- und Ertüchtigungsmaßnahmen, so sind diese zumindest unter Berücksichtigung besonderer Anforderungen, z. B. der Durchführung der Arbeiten unter laufendem Verkehr zu planen und auszuführen. Ein wichtiger Aspekt ist dabei die Sicherstellung der Eignung der verwendeten Baustoffe und ihre Verträglichkeit mit dem bestehenden Bauwerk.

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2.12 Ingenieuraufgaben im Brückenbestand

Bild 2.12-2 Bestand Eisenbahnbrücken in Deutschland nach [König et al., 1986]

Instandsetzungsarbeiten können mit vorübergehenden oder dauernden Änderungen im statischen System oder im Kräftespiel verbunden sein. Ein Beispiel hierfür ist die Erneuerung des Fahrbahnbelags. Wenn die Arbeiten unter laufendem Verkehr durchgeführt werden, entstehen durch die einseitige Verkehrslast und das einseitige Fehlen des Fahrbahnbelags und eventuell der Randbalken große Torsionsmomente, die für das Tragwerk und für die Lager maßgebend sein können. Nach modernen Normenwerken berechnete Bauwerke werden für solche Situationen bemessen, bei älteren Bauwerken wurden hingegen oft nur der Endzustand und, soweit dies als notwendig erachtet wurde, die Bauzustände berücksichtigt.

Die Notwendigkeit einer Verstärkung bestehender Brückenbauwerke ist in folgenden Fällen gegeben:

allem bei sehr alten Eisenbahnbrücken ist zu beachten, dass diese manchmal auch den heutigen Vertikallasten (Betriebslastenzüge) genügen, jedoch kaum eine definierte Tragfähigkeit für Horizontallasten (Fliehkräfte, Windkräfte, besonders aber Anfahr- und Bremskräfte) besitzen. 2. Bei unbefriedigender Gebrauchstauglichkeit (Verformungen, Schwingungsverhalten, Lärmentwicklung). Unzulässig große Verformungen betreffen hauptsächlich Balkenbrücken aus Stahl- und Spannbeton und resultieren vielfach aus Schwinden und Kriechen des Betons und Widerlagerbewegungen. Unannehmbare Schwingungen können von geänderten Nutzungsbedingungen herrühren. Starke Lärmentwicklung ist oft darauf zurückzuführen, dass bei der Errichtung der Brücke kein Wert auf den Schallschutz und die Lärmvermeidung gelegt worden war. Die beiden letztgenannten Punkte betreffen hauptsächlich Stahlbrücken.

1. Bei ungenügender Tragfähigkeit, z. B. wenn die Strecke auf ein höheres Lastniveau gehoben oder einer neuen Normensituation angepasst werden soll. Vor

Bei der Verstärkung von Brücken ist zu unterscheiden, ob die Maßnahmen das Brückentragwerk, die Unterbauten oder alle Teile betreffen.

2.12.3 Verstärkung von Brückenbauwerken

130

2 Ingenieuraufgaben im Brückenbau

2.12.4 Austausch oder Verbreiterung von Tragwerksteilen oder von ganzen Tragwerken In vielen Fällen können bei einer Instandsetzung oder der Verbreiterung einer Brücke die Standsicherheit, Gebrauchstauglichkeit und die Dauerhaftigkeit der Unterbauten mit wirtschaftlich vertretbarem Aufwand durch Sanierung wiederhergestellt werden. Bei den Überbauten kann hingegen oft ein Neubau technisch und wirtschaftlich sinnvoller sein. In der Regel ist dabei der Verkehr aufrecht zu erhalten, oder es sind nur kurze Sperrpausen möglich. Besonders bei Bahnbrücken ist man oft gezwungen, die Beeinträchtigung des bestehenden Verkehrs möglichst gering zu halten. Regelausführungen sind der Austausch des Überbaus durch Ausheben der alten und Einheben der neuen Tragwerke, durch beidseitige Anordnung von Gerüsten und seitliches Verschieben der alten und neuen Tragwerke, durch den Einsatz von Hilfsbrücken oder durch Einpressen im Schutz einer Vereisung des Baugrunds. Wegen der vielfach schweren Zugänglichkeit bzw. wegen gegenüber dem Zeitpunkt der Errichtung geänderter Platzbedingungen ist die Anordnung von Gerüsten zuweilen unmöglich und man muss vielfach die Tragwerke an Ort und Stelle austauschen.

Hier sind aufgrund der Vielfalt möglicher Randbedingungen sinnvolle Maßnahmen im Einzelfall zu treffen, sie stellen in der Regel echte Herausforderungen an den Ingenieurgeist dar. Stets sind neben statischen und konstruktiven auch baubetriebliche Probleme zu lösen. Der Ausbau von Verkehrswegen und nachträgliches Anbringen von Schallschutzeinrichtungen erfordern eine Verbreiterung der Fahrbahntafel. Wo dies möglich ist, wird man die baulichen Veränderungen auf die Verbreiterung des Überbaus beschränken. Wie beim Austausch von Tragwerken ist man auch hier vielfach gezwungen, den bestehenden Verkehr möglichst wenig zu beeinträchtigen. Durch einfache Möglichkeit des Autogenschneidens und Schweißens bzw. Schraubverbindungen mit GVoder Passschrauben herzustellen, durch die vergleichsweise geringen Bauteilgewichte und die sofort voll vorhandene Bauteilsteifigkeit sind die entsprechenden Arbeiten bei Stahlbrücken wesentlich einfacher durchzuführen als bei Betonbrücken. Bei letzteren ergeben sich durch die Möglichkeit einer verbundlosen Vorspannung mit externen Spanngliedern und den Einsatz von GFK-Bewehrung neue Lösungsansätze. Scheidet eine Verbreiterung des Überbaus aus statisch-konstruktiven oder geo-

2. Phase

Bild 2.12-3 Talbrücke Siebenlehn. Querverschub des neuen Überbaus für eine Richtungsfahrbahn

2.12 Ingenieuraufgaben im Brückenbestand

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Bild 2.12-4 Verbreiterung einer Bahnbrücke durch einen zusätzlichen Überbau

metrischen Gründen aus, so können entweder zwei neue Überbauten auf den zu verbreiternden Unterbauten oder ein vollständig neues Brückenbauwerk neben der bestehenden Brücke erforderlich werden. Beides stellt nicht nur hohe Anforderung an die Planung der Tragwerke sondern insbesondere auch an die Gestaltung des Gesamtbauwerks.

2.12.5 Abbruch von Brückenbauwerken Schon aus Forderungen des Umweltschutzes muss der Abbruchvorgang in der Regel schonend durchgeführt werden. Wegen der erheblich geringeren Gewichte und

der einfachen Möglichkeit Bauteile zu trennen und diese mit Hebezeugen anzufassen, ist ein Abbruch im Stahl- und Holzbau meist wesentlich einfacher als im Betonbau, der Vorgang entspricht geradezu einem planmäßigen „Rückbauen“. Bei Ortbetonbauten wird man meist Bauteile durchtrennen oder sprengen müssen, bei Ausführungen mit Fertigteilen richtet sich die Art eines systematischen Abbruchs eventuell nach der Art und Größe der Fertigteile und der Fugenausbildung. Wie bei der Herstellung hat man es auch beim Abbruch meist mit sich ändernden statischen Systemen zu tun, die auch Abspannungen und/oder Hilfsgerüste erfordern können.

3 Entwurf Christian Menn und Johann Kollegger

Der Entwurf ist die Grundlage des Bauprojekts. Das Ziel des Entwurfs besteht darin, ein technisch einwandfreies, ausführbares Konzept zu entwickeln, das dem Standort, dem Umfeld, der Bedeutung und der Größe der Brücke bezüglich Kosten und Ästhetik optimal entspricht. Der Entwurf muss mit der Darstellung der konzeptionellen Idee einen Projektierungsstand erreichen, der gewährleistet, dass das Bauprojekt ohne wesentliche Änderungen ausgearbeitet werden kann und dass eine relativ zuverlässige Schätzung der Baukosten bereits möglich ist. Bei Ingenieurbrücken erfolgt der Einstieg in den Entwurf mit einem geeigneten Tragsystem, das dann im Blick auf Funktionalität und Randbedingungen unter Berücksichtigung von konstruktiven, bautechnischen, ökonomischen und gestalterischen Aspekten verfeinert wird. Die endgültige Form der Brücke ist das Ergebnis dieser Entwicklungsarbeit. Die Ausdruckskraft der Form kann allenfalls mit vorsichtig zurückhaltender Ornamentik in der Detailausbildung noch etwas gesteigert werden. Bei Architekturbrücken erfolgt der Einstieg in den Entwurf im Wesentlichen mit der Form. Vor allem im Blick auf Ausführbarkeit und Baukosten wird dann die Form so weit notwendig modifiziert, Das Ergebnis ist das der formalen Grundlage entsprechende optimale Tragsystem. In der Regel weist diese Art des Entwurfsprozesses wirtschaftliche Nachteile auf. Meistens lässt sich bereits mit generellen Vorstudien das geeignetste Tragsystem festlegen. Unter Umständen müssen aber

für einen einwandfreien Vergleich auch zwei oder mehrere Entwürfe ausgearbeitet werden.

3.1 Entwurfsgrundlagen Im konzeptionellen Entwurf werden das Tragsystem, die Spannweiten, die Fundationen, die Baustoffe, die Querschnittsgestaltung und weitgehend auch der Bauvorgang und die Bauzeit ermittelt. Die Grundlagen der Entwurfsarbeit bestehen einerseits aus der bauwerkspezifischen, verkehrstechnischen Funktion und den ortspezifischen Randbedingungen und andererseits aus den allgemeinen, funktionellen und den kulturellen Anforderungen. Die bauwerkspezifische, verkehrstechnische Funktion und die ortspezifischen Randbedingungen bilden die Grundlage für das gesamte Spektrum prinzipiell geeigneter Tragsysteme. Die kulturellen Anforderungen grenzen dieses Spektrum bereits stark ein. In Vorstudien werden auf Grund der funktionellen Anforderungen einige wichtige Querschnittsabmessungen bestimmt und die Machbarkeit und Eignung einer konzeptionellen Idee überprüft. Auf diesem Entwicklungsniveau ist es in der Regel möglich, das optimale Konzept zu ermitteln, das dann in einem interdependenten Prozess auf ökonomisch-gestalterischer Basis verfeinert wird; d. h. jede Formverfeinerung muss in Bezug auf die funktionelle Eignung und die wirtschaftlichen Auswirkungen sorgfältig überprüft werden.

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Die bauwerkspezifischen, verkehrstechnischen Vorgaben sind x Verkehrsart, x Linienführung und x Nutzungsquerschnitt. Die ortspezifischen Randbedingungen bestehen im wesentlichen aus x Topographie, Geologie und Hydrologie, x Seismologie, x Bodenchemie und lokaler Klimatologie, x verbindlichen Lichtraumprofilen, x Bauzeit und lokaler Bautechnik, sowie aus umfeldbezogenen Aspekten wie x Landschaft, angrenzender Bausubstanz, und zeitlichem Umfeld, x Exposition des Brückenstandorts und x kultureller Bedeutung der Brücke, x Lärmemissionen und Auswirkungen des Bauwerks auf Vegetation und x Wasser. Die allgemeinen funktionellen Anforderungen umfassen x Tragsicherheit, x Gebrauchstauglichkeit und x Dauerhaftigkeit. Die kulturellen Anforderungen bestehen aus optimaler Ausgewogenheit von x Wirtschaftlichkeit und x Ästhetik des Bauwerks.

3.2 Bauwerkspezifische, verkehrstechnische Vorgaben Verkehrsart, Linienführung und Nutzungsquerschnitt sind im Prinzip Grundlagen und Ergebnisse der übergeordneten, verkehrstechnischen Infrastrukturplanung und in diesem Sinne Vorgaben für den Brückenentwurf. Trotzdem sollten diese Vorgaben grundsätzlich in Bezug auf ihre Auswirkungen auf das Bauwerk überprüft werden.

3 Entwurf

Brücken, die nach dem heutigen Kenntnisstand projektiert und gebaut werden, sollten ohne wesentliche Umbau- und Verstärkungsarbeiten eine Nutzungsdauer von 80 bis 100 Jahren aufweisen. Das bedeutet, dass bezüglich Verkehrsart die künftige Entwicklung der Verkehrsstruktur und der Verkehrslast eine wichtige Rolle spielen. Diese Entwicklung wurde in den Normen bei der Festlegung der Verkehrslast auf Grund wissenschaftlicher Untersuchungen berücksichtigt. Nur bei sehr großen Brücken auf städtebaulich fixierten Achsen, für die bereits im Planungsstadium eine umbaufreie Nutzungsdauer von bedeutend mehr als 100 Jahren erwartet wird, sollte die normierte Verkehrslast überprüft und allenfalls erhöht werden. Bei der Gesamtplanung finden die Auswirkungen der Fahrbahngeometrie im Brückenabschnitt oft zu wenig Beachtung und deshalb sollte der Brückeningenieur die Fahrbahngeometrie im Blick auf den Brückenentwurf überprüfen und allenfalls Korrekturen zur Diskussion stellen. Selbst kleine Änderungen an der Fahrbahngeometrie können unter Umständen sehr große Auswirkungen auf den konzeptionellen Entwurf haben. Der Nutzungsquerschnitt im Brückenbereich entspricht selten demjenigen außerhalb der Brücke. Bei der Festlegung der Abmessungen sind die Verkehrssicherheit bei Pannen und Unfällen auf der Brücke, die Anforderungen bezüglich Inspektion, Unterhalt und Belagserneuerung sowie die künftige Entwicklung des Verkehrs zu berücksichtigen. Bei voraussichtlich rascher Verkehrszunahme im Vergleich zur Nutzungsdauer der Brücke, sind Reserven in der Nutzungsbreite sinnvoll: bei langsamerer Zunahme kann es zweckmäßiger sein, Maßnahmen für eine Querschnittsverbreiterung vorzusehen und die künftig erforderliche Tragfähigkeit in Haupttragrichtung bereits von Anfang an sicher zu stellen.

3.4 Funktionelle Anforderungen

3.3 Ortspezifische Randbedingungen Die ortspezifischen Randbedingungen sind entscheidend für die Erarbeitung geeigneter Entwurfsvarianten. Die vorliegenden Randbedingungen sollten deshalb nicht kritiklos übernommen, sondern aus der Sicht des Brückenbauers nochmals sorgfältig überprüft werden: Die Lage eines Feldwegs ist sicher nicht maßgebend bei der Wahl der Pfeilerstandorte, und bautechnische Angaben in geologischen Berichten dürfen und sollten vom Brückenbauer hinterfragt werden. Im Zusammenhang mit den üblichen Randbedingungen muss sich der Brückenbauer aber auch Gedanken machen über künftige Veränderungen im Umfeld der Brücke und über seltene Gefährdungsbilder durch Naturkatastrophen, die im Verhältnis zur wahrscheinlichen Lebensdauer der Brücke zu bewerten sind. Die Beurteilung der Exposition und der Bedeutung der Brücke im kulturellen Umfeld ist zum Teil subjektiv. Wie bei allen Aktivitäten im Brückenbau sind auch hier künftige Entwicklungen in Betracht zu ziehen. Auch bei zahlreichen, konkreten Randbedingungen sind im Prinzip beliebig viele Entwurfsvarianten möglich. Es ist aber nicht sinnvoll, ein breites Variantenspektrum zu untersuchen. Mit Blick auf Wirtschaftlichkeit und Ästhetik können viele grundsätzlich mögliche Varianten, sogenannte Nullvarianten von vornherein ausgeschieden werden. Umso intensiver sollten neuartige, noch nie ausgeführte Lösungen studiert werden. Geeignete Entwurfsvarianten sollten auf Grund konstruktiver Überlegungen aus den Randbedingungen entwickelt werden; und nicht auf einer mehr oder weniger willkürlichen, architektonisch-skulpturellen oder architektonischmetaphorischen Idee basierend in die Randbedingungen eingezwängt werden. Mit einer kleinen Zahl von konstruktiven Maßnahmen lassen sich oft viele Randbe-

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dingungen erfüllen; das Richtige ist meistens einfach.

3.4 Funktionelle Anforderungen 3.4.1 Tragsicherheit Die Tragsicherheit betrifft im Einzelnen die statische Tragsicherheit, die Ermüdungssicherheit, die dynamische Tragsicherheit (bei verkehrs- oder windinduzierten Schwingungen) und die Erdbebensicherheit. Die für die Tragsicherheit relevanten Einwirkungen sind im wesentlichen Lasten und Kräfte sowie dem Tragwerk aufgezwungene Verschiebungen. Die Tragsicherheit ist normiert; d. h. der gültigen Norm entsprechend muss für normierte Einwirkungen eine normierte Tragreserve gegen den Verlust des Gleichgewichts bzw. gegen den Verlust der Standsicherheit des Tragwerks oder einzelner Teile davon garantiert werden. Sofern gefährliche Einwirkungen nicht konzeptionell eliminiert werden können, wird die erforderliche Tragsicherheit bei den maßgebenden ungünstigsten Einwirkungen normalerweise bemessungstechnisch auf Grund normierter Baustoffkennwerte durch analytisch ermittelte Widerstände im Tragwerk gewährleistet. Die normierte Tragsicherheit ist verbindlich und in der Regel juristisch relevant; sie hat deshalb höchste Priorität unter den allgemeinen funktionellen Anforderungen. Im Grenzzustand der Tragfähigkeit d. h. unmittelbar vor dem Verlust der Standsicherheit sind Tragwerksschäden in Form von Rissen und Verformungen nicht relevant. Beim Nachweis der Tragsicherheit dürfen somit im Rahmen der vorhandenen Verformungs-Duktilität Schnittkraftumlagerungen bzw. plastische Tragwerksreserven berücksichtigt werden. Der Spannstahl wird in der Regel in den plastischen Gelen-

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ken über die Vordehnung infolge Vorspannung hinaus bis zur Streckgrenze gedehnt und wird deshalb im Widerstandsmodell als Zugglied mit der effektiv vorhandenen Zugkraft berücksichtigt. Bei duktilen Systemen werden im Grenzzustand der Standsicherheit meistens auch die Vordehnungen infolge von Zwängungen überschritten. Beim Nachweis der Tragsicherheit müssen deshalb Zwängungen im Beanspruchungsbereich erster Ordnung nicht berücksichtigt werden. 3.4.2 Gebrauchstauglichkeit Unter Gebrauchstauglichkeit versteht man einerseits die Eignung des Bauwerks in Bezug auf Nutzung und in Bezug auf Durchführung von Kontrollen und Unterhalt und andererseits das Langzeitverhalten des Bauwerks bezüglich Aussehen und das Verhalten des Bauwerks bei Unfällen, die bei der Nutzung eintreten. Zur Gewährleistung der Gebrauchstauglichkeit sind vor allem konzeptionelle und konstruktive aber auch bemessungs- und materialtechnische Maßnahmen erforderlich. Die Gebrauchstauglichkeit lässt sich nur ansatzweise normieren. Es sollten deshalb für alle Anforderungen an die Gebrauchstauglichkeit die entsprechenden Maßnahmen in einem Bericht über Nachweise der Gebrauchstauglichkeit aufgeführt werden. Bezüglich Nutzung sind vor allem folgende Anforderungen und Maßnahmen zu beachten: x Schutz von Fahrzeugen gegen Anprall an Brückenelemente, x Ausreichende Sicherheit der Benützer gegen Absturz durch entsprechende Ausbildung der Geländer und Leitplanken, x Schutz der Benützer gegen starke Windböen (z.B. mit Strömungsumlenkern) und gegen herabfallendes Eis von Tragelementen über der Fahrbahn (Warn-

3 Entwurf

anlagen oder in extremen Fällen Heizeinrichtungen oder Schutznetze), x Physiologisch zumutbares Schwingungsverhalten des Tragwerks, x Hoher Fahrkomfort; u.a. wirksame Fahrbahnentwässerung und (in der Regel) betriebliche Maßnahmen zur Verhinderung von Eisbildung auf der Fahrbahn. Die Schutzvorkehrungen gegen Anprall und gegen Absturz sollten dem Gefahrenpotential (Linienführung bzw. Kurven im Brückenbereich, Vereisungsgefahr, Brücken über Bahnanlagen) Rechnung tragen. Bei allen Brücken und insbesondere bei Fußgängerbrücken sollte zumindest die erste Eigenschwingungsform der Vertikal-, Horizontal- und Torsionsschwingung ermittelt werden, und wenn die entsprechende Schwingungsfrequenz im Bereich der Erregerfrequenz liegt, sind zusätzliche Spezialuntersuchungen notwendig. Bei Fußgängerbrücken werden Vertikalschwingungen durch eine oder wenige Personen angeregt; bei starkem Fußgängerverkehr ist die Schwingungsanregung nur dann erheblich, wenn die Personen im Gleichschritt gehen. Bei den Horizontalschwingungen (quer zur Brücke) übernehmen zahlreiche Fußgänger im „Matrosengang“ die Brückenfrequenz und verursachen damit eine sehr starke Schwingungsanregung. Brücken vereisen deutlich früher als die anschließenden Straßenabschnitte. Man kann, insbesondere in Nebelgebieten für die Differenzvereisungen (Brücke – Straße) automatische Enteisungsanlagen vorsehen. Eine zuverlässige Steuerung dieser Anlagen ist jedoch schwierig und Enteisungsanlagen mit Salzsprühwasser ist in Bezug auf das Bauwerk problematisch; ganz abgesehen davon, dass diese Anlagen störungsanfällig sind. Für Kontrolle und Unterhalt des Bauwerks sind insbesondere folgende Einrichtungen erforderlich:

3.4 Funktionelle Anforderungen

x Inspektionsmöglichkeit für die Lager und Vorkehrungen für das Auswechseln der Lager, x Zugang zu allen Hohlräumen im Tragwerk; Ausnahme: vollständig verschweißte Stahlkästen, x Zugang zu allen Leitungen insbesondere zu den Entwässerungsleitungen, x Zugang zu den Widerlagernischen und den Fugenkonstruktionen. Moderne Brücken erfordern im Blick auf Funktionstüchtigkeit und Substanzerhaltung periodische Inspektionen. Damit diese Inspektionen überhaupt durchführbar sind, müssen unterhaltsanfällige Bauteile wie Lager, Fugen und Leitungen ohne weiteres einsehbar sein. Bei frei liegenden, gut einsehbaren Bauteilen wird auch die Reparatur oder der Ersatz dieser Bauteile erleichtert. In Bezug auf das Aussehen des Bauwerks sind folgende Aspekte zu beachten x Vermeidung unzulässiger Tragwerkverformungen, x Vermeidung von Tragwerkverschmutzungen vor allem durch unkontrolliert abfließendes Wasser. Unter unzulässigen Tragwerkverformungen versteht man einerseits Risse mit einer mittleren Rissbreite von über 0,3 mm und andererseits Abweichungen von der Sollnivellette. Bei korrekter und sorgfältiger Bemessung sind aus Last- und Krafteinwirkung keine unzulässigen Risse zu befürchten. In der Regel genügt es, die Schnittkräfte aus Eigenlast und Vorspannung im Bauzustand und im Eingusszustand am elastischen System zu ermitteln, den Schnittkräften des Eingusszustands die elastischen Schnittkräfte aus Verkehrslast zu überlagern und die Spannungen im Betonstahl einer Rissbreite von 0,2 mm entsprechend zu begrenzen. Bei Zwängungen wird unter Berücksichtigung des Beanspruchungszustands aus Eigenlast und Vorspannung auf

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Grund der zulässigen Rissbreite geometrisch die Verformungsfähigkeit bestimmt, die größer als die effektive Zwangsverformung sein muss. Abweichungen von der Sollnivellette können verschiedene Ursachen haben. Am häufigsten sind Tragwerkverformungen aus Lasten, Kräften und Vorspannung, aus Temperaturänderungen und Setzungen oder aus Bauungenauigkeiten. Diese Verformungen können Betrieb und Fahrkomfort beeinträchtigen oder visuell störend sein. Bei Straßenbrücken werden Betrieb und Fahrkomfort praktisch nur beim Übergang Brücke – Straße und bei Trägergelenken im Feld durch Verformungen aus Dauerlast und Setzungen beeinträchtigt. Setzungen bei den Stützen und Trägerverformungen sind in der Regel nur visuell störend. Wesentlich heikler sind Verformungen bei Bahnbrücken. Bei Hochgeschwindigkeitsbahnen sind Verformungen unter Verkehrslast stark begrenzt; das Tragwerk muss eine relativ hohe Mindeststeifigkeit aufweisen. Trägerverformungen aus Dauerlast können in vielen Fällen ohne wesentliche Mehrkosten durch entsprechende Bemessung der Vorspannung so stark reduziert werden, dass sie von gleicher Größenordnung sind wie die unvermeidlichen Bauungenauigkeiten. Insbesondere bei Freivorbauträgern würde jedoch eine weitgehend formtreue Vorspannung beträchtliche Mehrkosten verursachen. In diesen und ähnlichen Fällen werden die zu erwartenden Trägerverformungen durch Überhöhungen kompensiert. Dabei sind bei großen zu erwartenden Verformungen nicht nur sorgfältige Berechnungen unter Berücksichtigung der Spannungsausbreitung im Brückenquerschnitt sondern auch umfangreiche Untersuchungen über das Verformungsverhalten der Baustoffe unerlässlich. Unkontrolliert abfließendes Wasser insbesondere Schmutzwasser beeinträchtigt nicht nur das Aussehen des Bauwerks; es

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ist meistens auch aggressiv und verursacht Korrosion. Der Brückenentwurf sollte durchgehend sehr sorgfältig in Bezug auf Kontakt- und (Fahrzeug oder Wind-) Spritzwasser untersucht werden. Dabei ist zu beachten, dass einerseits kleine Abflussrohre oft verschlammen und versintern und dass andererseits anfänglich dichte Konstruktionselemente oder Durchbrüche wasserdurchlässig werden können. Bei allen Fugenkonstruktionen, Rohrdurchbrüchen oder Öffnungen im Fahrbahndeck sollten deshalb Tropfnasen vorgesehen werden, und Röhrchen der Belagsentwässerung müssen Überstände aufweisen und dürfen nicht in einen Kastenträger entwässern. Grundsätzlich sollte jede Betonoberfläche sorgfältig überprüft werden, ob sie Regen, Schnee, Spritz- oder Kontaktwasser ausgesetzt ist, ob das Wasser chloridhaltig ist und ob große Feuchtigkeitsschwankungen auftreten. Diese Überprüfung ist die wichtige Grundlage für die entsprechende Maßnahmenplanung: Erhöhung der Betonüberdeckung, ev. Hydrophobierung bei chloridfreiem Wasser; unbedingt wirksamer Betonschutz bei chloridhaltigem Wasser. Im Blick auf das Verhalten des Bauwerks bei Verkehrsunfällen sind vor allem folgende Maßnahmen erforderlich: x Angemessene, der Größe des Bauwerks entsprechende Brandsicherheit, x Angemessene Redundanz bei empfindlichen, exponierten Tragelementen. Fahrzeugbrand und auslaufender brennender Treibstoff ist ein Gefährdungsbild, mit dem unbedingt gerechnet werden muss. Vor allem bei Brücken mit oben liegender Hauptbewehrung sollten in relativ kleinen Abständen Feuerlöschgeräte installiert werden. Entwässerungsleitungen dürfen nur dann im Trägerkasten angeordnet werden, wenn sie einen hohen Feuerwiderstand aufweisen. Ein Brand in einer Längsleitung lässt sich kaum ersticken, da durch

3 Entwurf

die Einlaufschächte und Querleitungen Luft zugeführt wird, und die Ausrüstung der Einlaufschächte mit Syphons ist wegen der Eisbildung nur mit Heizdrähten möglich. Der beste Platz für Entwässerungslängsleitungen ist hinter dem Konsolkopf oder beim Ansatz der Trägerstege. Empfindliche Tragelemente müssen eine angemessene Redundanz aufweisen. Bei Schrägkabelbrücken darf ein Fahrzeugbrand auf der Brücke nicht zum Einsturz des Bauwerks führen und das Auswechseln eines Kabels sollte bei geringen Verkehrseinschränkungen möglich sein. Auch die Einheiten der Spannkabel sollten so gewählt werden, dass bei einem groben Baufehler (z. B. Korrosion infolge schlechter Injektion eines Kabelhüllrohrs) die Tragsicherheit des Gesamtsystems höchstens etwa um 20% abfällt. Im Blick auf Belagserneuerungen sollte die Brückenbreite bei nicht richtungsgetrennten Fahrbahnen so festgelegt werden, dass die Arbeiten ohne große Schwierigkeiten und ohne Qualitätseinbuße ausgeführt werden können. Bei richtungsgetrennten Fahrbahnen ermöglichen Zwillingsbrücken zwar bei einer Belagserneuerung ein unbehindertes Arbeiten; andererseits weisen diese Brücken aber meistens beträchtliche ästhetische Nachteile auf. Bei modernen, im wesentlichen fachgerecht geplanten und ausgeführten Brücken kommt es nicht mehr vor, dass die Bewehrung in großen Bereichen der Fahrbahnplatte wegen schwerer Korrosionsschäden verstärkt oder ersetzt werden muss. Der Bauherr ist grundsätzlich verpflichtet qualifizierte Fachleute zu beauftragen, und beim heutigen Kenntnisstand sind qualifizierte Fachleute ohne weiteres in der Lage, eine Brücke fachgerecht zu planen und auszuführen.

3.4 Funktionelle Anforderungen

3.4.3 Dauerhaftigkeit Dauerhaftigkeit bedeutet im Brückenbau, dass die bei der Inbetriebnahme des Bauwerks vorhandene Tragsicherheit und Gebrauchstauglichkeit bei periodischer Inspektion und Wartung während der ganzen vorgesehenen Nutzungsdauer fast vollständig erhalten bleiben. Die Nutzungsdauer der Tragkonstruktion sollte etwa 80 bis 100 Jahre betragen. In dieser Zeit sollten in Abständen von 20 bis 30 Jahren höchstens lokale Instandsetzungsarbeiten notwendig sein. Die Tragsicherheit darf lokal nie um mehr als 10% absinken und betreffend Gebrauchstauglichkeit sollten die Endwerte der Tragwerkverformungen die entsprechenden Berechnungswerte nicht um mehr als ca. 30% übersteigen. Die Lebensdauer der Fahrbahnabdichtung und der Schutzanstriche sollte bei lokalen Instandsetzungsarbeiten auf Grund einer etwa alle fünf Jahre durchgeführten Zustandskontrolle 40 bis 50 Jahre betragen. Lokale Reparaturen am Belag müssen bei auftretenden Schäden möglichst bald ausgeführt werden, und alle 20 bis 25 Jahre ist eine weitgehende Erneuerung des Belags erforderlich. Nach 40 bis 50 Jahren muss auch mit Instandsetzungsarbeiten am Drainagesystem, an den Brüstungen, Leitplanken und an den mechanischen Komponenten (Lager, Fugenkonstruktionen etc.) gerechnet werden, wobei auch hier offensichtliche Schäden sofort behoben werden sollten. Die Dauerhaftigkeit der Tragkonstruktion wird vor allem durch klimatische Einwirkungen (wie Temperaturänderungen, innere Temperaturdifferenzen, Frost, Regen, Schnee etc.), durch Chloride (Salzwasser) und Sulfate sowie durch Bewuchs der Betonflächen mit Moosen und Flechten gefährdet. Im Rahmen des Entwurfs müssen vor allem mit materialtechnischen und konstruktiven Maßnahmen die notwendi-

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gen Voraussetzungen für eine hohe Dauerhaftigkeit geschaffen werden. Zur Gewährleistung der erwünschten Dauerhaftigkeit sind überdies große Sorgfalt bei der Bauausführung sowie eine plangemäße Durchführung von Kontrolle und Unterhalt erforderlich. Dauerhaftigkeit lässt sich deshalb nicht deterministisch normieren. Die Normen enthalten zwar materialtechnische, konstruktive und ausführungstechnische Vorschriften, die zur Gewährleistung der Dauerhaftigkeit unbedingt notwendig aber keineswegs ausreichend sind. Bereits im Entwurfsstadium sind folgende Maßnahmen zu berücksichtigen. x Materialtechnische Maßnahmen: – Eine im Blick auf die Einwirkungen geeignete, in Bezug auf Bestandteile und Zusammensetzung überprüfte Betonqualität (insbesondere hinsichtlich Frost- und allenfalls Frost-Tausalz-Beständigkeit), – Wetterfeste Stähle im Stahlbau nur bei Tragelementen, die gegen Regen und dauernde Feuchtigkeit geschützt sind; Tropfkanten (im Blick auf Kondenswasser und Schnee) zum Schutz unten liegender Betonteile, – Anpassung der Oberflächenschutzsysteme bei Stahlkonstruktionen an die atmosphärischen Bedingungen, – Beachtung von Kontaktkorrosion bei verschiedenartigen Metallen, – Oberflächenschutzanstriche oder Verwendung von Bewehrungen mit hohem Korrosionswiderstand bei besonders aggressiven Einwirkungen. x Konstruktive Maßnahmen: – Vermeidung von Salzwasser auf Betonflächen (einwandfreie Drainagen, kein durchsickerndes Wasser bei Fugen und Rohrdurchbrüchen in der Fahrbahnplatte), – Wenn Salzwasserkontakt nicht vermeidbar ist, Oberflächenschutz auf

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3 Entwurf

der Betonfläche oder Betondeckung von mehr als 75 mm, Ausreichende Betondeckung gegen Karbonatisierung; 30 mm bei wassergeschützten Flächen und 40 mm bei nicht wassergeschützten Flächen, Keine unzugänglichen Hohlräume und keine verlorenen Holzschalungen, damit alle Betonflächen (insbesondere nach dem Betonieren) kontrolliert werden können, Stahlhohlprofile luftdicht abschließen, Vermeidung von Schmutztaschen oder Kanten, auf denen Wasser liegen bleibt oder gestaut wird, Kontaktkanten bei geschraubten Stirnplatten- oder Laschenstößen alterungsbeständig abdichten, Günstige Bedingungen für die Betonverarbeitung; Platz für vollständige Umhüllung der Bewehrungsstähle, planmäßige Betonier- und Vibrierlücken und Vermeidung von breitflanschigen Baustahlelementen, die unterbetoniert werden müssen, Maßnahmen für gute Ausführbarkeit und Kontrolle der Schweißnähte bei Stahl- und Verbundbrücken (Vermeidung von „Überkopf “-Nähten), Alle außenliegenden Stahlbauteile wie Pfosten und Stützen mit rostfreien Schrauben im Beton befestigt (nie einbetoniert), Möglichst wenig Dilatationsfugen mit schweren, gut verankerten und einwandfrei entwässerten Fugenkonstruktionen, Betonbeläge nur bei praktisch rissefreien Spannbetonbrücken, Vermeidung von durchgehenden Trennrissen in der Fahrbahnplatte, die nicht mit der Abdichtung dauerhaft abgedichtet werden können, Robustes, mit dem Konstruktionsbeton verklebtes Abdichtungs-BelagsSystem bei Verbundbrücken, da unter

Dauerlast wasserführende Trennrisse praktisch unvermeidlich sind. (Gefährdung der Stahlkonstruktion). Für alle Gefährdungsbilder, d. h. für alle Einwirkungen und Schwachstellen, die die Dauerhaftigkeit beeinträchtigen können, sollten mit einem Dauerhaftigkeitsnachweis die entsprechenden bemessungs-, material- und ausführungstechnischen Maßnahmen aufgeführt werden.

3.5 Kulturelle Anforderungen Echte Brückenbaukunst besteht darin, dass der konzeptionelle Entwurf unter voller Gewährleistung der funktionellen Anforderungen eine dem Standort und der Bedeutung der Brücke entsprechende Ausgewogenheit zwischen Wirtschaftlichkeit und Ästhetik aufweist. Die zulässigen ökonomischen Abweichungen von der wirtschaftlichsten Lösung sind beschränkt. Große Abweichungen sind fast immer ein Anzeichen für ein ungeeignetes Konzept. Bei der Entwicklung des konzeptionellen Entwurfs ist die Wirtschaftlichkeit somit ein wichtiger Leitparameter. Le Corbusier versteht Ökonomie im Tragwerksbau als eine wichtige Grundlage der künstlerischen Wahrheit: „L’Ingénieur inspiré par la loi d’économie et conduit par le calcul, nous met en accord avec les lois de l’univers“. In diesem Sinne gehört Wirtschaftlichkeit klar zur Baukultur im Brückenbau. 3.5.1 Kosten Die Lebensdauer einer Brücke, die nach dem aktuellen Kenntnisstand aufgrund der erforderlichen Nachweise für Tragsicherheit, Dauerhaftigkeit und Gebrauchstauglichkeit einwandfrei konstruiert und ausgeführt wurde und die bei unveränderter Nutzung einem fundierten Unterhaltsplan entsprechend kontrolliert und unterhalten

3.5 Kulturelle Anforderungen

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wird, beträgt deutlich über 100 Jahre. Die Nutzungsdauer des originalen Tragwerks ist jedoch sehr unterschiedlich, da sie entweder durch einen Umbau infolge stark geänderter verkehrstechnischer Anforderungen oder durch Außerbetriebsetzung des Verkehrswegs begrenzt wird. Für die Beurteilung der Kosten geht man deshalb von einer Basis-Nutzungsdauer von etwa 100 Jahren aus. In diesem Zeitraum setzten sich die Brückenkosten zusammen aus:

x Umfassende Zustandserfassung und Instandsetzung 0,45% (Durchführung ca. alle 45 Jahre; d. h. 45 u 0,45 = 20% des Neuwerts zur Zeit der Instandsetzung; z.B. vollständige Erneuerung von Abdichtung und Belag, teilweiser Ersatz von Lagern, Fugen und Drainageelementen) sowie OberflächenInstandsetzungen.

x Landerwerb und Baukosten, x Betriebs-, Kontroll- und Unterhaltskosten und x Abbruchskosten.

Die aufgeführten Betriebs-, Kontroll-, Unterhalts- und Instandsetzungskosten gelten bei Balkenbrücken, die nach dem heutigen Kenntnisstand einwandfrei konstruiert und ausgeführt wurden. Bei Bogen- und Kabelbrücken ist die Bauwerkskontrolle umfangreicher und schwieriger und die gesamten Unterhaltskosten sind etwa 50% höher. Ein etwa 30% größeres Risiko bezüglich Unterhalt und Instandsetzung weisen Freivorbaubrücken im Blick auf zu große Verformungen und Kabelkorrosion bei mangelhafter oder schadhafter Abdichtung auf. Ohne Berücksichtigung der Teuerung betragen die Unterhaltskosten einer Brücke bei einwandfreier Konstruktion und Ausführung und einer Nutzungsdauer von 100 Jahren etwa 60 bis 90% der Neubaukosten und sie sind wesentlich höher, wenn der Dauerhaftigkeit in der Planung und Ausführung nicht die erforderliche Beachtung geschenkt wurde. Die Baukosten einer Brücke sind vor allem vom Tragwerkskonzept abhängig. Mit Berechnungen, die über den sorgfältigen Nachweis der Erfüllung der funktionellen Anforderungen hinausgehen, lassen sich die Baukosten nicht vermindern; d. h. dass Berechnungen im Prinzip wenig oder nichts mit Kosteneinsparungen zu tun haben.

Die Abbruchkosten sind sehr stark abhängig von Baustoff, Standort und Abbruchmethode. Der Abbruch einer Überführung, bei der keine Rücksicht auf den Raum unter der Brücke genommen werden muss, beträgt nur wenige Prozente der Neubaukosten. Der Rückbau einer hohen, weitgespannten Betonbrücke kann dagegen sehr teuer sein; ganz besonders dann, wenn auch noch der Raum unter der Brücke nicht beeinträchtigt werden darf. Für die Betriebs-, Kontroll- und Unterhalts- und Instandsetzungskosten ist durchschnittlich etwa mit folgenden Aufwendungen pro Jahr zu rechnen: x Betrieb und laufende Kontrolle 0,10% (Durchführung alljährlich; in % des jeweiligen Neuwerts der Brücke; z. B. Reinigung von Fahrbahn und Drainage etc., Verformungskontrolle, Überprüfung von Stellen mit Spritz- und Kontaktwasser), x Zustandskontrolle und lokale Ausbesserungen 0,05% (Durchführung ca. alle 10 Jahre, d. h. 10 u 0,05 = 0,5% des Neuwerts zur Zeit der Ausbesserung; z. B. Ausbesserungen an Belag, Leitplanken, Drainagen etc. Kontrolle der Lager und Fugen, Rissverhalten, sichtbare Korrosionsstellen),

Total

0,60%

142

Die Baukosten lassen sich in folgende Hauptpositionen gliedern: x Baustelleneinrichtungen, x Unterbau, Fundationen: Pfeiler und Widerlager, x Überbau: Lehrgerüst, Schalung, Montage, Beton, Betonstahl, Spannstahl, Baustahl, x Ausbau: Lager, Fugen, Entwässerung, Leitplanken etc. Fahrbahnabdichtung und Belag, x Projektgrundlagen, Projekt, Bauleitung, Projektprüfung. Die Auswertung der Baukosten von etwa 20 mittelgroßen Brücken zeigt, dass die Kosten der einzelnen Positionen nicht stark variieren; die Mittelwerte der Kostenstruktur zeigt folgendes Bild (Baukosten ohne Projekt etc.): x Baustelleneinrichtungen, Rohbau, Ausbau: Baustelleneinrichtungen, 8% Rohbau, 78% Ausbau. 14% x Unterbau, Überbau (bezogen auf Rohbau- bzw. Gesamtbaukosten): Rohbau- Gesamtbaukosten kosten Unterbau, 30% 23% Überbau 70% 55% (Bei einer Brücke mit Spannweiten von 50 m und Pfeilerhöhen von bis zu 80 m in schwierigen Fundamentschächten bis zu 70 m Tiefe erreichten die Unterbaukosten nicht mehr als 50% der Überbaukosten). x Fundationen und Pfeiler (bezogen auf Unterbau- bzw. Gesamtbaukosten) Unterbau- Gesamtbau kosten kosten Pfeiler, 24% 5,5% Fundationen. 76% 18%

3 Entwurf

x Schalung, Lehrgerüst/Montage und Beton + Stahl (bezogen auf Überbau bzw. Gesamtbaukosten) Überbau- Gesamtbaukosten kosten Schalung/ 37% 20% Lehrgerüst etc. Beton + Stahl. 63% 34,5% x Beton und Stahl (bezogen auf Überbau und Gesamtbaukosten) Überbau- Gesamtbaukosten kosten Beton, 18% 10% Stahl. 45% 24,5% Die Zusammenfassung zeigt folgende Kostenstruktur: x Baustelleneinrichtungen, x Unterbau: Fundationen, Pfeiler und Widerlager,

8,0% 18% 5,5% 23,5%

x Überbau: Schalung, Lehrgerüst/Montage, 20% Beton, 10% Stahl, 24,5% 54,5% x Ausbau. 14,0% Gesamtbaukosten 100,0% (ohne Projekt etc.) Bei Stahl-Beton-Verbundbrücken sind die Unterbaukosten Dank der kleineren Eigenlast der Brücke etwas kleiner (im Mittel etwa 20%), dafür sind die Überbaukosten generell etwas höher (im Mittel etwa 50%). Die Abschätzung der Baukosten einer Standard-Balkenbrücke ist bei der Entwurfserarbeitung wichtig; sie befinden sich in der Regel nahe bei den Mindestkosten, und die Kosten des aus ästhetischen Gründen anvisierten Konzepts dürfen sich nicht zu weit von diesem Vergleichswert entfernen. Man kann die Baukosten einer Standardbrücke sehr grob aufgrund der üblichen Kosten pro m2 Brückenfläche abschätzen;

3.5 Kulturelle Anforderungen

man kann aber auch – etwas genauer – bei einer mittleren Spannweite lm für den Überbau den Massenaufwand für Beton, Betonstahl und Spannstahl ermitteln und aus den entsprechenden Kosten (ca. 45% der Gesamtbaukosten) mit den oben aufgeführten (und den der Brückenhöhe und den Fundationsverhältnissen angepassten) Prozentsätzen die Gesamtbaukosten extrapolieren. Die mittlere Spannweite ergibt sich aus: ¦l2i lm = 6 ¦li und die mittlere Trägerdicke hm bzw. das Betonvolumen pro m2 Brückenfläche beträgt bei üblichen Schlankheiten von lm/h = 16 bis 22: 0,45 · lm hm | 0,35 + 03 hm und lm in [m] 100 Dabei beträgt der Aufwand an Betonstahl in kg/m3 Beton (keine Quervorspannung): ms | 90 + 0,35 · lm und der Aufwand an Spannstahl in kg/m3 Beton mp | 0,4 · lm Die Wirtschaftlichkeit einer Brücke wird je nachdem ob die Finanzierung als Bauwerk der öffentlichen Infrastruktur mit Steuergeldern oder als Renditeobjekt mit einem Brückenzoll aus dem Betrieb erfolgt unterschiedlich ermittelt. Im Normalfall, bei einer Finanzierung aus Steuergeldern sind für die Beurteilung der Wirtschaftlichkeit alle anfallenden Kosten während einer Referenz-Nutzungsdauer von z. B. 100 Jahren maßgebend. Diese sogenannten Nutzungsdauer-Kosten ergeben unter Berücksichtigung der ortspezifischen Erschwernisse (Baugrund, Brückenhöhe etc.) im Vergleich mit den ortsüblichen Durchschnittskosten einer Stan-

143

dardbrücke einen Ansatz für die Beurteilung der Wirtschaftlichkeit. Die Wirtschaftlichkeit einer als Renditeobjekt aus Zolleinnahmen finanzierten Brücke ergibt sich dagegen aus dem Vergleich von Aufwand und Ertrag in einem bestimmten Zeitraum. Der Aufwand besteht in diesem Fall aus Bauzinsen, Kapitalzinsen, Amortisation, Betriebs- Überwachungs- und Unterhaltskosten und evtl. den Abbruchkosten. Der Ertrag besteht im wesentlichen aus den vorgesehenen Zolleinnahmen im gleichen Zeitraum.

3.5.2 Ästhetik Ästhetik wird in der Philosophie mit verschiedenen Qualitäten in Verbindung gebracht; mit nach Maß und Zahl geordneten Formverhältnissen, mit interesselosem Wohlgefallen, mit Zweckmäßigkeit in der organischen Natur, mit Steigerung, Lebensqualität, Kunst etc. Das konstruktive Ingenieurwesen beruht auf dem statischen Gleichgewicht der einwirkenden und widerstehenden Kräfte, einem zeitlosen, universalen Phänomen, das ausgewogene harmonische Strukturen vom Aufbau der Atome bis zu den Bahnen der Himmelskörper bestimmt. Im bildlichen Sinne, bezogen auf die menschliche Psyche, bedeutet Gleichgewicht aber auch Ausgewogenheit des Gemütszustands, ein Gefühl des Wohlbefindens. Eine Ästhetik, die sich auf das physikalisch bestimmte, mit der Aufwandminimierung verknüpfte Kräftegleichgewicht bezieht, reflektiert somit praktisch alle in der Philosophie beschriebenen Qualitäten, wie (mathematische) Formverhältnisse (Heraklit, Polyklet u. a.), Zweckmäßigkeit in der organischen Natur (Kant), Lebensqualität (Santayana) etc. Und die kunstvolle Visualisierung des optimal mit der Umwelt, der Ökonomie des Aufwands und dem Stand der Technik vernetzten Kräftegleichgewichts übt deshalb immer

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eine ganz besondere Faszination auf den Menschen aus. Sie ist eine objektivierte, deterministische Grundlage der technischkonstruktiven Baukultur und unterscheidet sich damit grundlegend von der subjektivwillkürlichen, architektonisch-künstlerischen Baukultur. Die ästhetische Qualität einer Brücke ist einerseits von der Einfügung der Brücke in ihr Umfeld und andererseits von der Gestaltung der Brücke selbst abhängig. Sie kann grundsätzlich im Erscheinungsbild des Tragsystems, in der Gestaltung der Tragwerkkomponenten und Details und in der Ornamentik liegen. Brücke und Umfeld Beim Einfügen der Brücke in ihr Umfeld sind räumliche und zeitliche Komponenten zu beachten. Die räumlichen Komponenten betreffen x die Maßstäblichkeit der Brücke in Bezug auf Landschaft und Topographie sowie x die Maßstäblichkeit und den Charakter der Brücke in Bezug auf das gebaute Umfeld. Die zeitlichen Komponenten beziehen sich auf x die Geschichte und Tradition der lokalen Brückenbautechnik sowie x die aktuelle Baukultur und den Stand der (lokalen) Bautechnologie. Bei den räumlichen Komponenten spielen das Tragsystem und seine Spannweiten eine wichtige Rolle. Sie müssen durch die Visualisierung ökonomischer, bautechnischer und umweltrelevanter Vorteile eine logische Antwort auf das landschaftliche und gebaute Umfeld geben; d. h. das Tragsystem sollte der Topographie und der geotechnischen Struktur des Baugrunds entsprechen, die Spannweiten sollten eine mit dem Landschaftsraum unter der Brückenfahrbahn und mit dem gebauten Umfeld der

3 Entwurf

Brücke vergleichbare Größenordnung aufweisen, und die Systemabstützungen sollten sich an topographisch charakteristischen, wenn möglich gut zugänglichen Stellen befinden; z. B. auf Schultern von Abhängen, in Flachzonen, landseits der Uferlinien etc. Brücken sind oder werden oft zu Wahrzeichen, wobei den Baustoffen und dem Tragsystem eine zeichenhafte Bedeutung zukommt. In solchen Fällen wird meistens erwartet, dass Ersatz- aber auch Neubauten die lokale brückenbautechnische Geschichte und Tradition wieder aufnehmen. Allerdings muss dieser Bezug in moderner Form erfolgen, denn Brücken sollten zumindest im vorhandenen technologischen Umfeld den neusten Stand der Bautechnik reflektieren. Gestaltung der Brücke selbst Brücken sind technische Bauwerke. Ihre Funktionalität erfordert Systemformen, die auf klaren naturwissenschaftlichen Grundlagen beruhen. Die architektonisch-künstlerische Gestaltungsfreiheit ist deshalb stark begrenzt und den eindeutigen naturwissenschaftlich-technischen Grundlagen entsprechend lassen sich einige wichtige Gestaltungskriterien definieren, die im Blick auf die ästhetische Qualität der Brücken beachtet werden müssen. x Visualisierung technischer Effizienz durch – Transparenz und Schlankheit. x Visualisierung von Einheitlichkeit und Ordnung im Tragwerk durch – Ganzheitliches Erscheinungsbild des Tragsystems, – Klare Gliederung des Systems, – Kohärente, einheitliche Typologie der Systemelemente. x Künstlerische Gestaltung: Verfeinerung der rohen statischen Form durch – Visualisierung des Kraftflusses, – Saubere Detailausbildung,

3.5 Kulturelle Anforderungen

– Licht- und Schatteneffekte mittels Querschnittsprofilierung, – Strukturelle Ornamentik und – Architektonische Ornamentik. Visualisierung der technischen Effizienz: Die technische Trägerschlankheit wird als Verhältnis von Trägerspannweite zu Trägerhöhe definiert. Im architektonischen Sinn spielt jedoch das Verhältnis der sichtbaren Trägerlänge zur sichtbaren Trägerhöhe eine wesentlich wichtigere Rolle. Die sichtbare Trägerlänge ist natürlich von Betrachterstandort zu Betrachterstandort unterschiedlich. Es ist deshalb wichtig, dass besonders stark frequentierte Betrachterstandorte in die Beurteilung der Schlankheit einbezogen werden. Auch bezüglich Trägerhöhe ist die visuelle Trägerhöhe wesentlich wichtiger als die effektive, statische Trägerhöhe. Für die visuelle Trägerhöhe ist die Gestaltung des Trägerquerschnitts maßgebend. Mit einem kräftigen, sichtbaren Brückenrand und einem stark zurücktretenden, im Schatten liegenden Träger kann die visuelle Trägerhöhe wesentlich reduziert werden. Wenn stark frequentierte Betrachterstandorte tiefer als die Fahrbahn liegen, muss auch der unteren Trägerbreite (z. B. untere Kastenbreite) Beachtung geschenkt werden. Sie kann unter Umständen als Teil der Trägerhöhe in Erscheinung treten. Vor allem bei Bogen- aber auch bei Kabelbrücken visualisiert die Systemhöhe neben der Querschnittshöhe des Trägers und des Bogens ebenfalls einen architektonischen Schlankheitseffekt. Das Erscheinungsbild flacher Bogenbrücken mit einem großen Verhältnis von Bogenspannweite zu Bogenpfeilhöhe ist zum Beispiel bedeutend spannungsvoller als dasjenige steiler Bogen. Die Baukosten wachsen aber meistens mit zunehmendem Schlankheitsgrad bei flachen Bogen- und insbesondere bei flachen Kabelbrücken genau gleich wie bei schlanken Trägern rasch an. Die schlankheitsbedingten, zusätzlichen Kosten im

145

Vergleich zum analogen System mit optimierter Systemhöhe sollten deshalb immer in Betracht gezogen werden. Für die Transparenz einer Brücke sind im Wesentlichen die Spannweiten und die Gestaltung des Unterbaus, insbesondere der Pfeiler maßgebend. Auch mit zunehmender Größe der Spannweiten steigen die Baukosten in der Regel progressiv an. Vor allem bei breiten Brücken hat die Ausbildung der Pfeiler erhebliche Auswirkungen auf die Transparenz. In der Regel sind bei breiten Brücken Träger mit einem Einheitsquerschnitt für die gesamte Breite und dementsprechend einem einzigen Zentralpfeiler architektonisch wesentlich vorteilhafter als Zwillingsbrücken mit Doppelpfeilern. Zwillingsbrücken weisen zwar bei umfangreichen Instandsetzungsarbeiten an der Fahrbahnplatte arbeitstechnische Vorteile auf. Bei neuen, nach dem heutigen Stand der Brückenbautechnik konstruierten, erstellten und unterhaltenen Brücken muss aber nicht mehr mit umfangreichen Schäden an der Fahrbahnplatte gerechnet werden. Die marginalen bautechnischen Vorteile bei Instandsetzungsarbeiten, wiegen deshalb die beachtlichen architektonischen Nachteile geringerer Transparenz bei Zwillingsbrücken normalerweise nicht auf. Visualisierung von Einheitlichkeit und Ordnung Einheitlichkeit im Erscheinungsbild des Tragsystems visualisiert vor allem eine ganzheitliche, effiziente Systemtragwirkung, und umgekehrt vermittelt eine ganzheitliche Tragwirkung bereits eine wichtige Grundlage für ein einheitliches Erscheinungsbild. Systeme mit ganzheitlicher Tragwirkung sind tatsächlich meistens wesentlich ökonomischer als Tragsysteme, die aus einzelnen, unabhängigen Teilen bestehen. So sind z. B. Ketten aus einfachen Balken bezüglich Montage zwar etwas einfacher als Durchlaufträger; sie sind aber bei

146

gleicher Trägerhöhe bedeutend weniger steif und sie erfordern einen höheren Baustoffaufwand, breitere Auflagerquerträger sowie viel mehr Lager und Fugen, die unterhaltserschwerend und unterhaltsanfällig relativ heikle Schwachstellen bezüglich Dauerhaftigkeit darstellen. Zahlreiche Fugen vermindern zudem deutlich den Fahrkomfort. Bei Bogenbrücken vermittelt die ganzheitliche Tragwirkung z. B. die Versteifung des Bogens mit dem Träger ganz besonders dann ein ausgewogenes, einheitliches Erscheinungsbild, wenn Bogen, Stützen und Träger auch noch gleiche Querschnittsformen aufweisen. Kräftige Bogen mit einem leichten, vom Bogen unabhängigen und formal verschiedenartigen Aufbau, der praktisch nichts zur Systemsteifigkeit beiträgt, vermögen dagegen in architektonischer Hinsicht meistens nicht zu überzeugen. In diesen Fällen ist dann auch noch die Trägerhöhe in den Zufahrtsviadukten größer als im Bogenbereich, was die formale Heterogenität der Brücke noch vergrößert. Vor allem bei Schrägkabelbrücken bereitet die kohärente Gestaltung der Pylone mit den darunter stehenden Pfeilern oft erhebliche Schwierigkeiten. Auf jeden Fall sollte vermieden werden, dass der Eindruck entsteht, der Schrägkabelüberbau sei willkürlich und zusammenhangslos auf einen Unterbau aus konventionellen Pfeilern aufgesetzt. Die visuelle Einheitlichkeit des Systems wird dadurch stark beeinträchtigt. Ein wichtiges Merkmal im Erscheinungsbild einer sauberen Konstruktion besteht in der übersichtlichen, geordneten Gliederung der Konstruktionselemente. In diesem Sinne ist es vorteilhaft, die Anzahl der Systemelemente auf ein Minimum zu reduzieren und ein geometrisches Ordnungsprinzip zu visualisieren. Auf jeden Fall darf nicht der Eindruck einer willkürlichen Gliederung entstehen, die reduziert oder verändert werden könnte. Der Betrachter muss den Eindruck gewinnen, dass

3 Entwurf

an der Konstruktion nichts hinzugefügt werden muss und nichts weggelassen werden kann. Besonders anspruchsvoll in Bezug auf klare Gliederung ist die Anordnung der Kabel bei Schrägkabelbrücken. Kabelüberschneidungen in zahlreichen Richtungen können außerordentlich störend und verwirrend sein. Bei fächerförmiger Kabelanordnung und relativ kleinen Abständen bewirken z. B. Doppelkabel viele unschöne Überschneidungen, weil die Zuordnung der Doppelkabel in der Schrägsicht nicht mehr erkannt werden kann. In solchen Fällen und bei mehr als drei sich überschneidenden Kabelebenen ist es deshalb im Blick auf die ästhetische Qualität meistens von Vorteil, die teurere harfenförmige Kabelanordnung zu wählen. Die meisten architektonisch überzeugenden Brücken zeichnen sich u. a. durch eine einheitliche Querschnittstypologie der Tragelemente aus. Die Grundform der Tragelemente kann dabei eindimensional stabförmig oder zweidimensional flächig sein, und die Charakteristik der Querschnittsform kann sehr verschiedenartig, z. B. flach, gedrungen, plattenbalkenförmig gegliedert etc. sein. Eine einheitliche Querschnittstypologie für alle Tragelemente ist allerdings meistens etwas teurer als eine differenzierte, kostenmäßig optimierte Querschnittsausbildung für die einzelnen Tragelemente. Künstlerische Gestaltung Meistens ist es ohne großen Kostenaufwand möglich, die rohe statische Form zu verfeinern: Am wirkungsvollsten ist dabei die Visualisierung des Kraftflusses in den Tragelementen indem im Sinne passiver Gestaltung die Querschnittsabmessungen dem Beanspruchungsverlauf entsprechend variiert werden oder indem im Sinne aktiver Gestaltung durch den Verlauf der Querschnittsabmessungen die Beanspruchung gesteuert wird.

3.6 Ziel der Entwurfsarbeit

Ein außerordentlich wichtiger Teil der Gestaltung besteht in der sorgfältigen Detailausbildung, die von der Einpassung der Endwiderlager bis zur Durchbildung des Brückenrandes und zur Formgebung der Beleuchtungskörper reicht. Im Prinzip sollte die Detailgestaltung einfach, klar und funktionell sein; auf die Ausschmückung des Tragwerks mit unnötigen Details wie z. B. barocke Pfeilerkapitelle sollte besser verzichtet werden. Mit Licht- und Schatteneffekten lassen sich durch Profilierung relativ große, dominierende Betonflächen unterbrechen oder strukturieren. Die Profilierung kann aus einer oder wenigen starken Kerben oder aus einer schwachen flächendeckenden Profilierung bestehen. Bei konzentrierten Kerben muss die Kerbentiefe in einem angemessenen Verhältnis zu den Abmessungen des profilierten Bauteils stehen, damit die Schattenfläche auch bei diffusem Licht erkennbar ist und die Maßstäblichkeit von Schattenbreite zu Gesamtbreite gewahrt wird. Flächendeckende relativ schwache Profilierungen sind mit einer Verstärkung des Schalungsbilds vergleichbar; sie können die Tragrichtung eines Tragelements betonen oder auf großen Betonflächen Helligkeitsunterschiede vermitteln. Unter struktureller Ornamentik versteht man Tragsysteme mit unnötig extensiver räumlicher Ausgestaltung oder mit einem gewollt verkomplizierten Kraftfluss; Systemteile, die einen fiktiven Beanspruchungszustand visualisieren oder Tragelemente mit einem beanspruchungsfremden Querschnittsverlauf. Alle diese Systeme, Systemteile und Tragelemente können architektonisch durchaus gefällig und belebend sein; sie weisen aber immer einen Mangel an statischer Effizienz auf und sind deshalb oft wesentlich teurer als statisch optimierte und formal reduzierte Systeme und Tragelemente. Architektonische Ornamentik an oder mit nicht tragenden Elementen, Ornamen-

147

tik an den Widerlagern oder außerhalb der Brücke und Einrichtungen zur Beleuchtung der Brücke selbst liegen klar außerhalb des technischen im künstlerischen Bereich und lassen sich deshalb nicht mit rationalen Gestaltungskriterien qualifizieren. Diese Art der Ornamentik ist bei modernen Brücken sehr heikel; sie sollte zurückhaltend und nur in Zusammenarbeit mit einem Architekten oder Künstler angewendet werden. Messbare Gestaltungskriterien sind bei der Entwurfsarbeit außerordentlich nützlich, und es lohnt sich, einen Entwurf in Bezug auf diese Gestaltungskriterien sorgfältig zu überprüfen. Abschließend sollte der Entwurf einer anspruchsvollen Brücke aber immer auch noch gesamthaft überprüft werden; und zwar in Bezug auf das Einfügen der Brücke in das Landschaftsbild mit einigen computergenerierten Fotomontagen aus den am stärksten frequentierten Blickpunkten und aus der Sicht des Brückenbenützers und in Bezug auf die Gestaltung der Brücke selbst mit einem relativ großen physischen Modell, das immer bedeutend aussagekräftiger ist als zweidimensionale Bilder.

3.6 Ziel der Entwurfsarbeit Die weitgehend normierten, funktionellen Anforderungen bezüglich Tragsicherheit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit müssen nach den anerkannten Regeln der Baukunde grundsätzlich immer erfüllt werden. Das ist mit beliebig vielen Lösungen möglich und erfordert fast nur „handwerkliche“ Arbeit. Die eigentliche Baukunst besteht darin, Lösungen zu erarbeiten, die ein Höchstmaß an nicht normierbarer wirtschaftlicher und ästhetischer Qualität aufweisen. Dazu braucht es neben unternehmerischer Erfahrung in Bautechnik und Kostenermittlung einerseits und architektonischem Formgefühl andererseits vor allem innovative Phantasie und Kreativität.

148

3 Entwurf Weg Entwurfsziel

handwerklich gemäss Norm

kreativ künstlerisch

Tragsicherheit Gebrauchstauglichkeit Dauerhaftigkeit Kosten Ästhetik

Bild 3-1 Entwurfsziele

Absolute Ideallösungen, die gleichzeitig ein Maximum an Wirtschaftlichkeit und ästhetischer Qualität aufweisen sind nicht möglich. Das Ziel der Entwurfsarbeit, die wahre Baukunst besteht deshalb darin, möglichst nahe an die Ideallösung heranzukommen, und im Blick auf die Exposition des Brückenstandorts, die Bedeutung der Brücke in ihrem Umfeld und die Größe der Brücke nach subjektiven Gesichtspunkten Wirtschaftlichkeit und Ästhetik gegeneinander abzuwägen. Die Zusatzkosten für erhöhte ästhetische Qualität müssen sich in einem relativ engen Rahmen bewegen, da eine aus den ortspezifischen Randbedingungen konstruktiv einwandfrei entwickelte Lösung bereits eine beachtliche ästhetische Qualität aufweist. Bei großen Brücken sollten die Zusatzkosten auch bei anspruchsvollster Standortexposition nicht mehr als 3 bis 5% und bei mittleren Brücken nicht mehr als 15% betragen. Wenn diese Grenzwerte überschritten werden, ist der konzeptionelle Entwurf offenbar ungeeignet und sollte aufgegeben werden. Bei kleinen Brücken wie zum Beispiel Fußgängerstegen dürfen die Zusatzkosten gegenüber der wirtschaftlichsten Lösung auch 100% oder mehr betragen, und bei Brücken, die vorwiegend eine skulpturelle Bedeutung haben oder als Wahrzeichen einer Ausstellung dienen sind Kostenlimits nicht sinnvoll.

3.7 Überlegungen beim konzeptionellen Entwurf Die Erarbeitung eines konzeptionellen Entwurfs, der möglichst nahe an die Ideallösung (minimale Kosten bei optimaler Erscheinungsform) herankommen soll, muss auf technischer Grundlage erfolgen, da die Kosten nur mit konstruktiven und bautechnischen Maßnahmen tief gehalten werden können. Es ist auch viel einfacher, eine funktionelles, konstruktiv einwandfreies Konzept, das meistens an sich schon visuell überzeugt, formal zu verfeinern und zu optimieren, als zu versuchen, eine willkürliche, meistens unwirtschaftliche, architektonische Idee mit den technischen Randbedingungen in Einklang zu bringen und in der Weiterbearbeitung die Kosten zu senken. Meistens gelingt es bei „architektonischen“ Lösungen nicht, die Kosten ohne konzeptionelle Änderungen zu reduzieren. D. h. man bleibt dann bei der architektonisch-willkürlichen, unwirtschaftlichen Lösung oder man beginnt mit einem neuen Konzept. Die Salginatobelbrücke von R. Maillart ist ein typisches und ausgezeichnete Beispiel für eine auf rein technisch-konstruktiver Grundlage entwickelte Brücke, die sehr nahe an die Ideallösung bezüglich Kosten und Aussehen herankommt: Bei der Linienführung der Straße wurde offensichtlich großes Gewicht auf einen topographisch geeigneten Standort der Brü-

3.7 Überlegungen beim konzeptionellen Entwurf

Bild 3-2 Salginatobelbrücke von Robert Maillart

cke gelegt. Für die Überquerung der 80 m tiefen Schlucht eignete sich eine Bogenbrücke in wirtschaftlicher und ästhetischer Hinsicht am besten. Die Widerlager des 90 m weit gespannten Bogens liegen nur 13 m unter der Fahrbahn; aber topographisch und bautechnisch sehr günstig: Auf der rechten Talseite befindet sich das Bogenwiderlager auf einer markanten Geländeschulter, auf der linken Talseite ist es in der steilen Felswand wegen der geringen Tiefe unter der Fahrbahn von oben relativ gut erreichbar. Der mit einem Pfeilverhältnis von 1 : 7 sehr flache Bogen wurde als Dreigelenkbogen konzipiert und weist einen nach oben offenen Plattenbalkenquerschnitt auf. Dieser Querschnitt lässt sich dem Beanspruchungsverlauf sehr gut anpassen: Die Seitenwände sind im Viertel der Spannweite, beim Maximum der Biegemomente am größten und hier mit dem Fahrbahnträger verbunden. Der Plattenbalkenquerschnitt ist auch bautechnisch

149

sehr vorteilhaft, weil das Lehrgerüst nur für die dünne Bogenplatte bemessen werden musste; das Gewicht der Seitenwände wie auch jenes der Stützen und des Fahrbahnträgers konnten dann zusammen mit dem Lehrgerüst von den jeweils bereits tragenden Bauteilen übernommen werden. Der flache Bogen über der tiefen Schlucht visualisiert eine hohe technische Effizienz, und an der Bogenform ist der Kraftverlauf deutlich ablesbar. Bogen- und Zufahrtsabschnitt bilden in Bezug auf die Sekundärspannweiten, die Querschnittsform und die Querschnittsabmessungen eine monolithische Einheit. Maillarts Rohkonzept für die Salginatobelbrücke gehörte ohne jeden Zweifel zu den denkbar wirtschaftlichsten Lösungen, und bei der Formverfeinerung beschränkte er sich auf drei Konstruktionselemente, die er künstlerisch und nicht im kosten-günstigsten Sinn gestaltete. Die entsprechenden Zusatzkosten waren aber sehr bescheiden; sie betrugen sicher weniger als 1% der gesamten Brückenkosten: Anstatt eines einfachen Eisengeländers wählte Maillart eine durchgehende Betonbrüstung. Diese Brüstung bildet einerseits eine Einheit mit den flächigen Bogenrippen und verbindet andererseits Zufahrts- und Bogenbereich zu einer Einheit. Die Betonbrüstung hat zudem aber auch den Vorteil, dass sie die Sicherheit auf der schmalen, oft schneebedeckten Fahrbahn der hohen Brücke physisch und psychisch erhöht. Bei den Stützen wären wandartige Scheiben oder aufgelöste Stützen etwas billiger gewesen als die von Maillart gewählten Stützen mit I-Querschnitt. Aber auch hier bevorzugte Maillart im Sinne einer einheitlichen Querschnittstypologie die etwas teurere, gleiche Querschnittsform wie bei Bogen und Fahrbahnträger. Das dritte, gestalterisch verfeinerte Konstruktionselement sind die Bogenkämpfer. Zur Visualisierung der räumlichen Bauwerks-Plastizität und der Querstabilität der schmalen Brücke er-

150

Bild 3-3 Salginatobelbrücke-Schrägansicht

Bild 3-4 Systemmutationen 1) Dreifeldträger mit konstanter Bauhöhe 2) Voutenträger mit Variationen bezügl. Voutenverlauf 3) Dreifeldträger auf Stützen mit V-Kopf und Zugband Starke Reduktion der Stützmomente aus Eigenlast: „keine“ Zwängungen in den Stützen 4) Dreifeldträger auf V-Stützen mit Zugband 5) V-Stiel-Rahmen Zwängungen bei Trägerverkürzungen 6) Klassische V-Stiel-Brücke ohne Widerlager 7) Sprengwerk; Horizontalschub auf Baugrund 8) Vouten-Rahmen mit vertikalen Stützen; Horizontalschub unbedeutend 9) Durchlaufträger mit konstanter Bauhöhe auf den Stützen beliebig gelagert 10) Klassischer Dreifeldträger 11) Voutenträger 12) Bogenförmiger Kragträger mit Verschiebegelenk im Scheitel kein Horizontalschub

3 Entwurf

weiterte Maillart den Fuß der Kämpferstützen und die Breite der Bogenplatte bei den Bogenkämpfern. Die Entwurfsarbeit beginnt in der Regel mit der Wahl des generellen Tragsystems, das im Prinzip den Charakter einer Balken-, Bogen- oder Kabelbrücke haben kann und nicht an einen bestimmten Baustoff gebunden ist. Balkenbrücken sind in der Regel billiger aber auch weniger ausdrucksvoll als Bogenoder Kabelbrücken und sie eignen sich bei fast allen technischen Randbedingungen. Gekrümmte Linienführungen, seitlich anschließende Rampen sowie komplizierte topographische oder geotechnisch-geologische Verhältnisse bereiten keine grundsätzlichen Schwierigkeiten. Bei Spannweiten über ca. 200 m machen Balkenbrücken jedoch mehr und mehr einen etwas massigen, schwerfälligen Eindruck, und die Kos-

13) Bogentragwerk; Horizontalschub aus Eigenlast ausbalanciert mit oder ohne Horizontalschub bei Verkehrslast 14) Klassische Bogenbrücke mit Variationen bezüglich Bogensystem, Bogenform, Bogenaufbau, Steifigkeitsverhältnis zwischen Bogen und Träger 15) Bogenbrücke mit teilweise unten liegender Fahrbahn 16) Bogen mit unten liegender Fahrbahn auf Kragsystemen 17) Klassischer Bogen mit unten liegender Fahrbahn mit Variationen bezüglich Hängersystem, Steifigkeitsverhältnis zwischen Bogen und Träger 18) Unterspannter Träger mit Variationen in der Unterspannungs-Steifigkeit und -Abstützung 19) Selbst verankerte Hängebrücke 20) Klassische Hängebrücke 21) Schrägkabelbrücke mit Variationen in der Pylonausbildung und Kabelanordnung 22) Fischbauchträger; Trogquerschnitt 23) Klassischer Dreifeldträger

Bild 3-4 Systemmutationen

10)

9)

8)

7)

6)

System verschieblich oder unverschieblich

18)

16)

15)

14)

5)

Systeme mit oder ohne Horizontalschub

13)

12)

3)

4)

11)

2)

Stützen im Träger verschieblich oder unverschieblich eingespannt

10)

1)

22)

23)

System mit oder ohne Horizontalschub aus Verkehrslast Bogensystem verschieblich oder unverschieblich

Bogen auf Kragträgern als "einfacher Balken" gelagert. Systeme ohne Horizontalschub auf Baugrund

21)

"Verschiebegelenk" im Scheitel; "Bogen" auf schlechtem Baugrund

20)

19)

3.7 Überlegungen beim konzeptionellen Entwurf 151

152

ten steigen mit zunehmender Spannweite rascher an als bei anderen Tragsystemen. Bogenbrücken mit oben liegender Fahrbahn sind vor allem dann zweckmäßig, wenn nur eine einzige Spannweite für die Überbrückung eines tiefen Einschnittes oder einer Schiffahrtsöffnung erforderlich ist, währenddem für die Zufahrtsviadukte zum Bogenbereich kleine Spannweiten genügen. Bei entsprechender Höhenlage der Fahrbahn eignen sich Bogenreihen gut zur Überquerung breiter Wasserwege. Bei Bogen mit oben liegender Fahrbahn ist von Anfang an sorgfältig abzuklären wie der Horizontalschub des Bogens aufgenommen werden kann, ob sich der Bogenscheitel in horizontaler Richtung teilweise oder ganz blockieren lässt und wie der Bogen am wirtschaftlichsten hergestellt werden kann. Bogen mit unten liegender Fahrbahn eignen sich gut, wenn die Bauhöhe unter der Fahrbahn beschränkt ist. Sie lassen sich, da der Horizontalschub des Bogens mit der Fahrbahn aufgenommen werden kann, als „geschlossene“ Systeme oft durch Verschiebemanöver kostengünstig einbauen. Bogenbrücken können Dank geschickter Bautechnik auch in Spannweitenbereichen von 300 bis 400 m noch durchaus wirtschaftlich sein. Bogentragwerke eignen sich jedoch mit zunehmendem Verhältnis von Bogenspannweite zu Kurvenradius der Fahrbahn immer weniger oder überhaupt nicht mehr. Es hat keinen Sinn, Bogenbrücken mit großem Aufwand in enge Kurven einzuzwängen; als Rahmen durchgebildete Voutenträger sind hierfür konstruktiv und gestalterisch viel besser geeignet. Kabelbrücken erschließen Spannweitenbereiche, die mit Balken- und Bogentragwerken nicht mehr erreichbar sind. Bei mittleren und kleinen Spannweiten sind Kabelbrücken in der Regel teurer als Balken- und Bogenbrücken. Oft sind sie aber ausdrucksvoller und vor allem bei Fußgängerbrücken kann ihre Leichtigkeit und

3 Entwurf

Eleganz wesentlich höhere Kosten durchaus rechtfertigen, zumal Seilwerk, gut gestaltete Pylone und eine sorgfältig dosierte Tragwerksdynamik dem Fußgänger ein ganz besonderes Brückenerlebnis vermitteln können. Krümmungen in der Linienführung wirken sich bei Kabelbrücken wie bei Bogenbrücken erschwerend aus. Topographie und Geologie haben dagegen kaum einen Einfluss auf die Eignung dieser Tragwerke. Zwischen den Standardsystemen für Balken-, Bogen- und Kabelbrücken gibt es unzählige Übergangsformen. Bild 3-4 zeigt einige, aus einem Dreifeldträger abgeleitete Mutationen. Bei allen Systemen lassen sich natürlich die Spannweitenverhältnisse, die Tragwerkschlankheit und die Querschnittsform variieren. Abgesehen von Serienbrücken wie Überführungen und Unterführungen sind sowohl die technischen Randbedingungen wie auch die Standortexposition bei allen Brücken verschieden. Dieser Differenziertheit der ortspezifischen Entwurfsgrundlagen kann im konzeptionellen Entwurf genau so differenziert Rechnung getragen werden. Neben der Systemdifferenzierung spielen auch die mit der Ausgestaltung des Systems eng verbundene Baustoffwahl und die Art der Vorspanntechnik eine wichtige Rolle bei der Tragwerksoptimierung. Im Prinzip kann für jeden Bauteil der geeignetste Baustoff verwendet werden; aber entsprechende Kosteneinsparungen und allfällige architektonische Nachteile in Bezug auf die visuelle Einheitlichkeit müssen gegeneinander abgewogen werden. Auch die Vorspanntechnik sollte nicht nur in Standardformen sondern in der ganzen Bandbreite verwendet werden; d. h. von der Ergänzung der schlaffen Bewehrung z. B. bei Platzproblemen bis zur vollen Vorspannung, beliebiger Mischung von interner und externer Vorspannung, beliebiger Mischung von Vorspannung mit oder ohne Verbund und beliebiger Mischung von

3.7 Überlegungen beim konzeptionellen Entwurf

Spannbettvorspannung und Vorspannung des erhärteten Betons. Die Bauausführung muss unbedingt in den Entwurfsprozess einbezogen werden. Die Herstellungstechnik hat große Auswirkungen auf die Baukosten; sie ist unter Umständen aber auch von Bedeutung für die Tragwerksform. Grundprinzipien rationeller Herstellungstechnik bestehen darin, dass ausgeführte Bauteile so rasch wie möglich in den weiteren Bauvorgang integriert und dass gleiche Arbeitsabläufe mit dem entsprechenden Lerneffekt taktförmig wiederholt werden. Bei niedrigen Brücken ist die Herstellung auf Gerüst meistens am wirtschaftlichsten. Bei hohen Brücken muss die Herstellung bodenunabhängig erfolgen. Das ist bei allen Standardsystemen möglich. Oft sind auch Verschubtechniken wie Vorschub, seitlicher Verschub oder Eindrehen ganzer Brückensegmente interessant. Die Wahl der generellen Tragwerksform erfolgt auf Grund technischer und architektonischer Überlegungen: Bei der Evaluation muss in erster Priorität die technische Eig-

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nung des Tragsystems gewährleistet sein; erst in zweiter Linie können unter Berücksichtigung der Standortexposition, Kosten und ästhetische Qualität gegeneinander abgewogen werden. Die Systemoptimierung erfolgt mit Maßnahmen, die geeignet sind, die technischen Randbedingungen mit kleinstem Aufwand zu erfüllen. Weil mit geschickten Maßnahmen oft mehrere technische Anforderungen effizient und formal überzeugend erfüllt werden können, ergeben sich bereits daraus besonders bei Brücken mit zahlreichen, komplizierten Randbedingungen sehr oft außerordentlich originelle und visuell faszinierende Tragwerksformen. Die eigentliche Formverfeinerung und die Ausgestaltung der Details beginnt erst in der Schlussphase des Entwurfs, und vor allem in dieser Phase muss immer im Blick auf die Standortexposition sorgfältig zwischen vorteilhafter künstlerischer Gestaltung und zusätzlichen Baukosten abgewogen werden. Bei diesem Vorgehen bleiben die Kosten immer unter Kontrolle.

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3 Entwurf

3.8 Ausgewählte Brücken 3.8.1 Sunnibergbrücke, Schweiz

Christian Menn Bauherr: Kantonales Tiefbauamt, Graubünden mit architektonischer Beratung durch A. Deplazes, Dipl.Arch.ETH, Chur Konzept, Entwurf: C. Menn, Prof.em. ETH, Chur Projekt: Bänziger + Köppel + Brändli +Partner, Chur Ausführung: Vetsch, Klosters, Preiswerk +Cie AG, Brückenbau, Siebnen Bauzeit: 1996–1998

Die Sunnibergbrücke befindet sich an einem exponierten Standort. Etwa 1 km unterhalb des weltbekannten Ferienortes Klosters überquert die 525 m lange, im Grundriss gekrümmte Brücke in einer Höhe von 60 m das an dieser Stelle weitgehend unberührte Tal. Erwünscht war deshalb ein zeichenhaftes, modernes Bauwerk, das nicht als Talriegel in Erscheinung treten durfte und deshalb mit einem möglichst schlanken Träger eine hohe Transparenz aufweisen sollte. Eine konventionelle Freivorbaubrücke, die hier am wirtschaftlichsten gewesen wäre, konnte diese formalen Anforderungen nicht erfüllen. Es wurde deshalb ein Konzept für eine gekrümmte Schrägkabelbrücke ausgearbeitet, das zwar Mehrkosten von ca. 15 % aufwies, die sich aber im Blick auf den besonderen Brückenstandort rechtfertigen ließen. Das fünffeldrige Tragsystem mit vier Pylonen weist drei Hauptspannweiten von 128 bis 140 m auf. Die Größe der Spannweiten entspricht der Brückenhöhe und der Maßtäblichkeit der Landschaft, ergibt topo-

graphisch und bautechnisch günstige Pfeilerstandorte und erfordert auch nicht außergewöhnliche Maßnahmen zur Bewältigung der Brückenkrümmung von 500 m Radius. Im Blick auf einen möglichst schlanken Träger mussten die Biegemomente aus Verkehrslast direkt in die Pfeiler hinuntergeleitet werden; sie waren maßgebend für die Querschnittsabmessungen am Pfeilerkopf. Aus architektonischen Gründen sollten Pylone auf hohen Pfeilern möglichst niedrig sein; der entsprechende Mehraufwand für die Schrägkabel wird aber im vorliegenden Tragsystem wegen der starken Pylonbiegung in Längs- und Querrichtung mit kurzen Pylonen zu einem großen Teil kompensiert. Die minimale Pylonhöhe ergibt sich aus den zulässigen Trägerdurchbiegungen, die sich durch Längsfixierung der gekrümmten Brücke mit der Elimination der Dilatationsfugen bei den Widerlagern wesentlich vermindern lassen. Die nach unten verjüngte Pfeilerform visualisiert einerseits die Biegebeanspruchung und vermittelt andererseits

3.8 Ausgewählte Brücken

den Eindruck, dass die Pfeiler natürlich aus dem Wald herauswachsen. Mit der Querspreizung der Pylone wird vermieden, dass die Kabel das Lichtraumprofil der Straße beeinträchtigen. Die Plattendicke des Trägers ist auf die Quertragrichtung ausgelegt, genügt aber mit einer kleinen Verstärkung

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auch bei der Größtspannweite zur Aufnahme der hohen Längsdruckkräfte. Pfeiler, Pylone und Träger weisen mit einem flachen Plattenbalkenquerschnitt die gleiche Querschnittstypologie auf und betonen damit die Einheitlichkeit und Ganzheitlichkeit des monolithischen Tragsystems.

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3 Entwurf

3.8.2 Fußgängerbrücke Kelheim, Deutschland

Jörg Schlaich Entwurf, Statik und Konstruktion: Schlaich Bergermann und Partner Beratende Ingenieure im Bauwesen Stuttgart Gestalterische Beratung: Prof. K. Ackermann und Partner, München

Bauherr: Rhein-Main-Donau AG, München Neubauamt Donauausbau Regensburg

Für diesen Entwurf waren zwei Überlegungen entscheidend: – auf die technikorientierte Schifffahrtsstraße des Main-Donau-Kanals mit einer technisch sauberen und möglichst leichten Lösung zu reagieren – Rampen geradlinig und platzsparend entlang der Kanalufer anzuordnen. Eine aufgehängte Gehwegplatte bot sich an, weil sie mit einer minimalen Konstruktionshöhe auskommt und so die Rampen nicht unnötig verlängert. Eine Hängebrücke sollte es werden, weil sie natürlich schöner als eine Schrägseilbrücke ist. Die Realisierung eines harmonischen Fußgänger- und Kraftflusses zusammen mit dem freizuhaltenden Schifffahrtsprofil führten zu dem im Grund- und Aufriss kontinuierlich gekrümmten Überbauträger, der einseitig an einem Seiltragwerk hängt. Die an der Innenseite des Bogens befestigten Hänger (ds = 30 mm) sind an ein vollverschlossenes Tragseil (ds = 90 mm) geklemmt. Dieses ist über zwei geneigte, ab-

Ausführung: Arge Ortsdurchfahrt Kelheim, Bilfinger + Berger Bau AG, München Stanglmeier / Luitpold Aukofer, Hoch- und Tiefbau GmbH, Regensburg Friedrich Maurer Söhne, München Pfeifer Seil- und Hebetechnik, Memmingen Bauzeit: 1985–1988

gespannte Stahlrohrmaste (d = 660 mm) umgelenkt und in den Widerlagern verankert. Diese spezielle Aufhängung in Verbindung mit den geometrischen und statischen Festlegungen für Rampen und Bogen (Länge, Querschnitt, Lagerungsbedingungen, Wahl der inneren und äußeren Vorspannung) bewirken eine nahezu torsionsmomentenfreie Lastabtragung der ständigen Lasten, so wie dies vom vertikal belasteten und am Innenrand kontinuierlich gelagerten Kreisringträger bekannt ist. Neben den statischen Lastfällen sind bei leichten, weitgespannten Fußgängerbrücken auch umfangreiche dynamische Untersuchungen erforderlich. Es zeigte sich, dass bei der Fußgängerbrücke Kelheim keine durch Fußgänger oder Wind angeregten Schwingungen zu erwarten sind. Funktion, Form, Lastabtragungsverhalten und Auswahl der Werkstoffe bilden bei dieser Brücke eine Einheit.

3.8 Ausgewählte Brücken

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158

3 Entwurf

3.8.3 Osormort Viaduct, Spanien

Javier Manterola Armisén Property: GISA. Gestió d’Infraestructures, S.A. Empresa Pública de la Generalitat de Catalunya Jordi-Joan Rosell i Silvas Design: CARLOS FERNÁNDEZ CASADO, S.L. Javier Manterola Armisén, Leonardo Fernández Troyano, Amando López Padilla, Antonio Martínez Cutillas Construction: AGROMAN – Modesto Fraile Construction period: 1994

The Osormort viaduct lies on the Sant Juliá – Osormort stretch of the Eix Transversal in Barcelona. It is 504 m long, has the plan radius of 1550 m and its maximum height over the ground amounts to 30 m. The carriageway has the total width of 12 m between the railings’ inside edges. After having studied various solutions we chose a continuous viaduct 504 m long made of eleven, 40 m long spans and two end spans of a 32 m length. There are different types of concrete decks built in situ that fit this range of spans and construction system. After a series of considerations the decision was made to use a continuous deck, cable-stayed in the lower part, given its adequacy considering the strength and economic reasons as well as for its visual effect. This type of lower cable-staying is new in continuous decks made of prestressed concrete. The lower cable-staying creates an intermediate support in the deck by means of a triangular metallic cell. This support is elastic and its flexibility depends on the relative stiffnesses between the deck and the stay system. The more flexible the deck, the more efficient the system. This intermediate

situation between an exterior prestressing and a cable-stayed system gives this deck type great advantages and possibilities for a wide range of medium-length spans due to following reasons: x Unlike in the cable-stayed bridge, the upper carriageway is not used to arrange the towers in which cables are lodged. The fact that the bridge hangs in its lower part eliminates the need to widen the deck. The support is self-balanced and compresses the deck at the same time. x As compared with the technique of exterior prestressing, this system is much more effective due to a greater stay cable inclination. x Although it takes advantage of the morphology of the stay cable in a cablestayed bridge, it does not have its inconveniences since oscillation amplitudes of their stresses are much smaller and therefore their dimensions are not conditioned by fatigue criteria. x Due to the fact of the bending moments in the deck can be greatly reduced, the slenderness values that can be achieved are important. This makes possible the

3.8 Ausgewählte Brücken

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40

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construction of viaducts of different shape configurations. x The stay cables can be replaced without having to cut the traffic. To this purpose an additional tube was placed, both in the central deviator and in the pier. The

construction is carried out in the same way as in a continuous deck. It can be done span by span by means of a scaffolding truss where the stay cable is loaded at the same time and in a similar way as the rest of the prestressing cables.

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3 Entwurf

3.8.4 Sacramento river trail pedestrian bridge, USA

Jiri Strasky Owner: City of Redding, CaliforniaFred Mathis, Project Engineer Concept, Design: Charles Redfield, Consulting Engineer Mill Valley, California Dr. Jiri Strasky, Design Consultant Brno, The Czech Republic/Mill Valley, California Contractor: Shasta Constructors Inc., Redding, California Construction period: 1990

The Sacramento river trail and connecting bridge form part of the City of Redding’s park system. This area of the park lies to the northwest of the city on both sides of the river extending 4 km upstream to Keswick Dam. The new bridge located at this juncture provides a link between the previously separated trails lying just above the rocky areas on each side of the river. Because of the dam’s presence, the riverbanks directly downstream have extensive rock outcropping which dramatically add to the beauty of the basin. To preserve this natural terrain and to mitigate adverse hydraulic conditions, it was important to avoid founding any piers in the river basin. The bridge is formed by a stressed-ribbon of prestressed concrete over a span of 127.41 m and fixed at both end abutments. The deck width between railings is 3.04 m while the total width of the structure is 3.96 m. During the service of the bridge the sag at mid span varies from 3.35 m (time 0 with maximum temperature and full live load) to 2.71 m (time infinity with minimum temperature). Since the bridge is used by bicyclists the height of the railing is set by code at 1.37 m. Apart from a dis-

tance of 4.20 m at each end abutment, where the deck is haunched to 91 cm, the deck has a constant depth of only 38 cm. This arrangement corresponds to the static behavior of the prestressed concrete band. By keeping the abutments at the same elevation and a minimal drape in the center, the slope at the ends is held to an acceptable 9 %. Considerable prestressing material in the superstructure (236 strands of 13 mm dia.), and large rock anchors composed of 16 u 27 dia. 13 mm strands embedded deeply into the hillside at both ends, are required to form this shallow drape. Bridge vibration studies were carefully considered in the design for a wide range of pace frequencies, including jogging and the remote possibility of vandals attempting to physically excite the bridge. Because the bridge is an extremely shallow band with a long span over a channelized valley, an aeroelastic study was deemed necessary to check the stability under dynamic wind loads. Construction of the superstructure consisted of lifting the previously cast segments onto the bearing cables and sliding them into their final position. This was accom-

3.8 Ausgewählte Brücken

plished in two working days. Placement of additional cables directly over the bearing cables within two troughs, casting them in place and further stressing provided the required stiffness for the bridge. Due to the unusual type of structure and its first use in the United States, it was considered prudent to load test the bridge and verify the structural behavior with the design assumptions.

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A successful test was conducted on the completed bridge with 24 vehicles spaced over the whole length of the structure. In conclusion, a light bridge of a stressed-ribbon design with a single span and no joints presented an elegant solution, with a simple erection and no necessary construction within the river basin.

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3 Entwurf

3.8.5 Puente de la Barqueta, Spanien

Juan José Arenas de Pablo Bauherr: Sociedad Estatal para la Exposición Universal de Sevilla Sevilla, Spanien Konzept, Entwurf und Projekt: Prof. Dr. Ing. Juan J. Arenas de Pablo Prof. Dr. Ing. Marcos J. Pantaleón Santander, Spanien Ausführung: AUXINI, S.A. und ENSIDESA, S.A. Spanien Bauzeit: 1988–1989

Die Barqueta-Brücke wurde als Zugang zum Ausstellungsgelände der Weltausstellung Expo ’92 in Sevilla erbaut und entwickelte sich zum eigentlichen Symbol dieser Ausstellung sowie zu einem Wahrzeichen Sevillas. In den Bedingungen des Wettbewerbs, aus welchem das ausgeführte Projekt hervorging, wurde eine maximale Trägerhöhe in Feldmitte von 3 m und eine Mindestspannweite von 165 m vorgegeben (keine Flusspfeiler). Außerdem war eine kurze Bauzeit anzustreben, und der schlechte Baugrund ließ keine horizontalen Auflagerreaktionen zu. Die ausgeführte Stahlbrücke ist das Resultat der Bemühungen, diese Auflagen mit einem seiner Funktion entsprechend eleganten und sorgfältig durchgestalteten Tragwerk zu erfüllen. Das Tragsystem der Brücke besteht im wesentlichen aus einem oberhalb der Fahrbahn in der Brückenmittelebene liegenden Bogen, welcher in einer Distanz von 30 m zur Auflagerachse durch zwei dreiecksförmige, die Bogenneigung übernehmende Portalrahmen gestützt wird. Der Fahrbahnträger dient als Zugband des Bogens und übernimmt infolge der großen Schlankheit

des Bogens praktisch die gesamten nichtsymmetrischen Nutzlasten. Die Spannweite über den Guadalquivir beträgt 168 m, wobei der Bogenscheitel 27.75 m über der Fahrbahn liegt. Die gesamte Brücke steht auf vier Vertikallagern, welche in Querrichtung 30 m voneinander entfernt sind. Durch die Anordnung der Portalrahmen wird vermieden, dass die Fahrbahn an den Brückenenden durch die Bogenkämpfer gelegt wird; andererseits entstehen dadurch regelrechte Eingangstore zur Ausstellung. Zudem wird die Knickstabilität des Bogens in Querrichtung wesentlich erhöht. Bogen und Portalrahmen weisen in allen vier Seitenflächen 300 mm tiefe Längskerben auf, welche die Mittelachse dieser Elemente betonen und die optische Schlankheit erhöhen, gleichzeitig aber auch zur Aussteifung der Profilbleche dienen. Der Fahrbahnträger weist eine Höhe von 2.40 m und eine Breite von 16 m auf, wobei die Möglichkeit einer zukünftigen Verbreiterung auf 21 m vorgesehen wurde. Sein Querschnitt besteht aus einem trapezförmigen Stahlkasten mit orthotroper Fahrbahn, im Abstand von 4.25 m angeordneten Querrahmen und

3.8 Ausgewählte Brücken

einem zentrischen Raumfachwerk, welches der Einleitung der Hängerkräfte dient. Die Hänger liegen in der Brückenmittelebene, stützen den Fahrbahnträger im Abstand von 8.50 m und sind mit dem Bogen im Abstand von 6.75 m verbunden. Ihre Längsneigung ist somit variabel, wodurch die Brückenmitte betont und gleichzeitig die Stützung des Fahrbahnträgers im Bereich der Portalrahmen optimiert wird. Die Kno-

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tenpunkte, in welchen Bogen und Portalrahmen zusammenlaufen, spielen innerhalb der Tragkonstruktion eine zentrale Rolle. Der Kraftfluss wird durch Verbindungsbleche zwischen den jeweils analogen Seitenflächen des Bogens und den Streben des Portalrahmens sichergestellt. Die Tragwirkung ist von außen ablesbar, wodurch ein ausdrucksvolles, einheitliches Erscheinungsbild resultiert.

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3 Entwurf

3.8.6 Falkensteinbrücke, Österreich

Franz Aigner Bauherr: Österreichische Bundesbahnen (ÖBB), Generaldirektion Wien Planung und Projekt: Dipl.-Ing. Franz Aigner, Graz Ausführung: Beyer & Co., Graz Bauzeit: 1971–1974

Um das Jahr 1965 wurde begonnen, die 1901–1909 erbaute eingleisige Tauernbahn (Salzburg-Villach) in eine moderne Hochleistungsbahn für zweigleisigen Betrieb und höhere Fahrgeschwindigkeiten umzubauen. Durch die angestrebte gestreckte Linienführung ergab sich aufgrund der Topographie (breites Tal mit zahlreichen Quertälern) die Notwendigkeit, weitgespannte Talübergänge zu schaffen. Anstatt der ursprünglich beabsichtigten Stahlbrücken wurden schließlich, nicht zuletzt aus wirtschaftlichen Erwägungen, Beton-Bogenbrücken ausgeführt. Die hier beschriebene Falkensteinbrücke, eine Brücke mit zwei Bögen (Spannweiten: 150 und 120 m), ist eines der Bauwerke aus einer aus sechs Bogenbrücken bestehenden „Brückenfamilie“. Bei all diesen Brücken wurde darauf Wert gelegt, Bauwerke zu schaffen, die bestmöglich mit der Landschaft harmonieren und sich dem Betrachter nicht aufdrängen. Dies war eine Vorgabe, die durch den Bogen bestens erfüllt werden konnte. Beton-Bogenbrücken dieser Bauart sind derart robuste Systeme, dass sie den heutigen Anforderungen an die Gebrauchstauglichkeit voll gewachsen sind. Aufgrund seiner besonderen Form konnte der Doppelgraben nur durch zwei Bögen überbrückt werden. Ein besonderes

gestalterisches Problem stellte dabei die geometrische Abstimmung der beiden Bögen zueinander dar. Das Fahrbahntragwerk weist eine konstante Längsneigung von 27,619‰ auf. Das Pfeilverhältnis f/L beträgt für beide Bögen 1/3,26. Die Verbindungslinie der vier Bogenkämpfer ist gerade, verläuft jedoch nicht parallel zum Fahrbahntragwerk. Die beiden Verhältnisse hScheitel /L bzw. hScheitel /hKämpfer sind für beide Bögen gleich, ebenso die Höhenverläufe der beiden Bögen sowie die Stützenabstände über den Bögen. Durch diese einfachen geometrischen Analogien werden die beiden Bögen als eine untrennbare Einheit empfunden, diese wird durch die alte Burg Falkenstein noch verstärkt. Soweit wie möglich wurden alle Konstruktionsteile monolithisch verbunden. Die Bogenscheitel wirken als Fixpunkte des Gesamtsystems, Fahrbahnübergänge sind an den Brückenenden und über dem Trennpfeiler angeordnet. Die Bögen weisen zweizellige Kastenquerschnitte auf. Sie sind an den Kämpfern eingespannt. Diese sind flach gegründet. Das Fahrbahntragwerk läuft zwischen den Fahrbahnübergängen fugenlos durch. In den Bogenbereichen wurde ein vierstegiger Plattenbalkenquer-

3.8 Ausgewählte Brücken

schnitt gewählt, in den Vorlandbereichen musste dieser wegen der deutlich größeren Stützweiten zu einem dreizelligen Kastenquerschnitt ergänzt werden. Tragwerk und Bögen sind nicht miteinander verschmolzen. Für die schlanken Stützen wurden zweizellige Kastenquerschnitte gewählt. Alle Stützen sind mit dem Tragwerk und den Bögen bzw. Fundamentkörpern biegesteif verbunden. Die Fundamente der Vorlandstützen mussten auf Brunnen gegründet werden.

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Die Bögen wurden mit freitragenden Lehrgerüsten des Systems Cruciani eingerüstet. Durch den schrittweisen Aufbau des Bogenquerschnitts und durch die konsequente Ausnützung der Verbundwirkung zwischen dem Lehrgerüst und den bereits erhärteten Betonteilen konnten die Lehrgerüste sehr sparsam dimensioniert werden. Die Bauzeit für die Brücke betrug ca. 20 Monate.

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3 Entwurf

3.8.7 Le Pont de Brotonne, Frankreich

Jacques Mathivat Maître d’Ouvrage: Direction Départementale de l’Equipement de Seine Maritime Conception et Exécution: Entreprise Campenon Bernard Achevé en: 1977

Le Pont de Brotonne est situé sur la Seine, à 35 Km en aval de Rouen, à Caudebec en Caux. Achevé en 1977, il fut le premier pont en béton à haubans multiples répartis et constitua pendant plusieurs années le record mondial de ce type d’ouvrage avec une portée centrale de 320 m. Il ne comporte pas de piles en rivière et dégage un gabarit sous tablier de 50 m de hauteur afin de permettre la navigation de navires de fort tonnage entre Le Havre et Rouen. L’ouvrage est continu sur toute sa longueur à l’exception d’un joint de dilatation disposé en cantilever entre l’ouvrage principal et le viaduc d’accès rive gauche. Les portées de l’ouvrage principal sont respectivement 143,5 m – 320 m – 143,5 m et les portées courantes des viaducs d’accès sont égales à 58,5 m. Le tablier, de hauteur constante égale à 3,8 m, est constitué d’une poutre tubulaire monocellulaire en béton précontraint, à deux âmes inclinées, raidie par une triangulation intérieure permettant de reprendre les efforts concentrés dus au haubanage. Sa largeur est égale à 19,2 m. Il est encastré élastiquement sur les piles principales par l’intermédiaire d’une couronne d’appareils d’appui en néoprène et repose simplement sur les autres piles et culées.

La suspension axiale de l’ouvrage est réalisée au moyen de 21 haubans, disposés en semi-éventail, ancrés aux deux extrémités dans le tablier au point de concours de la triangulation intérieure et déviés en tête des deux pylônes par des selles d’appui formant point fixe. A la traversée des pylônes un double gainage est prévu afin de permettre le remplacement des haubans en cas de nécessité. Les ancrages des haubans dans le tablier sont écartés de 6 m. Les haubans sont constitués des câbles de précontrainte comportant 39 à 60 torons protégés à l’intérieur de tubes métalliques injectés au coulis de ciment. Des amortisseurs hydrauliques sont installés au voisinage de l’attache des haubans sur le tablier de manière a éviter leur vibration. Les pylônes verticaux, en béton armé, sont encastrés dans le tablier qu’ils surplombent de 70 m. Les piles principales, également en béton armé, sont fondées sur des colonnes cylindriques de 12,5 m de diamètre ancrées à 35 m de profondeur dans le calcaire. Le tablier a été construit par encorbellements successifs au moyen de voussoirs de 3 m de longueur bétonnés en place à l’intérieur d’équipages mobiles, les âmes inclinées étant préfabriquées.

3.8 Ausgewählte Brücken

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168

3 Entwurf

3.8.8 Donaukanalbrücke in Wien, Österreich

Alfred Pauser

Bauherr: Bundesministerium f. Bauten u. Technik/Stadt Wien, Magistratsabteilung 29 Entwurf und Detailplanung: Ingenieurbüro A. Pauser, Wien Ausführung: Arbeitsgemeinschaft A. Porr AG – Auteried & Co, Wien Bauzeit: 1973–1975

Am Rande Wiens kreuzt die stadtwärts führende zweispurige Richtungsfahrbahn der Flughafenautobahn den Donaukanal unter einem Winkel von 45°. Strenge Randbedingungen zwangen zur Ausführung eines parallelgurtigen Tragwerkes mit einer Schlankheit von l/h = 42. Es bot sich daher die Vorkehrung einer symmetrischen, einsträngigen Abspannung an. Das Tragwerk ist in Längsrichtung – im Bereich der Pylon- und Abspannquerträger auch in Querrichtung – vorgespannt. Die Abspannung besteht aus verschlossenen Seilen mit 72 mm Durchmesser, die in Gruppen zu jeweils 8 Stück einen Strang bilden, der am Pylonkopf über einen Seilsattel aus Stahlguss geführt wird. Beschränkungen durch die Aufrechterhaltung der Schifffahrt führten, unter Ausnützung der Abspannung, zur Überlegung, die beiden Brückenhälften entlang der Ufer herzustellen und einzudrehen. Der nur in einer Breite von ungefähr 5 m zur Verfügung gestandene Uferstreifen wurde zur Ausführung eines zentralen Ortbetonkastens genützt. Die seitlich auskragenden und zurückverhängten Fertigteilplatten dienten gleichzeitig der Abstützung und dem

Längsverschub einer Innenschalung zur Ergänzung der Fahrbahnplatte. Nach Aufbringen einer Teilvorspannung im Träger, Montage der Seile und deren teilweisen Vorspannung erfolgte zuerst das Eindrehen der rechtsufrigen Tragwerkshälfte. Sodann wiederholten sich die geschilderten Vorgänge auch am gegenüberliegenden Kanalufer. Die baulichen Maßnahmen für das Eindrehen mussten auf die äußerst beschränkte Lastabtragungsfläche Rücksicht nehmen. Es lag nahe, sich das Prinzip des altbekannten Sandtopfes zunutze zu machen. Das Montagedrehlager mit einem Durchmesser von 1,6 m (Elastomer/ PTFE-Scheibe in der Gleitpaarung mit einer polierten Stahlplatte auf einem sandgelagerten Betonstempel) hatte bei einer Beanspruchung des Quarzsandes mit 2 kN/ cm2 nicht nur eine Last von 40 MN abzutragen, sondern musste darüber hinaus auch die Absenkung (durch teilweises Absaugung des Sandes) auf ein nachträglich eingeschobenes, eng stehendes Lagerpaar ermöglichen. Das Eindrehen einer Tragwerkshälfte benötigte bei einer Initialkraft von nur 150 kN kaum 3 Stunden. Als sehr vorteilhaft erwies sich eine für den gegebenen

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55 m

55 m

5 5,4,90 4 45 5,

1m

Schlussstück 15,80

119 m

provisorisches Drehlager

provisorische Verschubbahn

23 m

2,80 + 0,24

3.8 Ausgewählte Brücken

AL

UK NA

AN

DO

seitl. ausgestellte Fertigteilpl. Ortbetonzelle auf Rüstung

11

15,30

1,10

2,15

18,00

Drehachse

1,10

5,00 Quervorspannung

4,90

2,26

2,80

5,26

0,24

1,55

13,30

Abhängeträger

Neoprene PTFE-Platte Stahlplatte Betonstempel Quarzsand

4,20

Zweck vorgenommene Abwandlung des Taktschiebeverfahrens nach Leonhardt/ Baur. Nachdem beide Tragwerkshälften in ihrer Endposition waren, erfolgten der Fu-

2,20

genschluss, das Einfädeln der Kontinuitätskabel und die abschließenden Spannarbeiten.

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3 Entwurf

3.8.9 Mangfallbrücke, Deutschland

Herbert Kupfer

Bauherr: Autobahndirektion Südbayern Entwurf: U. Finsterwalder, DYWIDAG München, architektonische Beratung G. Lohmer Ausführung: Dyckerhoff & Widmann, NDL München Bauzeit: 1957–1959

Die Autobahnbrücke über das Mangfalltal auf der Strecke München – Salzburg wurde erstmals 1934–36 als dreifeldriger stählerner Vollwandträger errichtet, 1945 durch Sprengung des westlichen (Münchner) Pfeilers zerstört, 1946–49 als Stahlbehelfsbrücke (SKR-Stahlfachwerkkonstruktion) wieder aufgebaut und 1957–59, wie im folgenden beschrieben, als Spannbetonfachwerkbrücke im freien Vorbau nach dem Entwurf von Ulrich Finsterwalder unter Verwendung der alten Pfeiler und Widerlager neu errichtet. Die Behelfsbrücke wurde zu diesem Zweck vorher seitwärts auf Hilfspfeiler verschoben. Die Wahl einer Fachwerkkonstruktion ermöglichte die Unterbringung eines Fußund Radweges auf dem Unterdeck des Parallelträgers mit großartigen Ausblicken auf das schöne, 60 m tief eingeschnittene Mangfalltal. Die Füllstäbe des parallelgurtigen Fachwerks sind gekreuzte Diagonalen und Vertikalen mit in der Ansicht konstanter Dicke, so, dass der dreifeldrige Fachwerkträger von L = 90 + 108 + 90 = 288 m Länge und 6 m Bauhöhe als ein völlig gleichmäßiges, ästhetisch sehr ansprechendes Band erscheint. Die Gleichmäßigkeit dieses Bandes

verstärkt auch den Eindruck der Schlankheit der Konstruktion. Der architektonische Berater Finsterwalders war Gerd Lohmer. Die Bodenplatte ist in den mittleren Bereichen der drei Felder durch elliptische Öffnungen unterbrochen. Die Kräfte der Füllstäbe nehmen entsprechend dem Querkraftverlauf zu den Auflagern hin zu. Um die Querschnitte der Füllstäbe den Stabkräften anzupassen und damit unnötige Maßen und Eigengewichte zu vermeiden, nehmen auch die Breiten der Füllstäbe – in Brückenquerrichtung gemessen – zu den Auflagern zu. Dabei sind aber die Ansichtsflächen der beiden Fachwerkträger eben ausgebildet. Die Brücke wurde nach dem Dywidag Spannverfahren mit Spannstäben von 26 mm Durchmesser aus Sigma-Stahl 80/105 vorgespannt. Beim freien Vorbau wurden die 6 m langen Vorbauabschnitte in zwei Teilen betoniert und vorgespannt, wobei der erste Teil (Untergurt, untere Hälfte der steigenden Diagonale und ganze fallende Diagonale) sich bereits bei der Abtragung der Frischbetonlast des zweiten Teils (obere Hälfte der steigenden Diagonale, Vertikale, Obergurt mit Fahrbahnplatte) beteiligt.

3.8 Ausgewählte Brücken

Die Brücke wurde – vom Münchner Widerlager aus – in einer Richtung bis zum Salzburger Widerlager frei vorgebaut, wobei es notwendig war, vorübergehend Zwischenstützen anzuordnen, die nach Beendigung des Baues wieder entfernt wurden. 4 Zwischenstützenpaare waren im ersten Feld, 3 Zwischenstützenpaare in der zweiten Hälfte des Mittelfeldes und 2 Zwischenstützenpaare in der zweiten Hälfte des Endfeldes erforderlich. Die Verbreiterung der Bundesautobahn zwischen München und dem Inntaldreieck

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auf 6 Spuren zuzüglich Standstreifen erforderte auch eine Verbreiterung der Mangfallbrücke. Dazu wurde von 1977 bis 1979 ein zweiter Überbau neben dem bestehenden errichtet und nach Umlegung des Verkehrs die Fachwerkbrücke von 1980 bis 1981 umgebaut. Bei dieser Gelegenheit wurde auch der Erhaltungszustand des Bauwerks eingehend untersucht und nahezu für mängelfrei befunden. Außerdem wurde die Brücke an eine neue Einteilung der Fahrspuren mit erhöhten Lasten ohne Verstärkungsmaßnahmen angepaßt.

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3 Entwurf

3.8.10 The Normandie Bridge, Frankreich

Michel Virlogeux

Concept, Design: Michel VIRLOGEUX (SETRA at the time), Bonnelles Architect: Charles LAVIGNE (Vanves) Project: SETRA + SOFRESID (Jean-Claude FOUCRIAT) + SOGELERG +QUADRIC + INGEROP + CSTB Owner: Chambre of Commerce et d’Industrie du Havre Project Manager: Bertrand DEROUBAIX (Direction Départementale de l’Equipement de Seine Maritime)

When the construction of the Normandie Bridge was considered for the first time as early as 1973–1979, this took place within the scope of a local project as an alternative route to Paris – since the le Havre region and harbour could not be totally dependent on the Tancarville Bridge – and as a new link with western France. But before being built it was integrated as a key element of the A 29 motorway which links Calais and the Channel Tunnel to the French western coast, down to Nantes, Bordeaux and Spain. The bridge crosses the river Seine estuary a few kilometres upstream from le Havre. A first project (1976–1979) consisted of three different structures, a central cable-stayed bridge with an access viaduct on each side; with a main span (510 m), the bridge had several supports in the river including the north pylon and end-pier of the cable-stayed bridge. After several bridges had collapsed due to a ship collision a deci-

Contractors: Campenon Bernard, Bouygues, SOGEA, GTM, Dumez, Spie Batignolles, Quillery Construction period: 1989–1995

sion was made to cross the estuary without any pier in the river. The final design was developed from 1986–1988 and though the longest cablestayed span at the time was only 465 metres (Alex Frazer Bridge, Canada), it was decided to prefer a cable-stayed bridge to a suspension bridge for economical reasons but also to avoid large anchorage blocks in the flat landscape of the estuary. The main span of 856 m was a large step forward in the design of cable-stayed bridges and held the world record from January 20, 1995 to May 1, 1999 when the Tatara Bridge was opened. The Normandie Bridge is designed as a unique, continuous structure with a length of 2142 m without any intermediate expansion joint. The design has been mainly oriented to resist wind forces and for aerodynamic stability: the deck is a stream-lined box-girder directly inspired by English suspension bridges; it is supported by two

3.8 Ausgewählte Brücken

173 COUPE TRANSVERSALE TRAVEE PRINCIPALE

COUPE LONGITUDINALE

PONT DE NORMANDIE

Elévations Pylone

VIADUCS D’ACCES

planes of cable-stays which concentrate in the pylon heads; the pylons have the shape of an inverted Y, the most efficient design to resist transverse wind forces; and the deck is rigidly connected to pylons to limit vertical and transverse deflections induced by wind. The bridge is a composite structure with concrete access spans on multiple supports

and with an orthotropic box-girder in the central part of the main span for economical reasons but also to take advantage of the concrete weight to distribute back-staying action between all rear cables. The global concept as well as shapes and details aim at elegance and slenderness through a structural design.

174

3 Entwurf

3.8.11 Rheinbrücke Bendorf, Deutschland

Herbert Schambeck

Konzept: Ulrich Finsterwalder Entwurf: Arbeitsgemeinschaft Dyckerhoff & Widmann KG (Überbau) Grün & Bilfinger AG (Unterbau) Architektonische Beratung: Gerd Lohmer, Köln

Bauherr: Bundesrepublik Deutschland, vertreten durch Straßenverwaltung Rheinland – Pfalz Straßenneubauamt Vallendar

Der Rhein wird in Bendorf bei Koblenz von einer ca. 1000 m langen und ca. 31 m breiten Autobahnbrücke überquert. Hauptblickpunkt des Bauwerks ist der 528 m lange östliche Brückenbereich, in dem die 208 m weite Mittelöffnung über dem Hauptstrom von einer Deckbrücke mit stark veränderlicher Trägerhöhe überbrückt wird. Zusammen mit dem im Westen nahtlos anschließenden, ca. 500 m langen schlichten Parallelträger entsteht so ein Prototyp einer großzügigen, anspruchsvoll gestalteten Überquerung eines Strombettes. Bei einer Ausschreibung für dieses Bauvorhaben hat sich 1961 im freien Wettbewerb der Entwurf einer im freien Vorbau errichteten Spannbetonbrücke gegenüber dem Verwaltungsentwurf einer Stahlbrücke durchgesetzt. Maßgebend für die Vergabe waren der deutlich niedrigere Angebotspreis, der Hinweis auf ca. 50 Bauwerke, die seit 1950 weltweit nach dem gleichen Bausystem errichtet worden waren und sicher auch der Reiz, ein so großes Bauwerk

Ausführung: Arbeitsgemeinschaft Dyckerhoff & Widmann KG, Grün & Bilfinger AG Bauzeit: 1962–1965

als Konstruktion „aus einem Guss“ – also Pfeiler, Widerlager und gesamter Überbau aus dem Baustoff Beton zu errichten. Und dazu kam der Mut der Verwaltung, mit dieser Spannweite bis in den technisch und gestalterisch sinnvollen Grenzbereich dieser Bauweise vorzustoßen und damit einen Beitrag zu Weiterentwicklung des noch jungen Spannbetons zu leisten. Die Breitenwirkung dieser zu ihrer Zeit weitestgespannten Beton-Deckbrücke war enorm: seitdem wurden nach diesem in Deutschland entwickelten System weltweit hunderte von Brücken (besonders in Japan) mit Spannweiten bis zu etwa 250 m gebaut. Die wesentlichen Merkmale der Rheinbrücke Bendorf: x Ein Kasten mit stark veränderlicher Bauhöhe (4,4 m in Feldmitte, 10,5 m über den Hauptpfeilern, 3,3 m an den Brückenenden und beim anschließenden westlichen Parallelträger), monolithisch verbunden mit den schlanken (nur 2,8 m

3.8 Ausgewählte Brücken

dicken) Scheiben der Hauptpfeiler. Den ca. 31 m breiten Fahrbahnquerschnitt bilden zwei jeweils 7,2 m breite einzellige Kästen mit durchgehender Längsfuge, mit 14,82 m Achsabstand und mit entsprechenden seitlichen Kragplatten. x An die 208 m weite Hauptöffnung schließen beidseits verhältnismäßig kurze Nachbarfelder von 71 m an. Sie bewirken, dass das Mittelfeld in den Hauptpfeilerachsen nahezu starr eingespannt ist und deshalb die Durchbiegungen der Konstruktion unter Verkehrslasten entsprechend klein bleiben. x Anordnung eines längsverschieblichen Gelenks in Strommitte. Dieses Gelenk ermöglicht eine minimale Trägerhöhe in Feldmitte und trägt damit zur Eleganz der Brücke bei. Es vereinfacht die Berechnung, die Konstruktion und die Bauausführung, weil die statischen Beanspruchungen im Bauzustand (beim freien Vorbau) und im Endzustand ähnlich sind. Hinzu kommt die klare Führung der Spannglieder bei einem Kragträger: Nahezu alle Spannglieder liegen, einfach und schnell montierbar, in der Fahrbahnplatte; die Stege bleiben frei von Spanngliedern und können ohne Behinderungen betoniert werden. Es ist dies derselbe Effekt, der durch extern ge-

175

führte Spannglieder erreicht werden kann. – Die Erfahrung hat gezeigt, dass die geschilderten Vorteile mit Nachteilen verbunden sein können: Die Durchbiegungen der Kragarmspitzen in Feldmitte können zu unerwünschten Abweichungen von der planmäßigen Fahrbahngradiente führen und die laufende Wartung einer Überganskonstruktion im freien Feld ist aufwendiger als über einem Pfeiler. x Im gesamten Bereich der Hauptöffnung und der beiden Nachbarfelder wird durch entsprechende Festlegung des Verlaufs der Trägerunterkante erreicht, dass die Schubkraft in den Stegen und damit auch die Dicke der Längsstege auf ganze Feldlänge konstant ist. Herstellung im freien Vorbau in Ortbetonbauweise von den 2,8 m dicken Pfeilerscheiben aus symmetrisch nach beiden Seiten ohne Hilfsstützen. Im Westen – über dem Strom – nach dem Erreichen des Nachbarpfeilers Weiterführung des freien Vorbaus in den 44 m weiten Nebenfeldern ohne Hilfsstützen mit Hilfsabspannungen und Hilfspylonen. Für die beiden 44 m Felder im Osten war eine herkömmliche feldweise Herstellung auf Gerüst wirtschaftlicher.

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3 Entwurf

3.8.12 Schrägseilbrücke Dubrovnik, Kroatien

Herbert Schambeck

Entwurf: Dr.-Ing. E.h. Herbert Schambeck, Germany Dipl.-Ing. Karl Sporschill, Innsbruck, Austria Ausführungsplanung: Structural Depart. of Civil Eng. Faculty Zagreb, Dipl.-Ing Zlatko Savov, Dipl.-Ing- Veljko Lrpic Ausführung: Arbeitsgemeinschaft WALTER – BAU AG, Germany und Konstruktor, Split, Croatia mit Construzioni Cimolai Armando Spa, Italy (Stahlbau) und DYWIDAG, Germany (Litzenseile und Spannstahl) Bauherr: Croatian Roads (National Road Authority)

Bauzeit: 1999–2001

Für den Brückenentwurf waren folgende Vorgaben bestimmend:

Seite Split zwei Felder, die von der Hauptbrücke abgetrennt sind und sich somit nicht an deren Tragwirkung beteiligen. 1996, nach dem Krieg in Kroatien, bewarb sich die WALTER BAU – AG um die Bauausführung und beauftragte die Ingenieure H. Schambeck und K. Sporschill mit der Überprüfung des vorliegenden Entwurfs und Überlegungen zu Sondervorschlägen. Dabei entstand der nachfolgend beschriebene Vorschlag, der schließlich zur Auftragsvergabe führte. Der Entwurf hält alle Grundparameter ein und verwendet eine Idee, die bereits 1968 bei der von DYWIDAG gebauten Mainbrücke Hoechst bei Frankfurt angewendet wurde: Vom Pfeiler Split ragt ein 60 m langer Kragarm in die Hauptöffnung, der im 87 m langen Randfeld rückverankert ist und an der Kragarmspitze ein längsverschiebliches Auflager für den anschließenden 244 mBereich erhält. Dadurch entstehen zwei verschiedene Brückenabschnitte: Im Schrägseilbereich vermindern sich die Auskragung auf ca. 80 % und die Krag-

x Die Schifffahrt erfordert eine lichte Höhe von 50 m und eine Hauptspannweite von 304 m, an die bis zum Widerlager Dubrovnik 90 m und zum Widerlager Split 87 m anschließen. x Ein Radius über dem Ufer Split macht es unmöglich, dort einen Pylon aufzustellen. x Die Brücke ist sehr schmal (Nutzbreite über dem Fluss = 12,1 m) und liegt in einer Zone mit hoher seismischer Aktivität (0,38 g) und hohen Windgeschwindigkeiten (Bora). Nach diesen Kriterien stellte Z. Savor bereits 1989 einen Entwurf auf: Die 304 m Hauptöffnung wird von einem Stahlkastenträger überspannt, der mit Schrägseilen an dem am Ufer Dubrovnik stehenden, 163 m hohen A-förmigen Pylon aufgehängt ist. Beidseits der Hauptöffnung schließt Spannbeton an: Auf der Seite Dubrovnik das 90 m lange Rückverankerungsfeld und auf der

3.8 Ausgewählte Brücken

momente in der Pylonachse auf ca. 64 %. Die Pylonhöhe beträgt anstatt 163 m nur noch 142 m und für den Versteifungsträger kann auf seine ganze Länge eine Stahlverbundkonstruktion vorgesehen werden. Das führt insgesamt zu einer höheren Steifigkeit und einer über die gesamte Brückenlänge durchlaufenden Betonfahrbahnplatte. Als Querschnitt wird ein 2,2 m hoher Plattenbalken mit 2 außen, in der Achse der Schrägseile liegenden Stahllängsträgern gewählt, die durch Querträger verbunden sind und an die schubfest die in Längsrichtung gespannte Fahrbahnplatte angeschlossen ist.

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Windkanalversuche an der RWTH Aachen haben dazu geführt, dass zur Erhöhung der Torsionssteifigkeit in Höhe der Trägerunterkante ein Fachwerkverband eingezogen wurde. Der zweite Brückenbereich aus dem 60 m Kragarm und dem 87 m Randfeld liegt in einem Übergangsbogen mit Rmin = 212 m und verbreitert sich im Randfeld um ca. 4 m. Eine geeignete Konstruktion hierfür ist ein einzelliger Hohlkasten aus Spannbeton mit stark veränderlicher Trägerhöhe (3,2 bis 8,2 m), biegesteif in den Pfeiler Split eingespannt. Konstruktion und Bauverfah-

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3 Entwurf

ren entsprechen dem weltweit bewährten System des freien Vorbaus in Ortbetonbauweise. Bindeglied beim Zusammenfügen dieser beiden, für sich genommen optimal konstruierten Brückenteile zu einem funktionierenden und optisch befriedigenden Gesamtbauwerk ist der Fugenbereich mit dem Gelenk. Die Schwierigkeit der Aufgabe war den Planern von Anfang an bewusst: Geometrische Gestaltung des Übergangs vom 2,2 m hohen Stahlplattenbalken mit seinen außen liegenden Trägern zum 3,2 m hohen, schmalen Spannbetonkasten – Unterbringung der Lager und der Übergangskonstruktion samt Möglichkeit der Besichtigung und Auswechslung. Dementsprechend sorgfältig war die Detailbearbeitung dieses Bereichs mit dem Ziel, für den Gelenkbereich denselben Sicherheitsstandard zu erreichen wie für die Gesamtkonstruktion.

4 Querschnittsgestaltung

4.1 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit von System und Funktion Francesco Aigner und Thomas Petraschek 4.1.1 Allgemeines In diesem Abschnitt werden nur Querschnitte der Fahrbahntragwerke betrachtet. Tragkabel, Hänger, Pylon-, Bogen- und Pfeilerquerschnitte bleiben unberücksichtigt. Allgemein lassen sich vom Baustoff losgelöst drei unterschiedliche Typen von Querschnitten angeben: Die Platte, der Plattenbalken und der Kastenquerschnitt. Durch schubfeste Kopplung längs der Verbindungskanten wirken die Einzelelemente zu Gesamtquerschnitten zusammen. Durch Plattenwirkung, oder bei durchlaufenden Plattensystemen auch durch Gewölbewirkung, werden konzentrierte Lasten verteilt. Bei aufgelösten Querschnitten wie beim Plattenbalken oder beim Kastenquerschnitt wirken diese Elemente gleichzeitig als Druck- bzw. als Zugscheiben des Gesamtquerschnitts. Durch konsequente Ausnutzung der Vorteile der Grundformen lassen sich für Sonderfälle entsprechende Kombinationen und Sonderquerschnitte entwickeln. Querschnitte der Fahrbahntragwerke moderner Brücken erfüllen in der Regel mehrere Aufgaben: Sie bilden den Raumabschluss, enthalten die eigentliche Ver-

kehrsfläche, die in der Regel durch eine Platte konstanter oder veränderlicher Dicke gebildet wird (Fahrbahn bei Straßenbrücken, Geh- und Radweg bei Fußgängerund Radwegbrücken, Begrenzung des Schottertrogs oder Tragelement für eine feste Fahrbahn bei Eisenbahnbrücken) und sind Bestandteil der Haupttragkonstruktion oder diese selbst. Besonders ausgeprägt ist die mehrfache Bedeutung des „Tragwerks“ bei Brücken für besondere Verwendung, z. B. Rohrbrücken. Hier bildet das Tragwerk gleichzeitig den Verkehrsweg, den Raumabschluss und das Haupttragwerk. Somit kann der Tragwerksquerschnitt nur im Zusammenhang mit der übergeordneten Tragwerkskonstruktion gesehen werden. Es spielen bei der Wahl und Festlegung des Querschnitts die Stützweiten, die Tragwerksschlankheit h/l, die Tragwerksbreite, die Krümmungsverhältnisse im Grundriss, die Größe der Nutzlast und das Montagesystem eine entscheidende Rolle. Da der gewählte Querschnitt nicht nur die Kosten für den Überbau, sondern auch das gesamte Erscheinungsbild einer Brücke maßgeblich beeinflusst, sind bei der Querschnittswahl außer technischen, betrieblichen und wirtschaftlichen auch gestalterische Überlegungen anzustellen. Durch Ausnutzung von Hell-Dunkel- und LichtSchatten-Effekten, durch gezielte Farbgebung bei Stahlbrücken bzw. Oberflächengestaltung bei Betonoberflächen sowie durch entsprechende Ausbildung der Kappen lassen sich die Tragwerke optisch auflockern und strecken.

180

4 Querschnittsgestaltung

Im Rahmen der Projektierung ist aus der Bandbreite grundsätzlich in Frage kommender Querschnitte jener auszuwählen, der die Randbedingungen (hinsichtlich Gestaltung, Kosten, Tragwirkung, Dauerhaftigkeit, eventuell Flexibilität) objektiv und subjektiv insgesamt am Besten erfüllt. Die Wahl der Querschnittsart und -geometrie ist an bestimmte Vorgaben gebunden. Durch die Nutzung ist die Querschnittsgeometrie teilweise vorgegeben, z. B. Lichtraumprofile bei Eisenbahnbrücken oder Regelquerschnitte bei Straßenbrücken. Die Nutzlasten von Eisenbahnbrücken sind in der Regel um ein Vielfaches größer als jene von Straßenbrücken. Wegen der kleinen einzuhaltenden Verformungen (Durchbiegungen, Endtangentenverdrehungen) ergeben sich vor allem bei Bahnbrücken steife Tragwerke. Hingegen sind die Steifigkeitsanforderungen der Straßenbrücken und – vor allem – der Fußgängerbrücken geringer. Bei letzteren ist wegen der Möglichkeit, weiche Tragwerke mit geringer Masse auszubilden, das Schwingungsverhalten zu berücksichtigen. Versteifungsträger weit gespannter Schrägkabel- oder Hängebrücken erfordern – schon mit Rücksicht auf die Bauzustände – aerodynamisch

stabile Querschnitte. Auch besondere Anforderungen bezüglich des Temperaturverlaufs in der Fahrbahnplatte können Einfluss auf den Baustoff und die Querschnittsausbildung haben. Soll sich z. B. aus Gründen der Verkehrssicherheit die Tragwerksplatte einer Straßenbrücke bei Sonneneinstrahlung möglichst gleichmäßig erwärmen, wird man eine Betonplatte gegenüber einer Stahlplatte bevorzugen und weit ausladende Konsolen vermeiden. Auch die Unterbringung von Versorgungsleitungen oder der Brückenentwässerung kann für die Querschnittsgestaltung von Bedeutung sein (siehe Kapitel 10.5). Einige Planungsparameter sind von vornherein gegeben, andere frei wählbar, siehe Tabelle 4.1-1. Von Bedeutung für die Querschnittsausbildung sind der Betrieb, die Wartung und die Erhaltung. Vor allem bei Brückentragwerken des hochrangigen Straßen- und Bahnnetzes besteht die Notwendigkeit, auch bei größeren Instandsetzungsarbeiten eine dauernde Aufrechterhaltung des Verkehrs, allenfalls mit Einschränkungen der verfügbaren Fahrspuren und Geschwindigkeitsbegrenzungen zu gewährleisten. Diesbezüglich sind nicht durchlaufende Trag-

Tabelle 4.1-1 Vorgegebene Planungsparameter bei der Querschnittsgestaltung Vorgabe

Beispiele

Änderungen möglich

Nutzung

Straße, Bahn, Fußgänger, Rohrgut

nein

Konstruktionshöhe, Höhenverlauf

–

in Grenzen

Lichtraumprofile, Mindestabstände

–

nein

Leiteinrichtungen

Leitschienen usw.

nein

Lärmschutz

Lärmschutzwände

fallweise

Material

Stahl, Beton, Verbund, Holz

meistens ja

Bauverfahren

–

ja

Höhenlage der Nutzfläche

FBOK, SOK

nein

Gestaltung der Kappen

Farbe, Detailausbildung

in Grenzen

4.1 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit von System und Funktion

werke günstiger als durchlaufende. Sie weisen jedoch eine Reihe von statischen und betrieblichen Nachteilen auf und sind im Wesentlichen auf Tragwerke aus Spannbeton-Fertigteilen beschränkt. Muss bei breiteren Brücken wie z. B. für Autobahnen oder für mehrgleisige Bahnstrecken unbedingt stets mindestens ein Tragwerk voll verfügbar sein, ist eine Trennung in zwei Einzelbrücken mit dazwischenliegender, durchgehender Längsfuge trotz ihrer Nachteile unverzichtbar. In diesem Fall kann im Bedarfsfall der gesamte Verkehr über eine der beiden Brücken geführt werden. Durch die Wahl eines bestimmten Tragwerktyps hinsichtlich Baustoff und Gestaltung wird damit der Charakter der Brückenkonstruktion bestimmt. Der Entwerfende muss sich bewusst sein, dass Brücken in höchstem Maße die Landschaft gestaltende Bauwerke sein können, d. h., dass er mit seiner Brücke die Umwelt unwiderruflich verändert, weshalb die Einpassung seines Bauwerks im Gelände mit größter Sorgfalt erfolgen sollte. Ein Querschnitt kann unpassend wirken, indem er z. B. auf einen Betrachter einen zu hohen oder auch zu wuchtigen Eindruck hinterlässt. Auch kann dieser der zu erfüllenden Funktion oder auch seinem Standort nicht angemessen sein. Möglichkeiten dafür gibt es genügend. Dies kann dann allerdings auch nicht immer erwünschte Auswirkungen hervorrufen, vor allem wenn es z. B. so wichtige und sensible Bereiche wie die Verkehrssicherheit betrifft. So darf ein Fahrzeuglenker von einer besonders interessanten (Brücken-) Konstruktion keinesfalls vom Verkehrsgeschehen abgelenkt werden. Somit kommt dem Entwerfendem eine besondere Verantwortung zu, die ein großes Maß an Fachwissen und Einfühlungsvermögen erfordert. Zu Fragen der Gestaltung wird auf Kapitel 3 und [Leonhardt, 1982] verwiesen. Im Folgenden werden stellvertretend einige einfache Beispiele für eine gute Brückenge-

181

staltung gegeben. Bei Brücken mit kleinerer Stützweite sollte die sichtbare Fläche des Konstruktionsbandes des Überbaus, die durch die Wahl eines bestimmten Querschnitts definiert wird, zu den sichtbaren Flächen des Widerlagers in ein optimales Verhältnis gesetzt werden. Damit lässt sich der Eindruck vermeiden, dass der Überbau ohne besondere Anschlusskonstruktion aus dem Gelände oder dem Damm herauswächst (bei Durchlaufkonstruktionen tritt dann allerdings der Einfluss des Widerlagers gegenüber der Gesamtkonstruktion zurück und der Linieneindruck des Überbaus überwiegt). Um eine wuchtige Wirkung einer Konstruktion etwas zu mildern, eignet sich vor allem eine Oberflächenminimierung durch die Wahl geeigneter, kompakter Querschnitte. Schließlich kann man durch die Wahl des Querschnitts für den Betrachter auch den inneren Kraftfluss des Bauwerks verdeutlichen. Brücken des Stadtstraßen- und Stadteisenbahnhochbaus im dicht besiedelten städtischen Raum stehen im Blickpunkt der Öffentlichkeit. Deren Ausführung greift spürbar in die Architektur der Stadtlandschaft ein. Hier stellt fallweise auch die Tragwerksuntersicht ein nicht unerhebliches Gestaltungsmerkmal dar. In der Ansicht ist vor allem die Querschnittshöhe von Bedeutung. Der optische Eindruck von Lärmschutzeinrichtungen ist hier unbedingt zu berücksichtigen, ebenso die von der Querschnittsform abhängigen Unterbauten. Diese Aufbauten erfordern oft ein Tragwerk mit besonders niedrigem Querschnitt. Ein durchsichtiger („transparenter“) Querschnitt trägt spürbar zur optischen Schlankheit des Tragwerks bei. Schließlich kann ein gestalterisch versierter Ingenieur oder Brückenarchitekt Funktion und Gestaltung zu einer Einheit zusammenfügen und eine Brücke so gestalten, dass sie – ohne sich aufzudrängen – auch im sensiblen innerstädtischen Bereich positive Akzente setzt.

182

Mit der Eigenlast und einer Gegenüberstellung des Nutzlastanteils an der Gesamtlast erhält man eine Charakteristik der strukturellen Effizienz des Querschnitts. Hier lässt sich die Beanspruchbarkeit aus dem Nutzlastanteil durch den Grad einer Querschnittsauflösung in Grenzen beeinflussen. Biege-, Torsionssteifigkeit, Verformungs- und Langzeitverhalten sind mit der Wahl des Baustoffs und der Querschnittsgeometrie festgelegt. Ist man in der Höhe nicht eingeschränkt, so wird man im Allgemeinen die Bauhöhe nicht zu knapp wählen, um z. B. bei Betonbrücken mit weniger Bewehrung ein steiferes Tragwerk zu erhalten. Jeder Baustoff hat typische optimale Querschnittsformen und nicht jeder Baustoff und Querschnitt ist für jede Spannweite sinnvoll anwendbar. Für kleine Spannweiten, besonders aber auch für unregelmäßige Grundrissformen oder aber auch für eine möglichst flexible Nutzung der Verkehrsfläche sind herstellungstechnisch einfache Querschnitte, z. B. massive Platten, ausnahmsweise Stahlgrobbleche, wirtschaftlicher als komplizierte, leichte, in der Herstellung aufwändige Querschnitte. Im Großbrückenbau bestimmen heute im erheblichen Maße das für den jeweiligen Querschnitt mögliche Fertigungsverfahren die Kosten und damit die Wirtschaftlichkeit. Hier müssen auf jeden Fall die Wahl des Querschnitts und die betriebliche Fertigung immer im Zusammenhang gesehen werden, denn nicht alle eignen sich für eine industrielle Herstellung, und Lohnkosten sind noch immer höher als Materialkosten. Auch bei Einhaltung aller aufgezählten Vorgaben bleibt doch genügend Spielraum für individuelle Gestaltungsmöglichkeiten, weshalb auch jede sorgfältig gestaltete Brücke ein individuelles Bauwerk darstellt.

4 Querschnittsgestaltung

4.1.2 Allgemeine Erläuterungen zu den Hauptquerschnittstypen 4.1.2.1 Platte Eine Platte ist ein dünnwandiges Flächentragwerk mit ebener Mittelfläche und Belastung quer dazu. In der Praxis werden auch Platten mit Konsolen oder Platten mit gekrümmter Unterfläche dazugezählt. Durch die Dünnwandigkeit kann ein Ebenbleiben der Querschnitte angenommen werden. Bei hinreichend dünnen Platten kann die Schubverzerrung vernachlässigt werden. Die Durchbiegungen werden sehr klein im Vergleich zur Dicke vorausgesetzt. Die Abgrenzung zum Balken ist mit b/l t 1 / 5 festgelegt. Unterhalb dieses Wertes stellt sich keine Plattenwirkung mehr ein und man spricht dann von einem Balken. Dessen Lastabtragung erfolgt einachsig. Anwendung Der Plattenquerschnitt wird eingesetzt für: x Brücken geringer bis mittlerer Stützweite („Plattenbrücken“: Brückentragwerk { Fahrbahn) x Durchlässe, Unterführungen (breite Bauwerke) x Bogenbrücken: Fahrbahntragwerke und kleinere Bogen x Fahrbahntragwerke und Stiele bei kleineren Rahmenbrücken x Spannbandbrücken x Als raumabschließendes und statisch wirksames Element bei aufgelösten Querschnitten (Plattenbalken, Kastenquerschnitt, Sonderquerschnitte) Eigenschaften Günstige Eigenschaften von Plattentragwerken: x Lassen sich leicht an beliebige Grundrissformen anpassen wie z. B. Aufweitungen, Verengungen, schiefwinklige Platten

4.1 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit von System und Funktion

183

x Erlauben die größten Schlankheiten li /h (li: Abstand der Momentennullpunkte für ständige Einwirkungen) x Erlauben beliebige Breiten b x Beachtliche Tragreserven infolge Membranwirkung bei durchlaufenden Plattensystemen x Zweiachsige Lastabtragung bei konzentrierten Lasten (Radlasten) x Gleiches Verhalten gegenüber positiven und negativen Momenten Ungünstige Eigenschaften von Plattentragwerken: x Begrenzte Stützweiten x Bei sehr schlanken Tragwerken können die Langzeitdurchbiegungen infolge ständiger Einwirkungen zum Problem werden, besonders an den freien Rändern (Eigenlast, Randbalken) 4.1.2.2 Plattenbalken Der Plattenbalken besteht aus einer von der Bauart abhängigen Anzahl n von „Stegen“ (n t 1) und einer mit diesen schubfest verbundenen Platte. Die Stege dienen der Querkraftübertragung und der Erzielung einer ausreichenden statischen Höhe d. Die Platte hat raumabschließende Funktion, wirkt für die Haupttragwirkung als Gurtscheibe und verteilt durch Plattenwirkung die Querbelastung (Radlasten, verteilte Flächenlasten) auf das Haupttragsystem (Lastabtragung durch Biegemomente und Querkräfte). Die durch die Biegesteifigkeit der Platte stets vorhandene Quertragwirkung lässt sich durch Querscheiben oder Querrahmen im Feldbereich (in l/2 oder l/3, mehr Querscheiben bringen keine nennenswerte Verbesserung) wirksam erhöhen. Dadurch werden alle Hauptträger durch eine Trägerrostwirkung zur gemeinsamen Lastabtragung gezwungen (Bild 4.1.2-1). Aus baupraktischen Gründen versucht man mit möglichst wenig Querträgern auszukommen. Stets werden sie an den End-

Bild 4.1.2-1 Quertragwirkung eines Plattenbalkens aus Beton

widerlagern angeordnet, oft aber nicht immer auch an den Innenstützen. Charakteristisch für Plattenbalkenbrücken sind die vergleichsweise geringe Drillsteifigkeit sowie die ungünstige Tragwirkung gegenüber negativen Biegemomenten. Größere Änderungen in der Fahrbahnbreite, die nicht durch einfache Verbreiterung der Plattenkonsolen bewerkstelligt werden können, sind konstruktiv aufwändig (Verziehung oder Anordnung zusätzlicher Stege). Eigenschaften Günstige Eigenschaften von Plattenbalkentragwerken: x Die Gurtplatte übernimmt mehrere Funktionen x Geringe Torsionssteifigkeit: es werden nur kleine (Zwangs-)Torsionsmomente aufgebaut o für schiefwinklige Lagerung gut geeignet, schont die Lager x Bei Ausbildung als Trogbrücke sind sehr geringe Bauhöhen prinzipiell möglich, doch soll diese Konstruktionsart nur in zwingenden Ausnahmefällen vorgesehen werden x Es sind wesentlich größere Spannweiten als bei Platten erreichbar

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Ungünstige Eigenschaften von Plattenbalkentragwerken: x Keine volle Mitwirkung der Gurtplatte bei Biegung mit Querkraft („mitwirkende Breiten“) x Innerlich statisch unbestimmt (Torsionssteifigkeit der Stege, Mitwirkung der Platte, unklare Verhältnisse durch das unterschiedliche Abfallen der Biege- und Torsionssteifigkeit im Traglastzustand) x Geringe Torsionssteifigkeit: „weicher“ als Platte oder Kasten (Gebrauchslasten), geringe Querverteilung, größere Durchbiegungen infolge Verdrehungen x Für stärker gekrümmte Tragwerke weniger geeignet 4.1.2.3 Der Kastenquerschnitt Der Kastenquerschnitt ist geeignet für mittlere bis große Stützweiten, wie sie bei Balkenbrücken und Rahmenbrücken vorkommen können. Ebenfalls einen Kastenquerschnitt erhalten größere Druck- und Biegedruckglieder, wie hohe Pfeiler, Stiele und Tragwerke von Rahmenbrücken, Bogen und eventuell auch Fahrbahntragwerke von Bogenbrücken. Dem Vorteil einer guten Materialausnutzung steht unter anderem der Nachteil einer aufwändigen Fertigung gegenüber. Wichtige konstruktive Vorgabe ist die Einhaltung einer lichten Mindesthöhe (Begehbarkeit). In der Regel wird hli t 80 cm verlangt. Bezüglich der Anwendung, Konstruktion und Berechnung von Kastenbrücken wird auf [Schlaich/Scheef, 1982] verwiesen. Eigenschaften Günstige Eigenschaften von Kastentragwerken: x Gewichtsersparnis gegenüber Tragwerken mit Vollquerschnitt x Große St. Venant’sche Torsionssteifigkeit ermöglicht die Aufnahme großer (Last-)Torsionsmomente, dadurch sind

4 Querschnittsgestaltung

auch stärker gekrümmte oder schiefwinklig gelagerte Tragwerke möglich x Für die Aufnahme positiver und negativer Momente gleichermaßen geeignet x Vergleichsweise geringe Biegespannungen aufgrund großer Kernweiten x Einbauten sind möglich und geschützt (frei liegende Spannglieder; Rohrleitungen, wegen Explosionsgefahr dürfen aber Gasleitungen nicht im Kasteninneren verlegt werden) x Auch für sehr große Spannweiten geeignet Ungünstige Eigenschaften von Kastentragwerken: x Keine volle Mitwirkung der Platte bei Querkraftbiegung („mitwirkende Breite“) x Große Torsionssteifigkeit: es können große (Zwangs-)Torsionsmomente aufgebaut werden (Lagerkörper) 4.1.3 Querschnitte für Straßenbrücken Wichtigstes Planungskriterium sind die in den Regelwerken, z. B. RVS, RAS usw., festgelegten Regelquerschnitte für Brückenbauten. Je nach Straßentyp beträgt die Fahrstreifenbreite 3,50 m (Autobahn) bis 2,75 m. Von größter Bedeutung für die Gestaltung der Verkehrsfläche sind die Randbereiche (Pannenstreifen, Übergang zu den Randbalken, Anordnung der Leiteinrichtungen, Geländer und Lärmschutzwände). Bild 4.1.3-1 zeigt einen typischen Regelquerschnitt der RVS. Anzumerken ist der Unterschied zwischen dem oberen und dem unteren Querschnitt. Wird der Querschnitt über Kunstbauten geführt, verbreitert sich dieser insgesamt um 1,0 m. Sowohl links als auch rechts wird das 0,75 m breite Bankett bei der Brücke als 1,25 m breiter Randbalken ausgeführt. Dies gilt für alle Querschnitte der RVS, die über ein solches Bauwerk geführt werden.

4.1 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit von System und Funktion

185

Bild 4.1.3-1 Regelquerschnitt einer Hochleistungsstraße [RVS 3.93 Stadtstraßen, 1975]

4.1.4 Querschnitte für Bahnbrücken Wichtigstes Planungskriterium sind die in den Regelwerken (Richtlinien der Bahnverwaltungen, z. B. DB-Richtlinien) vorgegebenen Regelquerschnitte für Brückenbauten.

Bild 4.1.4-1 zeigt einen solchen Regelquerschnitt der HLAG für Hochleistungsstrecken in Österreich. Die Werte a und b in der Tabelle stellen Werte für die erforderliche Vergrößerung der halben Breite in Bogen mit einem Radius 3000 m ≥ R ≥ 300 m dar.

Bild 4.1.4-1 Regellichtraum mit Raum für den Durchgang der Stromabnehmer

186

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.1.4-2 Zweigleisige Grobblechbrücke mit gekrümmter Gleislage

Bild 4.1.4-3 Lichtraumbestimmungen für Abstandmaße im Fahrbahnbereich [HLAG, 1998]

Von Bedeutung sind bei mehrgleisigen Strecken die Gleisabstände. Diese betragen bei Neubaustrecken im Allgemeinen 4,70 m, eventuell auch 5,00 m. Bei bestehenden Strecken können die Gleisabstände dem Ist-Zustand entsprechend geringer ausgeführt sein. Zu beachten ist im Bogen eine notwendige Mehrkubatur an Schotter im Querschnitt, siehe Bild 4.1.4-2. Weiters ist auch hier wie schon bei den Querschnitten für Straßenbrücken den Randbereichen besondere Beachtung zu schenken. Bild 4.1.4-3 zeigt exemplarisch Ausschnitte aus der ÖBB-Regelplanung.

4.1.5 Querschnitte für Fußgängerund Radwegbrücken Hier existiert quasi kein Regelwerk, das Vorschriften zur Gestaltung des Quer-

schnitts enthält. Meist ist auch nicht die Wirtschaftlichkeit das wesentliche Planungskriterium. Hier spielen vor allem gestalterische Gesichtspunkte, Aspekte die den Menschen direkt betreffen, wie z. B. Schutz vor ungünstiger Witterung, beheizbare Laufflächen usw., und oft ein hoher Anspruch an die Architektur eine wesentliche Rolle. Wegen der geringen Massen und der niedrigen Nutzlasten und den sich daraus ergebenden geringen auftretenden Kräften sind die konstruktiven Probleme oft relativ gering. Damit lässt sich praktisch jeder Baustoff und auch jede Kombination dieser zu einer Querschnittsbildung heranziehen. Die dadurch sich ergebende Vielfalt ist enorm. Zu beachten ist allerdings, dass wegen der geringen Masse Schwingungsprobleme auftreten können. Diese resultieren meist aber nicht aus einer Windeinwirkung, sondern durch den Benutzer selbst.

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

187

Bild 4.1.6-2 Barbarabrücke

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff Bild 4.1.6-1 Freitragende Rohrbrücke [Prölss Stahltechnik]

Hier ist schon beim Entwurf zu beachten, dass die Eigenfrequenz der Brücke nicht mit der Schrittfrequenz eines Fußgängers, die ca. 2 Hz beim Gehen und ca. 4 Hz beim Laufen beträgt, übereinstimmt. 4.1.6 Sonderquerschnitte Die Querschnittsgestaltung von Rohrbrücken richtet sich naturgemäß nach den speziellen Anforderungen hinsichtlich Größe, Eigenschaften der durchzuleitenden Substanz (gasförmig, flüssig oder körnig; Dichte) und der Durchströmungsgeschwindigkeit. Bei weit gespannten Tragwerken mit Zylinderquerschnitt ist besonders auf die aerodynamische Stabilität zu achten. Bild 4.1.6-1 und Bild 4.1.6-2 zeigen Beispiele für Rohrleitungsbrücken.

4.2.1 Betonbrücken

Francesco Aigner und Thomas Petraschek 4.2.1.1 Allgemeines Im Folgenden werden die im Betonbau vorkommenden Grundtypen (Platte, Plattenbalken, Kasten) bezüglich Anwendbarkeit, konstruktiver Eigenheiten, Variationsmöglichkeiten und Herstellung beschrieben. Für weitere Angaben und die Berechnung wird auf die Abschnitte 5.1, 5.2.1 und 8.5 hingewiesen. Die Tabelle 4.2 -1 zeigt die bei Betonbrücken unter Berücksichtigung der Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit erreichbaren Schlankheiten l/h in Abhängigkeit von Ausführungsart und Verwendung. Die angeführten Werte sind entnommen aus [Leonhardt, 1979], [Schlaich/Scheef, 1982], [Hegger, 1998], [Holst, 1998] und [Pauser, 2002]. Die unteren Grenzwerte der Schlankheit gelten für die kleineren Stützweiten, die oberen für die größeren Stützweiten.

188

4 Querschnittsgestaltung

Tabelle 4.2.1-1 Erzielbare Schlankheiten li/h in Abhängigkeit von Ausführung und Verwendung Querschnittstyp

Platte1

ohne Längsvorspannung

mit Längsvorspannung

Straße

Eisenbahn

Straße

Eisenbahn

15–22 (20–25)

11–16

18–30 (26–36)

13–22

12

10–18

15

Plattenbalken1

8–12

Plattenbalken2

10–14

Plattenbalken3

12–24 15–20

Kasten1

17

21

Kasten2

18

25

12–14

Kasten3Feld

35–50

30

Kasten3

17–22

20

Stütze

li =

Abstand der Momentennullpunkte Einfeldträger ... 1,0 * l Durchlaufträger (Endfeld) ... 0,8 * l Durchlaufträger (Innenfeld) ... 0,7 * l Platte1 Vollplatte mit konstanter Dicke Plattenbalken1 Herstellung in Ortbeton (2 Stege) – ohne Stegverstärkung für negative Momente Plattenbalken2 Herstellung in Ortbeton (2 Stege) – mit Stegverstärkung für negative Momente Plattenbalken3 Hertsellung in Fertigteilbauweise Kasten1 Einfeldbalken, konstante Trägerhöhe – Unterkante gerade Kasten2 Durchlaufträger, konstante Trägerhöhe - Unterkante gerade Kasten3 variable Trägerhöhe – Unterkante gevoutet

Bei Straßenbrücken aus Platten sind für kleinere Verkehrslasten im Vergleich zu den in der Tabelle 4.2.1-1 angegebenen Schlankheiten entsprechend größere möglich. Bei Platten für Eisenbahnbrücken hängen die zulässigen Verformungen infolge Verkehrslasten auch von der Fahrgeschwindigkeit ab, was die Schlankheit beeinflusst. Für Kastenquerschnitte gilt nach [Schlaich/Scheef, 1982], dass bis 90 m Spannweite eine konstante Bauhöhe sinnvoll ist, aber ab 150 m eine veränderliche, dem Schnittkraftverlauf angepasste Konstruktionshöhe notwendig wird. Aus gestalterischen Gründen wird in [Schlaich/Scheef, 1982] empfohlen, bei hoch über dem Tal liegenden Brücken das Ver-

hältnis hStütze /hFeld etwas kleiner zu nehmen als statisch optimal.

4.2.1.2 Platte Allgemeines Im Betonbau üblich ist die Vollplatte. Platten mit Hohlräumen sind vielfach nicht zugelassen und werden kaum mehr verwendet. Aus gestalterischen Gründen und auch wegen der Eigenlast ist hingegen vor allem bei orthogonalen Platten die Anordnung von Konsolen üblich (Bild 4.2.1-1). Trotz aufwändigerer Schalung und Bewehrungsführung ist der im oberen Teilbild

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

189

tigteilen), dadurch wird die Herstellung aufwändiger. Hohlplatten sind vielfach nicht zugelassen und kaum mehr üblich x Erhebliche Materialmengen liegen in statisch wenig wirksamen Bereichen x Wegen der kleinen Kernweite ist die Vorspannung weniger effektiv als bei aufgelösten Querschnitten (Plattenbalken, Kastenquerschnitt)

Bild 4.2.1-1 Ausführungsformen von Konsolen

dargestellten Ausbildung der Vorzug zu geben, da sie meist besser aussieht, das Tragwerk schlanker erscheinen lässt und überdies die exakte Ausführung der normalerweise sichtbaren Kante „A“ praktisch nicht möglich ist. Günstige Eigenschaften von Plattentragwerken aus Beton: x Kleinster Schalungsanteil pro m3 Beton, einfache Schalung (keine zu schalende Hohlräume bei Vollplatten, durchgehende untere Schalung bei Platten mit ebener Untersicht) x Kürzester „Umfang“ und damit minimale Bewehrungsfläche; bei orthogonalen Platten ist meist eine einfache Bewehrungsführung möglich x Günstige Schubabtragung: Platten ohne durchgehende Schubbewehrung sind möglich und üblich, eine Schub-Mindestbewehrung (wie bei Balken) ist nicht erforderlich Ungünstige Eigenschaften von Plattentragwerken aus Beton: x Größte Masse (Kosten der Platte selbst; Lastwirkung auf Gerüst, Schalung, Unterbauten). Durch Konsolen lässt sich die Eigenlast senken, ebenfalls durch die Ausbildung als Rippenplatte (verlorene Schalung bei Ortbeton, Ziehschalung bei Fer-

Grenzwerte für die Dicke h von Plattentragwerken Die Dicke von Platten ist nach unten begrenzt durch: x Die Tragfähigkeit der Betondruckzone (keine Druckbewehrung bei Platten) x Den Wunsch, keine oder nur an wenigen Stellen eine Schubbewehrung anordnen zu müssen x Konstruktive Vorgaben (Mindestabstände der Hüllrohre von der Oberfläche bei Spannbetonplatten) x Die notwendige Steifigkeit Übliche Plattendicken liegen im Bereich von 30 bis 70cm oder mehr (etwa 100cm, ausnahmsweise noch mehr, z. B. Elbebrücke Torgau: 179cm am biegesteifen Übergang zwischen Spannbeton- und Verbundtragwerk). Tragwirkung Orthogonale und quasi orthogonale Platten: Nach [Leonhardt, 1979] können schiefwinklige Platten mit M t 70° rechnerisch wie gerade Platten behandelt werden. Nach neueren Normenwerken ist M weiter begrenzt, z. B. auf 75°. Die Schnittkraftkonzentration in den Bereichen der stumpfen Ecken sind konstruktiv zu berücksichtigen. Bei Vernachlässigung der Querdehnung (P= 0) tragen gerade Platten (M = 90°) über die Breite gleichmäßig verteilte Lasten durch einachsige Biegung ab, d. h. es gibt keine Biegung in der Querrichtung. Die

190

Biegefläche ist zylindrisch und es gilt m1 { mxund m2 { 0. Als Folge der Querdehnung (P = 1/6 oder P= 0,2) entstehen durch über die Breite gleichmäßig verteilte Lasten neben den Biegemomenten mx auch Querbiegemomente my . Diese Momente sind Zwangsmomente in Querrichtung, die für die Bemessung nicht herangezogen werden müssen, jedoch eine Mindestquerbewehrung zur Begrenzung der Rissbreiten erfordern. Auch gibt es Hauptmomentenkomponenten, die quer zu den freien Plattenrändern verlaufen, was bei der Bewehrungsführung zu berücksichtigen ist. Über die Breite ungleichmäßig verteilte Lasten, z. B. konzentrierte Lasten (Radlasten), werden durch zweiachsige Biegung abgetragen (Plattenwirkung: mx, my o m1, m2). Platten mit M < 90°, diese gelten als schiefe Platten, tragen sämtliche Lasten durch zweiachsige Biegung ab. Auch bei Gleichlast gibt es Hauptmomentenkomponenten, die quer zu den freien Plattenrändern verlaufen. Größere Querkräfte entstehen im Bereich kleinerer hochbelasteter Lagerkörper an den Brückenenden oder an Zwischenstützen durchlaufender Systeme. Sie können die Anordnung einer örtlich begrenzten Schubbewehrung notwendig machen. Bei durchlaufenden Plattensystemen bzw. bei unverschieblicher Stützung der Plattenränder stellt sich eine Gewölbewirkung ein, die das Tragvermögen erheblich steigert. Konstruktionen Ortbetonkonstruktionen: x Vollplatten mit ebener Untersicht (Bild 4.2.1-2a) x Vollplatten mit Konsolen (Bild 4.2.1-2b, Bild 4.2.1-2c) x Vollplatten mit gekrümmter Untersicht (Bild 4.2.1-2d)

4 Querschnittsgestaltung

a

b

c

d Bild 4.2.1-2 Ausführungsmöglichkeiten von Ortbetonkonstruktionen – Vollplatten

Bild 4.2.1-3 Ausführungsmöglichkeiten von Ortbetonkonstruktionen – Rippenplatten

x Rippenplatten für geringer belastete Plattenbrücken mit überwiegend positiven Biegemomenten; stellen den formalen Übergang zum mehrstegigen Plattenbalken dar, doch stellt sich hier durch enger gesetzte Querträger eine Plattentragwirkung ein (Bild 4.2.1-3) Bei Rippenplatten ist das gegenüber der Vollplatte geringere Gewicht und der Mehraufwand bei der Schalung und der Bewehrungsverlegung (Verbügelung der „Stege“) anzumerken. Fertigteilkonstruktionen und Mischsysteme (Fertigteile+Ortbeton): x Vollplatten mit T-Fertigteilen und Ortbetonausguss (Bild 4.2.1-4) Um die Quertragwirkung zu aktivieren, ist eine Quervorspannung notwendig (an den Auflagern sowie z. B. in den Drittelpunkten oder in Plattenmitte).

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

191

Bild 4.2.1-4 Beispiel einer Vollplatte mit T-Fertigteilen und Ortbetonausguss

Bewehrungsführung Bewehrung nicht vorgespannter orthogonaler Platten: Nicht vorgespannte Platten kommen für kleinere Brücken in Frage, wobei neben der Tragfähigkeit vor allem auch die Gebrauchstauglichkeit nachzuweisen ist (Durchbiegungen, Rissbreitenbegrenzung). Um die Langzeitdurchbiegungen an den freien Plattenrändern infolge ständiger Einwirkungen (z. B. Randbalken) nicht übermäßig ansteigen zu lassen, ist die Längsbewehrung an den Rändern reichlich zu wählen. In den Randbereichen ist die Anordnung von Bügeln üblich, wodurch „versteckte Randträger“ entstehen. Die quer zu den freien Plattenrändern verlaufenden Hauptmomentenkomponenten erfordern eine entsprechende Einfassung, z. B. durch Haarnadeln (Bild 4.2.1-5). Bei Platten mit Konsolen können Stäbe der oberen Bewehrung abgebogen werden, um das Tragvermögen für Querkräfte zu verbessern. In Hinblick auf das Verbund- und Rissverhalten sind innerhalb eines Bewehrungsnetzes die dickeren Betonstähle

Bild 4.2.1-5 Bewehrungsausbildung an freien Plattenrändern

(Hauptbewehrung) in der Innenlage, die dünneren Betonstähle (Verteilerbewehrung) in der Außenlage zu verlegen (Bild 4.2.1-5 bis Bild 4.2.1-7). Bewehrung vorgespannter orthogonaler Platten: Die vorgespannte Längsbewehrung wird zwischen dem unteren und dem oberen Bewehrungsnetz verlegt. Für eine optimale Schubübertragung wird sie an den Plattenenden bis ca. h / 3 (d. h. nicht sehr weit) über die Plattenunterkante hochgezogen. An Zwischenlagern durchlaufender Platten wird die vorgespannte Längsbewehrung möglichst hoch geführt, die Umlenkung soll auf einer möglichst kurzen Länge erfolgen. Bei Platten mit abgeschrägter Untersicht oder mit Konsolen werden Längsspannglieder nur im Bereich voller Höhe h angeordnet. Quervorspannung ist günstig in Hinblick auf Zwangsmomente infolge Querdehnung, Querspannungen infolge Temperatur sowie Zwängungen im Auflagerbereich. Bei Platten mit konstanter Dicke

Bild 4.2.1-6 Lage Hauptbewehrung – Verteilerbewehrung in der Bewehrungsführung

192

4 Querschnittsgestaltung

nalen Platte. Den aus der Lastabtragung resultierenden größten Biegemomenten und Hauptmomentenrichtungen sowie örtlichen Stützkraftkonzentrationen sind bei der konstruktiven Durchbildung besondere Aufmerksamkeit zu schenken. Wegen der Berechnung und konstruktiven Ausbildung wird auf die Literatur verwiesen, [Leonhardt, 1979] und [Czerny et al., 1984]. 4.2.1.2 Plattenbalken

Bild 4.2.1-7 Verbundgesetz für Rippenstähle für verschiedene bezogene Betondeckungen mit dem Verbundgesetz für mittlere Verhältnisse [Noakowski, 1985]

werden ca. in halber Höhe gerade Querspannglieder angeordnet, bei Platten mit abgeschrägter Untersicht entsprechend höher, bei Platten mit Konsolen in zwei Lagen. Bewehrung nicht vorgespannter schiefwinkliger Platten: Die Bewehrungsführung schiefwinkliger Platten unterscheidet sich wesentlich von der bei einer zweiseitig gelagerten orthogo-

Allgemeines Die Stege bei einer Plattenbalkenbrücke aus Beton bieten neben den im Abschnitt 4.1.2.2 schon angeführten Funktionen auch die Möglichkeit der Unterbringung der Spannglieder. Auch Betonbrücken lassen sich, wie im Bild 4.2.1-8 ersichtlich, als „Trogbrücken“ herstellen. Somit ist auch mit dem Baustoff Beton der sich dadurch ergebende Vorteil einer extrem geringen Bauhöhe nutzbar. Es gibt Konstruktionen sowohl in Ortbeton als auch mit Fertigteilen, wobei sich die beiden Typen von einander erheblich unterscheiden können. Eigenschaften Günstige Eigenschaften von Plattenbalkentragwerken aus Beton: x Gewichtersparnis gegenüber der Platte (Baustoffverbrauch, Gerüst, Schalung, Unterbauten) x Weniger Schalungsanteil als Hohlquerschnitte

Bild 4.2.1-8 Beispiel einer Trogbrücke

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

193

Bild 4.2.1-9 Mögliche Verstärkungsmaßnahmen bei Plattenbalken

x Statisch und konstruktiv ideal für Vorspannung Ungünstige Eigenschaften von Plattenbalkentragwerken aus Beton: x Mehr Schalungsanteil pro m3 Beton als bei Plattentragwerken x Längerer „Umfang“ und damit größere „Bewehrungsfläche“ als bei Plattentragwerken (mehr Bewehrungsnetze) x Ungünstiges Tragverhalten gegenüber negativen Momenten (hoch liegende Nulllinie, geringe Fläche für den Aufbau einer Druckzone). Bei Durchlaufträgern kommen lokale Verstärkungsmaßnahmen wie z. B. Stegverbreiterung, örtliche Flansche oder auch eine Ergänzung zu einem Kastenquerschnitt in Frage (Bild 4.2.1-9). Dabei sind Unstetigkeiten in der Systemlinie zu beachten. Bei Einfeldträgerketten, wie sie im Fertigteilbau oft ausgeführt werden, entfällt diese Problematik. x Dünne Gurtscheiben nicht vorgespannter Plattenbalkenkonstruktionen sind

ständig hohen Druckkräften ausgesetzt (Kriechverformungen) Konstruktionen Ortbetonkonstruktionen: Die Anzahl der Stege richtet sich u. a. nach der Breite und der Stützweite. Es kommen 1 bis 3 Stege in Frage. Bild 4.2.1-10 gibt die günstigste Anzahl der Hauptträger in Abhängigkeit von der Breite und Höhe an. Für Straßen- und Eisenbahnbrücken wählt man am häufigsten einen Querschnitt mit zwei Stegen. Nach Möglichkeit sollte man die Steghöhe großzügig wählen. Allenfalls sollte man Durchlaufträger, bei denen größere Stützensenkungen erwartet werden, eher schlank ausbilden. Stegabstand: 5–7m, bei breiten Tragwerken auch deutlich mehr. Mit Rücksicht auf das Rissverhalten sind dünne Stege günstiger als dicke. Die Hauptträgerstege werden so angeordnet, dass sie infolge ständiger Einwirkungen weitgehend torsionsmomentenfrei bleiben („ausgewogener Querschnitt“). Die Dicke der Platte hängt von deren

194

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.1-10 Diagramm für die Wahl der günstigsten Anzahl an Hauptträgern

Spannweite und dem Einspanngrad in den Stegen ab (St. Venant’sche Drillsteifigkeit). Um die Platte dem Schnittkraftverlauf anzupassen, wird sie zu den Stegen hin verstärkt (Bild 4.2.1-11), obwohl die Herstellung komplizierter ist als bei ebener Untersicht. Querträger werden an den Tragwerksenden vorgesehen, bei gekrümmten Hauptträgern auch an den Zwischenunterstützungen. Dies dient zum besseren Abtragen von Torsionsmomenten und Windkräften. Um die Stege gegen Verdrehen zu sichern, werden – besonders bei gekrümmten Hauptträgern - außerdem auch in den Drittelpunkten der einzelnen Felder Querscheiben vorgesehen, sofern es die Ausführung zulässt. Sind die Querträger mit der Tragwerksplatte monolithisch verbunden, so entstehen in der Platte Einspannmomente

in Längsrichtung. Durch Trennung dieser Elemente kann man dies vermeiden. Alternativ kann man auf Querträger verzichten, die Fahrbahnplatte und die Stege zu Halbrahmen zusammenfassen und so elastische Halbrahmen herstellen. Für detailliertere Ausführungen zur Torsionssteifigkeit der Stege siehe z. B. [Leonhardt, 1979], [Menn, 1990], [Wicke] und zum schubfesten Anschluss der Platte an die Stege siehe [Bachmann, 1978]. Fertigteilkonstruktionen bzw. Mischsysteme (Fertigteile+Ortbeton): Die Größe der Fertigteile und damit die Anzahl der Stege richtet sich u. a. nach den Transportmöglichkeiten und der Leistungsfähigkeit der Montagegeräte. Moderne Plattenbalkenbrücken in Fertigteilbauweise unterscheiden sich charakteristisch von

Bild 4.2.1-11 Gevoutete oder gekrümmte Untersicht

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

195

Bild 4.2.1-12 Mögliche Verlegung von T-Fertigteilen

Ausführungen in Ortbeton durch die größere Hauptträgeranzahl und die entsprechend kleineren Hauptträgerabstände (Stegabstand: 2–3,5 m). Dadurch sind möglicherweise erforderliche nachträglich einzubetonierende Querträger noch unangenehmer herzustellen als bei Ausführungen in Ortbeton. Zwischenquerträger sind nicht üblich. Durch die Biegesteifigkeit der Platte bei vergleichsweise eng liegenden Hauptträgern erhält man eine weitaus bessere Querverteilung der Lasten als bei den Ortbetonquerschnitten mit ihren fallweise weitgespannten Fahrbahnplatten. Folgende Bauweisen werden genannt:

me in der Platte werden durch Ortbeton ergänzt. Schließlich wird die Platte mit geraden Spanngliedern quer vorgespannt (Bild 4.2.1-13). x TFertigteile werden „Mann an Mann“ verlegt. Die obere Fläche wird mit Ortbeton mit einer Schichtdicke von etwa 20 cm vergossen (Bild 4.2.1-14). Durch Schlaufen an den Fertigteilen wird die Ortbetonschicht mit den Fertigteilen schubfest verbunden. Ein besonderes Problem stellt das Schwinden der nachträglich aufgebrachten Ortbetonschicht dar.

x T-Fertigteile werden mit 20 cm bis 30 cm Abstand verlegt. Die Zwischenräume in der Platte werden durch Ortbeton ergänzt. Schließlich wird die Platte mit geraden Spanngliedern quer vorgespannt (Bild 4.2.1-12). Die Fertigteile können im Spannbett oder nachträglich vorgespannt werden. x T-Fertigteile werden mit entsprechendem Abstand verlegt. Die Zwischenräu-

4.2.1.3 Kastenquerschnitt Eigenschaften Günstige Eigenschaften von Kastentragwerken aus Beton: x Gut geeignet für Vorspannung, diese ist effektiver als bei der Platte x Ideal für automatisierte Herstellungsverfahren (Freivorbau, Taktschieben, usw.)

Bild 4.2.1-13 Mögliche Verlegung von T-Fertigteilen

196

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.1-14 Mögliche Verlegung von T-Fertigteilen

Bild 4.2.1-15 Günstige Querschnittsabmessungen für einen Kastenquerschnitt

Ungünstige Eigenschaften von Kastentragwerken: x Größter Schalungsanteil pro m3 Beton x Längster „Umfang“ und damit größte „Bewehrungsfläche“ (größte Anzahl an Bewehrungsnetzen) Konstruktion Nach [Schlaich/Scheef, 1982] und [Wicke] sind folgende Anhaltspunkte für die Festlegung günstiger Querschnittsabmessungen gegeben: Bild 4.2.1-15, Tabelle 4.2.1-2. Bei größeren Querschnitten wird die Fahrbahnplatte mindestens 25 cm dick sein müssen (h3 t 25 cm). Die Einführung schwererer Einzelfahrzeuge kann dickere Platten notwendig machen (keine Druckbewehrung bei Platten). 15 cm am Konsolenende (h1 = 15 cm) reichen bei sorgfältiger Ausführung und nicht quervorgespannter Platte aus.

Ein Beispiel für einen kleinen Hohlquerschnitt zeigt Bild 4.2.1-16. Es handelt sich dabei um den Querschnitt von Spannbeton – Fahrwegträgern der Transrapid Magnetschnellbahn in Deutschland. Diese als

Tabelle 4.2.1-2 Günstige Querschnittsabmessungen für einen Kastenquerschnitt Größe

Beispiele

h1

t20 cm

h3

t20 cm

h4

t30 cm (bzw. 20 cm + ‡Hüllrohr)

h5

t15cm

lVoute/lPlatte

d0,2 (oder auch = 0,5)

h1 : h2

1 :2 … 1 : 3

h 3 : l3

1 : 30 (wegen Beulgefahr)

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

197

Bild 4.2.1-16 Formtreue Vorspannung – Spannbetonträger TVE [Hilliges, 1997]

Bild 4.2.1-17 Querschnitt der Reichsbrücke mit verschiedenen Funktionsebenen [Pauser, 1987]

Einfeldträger konzipierten Fertigteile wurden hauptsächlich mit Feldweiten von 25 m und 31 m ausgeführt. Das besondere Kennzeichen dieser Träger ist ihre formtreue Vorspannung. Diese wird durch in den Trägerstegen bogenförmig geführte Spannglieder erreicht. Plastische Durchbiegungen während der Betriebsdauer werden vermieden und die geforderte Langzeitbeständigkeit wird gesichert. Ein Beispiel für einen multifunktional genutzten Querschnitt zeigt Bild 4.2.1-17. Es handelt sich dabei um jenen der neuen

Reichsbrücke in Wien. Die Besonderheit ist die Zweistocklösung mit der U-Bahn in den beiden Kästen und der Straße auf dem Deck. Die Herstellung erfolgte als Freivorbau pro Brückenhälfte in einem Querschnitt inklusive Fußgängerkonsole. Die Tendenz geht auch bei großen Tragwerksbreiten immer mehr zum einzelligen Kastenquerschnitt. Die Ausführung erfolgt mit Quervorspannung der Deckplatte. Bild 4.2.1-18 zeigt Querschnitte der Skye Bridge. Es handelt sich dabei um eine Rahmenbrücke mit vertikalen Pfeilern

198

4 Querschnittsgestaltung

Über der Stütze 102 Spannglieder 19 × 0.62″ 46 cm

σ b,vo =

mittlere Druckspannung aus Vorspannung 46

- 8.2 MPa

σ b,vo = - 11.1 MPa

32 Spannglieder 19 × 0.62″ in Feldmitte

Bild 4.2.1-18 Querschnitte und Anordnung der Vorspannung [Baumann, 1996]

und großen Stützweiten (125 + 250 + 125 = 500 m). Bei der Planung wurden an das Tragwerk auf Grund der einmaligen landschaftlichen Situierung hohe gestalterische Anforderungen gestellt. Durch die Formgebung der Seitenflächen (Stege, Übergang zur Bodenplatte) und durch die Oberflächenstrukturierung der Stege (lotrechte Rippen) konnten Licht – Schatteneffekte wirkungsvoll ausgenutzt werden. Besondere Beachtung wurde auch der Gestaltung der Randbalken geschenkt. Das Erscheinungsbild der an sich schon sehr

schlanken Rahmenkonstruktion wurde durch diese Gestaltungselemente zusätzlich verbessert. Bei sehr breiten Brücken mit getrennten Richtungsfahrbahnen (Autobahnen, Schnellstraßen), aber auch bei zweigleisigen Eisenbahnbrücken werden oft zwei unabhängige Tragwerke gefordert. Man erhält damit ein System mit viel geringerer Quersteifigkeit, hat aber Vorteile im Fall von Sanierungsmaßnahmen. Ein Beispiel dafür stellt die Talbrücke Schnaittach der Autobahn A9 Berlin – Nürnberg dar, siehe Bild

Bild 4.2.1-19 Regelquerschnitt der Talbrücke Schnaittach [Riedmann, 1998]

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

4.2.1-19. Zwei- und mehrzellige Kästen sind allenfalls bei im Verhältnis zur Konstruktionshöhe sehr breiten Tragwerken sinnvoll (Tragwerksbreite/Konstruktionshöhe > 6 : 1). Mehr als 3 oder 4 Stege verbessern die Querverteilung praktisch nicht und sind daher unüblich. Nach Möglichkeit sollte die Konstruktionshöhe nicht zu knapp gewählt werden, allenfalls sollte man Durchlaufträger, für die größere Stützensenkungen erwartet werden, eher schlank ausbilden. Die Stege müssen die Druckkräfte infolge Querkraft und Torsion in den schrägen Druckstreben aufnehmen können. Ein „ausgewogener Querschnitt“ wie beim Plattenbalken hat beim Kasten keine Bedeutung, wodurch die Formfindung weniger eingeschränkt ist. Wie beim Plattenbalken wird auch hier die Fahrbahnplatte zu den Stegen hin verstärkt (gevoutete oder gekrümmte Untersicht), um die Platte dem Schnittkraftverlauf anzupassen, obwohl die Herstellung komplizierter ist als bei ebener Untersicht. Die Berechnung des Tragwerks als torsionssteifer Stab geht von einem formtreuen Querschnitt aus. Querschotte sind fertigungsmäßig unangenehm. An den Tragwerksenden müssen sie jedoch unbedingt angeordnet werden („Endquerscheiben“), auch an den Zwischenauflagern werden im Allgemeinen Querschotte vorzusehen sein (Aufnahme großer Torsionsmomente). Querschotte im Feld sind bei großen Stützweiten erforderlich (nach [Wicke] eventuell ab 60 m, auf jeden Fall ab 100 m). Können Querschotte nicht angeordnet werden (befahrbarer Kasten), sind lokale Querrahmen auszubilden. In diesem Fall ergeben sich Zusatzbeanspruchungen aus der Querschnittsverformung.

199

4.2.2 Stahlbrücken

Francesco Aigner und Thomas Petraschek 4.2.2.1 Orthotrope Platte Ausgehend von der durch die Anforderungen vorgegebenen Querschnittskontur und der Dicke der Fahrbahnbeläge folgt bei Stahlbrücken das Deckblech dem Querschnitt. Alle Stufen, die im Bereich vom Übergang von der Fahrbahn zum Gehweg, Radweg oder Mittelstreifen entstehen, alle Querneigungen usw. vollzieht das Stahlblech mit. Eine stufenlose Querschnittsgestaltung würde das Brückendeck von Stahlbrücken wesentlich vereinfachen, die Ausführung scheitert aber meistens aus Gründen der Verkehrssicherheit. Um vertikale Lasten aus Eigenlast, vor allem aber aus dem Verkehr, zu übertragen, muss das Deckblech mit einer Dicke t t 12 mm bei Straßenbrücken und t t 14 mm bei Eisenbahnbrücken mit Schotterbett ausgesteift werden. Die Aussteifung erfolgt durch Längs- und Querträger, die mit dem Deckblech und untereinander schubfest verbunden (verschweißt) werden. Eine Fahrbahnplatte, bestehend aus miteinander schubfest verbundenem Deckblech und Längs- und Querträgern, wird wegen der in zwei zueinander orthogonalen Richtungen gegebenen Anisotropie in den Biegeund den Schubsteifigkeiten orthogonal anisotrope, kurz orthotrope, Fahrbahnplatte oder auch Stahlleichtfahrbahn genannt. Das System ist im Bild 4.2.2-1 dargestellt und z. B. bei der Hochbrücke Brunsbüttel, siehe Bild 4.2.2-2, praktisch zur Anwendung gekommen. Bei Eisenbahnbrücken mit Schotterbett und bei Fußgängerbrücken können eventuell die Längssteifen entfallen und nur in engen Abständen liegende Querträger angeordnet werden (Bild 4.2.2-3). Grundprinzip der Konstruktion ist, dass die Längsträger über die gesamte Brücken-

200

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.2-1 Hauptträger mit orthotroper Platte [Kindmann/Krawinkel et al., 1999]

Bild 4.2.2-2 Orthotrope Platte bestehend aus 5 Streifen bei der Montage

länge biegesteif durchlaufen und die Querträger meist in A-Form mit entsprechend ausgeschnittenen Stegen auf die Längsträger aufgekämmt (möglichst nicht aufgefädelt) werden (Bild 4.2.2-4). Als Längsträger werden offene Profile wie Flachstähle, Wulstflachstähle oder halbierte ,-Querschnitte (Bilder 4.2.2-5, 4.2.2-6), oder geschlossene Profile wie Winkel und dreieck- und trapezförmige Steifen (Bilder 4.2.2-7, 4.2.2-8) verwendet.

Da bei geschlossenen Profilen zur Unterstützung des Deckblechs nur die halbe Anzahl der Schweißnähte gegenüber offenen Profilen erforderlich ist, werden heute aus wirtschaftlichen Gründen überwiegend geschlossene Profile, meist Trapezprofile, als Längsträger verwendet. Außerdem weisen geschlossene Profile um zwei bis drei Zehnerpotenzen größere St. Venant’sche Torsionssteifigkeiten und geringere äußere Beschichtungsflächen als

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

201

Bild 4.2.2-3 Eisenbahnbrücke mit querorientierter orthotroper Platte [DS 804]

Bild 4.2.2-4 Verbindung Längsträger – Querträger [Kindmann/Krawinkel et al., 1999]

202

Bild 4.2.2-5 Flachstahlsteife

offene Profile auf. Die höhere Torsionssteifigkeit führt zu einer besseren Querverteilung der konzentrierten Radlasten und vermindert somit die örtliche Verformung des Deckblechs, wodurch die Lebensdauer des Belags erhöht wird. Bei Straßenbrücken müssen die Unterstützungen des Deckblechs durch die Längsträger in einem Abstand a, e d 25 t erfolgen, bei Eisenbahnbrücken mit Schotterbett muss a, e d 40 t sein (Bild 4.2.2-9). Die Abstände der Querträger richten sich nach der Höhe der Längsträger. Bei offenen Profilen beträgt der Querträgerabstand üblicherweise bei Straßenbrücken 2,5 bis 4,0 m, bei Eisenbahnbrücken 2,0 bis 3,0 m, bei geschlossenen Profilen bei Straßenbrücken 3,5 bis 5,0 m, bei Eisenbahnbrücken 3,0 bis 4,5 m. Die Stahlleichtfahrbahn wird durch die Hauptträger unterstützt und bildet gleichzeitig deren Obergurt. Der Haupttragwerksbalken kann als offener Querschnitt – Plattenbalkenquerschnitt – oder als geschlossener Querschnitt – Kastenquerschnitt – ausgebildet werden. Auf beide Möglichkeiten wird in den folgenden Abschnitten 4.2.2.2 und 4.2.2.3 näher eingegangen.

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.2-6 Wulstflachstahl-Steife

Bild 4.2.2-7 Trapezsteife für Straßenbrücke

4.2.2.2 Plattenbalken Plattenbalkenquerschnitte aus Stahl bestehen aus der orthotropen Fahrbahnplatte und mindestens zwei Hauptträgerstegen und Hauptträgergurten, die alle schubfest miteinander verbunden sind. Im Stahlbau werden bei ausreichender Konstruktionshöhe aus wirtschaftlichen Gründen immer nur zwei Hauptträger ausgebildet (Bild 4.2.2-10). Nur wenn die Konstruktionshöhe gering ist, so dass die Querträger diese bereits aus-

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

203

Bild 4.2.2-8 Trapezsteife für Eisenbahnbrücke [Kindmann et al., 1999]

Bild 4.2.2-9 Abstände a, e in Abhängigkeit von t [Kindmann et al., 1999] Bild 4.2.2-11 Mehrstegiger Plattenbalken – Trägerrost [Weitz, 1975]

Bild 4.2.2-10 Zweistegiger Plattenbalken

füllen, werden mehrere Hauptträger ausgeführt. Man gelangt damit zu einem mehrstegigem Plattenbalkenquerschnitt. Aus dem Zusammenwirken von Haupt- und Querträgern entsteht ein Trägerrost (Bild 4.2.2-11).

Plattenbalkenquerschnitte können auch mit Fachwerk-Hauptträgern gebildet werden. Bei Deckbrücken bildet die orthotrope Fahrbahnplatte den Obergurt der Fachwerke. Trogbrücken, bei denen die Hauptträger die Fahrbahn überragen, werden mit vollwandigen Hauptträgern bei Straßenbrücken heute nicht mehr ausgeführt, bei Eisenbahnbrücken nur dann, wenn die Oberkante der Hauptträger tiefer als die Unterkante der Waggonfensterunterkante liegt. Trogbrücken mit Fachwerk-Haupt-

204

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.2-12 Fachwerk Eisenbahnbrücke, Fahrbahn unten [DS 804]

trägern werden sowohl bei Straßen- als auch bei Eisenbahnbrücken ausgeführt, da die Fachwerke den Ausblick nach der Seite hin nur geringfügig beeinträchtigen. Die Fahrbahn liegt dann entweder mitwirkend zwischen den Gurten oder bildet selbst die Untergurte der Fachwerk-Hauptträger (Bilder 4.2.2-12). 4.2.2.3 Kastenquerschnitt Der einfachste Fall ist der Kastenquerschnitt aus Stahl mit zwei Stegen, wobei diese lotrecht oder auch geneigt ange-

ordnet werden können (Bilder 4.2.2-13, 4.2.2-14). Da aus statischen Gründen und wegen der dann erforderlichen dichten Aussteifungen das Bodenblech nicht zu dünn gewählt werden sollte (t t 10 mm), und da die erforderliche Fläche des Bodenblechs immer kleiner als die des Deckblechs mit örtlicher Plattenbeanspruchung ist, müssen bei Kastenquerschnitten die Stege der Hauptträger meist in engeren Abständen als bei offenen Querschnitten angeordnet werden. Eine Schrägstellung der Stege kommt diesen Anforderungen und der

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

Bild 4.2.2-13 Kasten mit lotrechten Stegen [Weitz, 1975]

205

Bild 4.2.2-14 Kasten mit schrägen Stegen [Weitz, 1975]

Bild 4.2.2-15 Kastenquerschnitte mit Schrägstreben [Weitz, 1975]

Pfeilerbreite entgegen. Deshalb ergeben sich bei Kastenquerschnitten oft weit auskragende Fahrbahnteile, die wegen der Querbiegung zu Längsrissen im Fahrbahnbelag führen können. Aus diesem Grund kann es bei Kastenquerschnitten angebracht sein, diese Kragarme durch Schrägstreben abzustützen (Bild 4.2.2-15). Schrägstreben können bei jedem Querträger oder nur bei den Querscheiben angeordnet werden. Im letzteren Fall müssen lastverteilende Längsträger die dazwischenliegenden Kragarme stützen. Bei breiten Brücken, insbesondere bei Mittelträgerbrücken, können auch Kastenquerschnitte mit einem oder mit zwei Mittelstegen d. h. als mehrzellige Kastenquerschnitte ausgeführt werden (Bild 4.2.2-16). Brücken mit Autobahnbreite werden oft mit zwei einzelligen Kastenquerschnitten ausgeführt (Bild 4.2.2-17). Dies hat den Vorteil, dass auch die halbe Brücke ein tragfähiges Bauwerk bleibt. Auch Querschnitte für Trogbrücken können aus zwei vollwandigen Kastenquerschnitten mit dazwischenliegender Fahrbahn ausgeführt wer-

den. Bei schiffbaren Wasserläufen mit Radarnavigation können von unten eingesehene parallele, ungegliederte innere Stegflächen zu einer Vielfachreflexion des Radarstrahls führen und auf dem Radarschirm ein scheinbar zweites, weiter weg liegendes Brückentragwerk anzeigen. Deshalb sind solche Stege gegeneinander um mindestens 10q zu neigen oder weitere Maßnahmen (z. B. Netze) anzuordnen, die Vielfachreflexionen verhindern. Bei Steg- und Bodenblechen muss beachtet werden, dass diese bei Druck- und/ oder Schubbeanspruchungen ausbeulen können. Deshalb werden auch diese Bleche meist durch Längs- oder Quersteifen ausgesteift, so dass orthotrope Scheiben (Beanspruchung in der Tragwerksebene) entstehen. Um die Forderung der Statik nach der Erhaltung der Querschnittsform (formtreuer Querschnitt) zu erfüllen, werden die Querträger der orthotropen Fahrbahnplatte und die Quersteifen der Steg- und Bodenbleche biegesteif zu Querrahmen verbunden. An allen Stellen, an denen konzentrierte Lasten in den Querschnitt ein-

Bild 4.2.2-16 Dreizelliger Kastenquerschnitt für eine Mittelträger-Schrägkabelbrücke [Weitz, 1975]

Bild 4.2.2-17 Doppelkasten mit schrägen inneren Stegen [Weitz, 1975]

206

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.2-18 Plattenbalkenquerschnitt mit Fachwerk-Querverband – Autobahnbrücke Karlsruhe – Durlach

geleitet werden (z. B. Auflager, Seil- und Kabeleinleitungen, Bogeneinleitungen) und meist in den 1/3- oder 1/4-Punkten einer Stützweite werden entweder Querscheiben oder Querverbände angeordnet, die die Querschnittsform erhalten und konzentrierte Lasten auf den Querschnitt verteilen. (Bild 4.2.2-18). 4.2.2.4 Fertigung der Stahlbrücke auf der Baustelle Für die Fertigung muss der Brückenquerschnitt in Sektionen eingeteilt werden, deren Abmessungen und Gewichte den Transport von der Werkstatt zur Baustelle und dort die Montage mit dem eingesetzten Hebezeug gestatten. Diese Sektionen sind im Allgemeinen längsorientiert und nur in Ausnahmefällen an Auflagern oder Krafteinleitungen querorientiert. Ihre Abmessungen richten sich nach den im Handel erhältlichen Blechgrößen. Üblicherweise beträgt die Breite 2,0 bis 3,8 m und die Länge ein ganzzahliges Vielfaches der Querträgerabstände, meist 12 bis 25 m. Dabei muss darauf geachtet werden, dass bei Hauptträgern bis max. 3,5 m Höhe Steg, Obergurt und Untergurt eine Einheit

bilden, die bei der Montage die Querschnittsform der Höhe nach festlegt und entsprechende Biegesteifigkeit aufweist (Bilder 4.2.2-19, 4.2.2-20). Bei hohen Trägern wird wegen des Transports der Querschnitt durch einen Längsstoß in einen oberen Teil – Steg mit Deckblech – und einen unteren Teil – Steg mit Untergurt bzw. Bodenblech – geteilt und beide Teile in der Nähe der Baustelle auf einem Vormontageplatz zum Hauptträger zusammengefügt. Maßgebend für die Einteilung des Querschnitts in Sektionen können auch alle Abstufungen des Querschnitts werden. Die Breiten der Sektionen werden so gewählt, dass die Längsstöße zwischen den Steifen, insbesondere zwischen den Trapezprofilen, zu liegen kommen. Längsstöße werden heute praktisch ausschließlich stumpf verschweißt. Für das Deckblech haben sich dabei Steilflankennähte auf Stahlplättchen oder auf keramischer Badsicherung als wirtschaftlich herausgestellt, die mit Unterpulver-Schweißautomaten gezogen werden können. Längsstöße in Stegund Bodenblechen werden mit V-Nähten, X-Nähten oder Steilflankennähten mit Badsicherung ausgebildet. Die an den Längsstößen ebenfalls zu stoßenden Querträger

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

207

Bild 4.2.2-19 Aufteilung eines Brückenquerschnitts in Sektionen – Oberkasseler Brücke, Düsseldorf [Weitz, 1975]

Bild 4.2.2-20 Sektionen der Oberkasseler Brücke, Düsseldorf, bei der Montage

208

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.2-21 Montagestöße des Deckblechs, quer (links), längs (rechts) [Kindmann/Krawinkel et al., 1999]

und Quersteifen werden entweder mit GV-Laschenstößen verbunden oder ebenfalls stumpf mit V- und/oder X-Nähten verschweißt (Bild 4.2.2-21). Um die Quernähte in den Blechen ziehen zu können, müssen sie von beiden Seiten zugänglich sein. Man lässt deswegen Ausschnitte (Fenster) in den Längssteifen

beiderseits des Querstoßes frei. Nach dem Schweißen der Quernähte in den Blechen werden die nach Naturmaß gefertigten Längsträger-Fensterstücke erst bei der Montage stumpf eingeschweißt (Bilder 4.2.2-22 bis 4.2.2-24). Ein wesentliches Gestaltungselement für den Brückenquerschnitt stellt der Randträ-

Bild 4.2.2-22 Montagestoß einer Trapezblechsteife [Kindmann/Krawinkel et al., 1999]

Bild 4.2.2-23 Querstoß mit Fenstern in den Trapezprofilen – Donaubrücke U6, Wien

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

209

Bild 4.2.2-24 Einschweißen der Fensterstücke – Donaubrücke U6, Wien

ger dar. Dieser sollte aus optischen Gründen ausreichend steif sein und auch einen ausgesteiften unteren Rand besitzen, da an diesem die harmonische Form des Tragwerks abgelesen werden kann, „Wellen“ vor allem im Streiflicht stark sichtbar werden und den optischen Eindruck schmälern. Eine helle Außenbeschichtung des Randträgers lässt jede Brücke schlanker erscheinen und betont die Längserstreckung (Bild 4.2.2-25, s. S. 210).

4.2.3 Verbundbrücken

Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 4.2.3.1 Allgemeine Kriterien Verbundbrücken werden heute überwiegend als vollwandige Balkenbrücken ausgeführt. Gegenüber Spannbetonbrücken haben sie den Vorteil der geringeren Bauhöhe und des geringeren Konstruktionsgewichts bei gleichzeitig rascher Montage ohne Verkehrsbehinderung. Gegenüber der reinen Stahlbauweise bietet die Verbundbauweise entscheidende Kostenvorteile, weil sie die ‚teure‘ orthotrope Stahlfahrbahn durch die

günstigere Betonfahrbahn ersetzt. ‚Teuer‘ ist die orthotrope Stahlfahrbahn durch den hohen Aufwand an Schweißarbeiten. In Hochlohnländern wie Deutschland, Österreich oder Schweiz überwiegt von den beiden Anteilen der Gesamtkosten Material und Lohn der Anteil der Lohnkosten. Im Sinne der Wirtschaftlichkeit wird also die Querschnittsgestaltung darauf abzielen, den Lohnkostenanteil und dabei insbesondere den Anteil der Schweißarbeiten zu minimieren. Auch wenn heute nach wie vor Kostenreduktion und Wirtschaftlichkeit Hauptkriterien zur Bauwerksgestaltung darstellen, kommen weitere ebenso wichtige dazu, wie x Bauzeitverkürzung x Dauerhaftigkeit und Unterhaltungsfreundlichkeit x Ästhetische Gestaltung. Gerade das zuletzt genannte Kriterium verlangt z. T. ein Umdenken der Ingenieure, die besonders im Brückenbau auch für die Wahl einer ästhetischen, wohlproportionierten Form und die Einfügung der Brücke in die Landschaft verantwortlich sind. Wie die Beispiele noch zeigen werden, beeinflussen diese Kriterien nicht nur das

210

Bild 4.2.2-25 Randausbildung einer Eisenbahnbrücke [DS 804]

4 Querschnittsgestaltung

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

211

Brückensystem sondern sehr wesentlich auch die Entscheidung für eine bestimmte Querschnittsform. Grundsätzlich lassen sich offene Plattenbalkenquerschnitte und geschlossene Kastenquerschnitte unterscheiden.

x die Ausbildung nur weniger eher dicker Bauteile und x die Aufteilung in große Montageeinheiten, hier die beiden Hauptträger, so daß die Anzahl der Montagestöße und die aufwändige Montageschweißarbeit minimiert werden.

4.2.3.2 Plattenbalken oder Kastenquerschnitt

Als Beispiel für eine der vielen Straßenbrücken mit zweistegigem Plattenbalken zeigt Bild 4.2.3-2, die Böckinger Brücke in Heilbronn [Engländer et al., 1997]. Hier gelang es sogar, den Wettbewerb mit einer Stahlverbundkonstruktion als Sonderentwurf gegenüber der ausgeschriebenen, als Ersatz für die alte Spannbetonbrücke geplanten Spannbetonlösung zu gewinnen. Wesentliches Kriterium war die durch den Querschnitt bedingte günstige Montagemöglichkeit der Verbundkonstruktion. Da auch während der Bauzeit das Schifffahrtsprofil freizuhalten war, hätte der Spannbetonkastenträger das fast 100 m breite Flussfeld im Freivorbau überbrücken müssen. Die zwei Stahlhauptträger konnten mit einem schweren Autokran in großen vorgefertigten Stahlschüssen von 20 bis 30 m montiert werden, bis schließlich von beiden Seiten etwa 40 m lange Kragarme ins Flußfeld hineinreichten, so dass auch die beiden Hauptträgerschlussstücke von etwa 20 m dazwischen eingehängt und verschweißt werden konnten. Auf diese fertiggestellte Stahlkonstruktion stützte sich dann die Schalungskonstruktion zur Herstellung der Verbundplatte ab. Die Stahlträger wirkten also quasi als Schalungsträger. Interessant ist das Beispiel der Böckinger Brücke in Heilbronn auch, weil im Bereich des einen ca. 40 m langen Seitenfelds der über drei Felder durchlaufenden Verbunddeckbrücke statt des zweistegigen Plattenbalkens ein Kastenträger ausgebildet wurde. In diesem Bereich erzeugt eine starke Krümmung von R = 110 m so hohe Abtriebskräfte, dass sie mit den leichten Quer-

Das Beispiel der Eisenbahnbrücken Melk [Pommer, 1995], [Glatzl/Pommer, 1995] ist ein für Verbundbrücken sehr typischer zweistegiger Plattenbalken. Durch die einfache sparsame Querschnittsform mit wenigen Längs- und Queraussteifungen werden vor allem der Umfang der Schweißarbeiten und damit die Fertigungskosten reduziert. Eine weitere Besonderheit der Eisenbahnbrücken Melk ist die gewählte Stahlgüte. So wurde bei den Verbundbrücken die Stahlkonstruktion von etwa 1540 t in wesentlichen Teilen aus thermomechanisch gewalztem Stahl der Güte DIMC355B hergestellt. Es wurden Materialdicken bis zu 90 mm verarbeitet, die dicksten Gurte bestanden aus zwei Lamellen 1400 × 90 mm. Thermomechanisch gewalzte Stähle können aufgrund des geringen Kohlenstoffgehalts und der guten Kerbschlagzähigkeit mit erheblich geringerer Vorwärmleistung als übliche Stähle auch in größeren Blechdicken verschweißt werden. Größere Blechdicken führen zu einer geringeren Zahl von Einzellamellen. Ermüdungswirksame Kerben, wie die Lamellenenden und die Verbindungsnähte, werden dadurch vermieden, so dass neben der Kostenersparnis auch die Dauerhaftigkeit der Konstruktion verbessert wird. Der Plattenbalkenquerschnitt der Eisenbahnbrücken Melk ist also ein Beispiel für einige moderne Grundsätze zur wirtschaftlichen Querschnittsgestaltung: x die Gestaltung klarer einfacher Querschnittsformen mit nur wenigen Verbindungsnähten

212

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.3-1 Brücke Melk

Bild 4.2.3-2 Böckinger Brücke, Montage der Stahlträger

rahmen des offenen Plattenbalkenquerschnitts nicht mehr aufzunehmen sind. Die Entscheidung für einen Kastenquerschnitt wird also in sehr vielen Fällen wegen der Notwendigkeit einer erforderlichen hohen Torsionssteifigkeit gefällt. Geschlossene Kastensysteme werden heute nicht mehr nur bei gekrümmten Brücken eingesetzt. Die Bauherren sehen wegen der glatten Außenflächen auch Vorteile für die spätere Unterhaltung. Neben gerin-

geren Anstrichkosten – die Innenflächen der Kästen erhalten meistens nur zwei und nicht drei Deckbeschichtungen – spielt der Taubenschutz eine Rolle. Offene Plattenbalkenquerschnitte [Kuhlmann, 1995] führen z. T. zu erheblichen Problemen durch die breiten ausladenden Untergurte, auf die sich Tauben und andere Vögel niederlassen und nisten. Wenn man alte Brücken und Bahnhöfe insbesondere im Stadtbereich betrachtet, kann man sich

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

vorstellen, daß es sich hier nicht nur um Verschmutzungsprobleme handelt, sondern dass auch der Korrosionsschutz auf Dauer in Mitleidenschaft gezogen wird. Mit einem erheblichen Aufwand werden deshalb bei offenen Querschnitten heute Gitterroste oder Schutznetze vorgesehen. In anderen Bereichen schweißt man zwischen Steg und Untergurt Schrägbleche ein. Da diese Schrägbleche durch das Verschweißen zu tragenden Querschnittsteilen werden, gelten für sie die gleichen hohen Anforderungen in Bezug Schweißnahtausbildung und -kontrolle und konstruktiver Detailausführung. Besonders an den Kreuzungsstellen von Querträgern und Hauptträgern entstehen durch die Untergurtschrägbleche der beiden Tragglieder fertigungstechnisch komplizierte Verschneidungspunkte. Gitterroste oder auch Netze sind einfachere und weniger kostenträchtige Lösungen. Vorteile in der Unterhaltung und ästhetische Kriterien führen bei einer Vielzahl neuer Verbundbrücken insbesondere im Zuge des Ausbaus des neuen Verkehrs-

213

netzes in den neuen deutschen Bundesländern zur Wahl eines einzelligen Kastenquerschnitts in Stahlverbundbauweise. Dabei werden die Stege bei konstanter Untergurtbreite geneigt, so dass eine gleichmäßige Brückenuntersicht entsteht. Durch diese geneigten, unter der auskragenden Platte zurückgesetzten Stege wird der Eindruck eines besonders schlanken Tragwerks verstärkt. Beispiele sind die Elbebrücke Torgau, die Talbrücken Siebenlehn und Wilkau-Haßlau oder die Elbebrücke Vockerode, siehe Bilder 4.2.3-3 und 4.2.3-4, [Grabein et al., 1995], [Seifried/Stetter, 1996], [Saul et al., 1999] und weitere Beispiele in [BMV, 1997]. Diese Brücken sind in der Regel in Längsrichtung gevoutet und verfügen im Bereich des hohen Stützquerschnitts über einen sogenannten Doppelverbundquerschnitt. Ein jüngeres Beispiel hierfür ist die Innbrücke Neuötting [Langen et al., 2000], siehe Bild 4.2.3-5, mit einem Betonverbunduntergurt über eine Länge von 40 bis 50 m rechts und links der Flusspfeiler in variabler Dicke von 40 cm am Anfang des

Bild 4.2.3-3 Verbundbrücke Vockerode; Übersicht

214

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.3-4 Verbundbrücke Vockerode, Regelquerschnitte

Bild 4.2.3-5 Innbrücke Neuötting: Doppelverbund am Stützquerschnitt

Betongurts bis zu 1,20 m über der Pfeilerachse. Da der Betongurt das Stabilitätsverhalten des Stahluntergurtblechs und der Stegbleche im negativen Momentenbereich über der Stütze positiv beeinflusst, können für die Stahlbleche wesentlich geringere Dicken gewählt werden. Die Kopplung der Betonuntergurtplatte an die Stahlkonstruktion erfolgt durch Kopfbolzendübel vorwiegend in zwei Bereichen x im Übergangsbereich zwischen reinem Stahluntergurt und Verbunduntergurt zur Druckkrafteinleitung über die gesamte Untergurtbreite x im übrigen Untergurtverbundbereich vor allem im stegnahen Untergurt bis zur ersten Längssteife und durch horizontale Dübel an den Stegen selber.

Wissenschaftliche Untersuchungen betreffen zum einen die Dübelkraftverteilung in der Untergurtplatte [Ibach, 2001], zum anderen die Angabe der reduzierten Dübeltragfähigkeit bei einer horizontalen Anordnung der Dübel unmittelbar unter der Betonoberfläche [Breuninger, 2000]. Zusätzliche Überlegungen hinsichtlich Kriechen und Schwinden des Betons und der gegenseitigen Beeinflussung der Betonteile im Querschnitt sind erforderlich, wenn der Fahrbahnquerschnitt in Brückenlängsrichtung vorgespannt ist, wie z. B. bei der ältesten Doppelverbundbrücke, der Innbrücke Wasserburg [Bilfinger et al., 1988] oder bei der Moselbrücke Bernkastel-Kues [Kuhlmann, 1996]. Da für die Bemessung des Stahluntergurtblechs der Bauzustand, also das Betonieren des Betonuntergurts maßgebend ist,

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

215

Bild 4.2.3-6 Querschnitt Diepmannsbachtalbrücke

das zur Begrenzung der Spannung dann unter Umständen in mehreren Lagen erfolgen muss, stellt sich die Frage, ob man mit dem Stahluntergurtblech nicht ein sehr teures „Schalungsblech“ hat, auf das man auch ganz verzichten könnte. Fertigung und Montage sind sehr wichtige Kriterien zur Festlegung des geeigneten Querschnitts, und so sind die einfache Zugänglichkeit und Montierbarkeit nach wie vor die Hauptvorteile der offenen aus einzelnen Hauptträgern zusammengesetzten Querschnitte gegenüber dem ein- oder mehrzelligen Kastenträger, der in der Regel nicht als geschlossene Einheit transportiert werden kann. Eine Kombination beider Querschnittsformen macht sich die Vorteile beider zu Nutze. Bild 4.2.3-6 zeigt das Bild des Querschnitts der Diepmannsbachtalbrücke, die in der Nähe von Remscheid – Lennep die Bundesautobahn A1 im Grundriß mit einer Krümmung von R = 1000 m über das reizvolle Diepmannsbachtal führt. Diese Brücke wurde neben der bestehenden alten Brücke erstellt, um die Fahrbahn von vier auf sechs Spuren zu erweitern. Ziel war es, die neue Brücke so zu gestalten, dass die Ansicht auf das alte als Denkmal geschützte Bauwerk nicht gestört wurde. So wurde eine sehr leichte Brücke gewählt, die sich mit ihren Stützweiten an die Spannweiten der alten Mauerwerks-

bogen von 25 m im doppelten Raster von 50 m anpaßt. Der Querschnitt besteht aus zwei kleinen ca. 2 m breiten Stahlkästen, die mit einer durchlaufenden Platte verbunden sind. Dieser Querschnitt vereinigt die Vorteile der Torsionssteifigkeit und glatten Ansichtsflächen geschlossener Querschnitte mit der einfachen Montierbarkeit der typischen Plattenbalken. Diese Lösung ermöglicht auch eine optimale Stützung der Verbundplatte durch die Kastenstege, so dass die Betonplatte auch im Querschnitt schlaff bewehrt werden konnte. Der Zusammenhang zwischen Fahrbahnplattenerstellung und Querschnittsgestaltung wird im Folgenden behandelt. 4.2.3.3 Einfluss der Fahrbahnplatte auf die Querschnittsgestaltung Die Betonfahrbahnplatte übernimmt im Verbundbau eine Doppelfunktion: x In Querrichtung wirkt sie als Platte, die die Lasten zu den Längsträgern ableitet. x In Längsrichtung bildet sie den Obergurt des Verbundquerschnitts und wirkt als Scheibe. Beide Funktionen führen zu Zugspannungen im Beton: In Querrichtung erhält die Platte Zug aus der Durchlaufwirkung

216

über den Längsträgern, in Längsrichtung reißt der Obergurt im Bereich negativer Momente an den Auflagern. Früher wurden diese Zugspannungen durch Vorspannung mit Spanngliedern in beide Richtungen überdrückt. Die Erfahrungen der letzten Jahre mit Schäden an Spannbetonbrücken haben in letzter Zeit jedoch zu einer Zurückhaltung gegenüber der Vorspannung mit nachträglichem Verbund geführt, die auch die Ausführung von Verbundplatten betrifft. Um eine Vorspannung in Querrichtung vermeiden zu können, müssen die Spannweiten insbesondere der Kragarme entsprechend reduziert oder sehr massive Querschnitte gewählt werden, die jedoch schnell unwirtschaftlich und ästhetisch wenig ansprechend sind. Die Vorspannung der Betonplatte hat nicht nur Nachteile in Bezug auf Unterhalt und Dauerhaftigkeit der Konstruktion, sondern bestimmt auch ganz entscheidend die Kosten der Verbundplatte mit. Ein einfacher Kostenvergleich für die Einheitspreise verschiedener Plattentypen in Tabelle 4.2-1 zeigt, dass der erforderliche höhere Anteil an schlaffer Bewehrung durch die Einsparung der Vorspannglieder mehr als ausgeglichen wird. Die einfache Schlussfolgerung, bei großer Plattenbreite ist eine Vielzahl von Hauptträgerstegen vorteilhaft, da dadurch die Spannweite der Platte reduziert wird, bedeutet nicht automatisch, dass dieses System wirtschaftlicher ist. Bei großen Spannweiten wird die Höhe der Hauptträgerstege durch die erforderliche Steifigkeit bestimmt und nicht durch die erforderliche Querkrafttragfähigkeit. Dies führt in der Regel zu Stegen, die bei weitem nicht durch die Querkraft ausgenutzt sind. Bei einer großen Anzahl an Hauptträgerstegen reduziert sich die Höhe der Stege nur geringfügig, die Querkrafttragfähigkeit der Brücke nimmt demgegenüber unverhältnismäßig zu. Die Materialausnutzung ist insgesamt schlechter und die Konstruktion damit unwirt-

4 Querschnittsgestaltung

schaftlicher. Bei kleinen Spannweiten sind die Verhältnisse zwischen Momenten- und Querkrafttragfähigkeit in der Regel günstiger, so dass bei mehreren Stegen die Ausnutzung und damit die Wirtschaftlichkeit der Konstruktion steigt. Dann kommt auch eine entsprechende Einsparung im Bereich der Quervorspannung der Platte zum Tragen. Eine weitere Möglichkeit, bei geringer Hauptträgeranzahl die Stützweite, insbesondere von Kragarmen zu reduzieren bietet sich durch schräge Streben, die den Kragarm gegen den Untergurt der Hauptträger abstützen, wie in Bild 4.2.3-7 dargestellt. Die Horizontalkomponenten am Ober- und Untergurt müssen kurzgeschlossen werden. Im Falle der Talbrücke über die Wilde Gera [Wölfel, R., 1999 und Denzer et al., 2000] erfolgt dies über ein Zugband im Betonobergurt und dem Riegel des Querrahmens im Untergurt. Die Fahrbahnplatte wird in Querrichtung durch die beiden geneigten Stege des Stahlkastens sowie durch außen liegende Verbundträger unterstützt. Diese Längsträger wiederum liegen alle 6 m auf Querrahmen auf. Die Querrahmen werden durch die innen- und außen liegenden Diagonalen, die Quersteifen des Kastenquerschnitts und ein in der Fahrbahnplatte liegendes Zugband gebildet (siehe Bild 4.2.3-7). Das Zugband dient in erster Linie zur Aufnahme der aus den außen liegenden Diagonalen resultierenden Zugkräfte in Querrichtung. Je nach konstruktiver Durchbildung erhält es jedoch auch mehr oder weniger hohe Beanspruchungen aus der örtlichen Belastung der Fahrbahn. Dass die Entscheidung für oder gegen eine Vorspannung nicht nur von den Kosten der Fahrbahnplatte abhängt zeigt das Beispiel einer Verbundbrücke im Raum Landschaftsverband Westfalen-Lippe: Die Brücke BW19 sollte den DattelnHamm-Kanal als Einfeldträger mit einer

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

217

Tabelle 4.2.3-1 Kostenvergleich Betonverbundplatten Kosten für Betonverbundplatten Einfeldträger

€

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

Bewehrung

0,050 t ×

650,–

=

32,50

m2 ×

75,–

=

75,–

Schalung

1,00

105,–

212,50 €/m2 Einfeldträger mit Quervorspannung

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

Bewehrung

0,035 t ×

650,–

=

22,75

Querspannglieder

0,010 t ×

3500,–

=

35,–

Schalung

1,00 m2 ×

75,–

=

75,–

105,–

237,75 €/m2 Durchlaufträger

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

105,–

Bewehrung

0,09 t ×

650,–

=

58,50

75,–

=

75,–

Schalung

1,00

m2

×

238,50 €/m2 Durchlaufträger mit Quervorspannung

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

105,–

Bewehrung

0,070 t ×

650,–

=

45,50

Querspannglieder

0,010 t ×

3500,–

=

35,–

Schalung

1,00 m2 ×

75,–

=

75,– 260,50 €/m2

Durchlaufträger mit Längsvorspannung

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

105,–

Bewehrung

0,050 t ×

650,–

=

32,50

Längsspannglieder

0,015 t ×

3000,–

=

25,–

75,–

=

75,–

Schalung

1,00

m2

×

237,50 €/m2 Durchlaufträger mit Längsvorspannung und Quervorspannung

Beton

0,35 m2 ×

300,–

=

105,–

Bewehrung

0,035 t ×

650,–

=

22,75

Längsspannglieder

0,015 t ×

3000,–

=

45,–

Querspannglieder

0,010 t ×

3500,–

=

35,–

75,–

=

75,–

Schalung

1,00

m2

×

282,75 €/m2

218

Stützweite von ca. 53 m überspannen. Der Verwaltungsentwurf sah eine zweistegige Verbundbrücke vor. Bedingt durch die Stützweitenverhältnisse der Platte, 8 m Hauptträgerabstand und 3,15 m Kragarmlänge, war geplant, die Verbundplatte in Querrichtung mit Spanngliedern vorzuspannen. Angeregt durch ein Rundschreiben des Bundesverkehrsministeriums zur Einführung der veränderten Verbundträgerrichtlinie, entwickelten die Firmen Dörnen Stahlbauwerke, Dortmund, und Echterhoff, Westerkappeln, einen Sondervorschlag mit ausschließlich schlaff bewehrter Fahrbahnplatte. Wie aus dem Querschnitt (Bild 4.2.3-8) ersichtlich, erfordert dieser Entwurf jedoch im Gegenzug für den Verzicht auf die Vorspannung einen

4 Querschnittsgestaltung

dritten Stahllängsträger als zusätzliche Plattenunterstützung. Die Einsparung des Spannstahls wird also durch zusätzliches Baustahlgewicht erkauft. Inwieweit die Gesamtkonstruktion wirtschaftlicher ist, hängt von den spezifischen Randbedingungen ab. Im vorliegenden Beispiel wurde der Sondervorschlag beauftragt, aus juristischen und politischen Gründen wurde der Streckenabschnitt der B474n, zu dem das Brückenbauwerk gehört, jedoch nie fertiggestellt.

Bild 4.2.3-7 Talbrücke über die Wilde Gera, Querschnitt mit Querrahmen und Zugband

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

219

Bild 4.2.3-8 Querschnitt BW19

4.2.4 Holzbrücken

Thomas Jahn 4.2.4.1 Anmerkungen zum Werkstoff Holz im Brückenbau Der Werkstoff Holz hat im Brückenbau nach einer großen Vergangenheit heute praktisch sehr an Bedeutung verloren. Zwar werden noch immer Brücken aus Holz gebaut, doch nicht vordergründig wegen der überragenden Materialeigenschaften, sondern eher aus Gründen der Tradition und der angenehmen Optik. Mit Rücksicht auf den Denkmalschutz oder auf schöne Landschaften wird im Brückenbau Holz eingesetzt, nicht aber aus dem Grund, weil man ein besonders effizientes, wirtschaftliches Tragwerk bauen will. Holz ist ein ökologischer Baustoff. Der Ort, wo er produziert wird, ist der Wald. Wälder verschönern und verbessern die Umwelt. Doch neben der effizienten Aufforstung von Wäldern stellen das Waldsterben sowie die großflächige Abholzung von Regenwäldern die Bilanz in Frage. Die Verarbeitung von Holz, von der Gewinnung bis zum Endprodukt, ist die energiesparendste aller Baumaterialien. Zudem

wird die Materialeffizienz, die spezifische Leistungsfähigkeit des Holzes in konstruktiver Hinsicht bis heute von keinem herkömmlichen oder neuen Baumaterial erreicht. Holzbauteile sind von Natur aus stabförmig und können in Faserrichtung verhältnismäßig hohe Zug- oder Druckkräfte aufnehmen. Für den Brückenbau ist das Verhältnis von Eigenlast des Materials zur Festigkeit gesehen von entscheidender Bedeutung. Holz erfüllt diesen Anspruch absolut gesehen außerordentlich. So wiegt ein Stab aus Nadelholz mit 3 m Länge, der eine zentrische Drucklast von 20 Tonnen aufnehmen soll, 60 kg, aus Vollstahl 130 kg und aus Stahlbeton 300 kg. Erfolgt die Belastung durch Zug, werden diese Unterschiede noch deutlicher. Die Reißlänge eines aufgehängten Holzstabs mit beliebigem, durchgehend konstantem Querschnitt liegt rechnerisch bei 7 km. Bei normalem Baustahl liegt die Länge bei 3 km und Stahlbeton fällt bei diesem Vergleich ganz heraus, da der für Zug ungeeignete Beton die Stahlbewehrung noch zusätzlich belastet. [Dietrich, 1998]. Somit übertrifft Holz hinsichtlich des Gewichts-Festigkeits-Verhältnisses bei weitem die anderen genannten Werkstoffe.

220

Es ist zu erwarten, dass man sich der hervorragenden Eigenschaften dieses naturgegebenen Baustoffes wieder bewusster wird und Holz im Brückenbau noch eine Zukunft hat. 4.2.4.2 Konstruktionsformen der Überbauten Dieser Abschnitt gibt nur einen sehr kurz gehaltenen Einblick in die unterschiedlichen Konstruktionsformen für Überbauten, die in der Regel von der zu überbrückenden Weite abhängen. Für nähere Informationen zu Konstruktionsformen wird auf einschlägige Literatur verwiesen (z. B. [Melan, 1922], [Laskus, 1955], [Mucha, 1995]). Konstruktionsformen des Überbaus bestimmen die Querschnittsform der Brücke (siehe Abschnitt 4.2.4.3). Folgende Konstruktionsformen werden im Holzbrückenbau angewendet.

4 Querschnittsgestaltung

Werden Balken übereinander gelegt, dann addieren sich ihre Trägheits- bzw. Widerstandsmomente. Unter Belastung erfolgt eine gegenseitige Verschiebung in der Berührungsfläche. Bei völliger Behinderung dieser Verschiebung liegt starrer Verbund vor. Zwischen den Grenzfällen freie Verschieblichkeit und starrer Verbund liegt der elastische Verbund, der in der Norm [DIN 1052/1/2, 1988] ausführlich behandelt wird. Als Verbindungsmittel beider Balken in der Fuge dienen Holzdübel, stehende Nagelplatten, liegende Nagel-Einpressplatten oder Einpressdübel. 4.2.2.2.2 Sprengwerke

Mehrere Balken liegen auf den Unterstützungskonstruktionen (Widerlagern, Stützen oder Jochträgern) nebeneinander und tragen den Fahrbahnaufbau.

Sprengwerke bestehen aus geraden oder gekrümmten durchlaufenden oder einfeldrigen Balken (Streckbalken) und den schrägen inneren Stützen (s. Bild 4.2.4-1). In Abhängigkeit von der Anzahl der unterstützten Punkte zwischen den Endauflagern, spricht man von ein-, zweioder mehrfachen Sprengwerken. Die Sprengwirkung entsteht durch die schrägen Stützen, die Horizontalkräfte hervorrufen.

a

b

4.2.4.2.1 Vollwand-Balken-Brücken

Bild 4.2.4-1 a Einfaches symmetrisches Dreiecksprengwerk, b Dreifaches Sprengwerk

a

b

Bild 4.2.4-2 a Einfaches Hängewerk (Dreieckhängewerk), b Zweifaches Hängewerk (Trapezhängewerk)

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

Die seitliche Stabilisierung zur Aufnahme von Windlasten erfolgt durch Verbände in der Streckbalkenebene oder durch die Fahrbahnscheibe.

221

4.2.4.2.4 Hängesprengwerke Hängesprengwerke, s. Bild 4.2.4-3, stellen eine Kombination der Tragsysteme Hängewerk und Sprengwerk dar. Infolge vertikaler Lasten entstehen horizontale Auflagerkräfte.

4.2.4.2.3 Hängewerke Bei einem Hängewerk hängt der Balken an einem Stab bzw. an einem Stabwerk, s. Bild 4.2.4-2. Entsprechend der Anzahl der Aufhängepunkte unterscheidet man wie beim Sprengwerk, ein-, zwei- oder mehrfache Hängewerke. Im Gegensatz zum Sprengwerk erzeugt das Hängewerk unter vertikaler Belastung keine horizontalen Auflagerkräfte. Die seitliche Stabilisierung kann auf verschiedene Arten erfolgen. Bei oben offenen Brücken (Trogbrücken) und Brücken ohne Obergurtverband wird die Windlast durch Querrahmen in den Untergurtverband geleitet. Ist ein Obergurtverband vorhanden, dann leitet er seine Kräfte in Portale an den Auflagern oder ebenfalls durch Querrahmen in den Untergurtverband. Die Funktion der Verbände kann auch durch Dachscheiben (z. B. bei überdachten Brücken) oder Scheiben in der Fahrbahnebene übernommen werden.

4.2.4.2.5 Fachwerk-Brücken

a

b

Stäbe von Fachwerken werden primär durch Normalkräfte beansprucht. Das wird erreicht, indem die Stäbe gelenkig miteinander verbunden sind, s. Bild 4.2.4-4, und Lasten in erster Linie in die Gelenkknoten eingetragen werden. Obwohl die Gurte der Fachwerke meist biegesteif durchlaufen (siehe Bild 4.2.4-5), treten bei den üblichen Fachwerkformen keine nennenswerten Nebenspannungen infolge Biegebeanspruchung auf. 4.2.4.2.6 Bogenbrücken Bei richtiger Wahl der Bogenform (umgedrehte Kettenlinie) sind Bogen Tragwerke, die überwiegend durch Normalkräfte beansprucht werden. Im Brückebau unterscheidet man Vollwandbogen und Skelettbogen. Skelettbogen, welche in Form von Stabwerk-, Sprengwerk- und Fachwerkbogen

Bild 4.2.4-3 a Einfaches Hängesprengwerk, b Doppeltes Händesprengwerk

a

b

Bild 4.2.4-4 a Einteiliges Pfostenfachwerk mit vier Feldern, b Fachwerk mit gekreuzten Streben

222

4 Querschnittsgestaltung

Bild 4.2.4-5 Fachwerkbrücke über die Orke in Vöhl-Ederbringhausen [Gerold, 2001]

ausgebildet sein können, bestehen aus geraden Stäben. Vollwandbogen bestehen in der Regel aus in der Horizontalfuge verleimten Holzbrettern, siehe Bild 4.2.4-6. 4.2.4.2.7 Hängebrücken-Spannbandbrücken Bei der einfachsten Form der Hängebrücken werden die Bohlen der Gehbahn direkt auf die Tragseile gelegt und befestigt. Die Seile werden zugfest im Boden verankert. Die wohl bekannteste und beeindruckenste Hängebrücke ist die SpannbandBrücke über den Main-Donau-Kanal bei Essing, siehe Bild 4.2.4-7.

4.2.4.3 Querschnittsgestaltung bei Brücken Die Querschnittsgestaltung bei Holzbrücken hängt in entscheidendem Maße von der Konstruktionsform des Überbaus und somit vom gewählten statischen System zum Lastabtrag ab. Nachfolgend werden die wesentlichsten Querschnittsformen im Holzbrückenbau vorgestellt. 4.2.4.3.1 Fahrbahnplatten Wirtschaftliche Lösungen für Fahrbahnplatten erhält man durch die Verwendung von Holzplatten oder Holz-Verbundkonstruktionen. Hölzerne Fahrbahnplatten

Bild 4.2.4-6 Brücke über den Machfeldkanal in Wien [Mucha, 1995]

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

223

Bild 4.2.4-7 Der Steg über den Main-Donau-Kanal bei Essing [Mucha, 1995]

entstehen durch das Zusammenwirken mehrerer Holzelemente (Brett-Lamellen). Die einzelnen Lamellen werden zum Erzielen der Plattenwirkung an den vertikalen oder horizontalen Holzflächen (je nach Einbaurichtung) mechanisch durch Vernagelung, Verschraubung, Verdübelung, Vorspannung (QS-Bauweise) und/oder Verklebung miteinander verbunden, siehe Bild 4.2.4-8. Im Brückenbau werden zweiseitig gelagerte einfeldrige Platten, aber auch Platten über mehrere Unterstützungen (Querträger, Joche, Pfeiler) verwendet. Auch schiefwinklige Plattenkonstruktionen sind einfach auszubilden. Wegen der in den Faserrichtungen und quer dazu verschiedenen Festigkeitseigenschaften ist die Platte anisotrop. Für die Ermittlung von Schnittgrößen

an solchen Platen verwendet man in der Praxis Trägerroste bzw. orthotrope Materialformulierungen. Nachfolgend werden die Plattensysteme näher erläutert, deren Vorzüge sowohl in einer guten Lastverteilungskapazität als auch in einer ebenen und formstabilen Plattenoberfläche liegen, die es ermöglicht, einen bituminösen Fahrbahnbelag mit entsprechender Fahrbahnabdichtung aufzubringen.

a

b

4.2.4.3.1.1 Fahrbahnplatte mit in vertikaler Richtung zusammengefügten Holzlamellen Vernagelte Plattensysteme Für vernagelte Plattensysteme werden Holzbohlen mit einer Dicke d = 18 bis 24 mm, einer Höhe h = 80 mm und einer

Bild 4.2.4-8 Prinzip der Plattenwirkung, a Keine Verbindung zwischen den Balken, allein der belastete Balken hat die Last aufzunehmen (z. B. Radlast). b Balken sind in vertikaler Richtung unverschieblich miteinander verbunden und bilden somit eine zweiseitig gelagerte Platte, durch den Querverbund beteiligen sich alle Balken am Lastabtrag.

224

Länge l = 1,0 bis 6,0 m eingesetzt. Erforderliche Stöße werden versetzt und stumpf oder mit Keilzinken ausgeführt. Die Vernagelung der einzelnen Holzlamellen erfolgt in der Regel zweireihig und in versetzter Anordnung. Durch das Vernageln aufgestapelter Bretter und Bohlen entsteht die sogenannte Brettstapelplatte. Der Brücken-Überbau kann sich aus mehreren Brettstapelplatten zusammensetzen. Verschraubte Plattensysteme Neben der Vernagelung der gestapelten Lamellen zu plattenförmigen Elementen besteht die Möglichkeit der Verschraubung. Die Lastverteilungskapazität verschraubter Bohlen liegt durch die höhere Querbiegesteifigkeit zwischen vernagelten und verleimten Systemen (mit oder ohne Quervorspannung). Die verwendeten Schrauben sollten aus hochfestem und korrosionsbeständigem Material sein. Verleimte Plattensysteme Durch Verleimen der Holzlamellen untereinander in den Berührungsflächen entstehen sogenannte Brettschichtholzelemente (BSH-Elemente). Diese können bzgl. der Faserrichtung sowohl längs- als auch querorientiert zur Brückenachse ausgerichtet sein. Beim Einsatz von BSH-Elementen

4 Querschnittsgestaltung

sind besonders die Holzfeuchten in den unterschiedlichen Verarbeitungsstufen zu berücksichtigen. Die Tragstruktur ist so auszubilden, dass Verformungen infolge Schwindens und Quellens unbehindert möglich sind. Quer vorgespannte Plattensysteme (QS-Platten) QS-Platten bestehen aus Brettern oder Bohlen, die senkrecht nebeneinander angeordnet und anschließend mittels Spanngliedern in Querrichtung zusammengepresst werden, s. Bild 4.2.4-9. Allein der Verbund durch Reibung verhindert ein gegenseitiges Verschieben der Lamellen unter konzentrierten Lasten z. B. aus Radlasten. Die Kräfte werden auch in Querrichtung (Plattenwirkung) aufgenommen. Die große Steifigkeit der Platte in Richtung der Plattenebene gewährleistet die horizontale Aussteifung. Zur Einleitung der Vorspannkräfte werden im einfachsten Fall Randbalken aus Hartholz eingesetzt. Spezielle Krafteinleitungssysteme haben wie im Spannbetonbau die Aufgabe, die hohen konzentrierten Druckspannungen unter der Verankerungsplatte ohne große lokale Einpressungen in den Querschnitt einzutragen. Das Aufbringen der Spannkräfte erfolgt in der Regel mit Muttern, die gegen

Bild 4.2.4-9 Forstwegebrücke über den Tiefen Bach in Ilsenburg (D) [Gerold, 2001]

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

die Ankerplatten angezogen werden. Bei zu starker Abnahme der Vorspannung in Folge Kriechens und Schwindens kann jederzeit nachgespannt werden. 4.2.4.3.1.2 Fahrbahnplatte mit in horizontaler Richtung zusammengefügten Holzlamellen Platten lassen sich ebenfalls durch Verbindungen von Brettern, Bohlen oder Furnieren in der horizontalen Berührungsfläche aufbauen. Die Plattensysteme bestehen aus mehrlagigen Einzelschichten, die in der Regel miteinander verklebt werden. Aber auch Verbindungsmittel, welche beim vertikalen Verbund vorgestellt wurden, kommen in Frage. Plattensysteme aus Sperrholz Sperrholzplatten werden aus unterschiedlichen Holzprodukten gefertigt. Allen gemeinsam ist die zueinander winklige bzw. orthogonale Ausrichtung der Holzfaserrichtungen in den miteinander verklebten Lamellen. Unterschieden werden:

225

Furniersperrholzplatten: bestehen aus kreuzweise angeordneten und verleimten Furnieren. Brettsperrholzplatten: bestehen aus mehrlagig kreuzweise, orthogonal und/oder diagonal miteinander verleimten Brettern. 4.2.4.3.2 Brückenquerschnitte bei Balkenträgern Im Querschnitt sind die Überbaukonstruktionen so zu stabilisieren, dass Windlasten aufgenommen werden können und die Hauptträger gegen Kippen gesichert sind. Kastenträger sind wegen ihres großen Drillwiderstandes gegenüber offenen Trägern bzgl. des Kippens überlegen. Verbände, Querrahmen, Querschotte und Fahrbahnscheiben können zur seitlichen Stabilisierung verwendet werden.

Spansperrholzplatten: bestehen aus allseitig beleimten Spänen mit bestimmten Abessungen. Die Faserrichtung ist in der Regel unidirektional. Bei Verwendung von Langspanholz wird ein Anteil der Holzspane in Querrichtung orientiert.

Deckbrücken Die einfachste Querschnittsform einer Deckbrücke besteht aus zwei Hauptträgern, siehe Bild 4.2.4-10 a. Zumeist werden Brettschichtholz-Träger verwendet. Bei Ver wendung plattenförmiger Bauteile für die Fahrbahnkonstruktion ist es möglich, auf Längs- bzw. Querträger zu verzichten. Dadurch kann die gesamte Höhe der Konstruktion reduziert werden.

a

b

Bild 4.2.4-10 Deckbrücken. a Die Fahrbahnplatte liegt auf den Hauptträgern und indirekt gestützten Längsträgern, die seitliche Stabilisierung erfolgt durch Verbände in der Ebene der Querträger. b Die Fahrbahnplatte liegt auf den Hauptträgern, die seitliche Stabilisierung erfolgt durch Querschotte oder die Fahrbahnplatte.

226

4 Querschnittsgestaltung

Querträgern wird eine Trägerrostwirkung erzielt, siehe Bild 4.2.4-11. Trogbrücken Trogbrücken sind oben offen. Die Hauptträger sind außerhalb der Fahrbahn angeordnet. Die Vorteile dieser Bauart liegen in der geringeren Gesamtbauhöhe gegenüber Deckbrücken. Die horizontale Aussteifung wird durch unmittelbar unter der Fahrbahnebene angeordnete Verbände oder durch Querrahmen erreicht. Geschlossene Brücken Geschlossene Brücken sind in der Regel überdacht, wodurch ein sehr guter Schutz des Holzes vor Nässe gegeben ist. Die seitliche Aussteifung kann durch obere und/ oder untere Verbände oder durch Querrahmen erfolgen (Bild 4.2.4-13). 4.2.4.3.3 Verbundsysteme

Bild 4.2.4-11 Crestawaldbrücke bei Sufers (CH) [Gerold, 2001]

Durch eine sinnvolle Kombination von Stahl bzw. Beton mit Holz im Brückenbau lassen sich die positiven Eigenschaften der Materialien verbinden und nutzen.

Bei Brückenbreiten über 3,5 m und bei höheren Lasten z. B. aus Straßenverkehr, ist die Anordnung von mehreren Trägern notwendig, siehe Bild 4.2.4-10 b. Zusätzlich wird dadurch die Spannweite in Querrichtung reduziert. Durch die Anordnung von

Stahl-Holz-Verbundbrücken Bei dieser Art von Brücken besteht die Fahrbahn aus stehend angeordneten Holzbohlen, welche in Brückenquerrichtung zusammengespannt werden. Die Schubkraftübertragung erfolgt über Kopfbolzendübel, die an die Trägerflansche angeschweißt sind.

a

b

c

Bild 4.2.4-12 Trogbrücken. a Die Fahrbahnplatte ruht auf Querträgern, die an den Hauptträgern befestigt sind. Die seitliche Stabilisierung erfolgt durch Verbände in der Querträgerebene. b Die Fahrbahnplatte wird durch Balken gestützt, die an den Hauptträgern angedübelt oder angeleimt sind. Die seitliche Stabilisierung erfolgt durch Querrahmen. c Die Fahrbahn liegt auf durch die Querriegel indirekt gestützten Längsträgern.

4.2 Querschnittsgestaltung in Abhängigkeit vom verwendeten Werkstoff

a

227

b

Bild 4.2.4-13 Geschlossene Brücken. a Stabilisierung durch unteren Verband in Höhe der Querträger sowie obere Verbände auf den Traufpfetten. b Die seitliche Stabilisierung erfolgt durch Querrahmen sowie Verbände in Höhe der Querträger. Eine zusätzliche Anordnung von Verbänden in der Dachebene ist möglich.

Sie werden in Aussparrungen des druckbeanspruchten Holzquerschnitts mittels Vergussmörtel einbetoniert [Bulleit, 1984]. Beton-Holz-Verbundbrücken Bei dieser Art werden die Schubkräfte zwischen Holz- und Betonquerschnitt über Schubleisten, welche mittels Holzschrauben befestigt sind, oder über im Holzquer-

schnitt eingelassene Schubdübel übertragen. Zum Stand der Entwicklung des Beton-Holz-Verbundbaus in Deutschland sei an der Stelle auf [Schwaner et al., 1999] und international auf [IABSE, 2001] verwiesen. Berechnungsmöglichkeiten von Holz-Verbund-Konstruktionen, insbesondere unter Berücksichtigung des Langzeitverhaltens sind in [Schänzlin, 2003] enthalten.

5 Haupttragwerke der Überbauten

5.1 Beton-Plattenbrücken Gerhard Mehlhorn Balken- und Plattenbrücken sind die am häufigsten angewendeten Konstruktionsformen des modernen Betonbrückenbaus. Im Bild 5.1-1 ist eine Auswahl von bei Platten- und Balkenbrücken üblichen statischen Systemen gezeigt. Mit der Verwendung des bewehrten Betons, etwa seit der Jahrhundertwende vom 19. zum 20. Jahrhundert, war es möglich neben der Bogenform auch die Platte und den Balken, auch Biegeträger genannt, als

Konstruktionsformen im Betonbrückenbau zu wählen. So setzte sich zeitlich parallel zur Entwicklung der modernen bewehrten Betonbogen die Verwendung der biegebeanspruchten bewehrten Beton-Tragglieder durch. Zunächst wurden kleinere Spannweiten als bewehrte Betonplatten und mittlere als bewehrte Betonplattenbalkenbrücken (Bild 5.1-2) ausgeführt. Ab dem Ende des dritten Jahrzehnts des 20. Jahrhunderts und vor Allem nach dem Zweiten Weltkrieg wurden die Betonbrücken auch vorgespannt ausgeführt, was größere Spannweiten bei den biegebeanspruchten Tragwerken, insbesondere den Platten und Balken, aber auch den Rahmen, ermöglichte.

Bild 5.1-1 Beispiele üblicher statischer Systeme für Platten und Balkenbrücken

230

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.1-2 Konstruktive Ausbildung von Betonbalkenbrücken, wie sie bis etwa 1950 üblich war [Gehler, 1931]

Bild 5.1-3 Typische Querschnittsformen von Betonbrücken nach [Beyer/Thul, 1967]

Die typischen Querschnittsformen von Betonbrücken sind im Bild 5.1-3 dargestellt. Bei Plattenbrücken gab es im Betonbrückenbau die beiden Varianten Vollplatte (A) und Hohlplatte (B). Heute ist nur noch die Vollplatte üblich. Hohlplatten werden trotz ihrer geringeren Eigenlast im Brückenbau wegen der dabei auftretenden Herstellungsprobleme (Verankerung der Hohlkörper gegen Auftrieb während des Betonierens, komplizierte, lohnintensive Bewehrung) und der Anforderungen an die Dauerhaftigkeit praktisch nur noch selten ausgeführt. Sie sind vielfach nicht einmal

mehr zugelassen. Auf festgestellte Schäden an älteren Brücken [BMV, 1982 und 1994] wird hingewiesen. Vor allem aus gestalterischen Gründen und wegen des Gewichts ist die Anordnung seitlich konsolenartig auskragender Platten üblich, die Betonplatte wirkt dadurch optisch schlanker. Die Eleganz kann durch eine stetig gekrümmte, gevoutete untere Fläche der Platte gesteigert werden (Bild 5.1.4). Die Plattendicken für Fahrbahnplatten betragen nach dem [DIN FB 102, 2003] mindestens 20 cm. Diese Mindestdicke sollte nach Meinung des Autors allenfalls

5.1 Beton-Plattenbrücken

231

Bild 5.1-4 Nahebrücke in Kirn. Von DYWIDAG 1960 gebaute, vorgespannte, über drei Felder durchlaufende Plattenbrücke (Stützweiten: 18 m – 25 m – 18 m)

an den Enden der seitlichen konsolenartigen, sich verjüngenden Auskragungen gewählt werden. Aus konstruktiven Gründen wird empfohlen, die Fahrbahnplatten mindestens 25 cm, besser mindestens 30 cm dick auszuführen (beachten: 4 cm Mindestbetondeckung nach [DIN-FB 102, 2003]-II, 4.1.3.3 (114) P). Bei Verwendung von Hochleistungsbeton, Ultrahochfestem-Beton (UHPC-Beton) oder bei im Fertigteilwerk vorgefertigten Teilen kann diese empfohlene Mindestdicke geringfügig reduziert werden. Bei der Festlegung der Plattendicke sollte darauf geachtet werden, dass in der Platte keine Schubbewehrung erforderlich ist. Die üblichen Plattendicken liegen für Betonplattenbrücken im Bereich von 60 cm bis 100 cm, sie können aber auch, insbesondere über den Innenstützen bei über mehrere Felder durchlaufenden Platten mit veränderlicher Konstruktionshöhe (Vouten an den Innenstützen oder stetig gekrümmte, gevoutete Unterfläche des Überbaus – der stetig gekrümmten, gevouteten Unterfläche ist aus ästhetischen Gründen der Vorzug zu geben), etwas darüber liegen. Die Betonplatte eignet sich wegen ihrer geringen Konstruktionshöhe für einfeldrige Brücken mit Spannweiten bis etwa 20 m, für über mehrere Felder kontinuierlich durchlaufende Platten mit konstanter Konstruktionshöhe bis etwa 30 m Spannweiten der Innenfelder und für über mehrere Felder kontinuierlich durchlaufende Platten

mit veränderlicher Konstruktionshöhe bis etwa 35 m Spannweiten der Innenfelder. Die Spannweiten der Randfelder der kontinuierlich durchlaufenden Platten sollten etwa 80% der der Innenfelder betragen. Die üblichen Schlankheiten der Platten l/h bei Einfeldplatten und der mechanischen Schlankheiten li /h bei durchlaufenden Platten liegen bei nicht vorgespannten Platten etwa zwischen 12 und 15 und bei vorgespannten Platten etwa zwischen 15 und 25. Dabei bedeuten l die Plattenstützweite, li die Entfernung der Momentennullpunkte unter ständig wirkenden Einwirkungen bei mehrfeldrigen durchlaufenden Platten und h die Plattendicke (bei veränderlicher Konstruktionshöhe in den Innenfeldern in Feldmitte und im Randfeld an der Stelle, wo das größte Feldmoment auftritt). Die Biegemomente aus ständig wirkenden Einwirkungen betragen bei nicht vorgespannten Platten ein Mehrfaches der Momente unter denen Risse auftreten. Die Platten sollten deshalb in Längsrichtung stets vorgespannt werden! Die Vorspannung der Platte soll so dimensioniert werden, dass unter ständig wirkenden Einwirkungen keine Betonlängszugspannungen auftreten. Die Umlenkkräfte aus der Vorspannung der Platte sollen den ständig wirkenden Einwirkungen direkt entgegen wirken und etwa 75% bis 100% dieser Last entsprechen. Platten sind besonders für schiefwinklige Brücken und Brücken mit unregelmäßi-

232

Bild 5.1-5 Schiefwinklige Brücke und Brücke mit unregelmäßigem Grundriss

gen Grundrissen geeignet (Bild 5.1.5). Bei genügend breiten, schiefwinkligen Platten mit parallelogrammförmigem Grundriss weicht bei konstanter gleichmäßig verteilter Belastung die Haupttragrichtung nur geringfügig von der Normalenrichtung der Verbindung der Lagerlinien ab. Deshalb ist im Mittelbereich das Tragverhalten von im Vergleich zu ihrer Spannweite breiten Platten mit parallelen Richtungen der Lagerlinien wie das des entsprechenden unendlichen Plattenstreifens mit einer Stützweite, die gleich dem kleinsten Abstand der parallel gerichteten Lagerlinien ist. Für die freien Plattenränder und besonders für die Plattenecken sind aber stets gesonderte Untersuchungen erforderlich. Die größte Plattenbeanspruchung und die größte Auflagerbeanspruchung treten in den stumpfen Ecken der schiefwinkligen Platte auf. Hier ist die Platte unbedingt auch auf die Gefahr des Durchstanzens zu untersuchen. Schiefwinklige Platten mit M ≥ 75° können rechnerisch näherungsweise wie rechteckige Platten behandelt werden. Die Schnittkraftkonzentrationen in den Bereichen der stumpfen Ecken sind aber unbedingt konstruktiv zu berücksichtigen. Fugen und Lager kann man bei Plattenbrücken häufig vermeiden. Bei durchlaufenden Platten sind aber mindestens auf einer Widerlagerwand Lager anzuordnen. Bei Einfeldbrücken kann die Platte mit den Widerlagerwänden zu einem Rahmen verbunden werden. Bei vorgespannten Platten sind für den Zustand der Gebrauchstauglichkeit die Rahmeneckmomente aus ständig wirkenden Einwirkungen und sinnvoll gewählter Vorspannung, s. o., sehr klein, weshalb die Widerlagerwand dünner als die Plattendicke des Überbaus gewählt werden

5 Haupttragwerke der Überbauten

kann, sofern sich die erforderliche Dicke der Widerlagerwand nicht aus der Beanspruchung aus dem Erddruck größer ergibt. Werden Lager angeordnet, werden sie als allseitig kippbare Punktlager ausgebildet. Die Abstände zwischen diesen Lagern betragen in der Regel etwa das Drei- bis Fünffache der Plattendicke. Möglichst nahe zu den Eckpunkten der Platte sollten stets Lager angeordnet werden. Der Festpunkt wird zweckmäßig in die Brückenachse gelegt. Die anderen Lager der Auflagerlinie sind allseits frei verschieblich auszubilden. Vor etwa 50 Jahren begann die Verwendung von Leichtbeton im Brückenbau [Heufers, 1967]. Zu den ersten vorgespannten Plattenbrücken aus Leichtbeton zählt die Selterstorbrücke in Gießen [Alsen/ Schäfer, 1970]. Sie besteht aus einer durch drei achteckige Öffnungen durchbrochenen, viereckigen, nahezu trapezförmigen, 75 cm dicken Platte mit umlaufenden Auskragungen, die punktartig auf Punktkipplagern auf sechs Stützen aufgelagert ist. Die Rundstützen sind auf Großbohrpfählen ‡ 120 cm mit Fußverbreiterung gegründet. Die drei achteckigen Öffnungen wurden für eine gute Belichtung der darunter liegenden Verkehrsfläche angeordnet. Die Brückenplatte dient den Fußgängern zur Überquerung des Stadtstraßen-Rings mit den Ausfahrten aus der Stadt zu den Autobahnzubringern und gleichzeitig den direkten Zugängen zum Karstadt-Kaufhaus und der Techniker Krankenkasse in deren ersten Obergeschossen. Die vorgespannte Brückenplatte (Bild 5.1-6) wurde aus gefügedichtem Leichtbeton LB 300 (entspricht etwa LC 25/28) und im Bereich über den Innenstützen aus LB 450 (zwischen LC 35/38 und LC 40/44) hergestellt. Die Berechnung der Schnittgrößen der Platte erfolgte an einem Trägerrost. Das der Berechnung zugrunde gelegte System ist im Bild 5.1-7 angegeben [Alsen/Schäfer, 1970]. Die beiden Längsträger über

5.1 Beton-Plattenbrücken

233

Bild 5.1-6 Selterstorbrücke in Gießen, Blick von oben, Aufnahme vom Parkdeck des KarstadtKaufhauses aus dem 4. Obergeschoss im April 2005

zwei Felder haben Stützweiten von etwa 28 m und 13 m, die vier Querträger von etwa 13 m, 13 m, 19 m und 24 m. Im Verhältnis zur Plattendicke von 75 cm waren die Stützweiten verhältnismäßig groß. Die mechanische Schlankheit ergibt sich zu li /h ≈ 0,85 · 28//0,75 ≈ 32. Es ist also eine sehr schlanke Platte. Dabei ist noch zu beachten, dass der Leichtbeton nur einen Elastizitätsmodul von 17000 N/mm2 hat. Die Vorspannung der Platte erfolgte mit

Dywidag-Spanngliedern ‡32 mm aus St 80/105 ( St 834/1030). Aus dem Bild 5.1-8 ist die Spanngliedführung in Längsund Querrichtung ersichtlich. Die Spannglieder bestehen sowohl aus dem Momentenverlauf folgenden Teilen als auch aus Teilen mit über den Unterstützungen durch plastisches Vorbiegen zulässigen kleinen Krümmungsradien (ca. 5 m). Die großen negativen Krümmungen der Spannglieder im Bereich der Auflager verbessern

Bild 5.1-7 Der Berechnung der Selterstorbrücke zugrunde gelegtes System des Trägerrosts [Alsen/ Schäfer, 1970]

234

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.1-8 Spanngliedführung bei der Selterstorbrücke [Alsen/Schäfer, 1970]

als Folge der konzentrierten Umlenkkräfte die Beanspruchungen in den Lasteintragungsbereichen der Lagerkräfte. Beim Bau der Selterstorbrücke handelt es sich, wie bereits gesagt, um eine der ersten Ausführungen in Deutschland aus vorgespanntem Leichtbeton, die zudem auf Einzelstützen gelagert wurde. Wegen der Lagerung auf Einzelstützen mit den Zusatzbeanspruchungen im Eintragungsbereich der Stützenlasten in die Platte wurden die Beanspruchungen der Platte zu der zuvor erläuterten Berechnung zusätzlich in einer modellstatischen Untersuchung am Institut für Massivbau der Technischen Hochschule Darmstadt ermittelt [Beck/Mehlhorn, 1970]. Das Modell aus Plexiglas (Bild 5.1-9) wurde der Haupausführung im Maßstab 1:50 geometrisch ähnlich nachgebildet. Die Abmessungen der Modellplatte und die

Anordnung der Messstellen, bestehend aus Verzerrungsmessstreifen in Rosettenform zur Messung der Verzerrungen in drei Richtungen, sind aus dem Bild 5.1-10 zu ersehen. Die Querdehnungszahlen von Beton (ν = 0,2) und von Plexiglas (ν = 0,37) unterscheiden sich. Die Unterschiede wirken sich aber auf die Ermittlung der Beanspruchungen der Platte nicht entscheidend aus. Mit für ν-freie Randbedingungen gültige Umrechnungsgleichungen (für die untersuchte Platte wegen der freien Plattenränder für die Selterstorbrücke aber nicht zutreffend) wurde abgeschätzt, dass der Fehler unter 10% liegt. Es ist in allen Fällen unbedingt zu fordern, dass der Bemessung konsequent ein Gleichgewichtszustand zugrunde gelegt wird, auch wenn er die Verträglichkeitsbedingung geringfügig ver-

Bild 5.1-9 Plexiglasmodell für die modellstatische Untersuchung der Selterstorbrücke [Beck/Mehlhorn, 1970]

5.1 Beton-Plattenbrücken

235

Bild 5.1-10 Messstellen für die modellstatische Untersuchung der Selterstorbrücke [Beck/Mehlhorn, 1970]

letzt. Dies wurde bei der Bemessung und konstruktiven Ausbildung der Selterstorbrücke natürlich beachtet. Als Belastung des Modells dienten untergehängte Gewichte. Die Last wurde über kleine Einzelbalken und Ringe mit unter die Modellplatte aufgeklebten Lasthäkchen und durch feine Bohrungen durch die Modellplatte gefädelte Stahldrähte in das Modell eingetragen. Die insgesamt 377 Lasteintragungspunkte wurden auf der Modellplatte so verteilt, dass sie der gleichmäßig verteil-

ten Flächenbelastung gleichwertig waren. Durch gruppenweise Zusammenfassung konnten auch Teilflächenbelastungen untersucht werden. In den Bildern 5.1-11 und 5.1-12 sind die Ergebnisse der in der Trägerrostberechnung und im Modellversuch ermittelten Momentenverläufe für den Lastfall Eigenlast g1 = 12,75 kN/m2 ( 1,25 Mp/ m2) angegeben. Es ist zu erkennen, dass die Verläufe grundsätzlich gut übereinstimmen. Die Bemessungswerte aus den beiden Ermittlungen sind jedoch zum Teil unter-

Bild 5.1-11 Mit der Trägerrostberechnung ermittelter Momentenverlauf der Selterstorbrücke [Beck/Mehlhorn, 1970]

236

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.1-12 Im Modellversuch ermittelter Momentenverlauf der Selterstorbrücke [Beck/Mehlhorn, 1970]

schiedlich, natürlich insbesondere an den Stellen, an denen in der Trägerrostberechnung (Knotenpunkte der Längs- und Querträger) Momentensprünge auftreten und bei den Momentenspitzen über den Stützen, die ja in der Platte nicht in dieser Größe vorhanden sind. Die Auflagerkräfte wurden ebenfalls modellstatisch durch Verzerrungsmessungen an den Stützen des Modells ermittelt. Dadurch konnte die Richtigkeit der ermittelten Schnittmomente und Auflagerkräfte abschließend durch Gleichgewichtsprüfungen bestätigt werden. In der Trägerrostberechnung mit den Plattenstreifen als Träger wurden Torsionsmomente errechnet. Die bei der Platte auftretenden Drillmomente bedeuten, dass die zwar sinnvoll aber willkürlich gewählten Koordinatenachsen nicht mit den Richtungen der Hauptmomente für den jeweils betrachteten Punkt der Platte übereinstimmen. Weil die Drillmomente nur in Ausnahmefällen aus den Torsionsmomenten des Trägerrosts ermittelbar sind, ist es im Allgemeinen kaum möglich, die Richtungen der Hauptmomentenvektoren der Platte durch eine Trägerrostberechnung ausreichend zuverlässig zu bestimmen. Die modellstatische Untersuchung und die Trägerrostberechnung zusammen ermöglichten eine wirtschaftliche Bemessung der Platte,

ohne die wegen der Ausführung aus vorgespanntem Leichtbeton mit der Auflagerung auf Einzelstützen zu beachtende Sicherheit zu vernachlässigen. Man betrat ja mit dem Bau der Selterstorbrücke damals Neuland. Später wurde im Rahmen eines von der Deutschen Forschungsgemeinschaft geförderten Forschungsvorhabens im Schwerpunktprogramm Flächentragwerke die Modellplatte mit der Finite-Element-Methode rechnerisch untersucht [Schäfer et al., 1975]. Dabei wurde die im Modellversuch ermittelte Querdehnungszahl des Modellwerkstoffs von ν = 0,37 auch der Berechnung zugrunde gelegt, um einen einwandfreien Vergleich der Ergebnisse des Modellversuchs und der FEM-Berechnung zu ermöglichen. Das für die Berechnung verwendete Dreiecks-Plattenelement mit 33 Freiheitsgraden ist im Bild 5.1-13 angegeben. An den Eckknoten 1 bis 3 (siehe Bild 5.1-13) sind jeweils die acht Freiheitsgrade ux , uy , uz , uz, x , uz, y , uz, xx , uz, xy , uz, yy und in den Seitenmitten, Knoten 4 bis 6, sind jeweils die drei Freiheitsgrade ux , uy und uz, n angesetzt. u sind die Verschiebungen, der Index vor dem Komma steht für die Richtung der Verschiebung, die Indices hinter dem Komma geben die Ableitungen der Verschiebung an

5.1 Beton-Plattenbrücken

237 Plattenelement im Grundriss; Definition des lokalen Koordinatensystems und der Knotenfreiheitsgrade. = Knotenpunkte mit den Formänderungsgrößen ux, uy, uz, uz, x, uz,y, uz, xx, uz, xy, uz, yy. = Knotenpunkte mit den Formänderungsgrößen ux, uy, uz, uz, n.

Bild 5.1-13 In der FEM-Berechnung verwendetes Dreiecks-Plattenelement

∂2 u ∂2 w (z. B.: uz, xy = 9z  9). In den Bil∂x δy ∂x ∂y dern 5.1-14 und 5.1-15 ist das für die Berechnung gewählte Elementnetz angegeben, und es sind die mit dieser Einteilung berechneten Ergebnisse den Versuchsergebnissen gegenüber gestellt. Die Übereinstimmung der Ergebnisse ist trotz der in der Berechnung zur Rechenvereinfachung näherungsweise zur x-Achse vorausgesetzten Symmetrie und der gewählten groben Elementeinteilung sehr gut. In den letzten Jahren sind Plattenbrücken auch aus Hochleistungsbeton ausgeführt worden. Die ersten dieser Plattenbrücken sind die beiden 1998 erbauten Brücken Buchlohe [Zilch et al., 2002] und Sasbach [Bernhardt et al., 1999]. Die als Pilotprojekt in Bayern ausgeführte Brü-

cke Buchlohe überführt einen Wirtschaftsweg über die BAB 96 München-Lindau. Die Tragwerksplanung für die Brücke der Brückenklasse 30/30 nach DIN 1072 (12.1985) erfolgte durch Zilch+Müller Ingenieure, München, die Bauausführung durch die Hermann Assner GmbH & Co. Der Überbau, eine 80cm dicke vorgespannte Betonplatte mit konstanter Plattendicke über zwei Felder mit 21,5 m Spannweite, und der Mittelpfeiler der Plattenbrücke wurden aus Hochleistungsbeton der Festigkeitsklasse B 85 (≈ C 70/85) hergestellt. Die Brücke ist mit einer mechanischen Schlankheit von li /h ≈ 0,75 · 21,5/80 ≈ 20 relativ schlank. Bei der gleichzeitig, ebenfalls als Pilotprojekt in Baden-Württemberg, 1998 ausgeführten Brücke Sasbach besteht der Überbau aus einer vorgespannten Beton-

Bild 5.1-14 Für die FEM-Berechnung gewähltes Elementnetz

238

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.1-15 Vergleich der in der im Modellversuch und in der FEM-Berechnung erhaltene Ergebnisse

platte mit 16 m Spannweite, die auf Kastenwiderlagern aufliegt. Die Tragwerksplanung für die Brücke erfolgte durch König und Heunisch, Beratende Ingenieure, Frankfurt/Main, die Bauausführung durch die Bilfinger+Berger Bauaktiengesellschaft, Niederlassung Freiburg. Die Brücke wurde für die Brückenklasse 30/30 nach DIN 1072 (12.1985) bemessen. Die aus Hochleistungsbeton der Festigkeitsklasse B 85 (≈ C 70/85) hergestellte einfeldrige Platte des Überbaus mit Dachprofil (beiderseitige Querneigung des Dachprofils von 3%) ist in der Brückenachse 55 cm und im Mittel 53 cm dick und hat eine Spannweite von 16 m. Sie ist mit der Schlankheit l/h = 16/0.53,5 ≈ 30 eine außergewöhnlich schlanke Brücke. Die große Schlankheit erforderte eine verhältnismäßig hohe Beton- und Spannstahlmenge (Menge des Betonstahls: 130 kg/m3, Menge des Spannstahls für die Längsspannglieder: 63,6 kg/m3 und auf die Brückenfläche bezogen von 22,2 kg/m2). Die Möglichkeit der geringen Konstruktionshöhe ergab eine Reduzierung der Höhen der in der Verlängerung der Brücke erforderlichen Dämme beidseitig mit Rampen mit je

6% Längsneigung, was zu Kostenersparnissen führte. Aus diesem Grund und natürlich vor allem, weil es für das Pilotprojekt sinnvoll war, möglichst hohe Betonspannungen zu erzielen, war es sinnvoll die große Schlankheit zu wählen. Es sollte aber nicht das vorrangige Ziel der Verwendung von Hochleistungsbeton sein, extrem schlank zu bauen. Die Verwendung von Hochleistungsbeton sollte aus der Sicht des Autors vor allem aus Gründen der höheren Dauerhaftigkeit und der Wirtschaftlichkeit (Herstellungs- und Erhaltungskosten), also der Nachhaltigkeit des Bauens dienen. Die fünffeldrige Beton-Plattenbrücke über die Zwickauer Mulde bei Glauchau [König et al., 2002] und die über drei Felder durchlaufende, vorgespannte BetonPlattenbrücke Freihamer Allee [Zilch et al., 2002] zählen ebenfalls zu den ersten Brücken in Deutschland, die aus Hochleistungsbeton B 85 ausgeführt wurden, als größere Brücken sind sie die beiden ersten in Deutschland aus Hochleistungsbeton gebauten Brückenüberbauten überhaupt. Die über fünf Felder durchlaufende Platten-

5.1 Beton-Plattenbrücken

239

Bild 5.1-16 Fünffeldrige Beton-Plattenbrücke über die Zwickauer Mulde bei Glauchau

brücke der Brücke über die Zwickauer Mulde bei Glauchau (Bild 5.1-16) hat eine konstante Plattendicke von 1,05 m. Die Stützweiten betragen 31 m – 39 m – 37 m – 35 m – 29 m. Ihre mechanische Schlankheit beträgt etwa 24, die größte optische Schlankheit etwa 37. Die Brücke ist damit sehr schlank. Üblich ist auch die Herstellung von Platten aus Fertigteilen mit Ortbetonausfüllung, wodurch die Schalung und Rüstung der Platte entfällt. Dazu wird auf Abschnitt 4.2.1 und insbesondere auf Bild 4.2.1-4 verwiesen. Es sollen noch Betrachtungen zu vorgespannten Plattenbrücken und der Spanngliedführung angestellt werden, die auch für die im Abschnitt 5.2.1 behandelten vorgespannten Durchlaufträger in gleicher Weise typisch sind. Im Bild 5.1-17 ist die von DYWIDAG 1960 ausgeführte Brücke über die Nahe in Kirn (Bild 5.1-4), die für die Brückenklasse 30 nach DIN 1072 (03.1952) dimensioniert wurde, mit der zugehörigen Spanngliedführung im Längsschnitt dargestellt. Bei 25 m Mittelspannweite besitzt sie eine Konstruktionshöhe

von 60 cm in Plattenmitte und von 1,10 m über den Innenstützen. Sie ist mit der mechanischen Schlankheit li /h ≈ 0,6 · 25/0,6 = 25 eine aus Normalbeton ausgeführte als sehr schlank zu bezeichnende Brücke. Bei der Schlankheit ist aber zu beachten, dass die Brücke ja über den Innenstützen fast doppelt so dick ist wie in Feldmitte, was die Frage der Schlankheit relativiert. Die Brücke ist sehr wirtschaftlich konstruiert und ausgeführt, weil die Eigenlast im Feld (großer Hebelarm für die Belastung) gering und über der Stütze (kleiner Hebelarm für die Belastung) höher ist. Die Spanngliedführung ist typisch für die damalige Zeit, als man die Anordnung der Spannglieder entsprechend den Beanspruchungen aus äußeren Lasten wählte und nach Möglichkeit Zwangsmomente aus Vorspannung vermied. Bei heutigen Konstruktionen erfolgt die Führung der Spannglieder bei solchen Brücken so, dass man ganz bewusst gerade die Zwangsmomente aus Vorspannung durch geeignete Spanngliedführung erzwingt. Dadurch wird nämlich erreicht, dass die

Bild 5.1-17 Längsschnitt mit Spanngliedführung der Nahebrücke Kirn

240

Spannglieder über die ganze Länge mit der gleichen Anzahl durchgehen und keine Endverankerungen im Feld erforderlich sind, was zu Querkraftsprüngen führen würde. Die gewollten Zwangsmomente werden durch die exzentrische Anordnung der Spannglied-Verankerungen an den Endauflagern und die Verschiebung der Wendepunkte der Spanngliedführung nach den Innenstützen zu erreicht. Die Krümmungsradien der Spannglieder werden durch die genannte Verschiebung der Wendepunkte allerdings kleiner(darauf achten, dass die zulässigen Krümmungsradien der Spannglieder nicht unterschritten werden!). Es werden durch die sinnvolle Spanngliedführung Zwangsmomente aus Vorspannung so aufgebaut (positive Zwangsmomente, die über der Stütze die positiven Momente aus Vorspannung im Vergleich zum statisch bestimmten Anteil vergrößern und im Feld die Absolutwerte der negativen Momente aus Vorspannung verkleinern), damit sich eine insgesamt gleichmäßigere Beanspruchung aus der Überlagerung aus den äußeren Einwirkungen und der Vorspannung in den Feldern und über der Stütze ergibt. Außerdem wird durch diese Spanngliedführung im Bereich der Mittelunterstützungen erreicht, dass die aus der Umlenkung der Spannglieder resultierenden Betonbeanspruchungen direkt zum Auflager gerichtet sind, was einen günstigeren Spannungszustand in diesem Bereich, in dem der Beton durch die schräg gerichteten Hauptdruckspannungen besonders hoch beansprucht ist, ergibt. Darauf, wie man die Zwangsmomente gezielt beeinflusst, wird an Grundlastfällen an einseitig eingespannten statischen Systemen im Abschnitt 8.5.2.3 eingegangen.

5 Haupttragwerke der Überbauten

5.2 Balkenbrücken 5.2.1 Beton-Balkenbrücken

Gerhard Mehlhorn Abgesehen von den großen Bogenbrücken können nicht vorgespannte, bewehrte Betonbrücken mit den Stahlbrücken kaum konkurrieren, wenn Spannweiten über 60 m zu überbrücken sind. Deshalb gibt es nicht vorgespannte Beton-Balkenbrücken hauptsächlich nur mit kleinen Spannweiten. Die Seinebrücke bei Villeneuve (Bild 5.2.1-1) ist mit 78 m Spannweite vermutlich die am weitesten gespannte nicht vorgespannte Stahlbetonbalkenbrücke. Obwohl die günstige Flächentragwirkung der Platte zur Querverteilung konzentrierter Lasten durch die monolithische Konstruktion der Stahlbetonbrücken durchaus vorhanden war, wurde früher, zu Beginn der Entwicklung der Stahlbetonbauweise, die Platte zur Querverteilung der Belastung nicht herangezogen. Es wurden dazu Querträger angeordnet, denen die Querverteilung allein zugewiesen wurde. Dieses Konstruktionsprinzip (Bild 5.2.1-2) wurde bis nach 1945 beibehalten. Beton-Balkenbrücken werden heute in der Regel in Längsrichtung vorgespannt. Deshalb wird hier nicht weiter auf nicht vorgespannte Beton-Balkenbrücken eingegangen. Es sei aber noch auf eine ältere Stahlbetonbalkenbrücke und das Konstruktionssystem des Möller-Trägers, obwohl das System wegen des aus genietetem Walzstahl bestehendem Stahl-Zuggurts heute eigentlich nicht in die Stahlbetonbauweise einzuordnen ist, hingewiesen. Bei diesen sind nämlich einige Konstruktionsprinzipien des vorgespannten Betons, der den modernen Betonbrückenbau der heutigen Zeit beherrscht, bereits vorweggenommen. Es handelt sich um die bereits 1930/31 in Brasilien über den Rio Peixe (Bild 5.2.1-3) errichtete Stahlbetonbrücke mit 68 m freier

5.2 Balkenbrücken

241

Bild 5.2.1-1 Längs- und Querschnitt der Seinebrücke bei Villeneuve [Wittfoht, 1972]

Spannweite, die die erste bekannt gewordene, im Freivorbau errichtete Betonbrücke ist [NN, 1931]. Der Freivorbau erfolgte in Abschnitten von 1,5 m Länge. Die Längsbewehrung aus Betonstahl ‡ 45 mm wurde durch Muffenstöße verlängert. Die Möllerträger (Bild 5.2.1-4), auch Fischbauchträger genannt, bestehen aus Plattenbalken mit einem oberen Betondruckgurt. Die Stege aus Beton sind nach unten parabelförmig begrenzt. Möller verwendete für den Zuggurt Flachstahl, dessen Verankerung am Auflager mittels aufgeschweißter Winkel gewährleistet wird. Zur besseren Verbundwirkung des Flachstahls mit dem Beton werden, auch im Feld, Stahlwinkel angeschweißt. Die nach diesem Prinzip Anfang des dritten Jahrzehnts des vorigen Jahrhunderts gebaute Elbe-Flutbrücke bei Heyrothsberge mit 29 Öffnungen mit je 14,5 m Spannweite und mit jeweils sieben nebeneinander liegenden Möllerträgern bei 9,7 m Brückenbreite gehörte zu den längsten Betonbalkenbrücken [Gehler, 1931]. Sie wurde in den 60iger Jahren des vorigen Jahrhunderts zum größten Teil ersetzt. Dieses Konstruktionsprinzip des Möllerträgers entspricht im Prinzip dem des unterspannten Trägers, der bei der ersten aus Spannbeton errichteten Brücke angewendet wurde, allerdings ist dort das Zugband nicht stetig gekrümmt, sondern an Punkten konzentriert umgelenkt und vor Allem: vorgespannt. Aus dem Bild 5.1-5, siehe Abschnitt 5.1, ist die Entwicklung der heute gebräuchlichen Querschnittsformen von Beton-Balkenbrücken für Durchlaufträger und Platten ersichtlich. Beim Träger fand eine Entwicklung vom Plattenbalken mit Quer-

Bild 5.2.1-2 Konstruktive Ausbildungen bewehrter Betonbalkenbrücken, wie sie vor allem bis etwa 1950 üblich waren [Gehler, 1931]

Bild 5.2.1-3 Aus Stahlbeton 1930/31 im Freivorbau errichtete Brücke über den Rio Peixe (Brasilien) [NN, 1931]

Bild 5.2.1-4 Möllerträger [Deinhard, 1964]

trägern und engem Längsträgerabstand zu immer größer werdenden Trägerabständen statt, wobei man zur wirtschaftlichen Bauausführung mit Ausnahme an den Endauflagern zunehmend auf Querträger verzichtete und die Querverteilung ausschließlich der Platte zuwies. Analog war die Entwicklung bei den Hohlquerschnitten, aus denen

242

sich dann schließlich auch noch als Variante die Pilzbrücke entwickelte. Wie bereits gesagt, ist der moderne Betonbrückenbau durch die Vorspannung des Betons geprägt. Hauptsächlich wegen der geringen Dehnfähigkeit und wegen der im Verhältnis zu seiner Druckfestigkeit geringen Zugfestigkeit des Betons ist es nicht möglich Stähle sehr hoher Festigkeit im Betonbau ohne Vorspannung auszunutzen, da dies zu zu großen Rissbreiten führen würde, die die Dauerhaftigkeit des Bauwerks in Frage stellen. Als fruchtbar für die Weiterentwicklung im Betonbau erwies sich deshalb die Vorspannung der Tragwerke. Erst mit der Entwicklung der Spannbetonbauweise kamen auch bei großen Spannweiten Biegeträger, meist als Durchlaufträger ausgeführt, im Betonbrückenbau zur Anwendung. Die Grundidee des Vorspannens geht bereits bis ins Ende des 19. Jahrhunderts zurück. Bereits 1888 erhielt Doehring das Patent Einrichtung zur Herstellung von mit Draht durchzogenen Latten erteilt, wonach die Drähte durch Schrauben gespannt werden sollen. Im Jahre 1905 beschrieb Lund in der Zeitschrift Beton und Eisen eine Deckenkonstruktion aus Fertigbeton-Hohlblöcken mit vorgespannter Bewehrung, wozu er schrieb: Will man die Rissbildung im Beton verhüten, muss man das Eisen der Zuganker vor der Ausrüstung mit der zulässigen Spannung beanspruchen, und dieses kann bei der vorliegenden Konstruktion aus einzelnen fertig abgebundenen Betonblöcken sehr leicht geschehen, indem man die Blöcke vor der Ausschalung durch Anziehen der Zuganker zusammenpresst. Diese Ideen waren für die Anwendung im Hochbau gedacht, setzten sich zunächst auch dort nicht durch und hatten für den Brückenbau keine Bedeutung. Die Entwicklung des Spannbetons ist vor allem mit den Arbeiten und Veröffentlichungen des französischen Ingenieurs Freyssinet aufs Engste verbunden, der sich

5 Haupttragwerke der Überbauten

ebenfalls bereits seit Anfang des 20. Jahrhunderts mit dem Gedanken der Vorspannung beschäftigte. Der Spannbeton konnte erst mit der Entwicklung hochfester Stähle zur Anwendung kommen. Außerdem war die Erkenntnis wichtig, dass der Beton unter dauernd wirkenden Druckspannungen kriecht, was Freyssinet beim Bau der 1907/12 errichteten drei Betonbogenbrücken über den Allier (Le Veudre, Boutiron und Chatel de Neuvre), von denen heute nur noch die Brücke bei Boutiron (Bild 1.446) existiert, erkannte. Er stellte sich die Frage, ob sich trotz der langandauernden, zeitabhängigen Zunahmen der Formänderungen im Beton dauerhafte Vorspannungen erzeugen lassen. Als Ergebnis seiner Experimente kam er zu dem Schluss, dass für den Spannbeton die Verwendung hochfester Stähle notwendig ist. In einem seiner Patente heißt es: „Für die Erfindung ist also Voraussetzung: die Verwendung eines die angegebenen hochwertigen Eigenschaften besitzenden Werkstoffs für die Bewehrung und die Verwendung einer ebenfalls hochwertigen Betonmasse. Denn nur in diesem Fall liegt die Erfindungsaufgabe, nämlich die Schaffung eines hohe Belastungen mit Sicherheit ermöglichenden Eisenbetonkörpers überhaupt vor. Für die Bewehrungsstäbe kommen mithin Stäbe in Betracht, die eine Elastizitätsgrenze von mindestens 40 kg/mm2 (  400 N/mm2) haben, die, je nach Größe der anzuwendenden Vorspannung, bis zu 160 kg/mm2 (  1600 N/mm2) und mehr betragen muss. Ferner müssen die vorgespannten geradlinigen Bewehrungen im Beton so verteilt werden, dass sie in ihm eine Druckverteilung schaffen, die den Zugkräften entgegenwirkt, welche sich aus der Eigenlast und der Nutzlast ergeben. Als Mittel zur Erzielung einer geeigneten hochwertigen Betonmasse kommen in Betracht: sorgfältige Körnungswahl, Rütteln, Pressen und Umschnüren. Durch die Erfindung soll erreicht werden, dass die den Bewehrungsstäben erteilte Vorspannung

5.2 Balkenbrücken

243

Bild 5.2.1-5 Finsterwalders Entwurf für die Dreirosenbrücke in Basel aus dem Jahr 1930, Bild nach [Finsterwalder, 1967]

durch die diesen entgegenwirkenden Kräfte nicht völlig aufgehoben wird und der Eisenbetonkörper dauernd wirksamen Druckkräften unterworfen bleibt, welche die in dem Körper durch Eigenlast und Nutzlast entstehenden Zugspannungen ganz verschwinden lassen oder doch im wesentlichen ausgleichen. Dadurch erhalten nämlich die nach dem Verfahren gemäß der Erfindung hergestellten Eisenbetonkörper die Eigenschaften homogener Körper.“ Man kann heute rückblickend sagen, dass dieser in seiner Patentschrift von 1929 aufgezeigte Weg, Betone und Stähle hoher Festigkeit zu verwenden, sich vollauf bestätigt hat. Im Spannbetonbau finden heute Spannstähle mit Festigkeiten zwischen 1000 und 2000 N/mm2 Verwendung. Dagegen hat sich die andere Vorstellung Freyssinets, hinsichtlich des Aufbringens so hoher Vorspannkräfte, dass auch nach Wirksamwerden der vollen Nutzlasten auf Dauer keine Zugspannungen im Beton auftreten, als nicht zweckmäßig erwiesen. Vielmehr wird heute in Anlehnung an die Überlegungen von Abeles, Finsterwalders und Rüsch’s in dem Maße vorgespannt, dass der Beton nicht auf Dauer voll überdrückt ist. Betonzugspannungen werden entweder soweit begrenzt, dass sie unterhalb der Betonzugfestigkeit liegen oder man lässt bewusst Risse im Beton zu. Dann ist neben dem vorgespannten Spannstahl zusätzlich nicht vorgespannter Betonstahl (dieser ist auf jeden Fall anzuordnen!) zur Aufnahme der Schnittgrößen erforderlich. Die über die Zugzone verteilte Bewehrung wirkt sich besonders vorteil-

haft auf die Begrenzung der Rissbreiten aus und führt damit zu einem günstigen Verhalten des Bauwerks unter Eigen- und Nutzlasten. Bei der Errichtung der bereits erwähnten Brücken über den Allier verband Freyssinet an einem Bogen als Probekörper mit 50 m Spannweite die beiden Widerlager mit einem vorgespannten Zuggurt aus vorgespannten kaltgezogenen Drähten ‡8 mm mit Spannungen nahe an der Fließgrenze. Die vorgespannten Drähte wurden mit in einer Ankerplatte angeordneten Keilen verankert. Diese erstmalige Anwendung der Vorspannung im Betonbrückenbau an einem Probekörper ist der erste Meilenstein der späteren Entwicklung des SpannbetonBrückenbaus [Grote/Marrey, 2000]. Der erste bekannt gewordene Entwurf einer Spannbetonbrücke überhaupt stammt aus dem Jahr 1930. Finsterwalder schlug damals für den Bau der Dreirosenbrücke in Basel eine Spannbetonbrücke [Finsterwalder, 1965] vor. Dieser Entwurf (Bild 5.2.1-5) wurde allerdings nicht ausgeführt. Betrachtet man das Konstruktionssystem, erkennt man, dass schon dieser Entwurf prinzipiell wesentliche charakteristische Elemente der nach 1945 entwickelten Freivorbauweise enthält. Es sei auf die Ausbildung als Kragträger mit der gelenkigen Verbindung im Scheitel hingewiesen. Diese Brücke sollte aber auf einem Lehrgerüst, nicht im Freivorbau, hergestellt werden. Der von Dischinger 1927/28 beim Bau der Saalebrücke Alsleben (Bogenbrücke mit angehängter Fahrbahn der Schifffahrtshauptöffnung über 68 m Spannweite als

244

5 Haupttragwerke der Überbauten Schneeberger Straße Niederschlemaer Weg Carola Anlagen 19,01

28,00

41,05

28,00

nach Aue Alberodaer Straße

IX

Zwickauer Mulde

23,25

Lößnitzer Straße nach Lößnitz

Bahnhofsstraße

24,81

21,90

25,20

69,00

23,40

303,62

Bauteil C

18,75

4,75

1 : 40

31,50

25,20

18,75 23,40

+ 357,265

10

20

54

Schutzrohre

7,91

12 ∅ 70 60

35

30

2 18 ∅ 70 + 354,319

1 : 40

69,00

+ 357,010

+ 356,379

24,50

Bauteil D

1,90

Bauteil B

4,75

Bauteil A

9,375

7,91 25,20

12 ∅ 70 Öffnung

36 ∅ 70 40

+ 357,065

36 ∅ 70 Einsteigeöffnung

30 ∅ 70

+ 352,15

9,375

9,375 10,75

mit Einhängeträger 31,50

Bild 5.2.1-6 Dischingers Konstruktion der Brücke in Aue. Erste Spannbetonbrücke überhaupt, nach [Finsterwalder, 1967]

Zweigelenkbogen mit vorgespanntem Zugband) [Dischinger, 1949, Standfuß, 2000] und der ersten 1935/37 gebauten vorgespannten Brücke überhaupt [Schönberg/ Fichtner, 1939, Dischinger, 1949, Finsterwalder, 1965], der Brücke in Aue (hängewerkartig, außerhalb des Querschnitts geführte und umgelenkte Spannglieder) gewiesene Weg, die Vorspannbewehrung ohne Verbund hängewerkartig, polygonal außerhalb des Querschnitts anzuordnen (Bild 5.2.1-6), damit sie entsprechend der plastischen Formänderung des Betons jederzeit nachgespannt und ausgewechselt werden kann, hat sich in jüngster Zeit als erfolgreiche Variante im Betonbrückenbau entwickelt. Dischinger, der Konstrukteur der Brücke in Aue, legte die Spannglieder aus Rundstählen St52 ‡70 mm (Vorspannung nur etwa 200 N/

mm2) vor allem wegen der noch fehlenden Theorie zur Berechnung des Spannkraftverlusts infolge Kriechens des Betons – diese Theorie wurde von ihm erst 1939 anwendungsreif veröffentlicht [Dischinger, 1939] – außerhalb des Betonquerschnitts zwischen die Stege der Plattenbalken, um sie jederzeit entsprechend der auftretenden Verformungen und den damit verbundenen Spannungsverlusten nachspannen zu können. Während des 2. Weltkriegs wurde die Brücke nicht wie vorgesehen gewartet, und es sind erwartungsgemäß sichtbare Durchbiegungen und signifikante Spannkraftverluste von ca. 40% aufgetreten. Außerdem wurden als Folge der unterbliebenen Wartung an den Spanngliedern und deren Verankerungen Korrosionsschäden festgestellt. Die Brücke konnte 1962 wieder instand gesetzt werden [Lippold/Spaethe, 1965]. Inzwi-

5.2 Balkenbrücken

schen wurde sie durch ein neues Bauwerk ersetzt [Ivanyi/Blume, 1995]. Vor allem waren die Entwicklung hochfester Spannstähle, aber auch die Erforschung der Kriechprobleme und die zu entwickelnde Theorie zur rechnerischen Ermittlung des Spannkraftverlusts infolge des Kriechens des Betons notwendige Voraussetzungen für den Durchbruch des Spannbetons und der dadurch eingeleiteten Entwicklung neuer Konstruktionsformen im Betonbrückenbau, die, wenn auch die Anfänge bereits in die 30er Jahre des vorigen Jahrhunderts zurück gehen, doch vor allem seit etwa 1950 den Brückenbau revolutionierten. Bevor die heute üblichen Konstruktionssysteme im Betonbrückenbau weiter erläutert werden, soll kurz auf das Prinzip des Spannbetons eingegangen werden. Für die rechnerische Behandlung wird auf Abschnitt 8.5, auf eine ausführlichere Behandlung z. B. auf [Mehlhorn, 1998] verwiesen. Beim gerissenen Stahlbetonbalken unterscheidet man die Druck- und die Zugzone. In der Druckzone werden die Druckbeanspruchungen vom Beton, in der Zugzone nach der Rissbildung die Zugkräfte vom Betonstahl aufgenommen. In nichtvorgespannten, auf Zug bzw. Biegezug beanspruchten, bewehrten Tragwerken des Betonbaus treten Risse in der Regel bereits unter Eigenlast auf, da die Dehnfähigkeit des Betons das Maß 0,1 ‰ nicht oder kaum überschreitet. Die vor der Rissbildung vom Beton und der Bewehrung zunächst gemeinsam aufgenommenen Zugkräfte müssen im Riss allein vom Betonstahl aufgenommen werden. Die zwischen dem Beton und dem Betonstahl auftretenden Verbundspannungen bewirken, dass die im Riss vom Betonstahl allein aufgenommenen Zugkräfte im ungerissenen Bereich zwischen den Rissen allmählich in den Beton übertragen werden. An der Stelle, an der die Zugspannungen die Größe der Betonzugfestigkeit erreichen, entsteht der nächste

245

Riss. Durch geeignete konstruktive Maßnahmen (profilierte Oberfläche des Betonstahls) wird ein guter Verbund gewährleistet. Die im Riss vom Beton nicht aufnehmbaren Zugspannungen bauen sich über kürzere Einleitungslängen zwischen den Rissen im Beton wieder auf und ergeben somit kürzere Rissabstände mit einer größeren Rissanzahl bei gleichbleibend genügend kleinen Rissbreiten. Bei gleichbleibender Rissbreite kann also eine höhere Stahlspannung ausgenutzt werden. Jedoch wird bei zu kleinen Rissabständen die Verbundwirkung erheblich reduziert. Deshalb sind der Verwendung und Ausnutzung von Stählen hoher Festigkeiten als Bewehrung in nichtvorgespannten Tragwerken des Betonbaus Grenzen gesetzt. Bei Spannbetonbauteilen, bei denen der aus äußeren Einwirkungen auf Zug beanspruchte Beton vorgedrückt wird, damit er unter Gebrauchslast nicht oder nur sehr begrenzt auf Zug beansprucht wird, gelten wegen der Vordehnung der Stähle diese Grenzen für die Ausnutzbarkeit hochfester Stähle nicht im gleichen Maße. Spannt man nämlich durch Vordehnung die in der Betonzugzone angeordneten Spannglieder vor (die Betonzugzone wird dabei vorgedrückt), müssen zunächst durch die zunehmende Beanspruchung aus äußeren Lasten und den daraus resultierenden Zugspannungen die aus Vorspannung herrührenden Druckspannungen in der vorgedrückten Betonzugzone abgebaut werden, ehe die Dehnfähigkeit des Betons erreicht wird und der Beton bei weiterer Laststeigerung reißt. Durch die Vordehnung der Spannglieder ist es deshalb möglich höhere Stahlfestigkeiten auszunutzen. Das Kräftespiel an einem äußerlich statisch bestimmten Spannbetonbalken – Spannglieder mit Ankerkörpern und zugehörige Druck- und Zuglinien im Beton für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit, bei dem der Beton im Zugbereich nahezu ungerissen ist – ist im Bild 5.2.1-7 dargestellt. Entscheidend für

246

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-7 Prinzipielle Darstellung des Kräftespiels am äußerlich statisch bestimmten Spannbetonbalken

die Biegetragfähigkeit des vorgespannten Balkens ist, dass die Spannglieder im Bereich der größten Beanspruchungen möglichst nahe dem aus äußeren Lasten herrührenden Zugrand angeordnet sind. Hinsichtlich der Schubbeanspruchungen ist die in Bild 5.2.1-7 dargestellte Spanngliedführung (Zuglinien) günstig, um im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit auch Rissbildungen im Schubrissbereich möglichst lange auszuschalten. Durch die der Querkraft aus äußeren Lasten entgegenwirkende Querkraft aus Vorspannung werden die Hauptzugspannungen gering gehalten. Hinsichtlich der Schubtragfähigkeit wäre aber eine möglichst tiefe Lage der Spannglieder im Auflagerbereich günstiger. Nach den Rissbildungen stellt sich nämlich ein anderes Tragverhalten als vor den Rissbildungen ein. Dieses Tragverhalten entspricht im Prinzip dem eines Fachwerks. Dazu sind im Auflagerbereich möglichst tiefliegende Spannglieder mit größerem inneren Hebelarm besser geeignet als nach oben gezogene. Gegen die Spannglieder stützen sich die schräggerichteten Betondruckstreben ab. Zur Aufbringung der Vorspannung sind geeignete Spannverfahren erforderlich. Unter Spannverfahren wird die Art und der Zeitpunkt der Erzeugung der Vorspannung, die Art der Verankerung der Spannstähle, die Art der Kopplung der Spannglieder und die Art der Herstellung des Verbunds verstanden. Bei Spannverfahren mit Spanngliedern aus hochfestem Stahl wird hierbei grundsätzlich unterschieden: Vorspannung ohne Verbund: Spannglieder liegen außerhalb (externe Spannglieder) im Innern des Kastenquer-

schnitts, als interne Längsspannglieder ohne Verbund im Steg oder bei der Quervorspannung von Fahrbahnplatten ohne Verbund innerhalb des Betonquerschnitts des vorzuspannenden Betonteils, Vorspannung mit sofortigem Verbund: Spannglieder werden nach dem Vorspannen so in den Beton eingebettet, dass gleichzeitig mit dem Erhärten des Betons die Verbundwirkung entsteht (Fertigteile), Vorspannung mit nachträglichem Verbund: Der Beton wird zunächst ohne Verbundwirkung zwischen Spanngliedern (in Hüllrohren verlegt) und Beton vorgespannt, später wird die Verbundwirkung durch das Auspressen der Hüllrohre mit Verpressmörtel hergestellt. Vorspannung als Mischbauweise: Es werden sowohl interne Längsspannglieder mit Verbund im Betonquerschnitt als auch externe Spannglieder im Innern des Kastenquerschnitts verwendet. Bei der Mischbauweise werden nach [DIN-FB 102, 2003], 3.4 (1) P besondere Anforderungen zu späteren Möglichkeiten von eventuell erforderlichen Verstärkungsmaßnahmen gestellt. Ein wesentliches Merkmal der Spannverfahren mit nachträglichem Verbund und der internen Spannglieder ohne Verbund ist, dass die Spannglieder weitgehend beliebige Vorspannführung erlauben. Lediglich durch die einzuhaltenden Krümmungsradien wird der frei wählbare Verlauf der Spanngliedführung begrenzt. Es ist auch möglich, die Spannglieder an beliebigen Stellen innerhalb des Tragwerks enden zu lassen. Dadurch können, für beliebige Stel-

5.2 Balkenbrücken

247

len Größe, Lage und Richtung der erforderlichen Vorspannkräfte sowie der Zeitpunkt ihrer Aufbringung den Erfordernissen angepasst werden. Die Anspannstellen müssen jedoch während des Spannvorgangs zugänglich sein. Wenn Spannglieder innerhalb des Tragwerks enden, ist bei der konstruktiven Ausbildung der Bewehrung darauf zu achten, dass im Bereich der inneren Verankerungen den Querkraftsprüngen aus der Vorspannung (zusätzliche Schubbewehrung) und der erforderlichen Spaltzugbewehrung Rechnung getragen wird. Wie bereits erwähnt führte Dischinger bei den ersten vorgespannten Betonbrücken die Spannglieder außerhalb des Querschnitts. Diese externe Vorspannung wird ohne Verbund, mit den Vorteilen der Nachspannbarkeit und der Austauschbarkeit der Spannstähle, ausgeführt. Auch in Frankreich wurden bereits um 1950 vier Brücken mit Vorspannung ohne Verbund gebaut [Metzler/Schmitz, 1998]. Danach ist diese Art der Vorspannung lange Zeit nicht mehr angewendet worden. Seit Mitte der siebziger Jahre wurde das Prinzip der extern geführten Spannglieder, zunächst in Frankreich und in den USA, wieder aufgegriffen. In Frankreich stand bei dieser Weiterentwicklung der extern geführten Spannglieder die Qualitätsverbesserung der Brücken im Vordergrund. Die Spanngliedführung,

5,51

32,60

36,00

38,00

40,00

die geringen und besser abschätzbaren Reibungsverluste beim Vorspannen und die jederzeitige Nachspannbarkeit und Austauschbarkeit der Spannglieder waren wichtige Kriterien. Zudem erlauben die extern geführten Spannglieder die Eigenlast des Überbaus durch die Verringerung der Stegdicken zu reduzieren. Auch die Einbringung des Betons wird erleichtert. Die Konstruktionsform der Massivbrücken wird in ganz besonderem Maße durch die Bauausführung beeinflusst. Dabei werden auch bewährte Konstruktionsformen laufend verbessert. Am Beispiel der Unkelsteinbrücke, der Hochstraße Ludwigshafen und der Elztalbrücke (Bilder 5.2.1-8 bis 5.2.1-11) soll die Entwicklung der Pilzbrücken gezeigt werden. Es sei angemerkt, dass es fraglich ist, ob die Pilzbrücke und auch die anschließend besprochene Freivorbauweise in allen ihren Formen im strengen Sinn als Balkenbrücken zu bezeichnen sind. Auf sie wird hier aber deshalb eingegangen, weil die Entwicklung der Bauformen von besonderem Interesse ist und auch der Zusammenhang von Konstruktion und Bauausführung deutlich wird. Bei der nach einem Entwurf (Beteiligung bei der Gestaltung: Architekt Gerd Lohmer) und der technischen Bearbeitung von Dyckerhoff & Widmann 1956/57 in Arbeitsgemeinschaft gebauten Unkelsteinbrücke parallel zum Rhein im Zuge der B 9

40,00

40,00

40,00

41,06

346,56

6,00

38,90

Längsschnitt in Brückenachse

bahn

von Köln Untersicht

desBun

B9 Alle

nach Mainz Draufsicht

Bild 5.2.1-8 Unkelsteinbrücke, Längsschnitt, Unter- und Draufsicht (DYWIDAG-Archiv)

248

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-9 Unkelsteinbrücke

Fuge

37,50

37,50

37,50

37,50

379.30 37,50

37,50

37,50

37,50

37,50

20,90 3000

20,90

Bild 5.2.1-10 Längsschnitt und Untersicht der Elztalbrücke, Bild nach [Schambeck/Foerst, 1973]

von Köln nach Mainz, wurde der 358 m lange Überbau als Durchlaufträger über neun Felder als zweizelliger Kasten mit 2 m Konstruktionshöhe gebaut. An den Widerlagern und über den Pfeilern ist der Kasten durch Querscheiben ausgesteift. An einer der mittleren Innenstützen ist der Überbau mit dieser Stütze biegesteif verbunden. An den beiden Widerlagern werden die Kräfte vom Überbau in die Widerlager über je drei Pendellager übertragen. An sieben der acht Innenstützen ist der Überbau auf jeweils vier Vielrollenlagern auf tellerartigen Stützenköpfen (Vorläufer der Pilzköpfe) auf einer Mittelstützenreihe gelagert. Die Rol-

len sind in einem allseits geschlossenen Rahmen gefasst und gewährleisten die Längsverschieblichkeit des Überbaus in der Bauwerksachse infolge Temperaturänderungen und der Verkürzungen aus dem Kriechen und Schwinden des Betons, während die Querverschiebung des Überbaus ausgeschlossen wird. Die Stützen haben Abstände von 32,60 m bis 41,06 m voneinander. Die Weiterentwicklung dieser Konstruktionsart führte zur monolithischen Verbindung des Überbaus mit der Stütze, dem Pilzkopf. Diese Entwicklung führte zur festen Verbindung des Überbaus mit den Stützen über die Zwischenstufen

37 500

Schalung

Bild 5.2.1-11 Längsansicht und Querschnitt des freitragenden Gerüstwagens der Elztalbrücke, Bild nach [Schambeck/Foerst, 1973]

Fahrschienen

Hinteres Fahrwerk

1 240 7 800 1 240

Bühne ausgefahren

Unter Arbeitsbühne

Hydr. Pressen

3 300 3 300

37 500

Pfeiler

Hilfsgerüst

±0

Vorrichtung zum Ablasen der Schalung Bühne eingefahren

Schalung in Fahrstellung

Mittlerer Stüzbock Mittlerer Längsträger Seitlicher Längsträger

Obere Arbeitsbühne

Bühne eingefahren

Schalung in Betonierstellung

Mittlerer Längsträger

Abgang zum Pfeiler zur Montage des Stüzbockes

Seitl. Stützbock beim Betonieren des Abschnitts I (Leerstellung)

Untere Arbeitsbühne

16 000

Mittlerer Stüzbock

5.2 Balkenbrücken 249

250

Hochstraße Ludwigshafen mit diagonalen Tragrippen und die Hochstraße Vahrer Kreuz in Bremen mit annähernd kontinuierlich in die Platte des Überbaus auslaufenden Pilzköpfen zu der im Bild 5.2.1-10 als System dargestellten 380 m langen Elztalbrücke bei Kaisersesch in der Eifel. Der Überbau ist eine 30 m breite vorgespannte Betonplatte mit veränderlicher Dicke, die im Abstand von 37,5 m in Mittelstützen eingespannt ist und nur im mittleren Feld eine Querfuge hat. Der Überbau, die Stützen und die Widerlager sind monolithisch miteinander verbunden, nur an der Querfuge sind in Längsrichtung gegenseitige Verschiebungen möglich. Die bis zu 100 m hohen Stützen haben achteckige Hohlquerschnitte, deren Querschnitte über die Höhe konstant sind und Außenabmessungen von 4,8 m ∙ 5,8 m haben. In den Feldern ist die Platte jeweils zwischen 50 cm und 65 cm dick, und zu den Stützen nimmt ihre Dicke pilzförmig auf 2,45 m zu. Der Bau des Überbaus erfolgte abschnittsweise mit einem Vorschubgerüst (Bild 5.2.1-11). Von dem über der Überbaukonstruktion liegenden Hauptlängsträger des Vorschubgerüsts kra-

5 Haupttragwerke der Überbauten

gen beidseitig Querrahmen aus, die die Schalung für den Überbau tragen. Der Hauptlängsträger des Vorschubgerüsts wird auf Stützböcken gelagert, die sich auf die bereits im vorhergehenden Bauabschnitt hergestellten Brückenabschnitt und dem nächsten Pfeiler auflagern. Nachdem der jeweilige Bauabschnitt fertiggestellt ist, wird das Vorschubgerüst ohne zusätzliche Hilfsmaßnahmen um eine Abschnittslänge nach vorn verschoben. Nach dem Prinzip der Elztalbrücke sind viele Brücken, insbesondere verschiedene Hangbrücken beim Bau der Brennerautobahn, gebaut worden. Ein weiteres typisches System für weitgespannte Spannbetonbrücken ist der Auslegeträger, der vor allem für die im Freivorbau errichteten Brücken verwendet wird. Es seien hier die wohl bekanntesten Brücken dieses Systems erwähnt, die 1950 gebaute Lahnbrücke Balduinstein (Bilder 1.4-51 und 2.1-12), die mit ca. 62 m Spannweite die erste Brücke dieses Typs ist, die Nibelungenbrücke in Worms (Bilder 1.4-52, -53 und 5.2.1-13), die Moselbrücke Koblenz, die Rheinbrücke Ben-

Bild 5.2.1-12 Lahnbrücke Balduinstein, Ansicht und Schnitte, Bild nach [Finsterwalder, 1951]

5.2 Balkenbrücken

251

Bild 5.2.1-13 Längs- und Querschnitt der Nibelungenbrücke in Worms über den Rhein, Bild nach [Finsterwalder/Knittel, 1953]

Bild 5.2.1-14 Längs- und Querschnitte der Rheinbrücke Bendorf, Bild nach [Finsterwalder/ Schambeck, 1965]

dorf (Bilder 1.4-54, 3.8-11 und 5.2.1-14), die Hamana Brücke in Japan (Bild 1.4-56) mit 240 m Spannweite und schließlich die im Mittelbereich aus Leichtbeton LC 60 mit einer Rohdichte von 1,94 kg/dm3 hergestellte Stolma Brücke (siehe Bild 9.1.3-14) in der Nähe von Bergen in Norwegen [Ingebrigtsen, 1999], die mit 301 m Spannweite zur Zeit die im Freivorbau errichtete Betonbrücke mit der größten Spannweite ist. Für den Freivorbau, mit Auslegeträgern im Bauzustand, ist der Kastenträger (Bil-

der 5.2.1-13 und -14) besonders geeignet. Die hohen negativen Momente aus der Kragarmbelastung mit den horizontal gerichteten Zugkräften am oberen Rand des Kragträgers werden durch Spannglieder, die lotrechten und schräggerichteten Zugkräfte in den Stegen durch Betonstahl und/ oder Spannstahl und die schräg in den Stegen und parallel zum unteren Rand gerichteten Druckkräfte durch den Beton aufgenommen. Entsprechend dem Momentenverlauf wird die Konstruktionshöhe so ab-

252

gestuft, dass sich die erforderliche vorgespannte Längsbewehrung in der Zugzone, in der Längsrichtung gestaffelt, so ergibt, dass die Zahl der benötigten Spannglieder zum Kragarmende etwa gleichmäßig abnimmt. Durch das abschnittsweise Bauen lassen sich die jeweils im betreffenden Bauabschnitt endenden Spannglieder einfach vorspannen. Bei Verwendung von Stabstäben, wie sie von der Fa. Dyckerhoff & Widmann in der Anfangszeit der Freivorbauweise ausschließlich verwendet wurden, können die für die folgenden Bauabschnitte benötigten Spannglieder mit einfachen Muffenverbindungen gekoppelt werden. Bei modernen Ausführungen werden vorzugsweise Litzenspannglieder verwendet, die bauabschnittsweise über die jeweilige Bauabschnittslänge in Hüllrohre eingeführt und vorgespannt werden. Ein wesentliches Konstruktionsprinzip besteht weiterhin darin, dass die bereits erwähnte Veränderlichkeit der Konstruktionshöhe des Kragträgers so gewählt wird, dass auch eine annähernd konstante Schubbeanspruchung der Stege erreicht und deshalb die erforderliche Schubbewehrung über die Trägerlänge nahezu konstant wird (Bilder 5.2.1-15 und -16). Die Bodenplatte im Querschnitt über der Stütze wird in der Regel deutlich dicker als im Feldbereich gewählt, um die dort erforderliche größere Druckzone zu erzielen. Bei sehr großen Spannweiten empfiehlt es sich, auch die Dicke der Fahrbahnplatte im mittleren Bereich des Felds zu verringern, weil sich ja die Anzahl der in der Platte angeordneten Spannglieder kontinuierlich von der Stütze zur Feldmitte verringert und deshalb weniger Platz für die Unterbringung der Verankerungskörper der Spannglieder benötigt wird. Die 1963 fertiggestellte Moselbrücke Thörnich (Bild 5.2.1-17) mit 84,5 m Mittelspannweite ist eine der nach diesem Konstruktionsprinzip errichteten Brücken. Sie wurde nicht komplett im Freivorbau errichtet, sondern zwischen den Achsen 1–3

5 Haupttragwerke der Überbauten

Spannglieder Druckkräfte

Bild 5.2.1-15 Konstruktionsprinzip beim Freivorbau mit Spanngliedführung und Druckkraftlinien

Bild 5.2.1-16 Konstruktionsprinzip mit annähernd konstanter Schubbeanspruchung der Stege

und 5–7 wurde sie auf Lehrgerüsten hergestellt. Dabei wurde zunächst der westliche Brückenteil (der linke Teil in Stromrichtung gesehen) zwischen den Achsen 6 und 5 auf Gerüst hergestellt. Während der Vorbauwagen bei Achse 5 montiert wurde, erfolgte die Herstellung der Platte zwischen den Achsen 6 und 7. Während darauf folgend der Freivorbau zwischen den Achsen 5 und 4 erfolgte wurde der Brückenteil zwischen den Achsen 1 und 3 auf Gerüst hergestellt. Anschließend erfolgte der Umbau des Vorbauwagens von Achse 4 nach Achse 3 und schließlich wurde der Brückenteil zwischen den Achsen 3 und 4 im freien Vorbau hergestellt und die beiden Kragarme mit dem Einbau des Gelenks in Achse 4 verbunden und damit der Überbau fertig gestellt. Im Bild 5.2.1-18 ist die prinzipielle Anordnung der Längs-Vorspannbewehrung im Querschnitt dargestellt. In den jeweiligen Arbeitsfugen wurde ein Teil der Spannglieder vorgespannt und verankert.

5.2 Balkenbrücken

253

Bild 5.2.1-17 Moselbrücke Thörnich, Längs- und Querschnitte, Gelenkausbildung zur Übertragung von Querkräften

Bild 5.2.1-18 Querschnitt der Moselbrücke Thörnich mit Spanngliedverteilung in der Querrichtung

Bild 5.2.1-19 In einem Gelenk gekoppelte Kragträger im unverformten (oben) und verformten (unten) Zustand

Die in der jeweiligen Arbeitsfuge endenden und vorzuspannenden Spannglieder wurden nach den Stegen gezogen. Die anderen Spannglieder wurden in die nächsten Bauabschnitte geführt.

Die eben besprochenen Auslegerbrücken, die im Freivorbau errichtet werden, sind oft, in der Anfangszeit fast immer, so konstruiert worden, dass in den Feldmitten Gelenke angeordnet werden, über die nur Querkräfte übertragen werden, die Übertragung von Biegemomenten und Längskräften jedoch ausgeschlossen wird [Finsterwalder/Schambeck, 1965]. Infolge dieser Mittelgelenke treten unstetige Durchbiegungen im Bereich dieser in Feldmitte angeordneten Gelenke auf. Auch wenn Gelenksysteme bei der Herstellung wirtschaftlicher sein können als Durchlaufsysteme, sollte wegen der Unstetigkeiten der Tangentenneigungen (Knick) für neu zu errichtende Brücken grundsätzlich angestrebt werden auf diese Mittelgelenke ganz zu verzichten, was durch entsprechende konstruktive Ausbildung meistens möglich ist. In einigen Fällen wird es trotzdem zweckmäßig sein, Mittelgelenke anzuordnen, wenn auf einfache Weise Korrekturen der Gradiente der Brücke möglich sind. Im Bild 5.2.1-19 oben sind zwei durch ein Mittelgelenk gekoppelte Kragträger im unverformten und im verformten Zustand skizzenhaft dargestellt. Treten nun im Laufe der Zeit größere Durchbiegungen auf als erwartet und voraus berechnet, was bei vielen derartigen Systemen in der Tat eingetreten ist,

254

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-20 Hangbrücke Würgau

lässt sich durch nachträglich eingezogene Spannglieder die Höhenlage der Gradiente korrigieren und auf das gewünschte Maß bringen. Bei bereits bestehenden Brücken ist allerdings der Einbau geeigneter Verankerungsbalken, die auch durch Stahlkonstruktionen ersetzt werden können, notwendig. Bei neu zu bauenden Brücken kann man konstruktiv gleich entsprechende Vorkehrungen zum nachträglichen Einziehen entsprechender Spannglieder treffen. Verwendet man für diese Spannglieder solche ohne Verbund, kann man gegebenenfalls notwendige weitere Korrekturen auch in mehreren Schritten leicht vornehmen. Der bereits 1973 gemachte Vorschlag [Mehlhorn, 1973] ist zweckmäßiger als die mitunter vorgenommene Korrektur der Gradiente durch Aufbringen zusätzlichen Ausgleichbetons und Asphalts. Im Abschnitt 9.1.3 wird ausführlicher auf die im Freivorbau errichteten Brücken und die damit zusammen hängenden Probleme und die üblichen Varianten beim Bau eingegangen, worauf verwiesen wird. Ein typisches Beispiel für die wirtschaftliche Herstellung von Durchlaufträgern ist die Hangbrücke Würgau (Bild 5.2.1-20), die typisch für Brücken mit ca. 30 m bis 45 m Stützweite ist, wobei der Querschnitt als querträgerloser, zweistegiger Plattenbalken ausgebildet ist. Dabei ist es unerheblich, ob die vorschiebbaren Rüstträger durch Böcke

zwischenunterstützt werden oder ob sich diese Rüstträger frei tragen. Andere Beispiele sind die Autobahnhochstraße der Umgehung Köln, bei der verfahrbare Lehrgerüste verwendet wurden (Bild 5.2.1-21) und die Pleichachbrücke im Zuge der Autobahn Fulda – Würzburg (Bild 5.2.1-22). Hier wurde erstmals das „Rechenschieberprinzip“ angewendet. Dabei haben die seitlichen Rüstträger die Länge eines Felds, während der mittlere Träger über zwei Felder reicht. Zum Umsetzen der Vorbaurüstung werden die seitlichen Rüstträger an einem Kranwagen aufgehängt, der über dem langen, frei auskragenden, auf Rollböcken vorgestreckten Mittelträger läuft, und anschließend verfahren wird. Hinten werden sie durch eine auf dem fertiggestellten neuen Feld laufende Transportkonstruktion abgefangen. Bei dem Bausystem, das beim Bau der Brücke am Kettiger Hang (Bild 5.2.1-23) angewendet wurde, ist neben den eigentlichen Rüstträgern, die etwas länger als ein Feld sind, ein vorlaufender Vorbauträger, der über zwei Felder reicht, zum Umsetzen der Rüstung erforderlich. Beim Bau sehr langer Brücken in Takten, die als Durchlaufträger auf Rüstträgern in feldweisen Bauabschnitten mit in den Momentennullpunkten angeordneten Bauabschnittsgrenzen hergestellt wurden, ist bei den Anwendungen dieser Baumethode in

5.2 Balkenbrücken

255 b

a Schalung

∅ 1,90

Rüstträger O.K.S.

b 29,50

a 29,50

29,50

max. 11,00

Arbeitsfuge

2,00

Rüstung in Betonierstellung

Arbeitsschritt

∅ 1,90 O.K.S.

Fahrgestell

Vorfahren der Rüstung 3,30

2,00

32,80 4%

9,20

7,80

9,20

3,30

4% Rüstträger Fahrgestell

Konsolen

Stahlstützen

klappbare Bodenplatten

17,00

Schnitt a – a

Schnitt b – b

Bild 5.2.1-21 Autobahnhochstraße der Umgehung Köln, Bild nach [Beyer/Thul, 1967]

den ersten Jahren mitunter nicht beachtet worden, dass die Arbeitsfuge, in der die Spannglieder abschnittsweise vorgespannt und gekoppelt wurden (mitunter wurden sogar alle Spannglieder in der Arbeitsfuge vorgespannt, mit Koppelstellen verlängert und jeweils an den nächsten Arbeitsfugen wieder vorgespannt und durch weitere Kopplungen verlängert) wegen des an die-

ser Stelle scheinbar rechnerisch erforderlichen geringen Bewehrungsgrads sehr sensibel auf nicht direkt ermittelte Zusatzbeanspruchungen reagieren. Dazu zählen z. B. die Traggerüstverformungen während der Herstellung, ungleiche Erwärmung des Überbaus bei statisch unbestimmten Systemen, Bauwerksimperfektionen und Zwangsbeanspruchungen aus Kriechen

256

5 Haupttragwerke der Überbauten

Rüstträger in Betonierstellung hinterer Kranwagen vorderer Kranwagen

RV

R

2,20

Vorfahren der Rüstträger einschließlich Schalung

R

36,25

RV

36,25

36,25

36,25

Vorfahren der Rüst- und Vorbauträgers Arbeitsfuge RV

R 1,90

Querschnitt 28,80

7,90 5,00

5,00 14,50

max. 29,00

R = Rüstträger einschließlich Schalung RV = Rüst- und Vorbauträger

14,40

2,20

14,40

Bild 5.2.1-22 Pleichachtalbrücke, Bild nach [Beyer/Thul, 1967]

und Schwinden des Betons. Sie wirken sich auf die Gebrauchstauglichkeit stärker aus als in den übrigen Bereichen. Diese eben genannten Zusatzbeanspruchungen können nach der üblichen Technischen Biegetheorie ermittelt werden. Beachtet werden sollte, dass in der Betonierfuge eine abgeminderte Betonzugfestigkeit zu erwarten ist.

Aus der bereits erläuterten Herstellungsund Vorspannfolge an Arbeitsfugen mit Spanngliedkopplungen, häufig vereinfachend Koppelfugen genannt, treten aus der Eintragung der Vorspannkraft als konzentrierte Kraft Abweichungen vom nach der Technischen Biegetheorie für Balken linear veränderlichen Verlauf der Normalspan-

39,20

39,20

39,20

Windenplattform

39,20

Vorbauträger

Bild 5.2.1-23 Brücke am Kettiger Hang, Bild nach [Beyer/Thul, 1967]

39,20

Vorfahren des Vorbauträgers

39,20

Fahrrichtung

3 % Gefälle

b

b

39,20

vorderer Kranwagen

Vorfahren der Rüstträger einschließlich Schalung

39,20

Rüstträger in Betonierstellung

39,20

Rollenböcke

3 % Gefälle

39,20

39,20

Fahrrichtung

39,20

Rüstträger mit Stahlschalung

6,125

a

39,20

hinterer Kranwagen

39,20

Versetzungstraverse

39,20

a

39,20

39,20

9,00

Schnitt b – b

7,20

1,80

Schnitt a – a

1,80

Rollenbock

Vorbauträger

39,20

6,125

2,10 Stahlschalung Rüstträger

2,10

81,40

5.2 Balkenbrücken 257

258

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-24 Modellscheibe zur Erläuterung der Vorspannung an einer ergänzten Scheibe

nungen auf. Dieses Problem wird zunächst prinzipiell an einer mittig belasteten, einfachen Modellscheibe (Bild 5.2.1-24) erläutert. Aus den im Bild 5.2.1-25 angegebenen Verformungs- und Spannungsbildern der Modellscheibe ist deutlich zu erkennen, dass im Bereich der Betonierfuge mit der Spanngliedkopplung die Normalspannungen über die Scheibenhöhe nicht konstant sind. Entsprechend würden sie bei exzentrischer Krafteintragung über die Scheibenhöhe nicht linear veränderlich sein. Es sind daraus drei Schlussfolgerungen zu ziehen: 1. In diesem Bereich muss der Spannungsverlauf nach der Elastizitätstheorie ermittelt werden, wie dies ja für alle Bereiche mit Eintragungen von konzentrierten Lasten üblich ist. Die Technische Biegetheorie (Navier) ist für die Ermittlung des Spannungszustands in diesem Bereich nicht anwendbar. 2. Es ist an der Betonierfuge mit Spanngliedkopplungen nicht nur Bewehrung zur Aufnahme der Spaltzugkräfte aus der Eintragung der Vorspannkräfte im zuerst hergestellten Bauabschnitt anzuordnen, die hier für die vollen Vorspannkräfte zu dimensionieren ist. Auch auf der ergänzten Seite der Betonierfuge mit Spanngliedkopplungen ist eine Spaltzugbewehrung anzuordnen, die aber geringer (etwa 50%)sein darf. 3. In den Betonierfugen sollten nicht alle Spannglieder gekoppelt werden. Ein wesentlicher Teil der Spannglieder sollte ungestoßen durchlaufen!

Bild 5.2.1-25 Verformungen und Hauptspannungen an der Modellscheibe. a) Scheibe I mit mittiger Vorspannung (links Verformung, rechts Hauptspannungen) b) Scheiben I+II verbunden, Spannglieder gekoppelt und am Ende (rechts) vorgespannt (oben Verformungen, unten Hauptspannungen)

Ende 1970 wurde bei routinemäßigen Überprüfungen bei zwei Spannbetonbrücken einige Jahre nach ihrer Verkehrsübergabe an deren sämtlichen Koppelfugen Rissschäden festgestellt [Fehse, 1972, Pfohl, 1973], im Sachverständigen Ausschuss Spannverfahren des Instituts für Bautechnik von Herrn Pfohl darüber berichtet und das Phänomen von mir erklärt. Im Rahmen einer Verlängerung des Zulassungsbescheids des LEOBA-Spannverfahrens wurde Herr Baur anlässlich der Beratungen im SVA Spannverfahren auf den Effekt hingewiesen, worauf der Beitrag [Baur/ Göhler, 1972] entstanden ist.

5.2 Balkenbrücken

259

Betrachtete Koppelfuge

29,85

13 × 25,5 = 331,5

21,15

15 × 25,5 = 382,5

Bild 5.2.1-26 Statisches System der untersuchten Brücke

a) 275

325

42

35

325

113

26

275

Ankerplatten 136 150

b) idealisierter Querschnitt

32,7

113

Maßangaben in cm 250

200 143

Bild 5.2.1-27 Querschnitt des zweistegigen Plattenbalkens a) Querschnitt des zweistegigen Plattenbalkens b) Der der Berechnung zu Grunde gelegte idealisierte Querschnitt

Am Beispiel einer ausgeführten zweistegigen Plattenbalkenbrücke wird beispielhaft die Auswirkung des Effekts gezeigt [Mehlhorn/Hoshino, 1974]. Im Bild 5.2.126 ist das statische System des Plattenbalkens (Bild 5.2.1-27a), der feldweise auf einem Vorschubgerüst als durchlaufender, vorgespannten Träger ausgeführt wurde, angegeben. In der Berechnung mit dem im Bild 5.2.1-27b gezeigten idealisierten Querschnitt wurden nur die Scheibenspannungszustände berücksichtigt, der Einfluss der Plattenwirkung blieb unberücksichtigt. Die Zulässigkeit dieser Vereinfachung wurde von Hoshino in seiner Dissertation [Hoshino, 1974] nachgewiesen. Betrachtet wird die Koppelfuge zwischen dem dritten und dem vierten Bauabschnitt. Im Bild 5.2.1-28 sind die untersuchten Lastfälle 1–4 angegeben. Der Lastfall 1 ist

die Vorspannung des fertiggestellten Bauabschnitts, der Lastfall 2 ist die Vorspannung des neu anbetonierten Abschnitts nach der Spanngliedkopplung, wobei das Zwängungsmoment aus Vorspannung zu berücksichtigen ist. Die Lastfälle 3 und 4 sind die Eigen- und Verkehrslasten mit der Laststellung, die für die Koppelfuge das größte Biegemoment ergibt. In den Bildern 5.2.1-30 und 5.2.1-31 sind die Rechenergebnisse für die Spannungsverteilung, und in der Tabelle 5.2.1-1 sind die Normalspannungen am unteren Rand des Steges unmittelbar links neben der Fuge aus Vorspannung angegeben, wie sie sich aus der Technischen Biegetheorie und nach der genaueren Berechnung nach Zustand I (ungerissener, unbeschränkt elastischer Werkstoff ) ergeben. Zusätzlich sind auch die Spannungen aus Eigen- und Verkehrslast angegeben und bei den angegebenen

260

5 Haupttragwerke der Überbauten

a) Lasfall 1: Vorspannung

470 kN/m

18,8 MN/m

b) Lasfall 2: Vorspannung und Zwängungsmoment

Nc,p = –12,69 MN Mc,p = –6,61 MNm Mzw = 4,83 MNm

470 kN/m

+ 18,8 MN/m

Schwächung des Querschnitts

c) Lasfall 3: Eigenlast und ständig wirkende Lasten g = 100 kN/m Mg = 2,25 MNm Qg = –410 kN

+

d) Lasfall 4: Verkehrslasten Q=195 kN 1,50

2,85

1,50

2,80 q=28 kN/m

Mq=1,53 MNm Qq = –80 kN

+

4,35

4,30 Spannglied Betonstahl

Bild 5.2.1-28 Untersuchte Lastfälle für die Untersuchung der Koppelfuge des vorgespannten, zweistegigen Plattenbalkens

Spannungen aus Vorspannung sind die mit der FEM nach der Elastizitätstheorie ermittelten Anteile aus der Vorspannung am statisch bestimmten Hauptsystem und aus dem Zwängungsmoment getrennt aufgeführt. Die Spannungen aus Eigen-, Verkehrslast und Zwängungsmoment sind für

die beiden Rechenannahmen gleich, weil dafür die Berechnung nach der Technischen Biegetheorie zutreffend ist. Die geringen Unterschiede bei den in der Tabelle 5.2.1-1 angegebenen Werten beruhen darauf, dass bei den nach der FEM berechneten Spannungen die gemittelten Schwer-

5.2 Balkenbrücken

Bild 5.2.1-29 Längsspannungen σx aus Vorspannung an der Koppelfuge (Berechnung linear elastisch), Verlauf im Steg

punktsspannungen zweier benachbarter Betonelemente angegeben sind. Für die Randspannungen aus der Eintragung der Vorspannung ergeben sich an der Koppelfuge beträchtliche Unterschiede nach den beiden Theorien. Nach der genaueren Be-

261

rechnung erhält man am unteren Querschnittsrand in der Koppelfuge 4,2 N/mm2 geringere Längsdruckspannungen als sie sich nach der Technischen Biegetheorie ergeben. Es ist an diesem Beispiel erkennbar, warum bei vielen in der damaligen Zeit gebauten Brücken an den Koppelfugen Risse aufgetreten sind. Aus den Bildern 5.2.1-29 und 5.2.1-30 ist ersichtlich, dass die Längsspannungen in der Koppelfuge selbst bei linear-elastischer Berechnung deutlich vom linearen Verlauf abweichen. Die Abweichungen klingen umso mehr ab je weiter der betrachtete Schnitt von der Koppelfuge entfernt ist. In der Koppelfuge sind die Längsspannungen größer als die Zugfestigkeit des Betons, weshalb es am unteren Rand zur Rissbildung kommt. Im Bild 5.2.1-31 sind noch die Verläufe der berechneten Längsspannungen im ungerissenen Zustand I und im gerissenen Zustand II jeweils über die Höhe des Stegs und in Längsrichtung für den unteren Rand im Bereich der Koppelfuge angegeben. Die Zugspannungen im Beton werden nach der Rissbildung kleiner, und die Stahlspannungen im Riss wachsen an.

Bild 5.2.1-30 Längsspannungen σx aus Vorspannung an der Koppelfuge (Berechnung linear elastisch), Verlauf in der Fahrbahnplatte

262

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.2.1-1 Normalspannungen im Beton am unteren Rand des Stegs unmittelbar links neben der Koppelfuge in N/mm2 Lastfall Technische Biegetheorie (Lineare Spannungsverteilung)

FEM-Elastizitätstheorie

1+2

3

4

1+2+3+4

–1,1

+3,1

+0,3

stat. best. Anteil

–13,8

aus Zwängungsmoment

+12,1

Summe

–1,7

stat. best. Anteil

–9,1

aus Zwängungsmoment

+11,6

Summe

+2,5

-0,9

+2,9

+4,5

+4,2

+0,2

-0,2

+4,2

Abweichungen zwischen Elastizitätstheorie und Technischer Biegetheorie

Ausführlichere Ergebnisse von Untersuchungen zu diesem Problem, wobei auch der Einfluss des Kriechens des Betons berücksichtigt wurden, sind in [Dietrich, 1979 und Mehlhorn et al., 1983] enthalten, worauf verwiesen wird. Beim Beton wachsen während der Hydratation des Zements die Festigkeit und der Elastizitätsmodul mit der Erhärtung des Betons an. Durch diese Entwicklung der Festigkeit und des Elastizitätsmoduls des Betons und des Wärmevorgangs als Folge der Hydratation des Zements mit folgendem Abkühlen auf die Umgebungstemperatur verbleiben bei der Herstellung in Betonierabschnitten im Endzustand parallel zur Arbeitsfuge gerichtete Zugspannungen im anbetonierten und Druckspannungen im zuvor betonierten Bauabschnitt. Unter der vereinfachten Annahme, dass die Wärmeentwicklung und die Entwicklung des Elastizitätsmoduls während des Abbindevorgangs zunächst linear anwachsen und der Elastizitätsmodul während des Abkühlungsprozesses konstant bleibt (Bild 5.2.132), ergeben sich aus der Berechnung an einer Modellscheibe die parallel zur Ar-

beitsfuge gerichteten Zugspannungen im Beton zu: E·T max σ = α · 8 (5.2.1-1) 4 mit α Temperaturdehnzahl des Betons E Elastizitätsmodul des erhärteten Betons T größter Temperaturunterschied des Betons zwischen den beiden Bauabschnitten, der zum Zeitpunkt des Abschlusses des Abbindevorgangs im neubetonierten Bauabschnitt auftritt Der Größtwert für den Temperaturunterschied T, der zwischen den beiden Bauabschnitten auftritt, hängt von der Dicke der Querschnitte, der Betonzusammensetzung, insbesondere vom verwendeten Zement, und von den während des Abbindens des Betons vorhandenen Umgebungsbedingungen ab. Die Abbindetemperatur kann einen Wert bis zu etwa 70 °C erreichen. Die nach Gleichung (5.2.1-1) ermittelten Werte können als obere Abschätzung für die auftretenden Spannungen angenommen werden. Es wird noch darauf hingewiesen, dass

5.2 Balkenbrücken

263

a) Verlauf der Längsspannungen im Beton σc über die Höhe des Steges an der Stelle 2,5 cm links der Koppelfuge

b) Verlauf der Längsspannungen im Beton σc (x) an der Unterkante des Steges

c) Stahlspannungsverlauf σs (x) der unten im Steg liegenden Bewehrung

Bild 5.2.1-31 Vergleich der nach den Zuständen I und II berechneten Verläufe der Längsspannungen σx aus Vorspannung an der Koppelfuge im Steg

264

5 Haupttragwerke der Überbauten

T (t)

0

t

tO

E (t)

Bild 5.2.1-33 Prinzip des Taktschiebeverfahrens

E = konst

0

tO

t

Bild 5.2.1-32 Vereinfachte Annahmen für die Wärmeentwicklung und die Entwicklung des Elastizitätsmoduls

in den Querschnitten noch zusätzliche Eigenspannungszustände auftreten [Zeitler, 1983], worauf verwiesen wird. Eins der erfolgreichsten, weil sehr wirtschaftlichen Bauverfahren zur Ausführung durchlaufender Betonträger ist das im Stahlbau schon lange angewendete Taktschiebeverfahren [Göhler, 1999]. Hierbei werden Teilstücke etwa zwei Teilstücklängen hinter dem Widerlager in einer dort ortsfesten Schalung hergestellt (Bild 5.2.1-33). Die Takte sind zwischen 6 m und 30 m lang, und sie werden monolithisch miteinander verbunden. Am ersten Teilstück wird ein Vorbauschnabel angeschlossen. Die Brücke wird dann in Takten in ihre endgültige Lage längs verschoben. Damit der Beton während des Wochenendes erhärten kann, wird in der Regel die Fertigung im Wochentakt gewählt. Die wirtschaftliche Herstellung der Brücken mit dieser Bauweise setzt voraus, dass die Brücke eine bestimmte Mindestlänge hat, Göhler nennt

dafür Brückengesamtlängen von mindestens 200 m. Die Spannweiten der Brücken sollten zwischen 30 m und 50 m liegen. Bei großen Spannweiten ist es zweckmäßig Hilfspfeiler während des Vorschubvorgangs anzuordnen. Die vom Ingenieurbüro Leonhardt und Andrä, insbesondere ist hier Willi Baur zu erwähnen, entwickelte Taktschiebe-Bauweise vereinigt zur Herstellung monolithischer Tragwerke die Vorteile der werkmäßigen Fertigung in einer Feldfabrik mit denen der Ortbetonbauweise in idealer Weise. Die Fertigungsanlage bietet Witterungsschutz, es herrschen praktisch Arbeitsbedingungen wie in einer Fabrik. Die sich ständig wiederholenden Arbeitsgänge senken den Zeitaufwand. Ausführlich wird auf die Herstellung der Brücken im Taktschieben im Abschnitt 9.1.4 eingegangen. Das System der Schrägkabelbrücke ist im Stahlbau für größere Spannweiten üblich. Im Bild 5.2.1-34 sind die wichtigsten im Stahlbau gebräuchlichen derartigen Systeme gezeigt. Man unterscheidet prinzipiell einfache oder mehrfache Schrägkabelanordnungen, die als Büschel, Harfe, Fächer oder Stern ausgebildet werden können. Zur Tragwirkung sind im Bild 5.2.1-35 statische Ersatzsysteme zur Vorbemessung von Schrägkabelbrücken angegeben, die ohne weitere Erläuterung die statische Wirkungsweise erkennen lassen. Für die statische Berechnung ist dann das Systemverhalten als

5.2 Balkenbrücken

265

Bild 5.2.1-34 Gebräuchliche Systeme für Schrägkabelbrücken, Bild nach [Feige, 1966]

Bild 5.2.1-35 Statische Ersatzsysteme zur Vorbemessung von Schrägkabelbrücken

äußerlich und innerlich statisch unbestimmtes Rahmentragwerk nach der technischen Biegetheorie für räumliche Stabtragwerke am verformten System unter Berücksichtigung der Vorspannung der Kabel zu untersuchen. Dabei ist die realistische Beschreibung der Biege- und Torsionssteifigkeiten des Überbau-Balkens und des Pylons sowie der Dehnsteifigkeiten der Schrägkabel für die Nachweise der Gebrauchstauglichkeit, der Tragfähigkeit und des Schwingungsverhaltens der Brücke von besonderer Bedeutung. Im Betonbrückenbau wurde die Anwendung des Systems der Schrägkabelbrücken mit dem Bau der Brücke über den Maracaibo-See in Venezuela eingeleitet. Ein Ausschnitt des statische Systems der Hauptöffnungen dieser 1959/62 nach einem Entwurf des italienischen Ingenieurs Morandi errichteten Brücke ist im Bild 5.2.1-36 gezeigt. Die Maracaibobrücke besitzt insgesamt fünf Hauptöffnungen mit je 235 m Spannweite. Die gesamte Brücke ist ca.

8,7 km lang. Sie ist überwiegend aus vorgefertigten Teilen, die am Ufer gefertigt wurden, hergestellt worden. Nach einem Entwurf ebenfalls von Morandi wurde 1963/66 die Autobahnbrücke Polcevera in Genua mit einer Hauptspannweite von 208 m nach dem gleichen Prinzip gebaut. Auch die mit 282 m Spannweite 1968/71 gebaute WadiKuf-Brücke in Libyen (Bild 5.2.1-37) ist nach dem gleichen Konstruktionsprinzip gestaltet. Bei der Autobahnbrücke Polcevera und der Wadi-Kuf-Brücke wurden die Schrägkabel als Spannbeton-Kabel ausgeführt. Im Bild 5.2.1-38 ist das System der Stromöffnung der Waalbrücke bei Tiel gezeigt. Diese nach dem System des Büschels

Bild 5.2.1-36 System der Maracaibobrücke, Bild nach [Dimel, 1963]

266

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-37 System der Wadi-Kuf-Brücke, Bild nach [Morandi, 1974]

Bild 5.2.1-38 System der Waalbrücke bei Tiel nach [Loenen, 1973]

gebaute Brücke besitzt je zwei unter 1 : 2 und 1:1 geneigte Abspannungen vom Pylonkopf zum Überbau. Das Mittelstück besteht aus vier je 425 t schweren vorgefertigten Einhängeträgern mit T-Querschnitt. Die Spannbeton-Schrägkabel wurden aus 5,15 m langen Betonfertigteilen mit Spanngliedkanälen mit Überhöhung so zusammengesetzt, dass die Kabel nach Entfernen der Montageunterstützung nicht wesentlich durchhängen. Beim Bau der zur Jahreswende 1971/72 fertiggestellten zweiten Mainbrücke der Farbwerke Hoechst [Schambeck, 1973] wurde erstmals eine Betonbrücke für Eisen-

bahn- und Straßenverkehr als Schrägkabelbrücke in Harfenform mit dichter Anordnung der Schrägkabel (Bild 5.2.1-39) gebaut. Die konstruktive Lösung wurde aus der Freivorbauweise mit über die Länge an-

Bild 5.2.1-39 System der 2. Mainbrücke der Farbwerke Hoechst, Bild nach [Schambeck, 1973]

267

5.2 Balkenbrücken A B

Regensburg

Passau

145,00

68,85

68,00

68,00

Bild 5.2.1-40 Ausschnitt aus dem statischen System der Donaubrücke Metten

nähernd konstantem Schubkraftverlauf, d. h. mit im Steg etwa konstantem Schubbewehungsbedarf, entwickelt (s. Bild 5.2.117). Der im freien Vorbau hergestellte Streckträger ist als Beton-Kastenträger ausgebildet. Die Mittelspannweite beträgt 148 m, die beidseitig anschließenden Seitenfelder spannen über 39 m und 26 m. Die Konstruktionshöhe beträgt 2,65 m. Die Randfelder mit unterschiedlichen Stützweiten wirken als Rückhaltefelder. Die Lasten von etwa 100 m des Überbaus des Felds mit der großen Spannweite werden über Schräg-

Schnittführung für die Berechnung des Umlenkbereiches der Spannglieder am Pylonkopf mittels finiter Elemente S. A.

Spannbündel 19 ∅ 6''-Litzen, Pzul = 2589 KN 6 × 19

1,30 65 b=

1,60

,5 =1,7

65

6×

7

19,5

BX/D = 0,84 BY/D = 0,84 bis 1,38 D: Hüllrohrdurchmesser

b

5 Rm

m

7,73

95 m

=6,

R= m b=

1,60

Bild 5.2.1-41 Pylonkopf der Donaubrücke Metten

6,18

R=

=1,0 1:2

0 = 2,4

6 × 22,6 =1,356

1,30

BV

BX

1,60

kabel in Harfenform zum Pylon getragen, während etwa 48 m zum benachbarten Pfeiler abgetragen werden, weshalb dort ein vollwandiger Träger mit linear veränderlicher Konstruktionshöhe angeordnet ist. Für den Bau der als Schrägkabelbrücke ausgeführten Donaubrücke Metten [Schambeck/Kroppen, 1982] waren sowohl die Verankerung und Umlenkung der Schrägkabelkraft mit Radien von 8 m an den beiden Fußpunkten im Kastenträger des Überbau-Streckträgers (B in Bild 5.2.1-40) als auch dessen Umlenkung mit Radien von

268

5 Haupttragwerke der Überbauten

Mörtel Elemente Typ „UTLQ1“ Stahl Elemente Typ „UTLQ1“ Beton Elemente Typ „IPQQ“

Bild 5.2.1-42 Elementnetz für die FEM-Berechnung des Spannungszustands am Pylonkopf der Donaubrücke Metten

6,18 m bis 7,73 m (mittlerer Radius 6,95 m) am Kopf des Pylons (A in Bild 5.2.1-40) zu untersuchen. Aus dem Bild 5.2.1-40 ist der für die Untersuchungen wesentliche Ausschnitt des statischen Systems der Donaubrücke Metten im Bereich des Schrägkabels

ersichtlich. Das Schrägkabel ist ein Spannbetonquerschnitt mit 56 Litzenspanngliedern Typ Dywidag mit 19 ‡6˝-Litzen mit einem charakteristischen Wert für die Zugfestigkeit von 1770 N/mm2. Die gesamte Schrägkabelkraft beträgt 135 MN. Es war

5.2 Balkenbrücken

269

Reihenfolge der Vorspannung (halber Zügelgurt)

STUFE 2 6 Spgl.

STUFE 3 7 Spgl.

STUFE 4 9 Spgl.

wird gespannt bereits gespannt und injiziert

Bild 5.2.1-43 Alternative Vorspann- und Verpressfolgen für die Donaubrücke Metten

zu klären, ob die örtlich konzentrierten Druck- und Querzugspannungen in den Umlenkbereichen während des Bauzustands nach dem Vorspannen und vor dem Verpressen der Spannkanäle aufgenommen werden können und wie die Vorspannfolge der einzelnen Spannglieder und der Verpressvorgang zu erfolgen hat. Im Folgenden werden einige Ergebnisse der FEM-Berechnungen für die Beurteilung der Umlenkungen am Pylonkopf durchgeführten Untersuchungen [Cornelius, 1980] angegeben. Für die Vorspannfolge der einzelnen Spannglieder ergaben die Berech-

nungen, dass das Vorspannen zunächst aller 56 Spannglieder (8 Spannglieder neben- und 7 übereinander) nacheinander und dann erst anschließendes Verpressen der Spannglieder zu nicht vertretbar hohen Betondruckspannungen geführt hätte, weshalb der ursprünglich angestrebte Vorspann- und Verpressvorgang ausgeschlossen werden musste. Deshalb wurde nach einer alternativen Aufeinanderfolge für das Vorspannen und Verpressen der Spannglieder des Schrägkabels gesucht. Im Bild 5.2.1-41 sind das Schrägkabel und der Pylonkopf dargestellt. Der Schnitt, für den die Spannungen nach der FEM berechnet wurden, ist im Bild 5.2.1-41 angegeben. Das Elementnetz für die FEM-Berechnung mit dem Programm STRUDL [ICES STRUDL II] ist aus dem Bild 5.2.-42 ersichtlich. Für die Modellierung des Betons wurden isoparametrische Elemente mit 8 Knoten verwendet. Die Stahl- und Verpressmörtelanteile im verpressten Hüllrohr wurden mit kompatiblen Dreieckselementen modelliert. Die im Bild 5.2.1-42 angegebene Element-Typenbezeichnung ist der STRUDL-Elementbibliothek [ICES STRUDL II] entnommen. In Voruntersuchungen wurde die erforderliche Diskretisierung untersucht. Das gewählte Netz ergab im Vergleich zu Netzverfeinerungen nur etwa 4% höhere Werte für die Größtwerte der Spannungsspitzen, was ausreichend genau ist und dem Problem angepasst vernünftige Rechenzeiten ergab. Die geringsten Beanspruchungen aus den Umlenkkräften aus Vorspannung für den Pylonkopf erhält man, wenn nacheinander die einzelnen Lagen 1 bis 7 der Spannglieder mit der Lage 1 beginnend sukzessive vorgespannt und anschließend sofort verpresst werden bevor die darüber liegende Spanngliedlage vorgespannt und ebenfalls sofort verpresst wird. Diese Vorspann- und Verpressfolge ergibt aber gerade für die Beanspruchungen an den beiden Fußpunkten des Schrägkabels, an der Ein-

270

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.1-44 Betondruckspannungen für die Vorspann- und Verpressfolge b nach Abschluss der vier Stufen

5.2 Balkenbrücken

271

Bild 5.2.1-45 Betonzugspannungen für die Vorspann- und Verpressfolge b nach Abschluss der vier Stufen

272

5 Haupttragwerke der Überbauten

oy Druck N/mm2

4

6

4

6

8

7

12

9

b

–15 a

–7,5

10 10

0

20 20

28 28

i

a Vorspannfolge a

Vorspannfolge b

b

7,5

: wird gerade vorgespannt : zuvor bereits vorgespannt und Verpressen ox

Zug

: alle Spannglieder vor dem Verpressen vorgespannt

Bild 5.2.1-46 Vergleich der Spannungen für alternative Vorspann- und Verpressfolgen für die Donaubrücke Metten

führung in den Streckträger mit Umlenkung, die ungünstigsten Beanspruchungen. Diese Folge kam deshalb ebenfalls nicht in Frage. Als für alle kritischen Bereiche hat sich die im Bild 5.2.1-43 angegebene Vorspann- und Verpressfolge b in vier Stufen (mit der Stufe 1 beginnend, danach folgen die Stufen 2 bis 4 nacheinander) unter Berücksichtigung der Beanspruchungen in den beiden Bereichen als optimal erwiesen. Die sich ergebenden Betondruckund Betonzugspannungen für diese Folge b sind für den Endzustand nach der Stufe 4 in den Bildern 5.2.1-44 und 5.2.1-45 angegeben. Im Bild 5.2.1-46 sind für verschiedene Vorspann- und Verpressfolgen ebenfalls jeweils in vier Stufen die größten Betondruck- und Betonzugspannungen angegeben. Der Fall a entspricht einer lagenweise Vorspann- und Verpressfolge. Wie schon ausgeführt, ist dieser Fall für die Beanspruchungen am Pylonkopf zwar günstig, aber an den Einführungen in den Streckträger

ungünstig. Der Fall b ist die ausgeführte optimierte Vorspann- und Verpressfolge. Außerdem sind zum Vergleich noch die größten Betondruck- und Betonzugspannungen angegeben, die auftreten würden, wenn zunächst alle Spannglieder vorgespannt und erst anschließend alle Spannglieder verpresst worden wären. Als Entscheidungskriterium für die Wahl der Vorspann- und Verpressfolge dienten die auftretenden Betondruckspannungen. Die auftretenden größten Betonzugspannungen waren in allen untersuchten Fällen so groß, dass sie über der Zugfestigkeit des Betons lagen. Zur Aufnahme der Zugkraftresultanten wurde Bewehrung aus Betonstahl in Querrichtung jeweils oben und unten liegend zwischen den Spanngliedlagen angeordnet. Inzwischen hat mit der weiteren Entwicklung der Schrägkabelbrücken in Massivbauweise auch bei Spannweiten zwischen 250 m und 500 m der fruchtbare Wettbewerb zwischen Stahl- und Massivbrücken

5.2 Balkenbrücken

wichtige Entwicklungen beider Bauweisen beeinflusst, wie dies auch bereits früher bei Balkenbrücken mit Spannweiten bis 250 m der Fall war. Ausführlich wird auf Schrägkabelbrücken in den Abschnitten 5.5 und 9.1.6 eingegangen.

5.2.2 Stählerne Balkenbrücken

Günter Ramberger, Francesco Aigner und Thomas Petraschek 5.2.2.1 Vollwandbrücken Gegenüber anderen Baustoffen (Stahlbeton, Holz) gestatten Stahlbrücken mit vollwandigen Trägern Stützweiten und Schlankheiten, die von anderen Baustoffen nicht erreicht werden, da Stahl von allen Massenbaustoffen das geringste Verhältnis von Eigenlast zur Tragfähigkeit der Konstruktion aufweist. Ob stählerne Balkenbrücken gegenüber Stahlbeton- oder SpannbetonBalkenbrücken konkurrenzfähig sind, entscheiden Stützweite, Schlankheit und Montagebedingungen. Generell kann gesagt werden, dass bei unbeschränkter Konstruktionshöhe Straßenbrücken ab etwa 120 m und Eisenbahnbrücken ab etwa 60 m Stützweite, bei beschränkter Konstruktionshöhe Straßenbrücken mit einer Schlankheit l/h ≥ 30, für Eisenbahnbrücken

Bild 5.2.2-1 Balkenbrücken mit unterschiedlichen Schlankheiten [Leonhardt, 1982]

273

l/h ≥ 20 (Bild 5.2.2-1), vor allem aber bei räumlich oder terminlich stark eingeschränkten Montageverhältnissen, aus Stahl gegenüber Stahlbetonbrücken konkurrenzfähig werden. Die einfachste Form der Balkenbrücke stellt der Einfeldträger dar. Dieser Träger folgt mit dem Obergurt, der bei Deckbrücken mit dem Deckblech der Fahrbahn identisch ist, immer der vorgegebenen Gradiente, der Träger selbst wird meist parallelgurtig gestaltet. Die Anpassung an die Schnittgrößen erfolgt meist nicht durch Zunahme der Konstruktionshöhe in Feldmitte. Bei Brücken in Kuppen wird manchmal der Untergurt horizontal ausgeführt und damit die größere Konstruktionshöhe in Feldmitte ausgenützt. Durch Wahl entsprechender Untergurt-, Deckblech- und Stegdicken, eventuell auch durch Wahl von Blechen mit höheren Festigkeiten in den hochbeanspruchten Bereichen wird das Tragwerk den Schnittgrößenverläufen angepasst. Nur in seltenen Fällen werden die Längsträger der Fahrbahnplatte in Feldmitte verstärkt. Die Blechabstufungen folgen heute praktisch immer den Austeilungen der Montagestöße, da Stumpfstöße in Feldern wesentlich teurer kommen als das Mehrmaterial. Sollte bei Eisenbahnbrücken der Ermüdungsfestigkeitsnachweis maßgebend werden, so bringt eine Erhöhung der Materialfestigkeit keinen Vorteil. Ähnlich verhält es sich bei großen ‒ > 1,0), wenn der StabiltätsSchlankheiten (λ nachweis für den Tragfähigkeitsnachweis maßgebend wird. Bei Durchlaufträgern ist zwischen der klassischen drei- oder mehrfeldrigen Strombrücke mit einer großen Mittelöffnung und kleineren, meist halb so großen Seitenöffnungen und den mehrfeldrigen Talübergängen mit meist gleichen Innenfeldern und etwas kleineren (70 bis 80 %) Randfeldern zu unterscheiden. Die klassische Strombrücke weist meist gevoutete Träger auf, wobei die Höhe an der Voute etwa l/20 bis l/30 beträgt und in

274

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.2-2 Balkenbrücke mit unterschiedlichen Voutenhöhen

Bild 5.2.2-3 Mehrfeldrige Balkenbrücken mit unterschiedlichen Schlankheiten

Feldmitte und an den Rändern der Seitenfelder auf etwa l/70 bis l/40 abnimmt. Wegen der sehr geringen Konstruktionshöhe in Feldmitte sieht dieser Balken überaus elegant aus (Bild 5.2.2-2). Beim oberen Teilbild von Bild 5.2.2-2 werden Konstruktionshöhen von hStütze = l/20 und hFeld = l/70 verwendet, beim unteren Teilbild Konstruktionshöhen von hStütze = l/30 und hFeld = l/40. Bei mehrfeldrigen Talübergängen wird meist der parallelgurtige Vollwandträger mit Konstruktionshöhen l/20 bis l/35 verwendet (Bild 5.2.2-3), selten der an den Stützen gevoutete Träger. Die Verringerung der Stützweite in den Randfeldern sorgt für etwa gleiche Beanspruchungen in jedem Feld. Ist dies nicht möglich, sind besondere Maßnahmen vorzusehen, wie z.B. Unterspannungen bei großen Randfeldern. 5.2.2.2 Fachwerkbalken Eine besondere Form der Balkenbrücke stellt im Stahlbau der Fachwerkbalken dar. Der entscheidende Vorteil des Fachwerkbalkens gegenüber dem Vollwandbalken liegt in der Möglichkeit, das Haupttragwerk über der Fahrbahn anzuordnen, ohne den Benutzer der Brücke in seiner Aussicht we-

sentlich einzuschränken, da bei schlanken Fachwerkstegen die „Maschen“ für die Durchsicht groß genug sind. Damit kann bei einer geringen Bauhöhe zwischen Fahrbahnoberkante und Tragwerksunterkante eine beliebig hohe Konstruktionshöhe der Träger gewählt werden. Liegen die Obergurte über dem Lichtraumprofil, werden im Allgemeinen obere Verbände angeordnet. Von den vielen möglichen Fachwerksystemen wird heute das parallelgurtige Strebenfachwerk als ästhetisch befriedigendes Tragwerk angesehen. Die Neigung der Streben zur Horizontalen betragen zwischen 45° und 60° (Bild 5.2.2-4). Die Stützweiten sind in gleiche Gefache zu teilen. Bei Einfeldträgern werden 8 bis 12 Gefache, bevorzugt 10, verwendet, bei Durchlaufträgern im großen Feld 10 bis 16 Gefache, bevorzugt 12 (Bild 5.2.2-5). Die Seitenfelder der Durchlaufträger sollten Stützweiten haben, die einem ganzzahligen Vielfachen der Gefachlänge der Hauptöffnung entspricht. Obergurte von Fachwerkträgern werden meist als Kastenquerschnitte, bei kleineren Stützweiten auch als Hutquerschnitte ausgeführt. Kastenquerschnitte sind gegenüber Hutquerschnitten steifer, haben weniger

5.2 Balkenbrücken

275

Bild 5.2.2-4 Fachwerkbalken mit unterschiedlichen Neigungen der Streben

Bild 5.2.2-5 Fachwerkbalkenbrücke als Durchlaufträger (l1 : l2 : l1 = 0,75 : 1 : 0,75)

Schnitt A  A Montagefenster

Systemachse

Montagestoß

Montagestoß Montagestoß

Bild 5.2.2-6 Obergurtknoten [DS 804]

Anstrichfläche und benötigen dieselbe Anzahl durchlaufender Schweißnähte. Die Knotenbleche in den Stegen der Obergurte werden im Werk vollständig eingeschweißt. Der Montagestoß im Gurt wird oft am

Ende des Knotenblechs angeordnet (Bild 5.2.2-6). Der Untergurt des Fachwerkbalkens wird von der Fahrbahnplatte gebildet. Untergurte können mit einwandigen oder

276

5 Haupttragwerke der Überbauten

Schnitt A  A Montagestoß

Montagestoß

Montagefenster

Montagestoß

Systemachse

Schnitt B  B

Bild 5.2.2-7 Untergurtknoten [DB – Richtzeichnungen], [DS 804]

5.2 Balkenbrücken

277

Bild 5.2.2-8 Anschluss der Diagonale [DS 804]

zweiwandigen Stegen ausgebildet werden. Die einwandige Ausbildung hat den Vorteil der leichteren Zugänglichkeit für den Anschluss der Querträger (Bild 5.2.2-7). Bei Gefachen bis 5 m werden die Querträger nur an den Fachwerkknoten angeordnet. Bei größeren Gefachlängen werden weitere Querträger in ganzzahligen Teilpunkten angeordnet. Dadurch entsteht aber in den Fachwerk-Untergurten Zwischenbiegung, die bei den Nachweisen beachtet werden muss. Auch bei einwandigen Untergurten werden zweiwandige Knotenbleche zum Anschluss der Diagonalen verwendet (Bild 5.2.2-8). Die Diagonalen werden bei kleineren Fachwerken als H-Profile, bei größeren zu-

mindest die Druckdiagonalen als Kastenprofile ausgebildet. Die Anschlüsse der Diagonalen an Ober- und Untergurte werden immer biegesteif, entweder stumpf geschweißt oder als ein- oder zweischnittige Laststöße GVverschraubt, ausgeführt. Da bei Kastenquerschnitten sowohl der geschweißte als auch der geschraubte Anschluss schwieriger herzustellen ist als bei H-Profilen, werden oftmals die Stege der Kastenquerschnitte am Anschluss abgebogen und auf ein Stegblech zusammengeführt. Damit wird erreicht, dass die Vorteile der hohen Knicksteifigkeit im Feld vorhanden bleiben, der Anschluss jedoch mit einem offenen H-Profil erfolgt, was wegen der Zugänglichkeit wesentlich einfacher ist (Bild 5.2.2-9).

278

Bild 5.2.2-9 Abbiegen der Stege eines Kastenquerschnittes im Anschlussbereich

5.2.3 Balkenbrücken als Verbundbrücken oder Mischkonstruktionen

Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 5.2.3.1 Vollwandbrücken Allgemeine Kriterien Vollwandbrücken stellen ein besonders wirtschaftliches System zur Lastabtragung dar. Die klare, nicht in einzelne Bauteile gegliederte Konstruktion lässt sich einfach

Bild 5.2.3-1 Eisenbahnüberführung BW 228

5 Haupttragwerke der Überbauten

fertigen und montieren. Da die Erstellungskosten heute zu einem besonders wichtigen Teil durch die Lohnkosten bestimmt werden, ist dieses System des vollwandigen Biegebalkens so beliebt. Durch die Biegebeanspruchung werden zwar nur die Randfasern des Querschnitts voll ausgenutzt, aber die im Vergleich z. B. zu Fachwerkkonstruktionen schlechtere Materialausnutzung wird durch den Vorteil der geringen Anzahl von Schweißnähten und der Möglichkeit, in vielen Fällen durch günstige Einhubmontage von vollständigen Brückenteilen oder Hauptträgern die Lohnkosten gerade auf der Baustelle zu reduzieren, ausgeglichen. Durch den relativ hohen Materialaufwand sind allerdings die Vollwandbrücken als reine Biegebalken für lange Stützweiten nicht geeignet. Hier gewinnt bei den bemessungsrelevanten Lasten die Eigenlast gegenüber der Verkehrslast an Bedeutung, so dass das statische System auch hinsichtlich Gewichtsoptimierung zu wählen ist. Der typische Einsatzbereich einer Verbundbrücke als Vollwandbrücke liegt beim Einfeldträger im Stützweitenbereich zwischen 30 m bis 60 m, bei Durchlaufträgern (eventuell gevoutet) sind Stützweiten über 100 m möglich. Neben Wirtschaftlichkeit und Spannweite spielen für die Entscheidung für eine Verbundvollwandbrücke auch die Lage und Umgebung eine Rolle. Das betrifft zum einen den erforderlichen Lichtraum unter der Brücke, der unter Umständen die Bauhöhen stark einschränkt. Bild 5.2.3-1 zeigt

5.2 Balkenbrücken

279

Bild 5.2.3-2 Elbebrücke Torgau

als Beispiel die Eisenbahnüberführung BW 228 über die Autobahn A4 in Köln, wo stählerne Eisenbahnbrücken mit einer Konstruktionshöhe von nur etwa 1,2 m durch Verbundbrücken ersetzt wurden. Autobahn und Schienenlage ließen hier keine größeren Bauhöhen zu [Kuhlmann, 1995]. Zum anderen betrifft es die Einbindung der Brücke in Landschaft und Umgebung. Wie bei der Elbebrücke Torgau erlauben Vollwandbrücken in Verbundbauweise sehr schlanke Brückenkörper, die sich in der Formgebung gegenüber anderen spektakuläreren Bauwerken zurücknehmen. Der Entwurf der Brücke wurde entscheidend davon bestimmt, das Erscheinungsbild des Schlosses Hartenfels in unmittelbarer Nachbarschaft der Brücke nicht zu stören, siehe Bild 5.2.3-2. Ausbildung mit Voute Die Elbebrücke Torgau ist auch ein Beispiel für eine gevoutete Vollwandträgerbrücke. Besonders wirtschaftlich sind die Vollwandträger dort, wo ein ausgeglichener Momentenverlauf, wie z. B. bei Durchlaufträgern gegeben ist. Durch Vouten kann der Querschnitt im Stützbereich an hohe Momente angepasst und es können dadurch auch entsprechend große Stützweiten erreicht werden. Beispiele hierfür sind u. a. neben der Elbebrücke Torgau, die Böckinger Brücke in Heilbronn [Engländer et al., 1997], die mit einer Voutung von 2,8 m im Feld auf 5 m an der Stütze das Neckarfeld mit ca. 98 m überspannt, oder das Viaduc de Schengen, das den Grenzfluss Mosel zwischen Deutsch-

land und Luxemburg mit den Stützweiten 49 – 72,5 – 72,5 – 87,5 – 130 – 88,5 – 59 – 48 m quert [Emge/Girard, 2001]. Bei der Elbebrücke Torgau wird die große Hauptöffnung von 106 m über der Elbe sowie das Überflutungsgebiet durch einen Verbundträger mit einzelligem Kastenquerschnitt und einer hohen Voute am Hauptpfeiler überspannt. Durch die hohe Steifigkeit im Bereich der 5,6 m hohen Voute, die durch einen Doppelverbundquerschnitt, also Betonplatten im Ober- und Untergurt, noch erhöht wird, werden die Schnittgrößen gezielt zu diesem Pfeiler verlagert. Entsprechend verringern sich die Momente am gegenüberliegenden Stützquerschnitt, an dem die sehr geringe Bauhöhe mit nur 2,6 m eine möglichst freie Ansicht des Schlosses erlaubt. Allerdings kann bei einem gevouteten Längsschnitt der Überbau nicht eingeschoben werden. Die Konstruktion muss dann von der Seite oder von unten eingehoben werden. Entsprechend wurde zum Beispiel die Moselbrücke Schengen nur über die ersten drei Feldbereiche mit konstanter Bauhöhe geschoben, die übrigen z. T. gevouteten Schüsse wurden dann durch Kranmontage und das Strommittelteil durch Einschwimmen und Litzenhub montiert. Ähnliches gilt für die Elbebrücke Torgau, bei der auch das 63 m lange Schlussstück eingeschwommen und mit Kranen eingehoben wurde. Bemerkenswert ist bei der Elbebrücke Torgau außerdem, wie die Vorlandbrücken in Spannbeton mit dem Verbundüberbau biegesteif gekoppelt sind. Der Spannbeton-

280

querschnitt wird auf einer Länge von 7,4 m in den Verbundkasten hineingeführt. Die Lastübertragung erfolgt durch Kopfbolzendübel. Auch die Längsspannglieder werden in den ausbetonierten Verbundquerschnitt geführt. Man vermeidet so auf dem Trennpfeiler zwischen Spannbetonund Stahlverbundüberbau einen unterhaltungsintensiven Fahrbahnübergang und die Ausbildung von zwei getrennten Lagerachsen. Auch Lagerkonstruktionen erfordern eine regelmäßige Kontrolle und Wartung und möglicherweise ein vorzeitiges Auswechseln, so dass durch weniger Lager Vorteile bei der Unterhaltung entstehen. Die Unterhaltung der Lagerkonstruktionen ist besonders aufwändig, wenn es zu abhebenden Lagerkräften kommen kann. Abhebende Lagerkräfte Bei sehr unterschiedlichen Spannweitenverhältnissen (Bild 5.2.3-3) oder auch bei schiefwinkligen Brückenenden können bei Balkenbrücken an den Auflagern der Endfelder Zugkräfte entstehen, die allein durch die Eigenlast der Brücke nicht zu überdrücken sind. Die Teerhofbrücke über die

5 Haupttragwerke der Überbauten

Weser in Bremen [Steffens et al., 1995] zeigt hier ein extremes Beispiel für unterschiedliche Stützweiten (100,7 – 16 m), siehe Bild 5.2.3-3. So führen am Widerlager Schlachte abhebende Lasten von maximal 7 MN zu einer kräftigen Abspannkonstruktion mit Gelenkbolzen. Verbundbrücken bieten gegenüber reinen Stahlbrücken neben ihrer höheren Auflast durch das Gewicht der Platte gute Möglichkeiten, wegen der hohen Steifigkeit durch Absenkmaßnahmen eine Vorspannung der Lager zu erzielen und dem Abheben so entgegenzuwirken. So wurden bei der Eisenbahnüberführung BW 228 über die Autobahn A4 bei Köln, siehe Bild 5.2.3-1, durch Absenkmaßnahmen an den Pfeilerachsen zwischen 30 und 50 cm sowohl abhebende Kräfte an den Widerlagern speziell in den spitzen Ecken überdrückt als auch eine vorteilhafte Druckvorspannung in der nicht vorgespannten Verbundplatte erzeugt. So positiv die hohe Längssteifigkeit für die Wirksamkeit von Absenkmaßnahmen ist, so nachteilig ist diese hohe Steifigkeit für den Einfluss von Zwängungen. Dies

Bild 5.2.3-3 Teerhofbrücke Bremen, Ansicht und Draufsicht

5.2 Balkenbrücken

macht sich besonders bei engen Lagerabständen in Brückenquerrichtung und Pressenanordnung unter steifen Verbundquerträgern bemerkbar. Bei dem Bauwerk 228 handelt es sich um einen offenen Plattenbalkenquerschnitt mit sieben Hauptträgern, die im Grundriss als schiefwinkliger Trägerrost über drei Felder (Stützweiten 16,5 – 27,4 – 23,4 m) wirken. Die Hauptträger sind nur in den Lagerachsen untereinander über Verbundquerträger gekoppelt. In diesen Achsen ist jeder Hauptträger für sich gelagert. Es gibt also sieben Einzellager im Abstand von 2,2 m bzw. 3 m. Bei einer solchen engen Stützung und der hohen Steifigkeit der Verbundquerträger führen winzige Lagerhebung von wenigen Millimetern zu extremen Schnittgrößen im Verbundquerträger und Abhebekräften der Lager. Die übliche Forderung, jedes Lager für sich auswechseln zu können, ist also mit normalen Bemessungsansätzen nicht realisierbar. Daher wurde nur ein Auswechseln der Lager bei gleichzeitigem Anheben einer gesamten Lagerachse gefordert. Bei fünf Hauptträgern pro Überbau mit jeweils zwei Pressen ist ein solches ,gleichzeitiges‘ Anheben aller Lager einer Achse natürlich auch nicht so einfach durchzuführen. Während der Umbauten im Bauzustand hat man daher gekoppelte Pressen eingesetzt und die Kraftgrößen an den Lagern kontrolliert. Eine weitere Lösung zur Verbesserung der Lagesicherheit ist die Ballastierung der Brückenenden. So kann über Ballastbeton das Trägerende an den Widerlagern so beschwert werden, dass die Eigenlast ausreicht, die abhebende Kraft aus Verkehr und Konstruktionsgewicht im Feld zu überdrücken. Bei der Moselbrücke BernkastelKues [Kuhlmann, 1996] führt das Stützweitenverhältnis (36,4 – 74,4 – 36,4 m) von in etwa 1 : 2 : 1 an den Widerlagern zu einer so geringen Auflast aus dem Gewicht der Brücke, dass bei Verkehrsbelastung in Brückenmitte die Lager dort abzuheben drohen. Statt einer Abhebesicherung durch

281

Anker o. ä. werden die Brückenenden durch hinter das Lager auskragende massive Betonendquerträger ballastiert. Die Ballastierung reicht allerdings allein zur Gewährleistung der theoretischen Lagesicherheit nicht aus, so dass ein zusätzliches Anheben der Brückenenden um ca. 20 cm erforderlich war. Der Bauablauf ist ausführlich im Abschnitt 9.4.1 beschrieben. Die Beispiele zeigen, wie gerade bei vollwandigen Durchlaufträgern in Verbundbauweise die Schnittgrößen und Lagerkräfte durch Montagemaßnahmen gezielt gesteuert werden können.

5.2.3.2 Fachwerkbrücken Allgemeine Gesichtspunkte Der in Tragwerken verwendete Werkstoff wird sicherlich am besten ausgenutzt, wenn er eine reine Normalkraftbeanspruchung erhält. Demzufolge sind Fachwerke hinsichtlich der Materialausnutzung besonders effiziente Tragwerke. Allerdings besteht diese Effizienz nur, wenn die mechanischen Annahmen eines idealen Fachwerks wie – gerade Stäbe – nahezu reibungsfreie gelenkige Knoten – äußere Kräfte nur in den Knoten auch verwirklicht sind. Typischerweise sind aber gerade die letzten beiden Bedingungen in realen Fachwerkkonstruktionen nicht erfüllt. In den Fachwerkknoten als geschweißte Stahlknoten können Biegemomente entstehen, so dass insbesondere für Eisenbahnbrücken gefordert wird, zur Erfassung dieser Nebenspannungen im Betriebsfestigkeitsnachweis das Fachwerk als biegesteifes Rahmensystem zu untersuchen, siehe z. B. Richtlinie 804, Abs. 4 [DB AG, 2003]. Noch deutlicher wird die Verletzung der idealen Fachwerkbedingungen am Obergurt, der als in den Fachwerkknoten örtlich gestützter „Durchlaufträger“ planmäßig Biegebeanspruchung aus der

282

Fahrbahn erhält. Neben dieser eingeschränkten reinen Normalkraftwirkung gibt es einige weitere Nachteile, die gerade für moderne Stahl- und Verbundbrücken Fachwerklösungen weniger nahe legen. Die Feingliedrigkeit führt zu höherer Korrosionsanfälligkeit und schwierigerer Unterhaltung, eine größere Anzahl von Schweißnähten im Vergleich zu Vollwandkonstruktionen erhöht die Fertigungskosten. Trotzdem gibt es gerade in jüngster Zeit wieder mehr Fachwerkbrücken und seit einigen Jahren auch als Fachwerkverbundkonstruktionen. So wurde zum Beispiel eine der ersten Fachwerkverbundbrücken in Deutschland, das Nesenbach-Viadukt als Eisenbahnbrücke in Stuttgart [Grüter/Kobbner, 1985], einer Stahlbetonkonstruktion vorgezogen, weil das Fachwerk winddurchlässiger ist und im Vergleich zur Vollwandbrücke keine so starke optische und klimatische Barriere darstellt. Grundsätzlich bieten sich Fachwerklösungen wegen des geringeren Gewichts, der hohen Steifigkeit und der geringen Windangriffsfläche immer an, wenn große Spannweiten zu überbrücken sind oder kleine Durchbiegungen gefordert werden z. B. bei Eisenbahnbrücken. Neben den Aspekten des geringen Gewichts und der hohen Steifigkeit spielt bei einer Reihe von Fachwerkbrücken jüngerer Zeit das Aussehen eine große Rolle. Die Möglichkeit einer sehr filigranen „durchsichtigen“ Konstruktion hat in einer Reihe von Fällen, wo besonderer Wert auf die Gestaltung und die Einbindung in die Landschaft gelegt wurde, zur Entscheidung für eine Fachwerkkonstruktion geführt. Unterstrichen wird der positive optische Eindruck dann z. T. auch durch die Querschnittswahl der Fachwerkstäbe als Rohrquerschnitte. Ein weiteres weniger funktional geprägtes, aber nicht zu unterschätzendes Argument für eine Fachwerklösung ist bei Ersatz

5 Haupttragwerke der Überbauten

vorhandener Stahlfachwerkbrücken neben der Nutzung vorhandener Unterbauten durch gleichbleibend kleine Auflasten auch die Gewöhnung der Menschen an ein bestimmtes Ansichtsbild, das ihre Umgebung prägt [Grüter/Kobbner, 1985]. Wenn es um den Ersatz vorhandener Stahlfachwerkbrücken geht ist die Verbundbauweise ähnlich wie für die Vollwandbrücken wirtschaftlich gegenüber der reinen Stahllösung, weil die aufwändige Stahlfahrbahn durch die Verbundplatte aus Stahlbeton ersetzt wird. Allerdings kommen durch die Wirkung als Fachwerkobergurt für die Ausbildung der Verbundplatte einige besondere Überlegungen hinzu. Lage des Obergurts Wie der Querschnitt des Nesenbach-Viadukts, siehe Bild 5.2.3-4, zeigt, muss die Verbundplatte zumindest im Bereich der Fachwerkträger zu Plattenbalken aufgedickt werden, um neben der örtlichen Fahrbahnwirkung die Abtragung der Obergurtnormalkräfte und der oben beschriebenen Durchlaufträgerbiegung zu gewährleisten. Gleichzeitig zeigt der Querschnitt (Bild 5.2.3-4) das typische Eintauchen des Stahlfachwerkknotens in die Betonfahrbahn. Diese Bauweise bietet mehrere Vorteile: durch die Betonummantelung ist der Obergurt vollständig vor Korrosion geschützt, die Stabilisierung des Stahlobergurts und seiner Bleche ist durch die Betonfahrbahnplatte gegeben, und – wesentlich – die Schwerlinie des Stahlfachwerks und des Verbundfachwerks liegen nahezu in gleicher Höhe, so dass nur minimale Exzentrizitäten zwischen der Einleitung der Kräfte über die Stahlfachwerkknoten zu dem biegesteifen Verbundträger des Obergurts entstehen. Auch entstehen durch die Kragarmwirkung in Brückenquerrichtung in den vertikalen Verbundfugen Anpressdrücke, die die Verbundwirkung vorteilhaft beeinflussen, auch wenn das zur Zeit noch nicht rechnerisch berücksichtigt werden kann.

5.2 Balkenbrücken

283

Bild 5.2.3-4 Nesenbachviadukt, Querschnitt

Allerdings ist bei den liegenden Kopfbolzendübeln an den vertikalen Stegen, die sich in der Nähe der Oberfläche befinden, auf die Möglichkeit der durch Spaltwirkung reduzierten Tragfähigkeit zu achten [Breuninger/Kuhlmann, 2001]. Die zweite Möglichkeit, den Stahlobergurt unter der Verbundplatte anzuordnen, wurde zum Beispiel bei der Fuldatalbrücke Kragenhof [Keller et al., 1988] oder auch der Mainbrücke Nantenbach [Schwarz et al., 1995] angewandt. Man wird zu diesen Lösungen eher gelangen, wenn die Beanspruchungen des Stahlobergurts im Bauzustand groß sind und mit einem im Beton liegenden „Stahlhilfsgurt“ nicht mehr bewältigt werden können. In diesen Fällen kann selbstverständlich auch auf eine Aufdickung der Verbundplatte zu einem Stahlbetonplattenbalken wie beim NesenbachViadukt (Bild 5.2.3-4) verzichtet werden. Das Beispiel der Fachwerkverbundbrücke über den Teltowkanal in Berlin-Tempelhof zeigt, dass auch jüngste Fachwerkverbundkonstruktionen wieder den innen liegenden Stahlobergurt bevorzugen [Moser/Springer, 2000].

Einfeld- oder Durchlaufträger Bei der Fachwerkverbundbrücke über den Teltowkanal in Berlin Tempelhof wird die große Öffnung über den Teltowkanal, wie bei vielen ihrer Art, durch ein Einfeldträgersystem überspannt. Im Vorlandbereich mit relativ kleinen Spannweiten wird ein Spannbetonkasten als Durchlaufträger geführt. Im Übergang ist die Auflagerbank des gemeinsamen Pfeilers an die Höhe der Spannbetonbrücke angepasst und sind entsprechend die Auflagerpunkte der höheren Fachwerkverbundbrücke hochgezogen (Bild 5.2.3-5). Die Untergurte des Fachwerks bestehen aus geschweißten Kastenquerschnitten. Für die Diagonalen und die Obergurte wurden zusammengesetzte Doppel-TProfile verwendet. Entscheidend für die Herstellungskosten eines Fachwerkträgers ist die Anzahl der auszuführenden Schweißnähte und die Menge des einzubringenden Schweißguts. Durch die Anzahl der Knoten würden sich für die beiden zweistegigen Hauptträger 208 Diagonalblechanschlüsse und 200 Gurtblechanschlüsse ergeben. Indem die Gurt- und

284

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.2.3-5 Tempelhof, Längsschnitt Fachwerkträger

Knotenbleche an einem Stück gefertigt wurden, konnte die Zahl der Anschlüsse hier auf 48 reduziert werden. Der erforderliche Querschnittszuwachs wurde durch von außen nicht sichtbare Zusatzlamellen erzielt. Die Stöße wurden so ausgebildet, dass sich ein möglichst geringes Nahtvolumen ergab. Einfeldsysteme bieten sich nicht nur bei Materialwechsel in Brückenlängsrichtung an, sondern sie entsprechen in hohem Maße der optimalen Nutzung der beiden Verbundmaterialien: Zugbeanspruchung in den Stahluntergurten und Druckbeanspruchung in den Betonobergurten. Aus diesem Grund wurde gerade in der Anfangsphase dieser neuen Bauweise auf die Ausbildung als Durchlaufträger verzichtet. Bei der Isarbrücke Großhesselohe [Kobbner, 1985] wurde sogar die für das Einschieben im Bauzustand hergestellte Kopplung der Kette von vier Stahlfachwerküberbauten für den Endzustand wieder getrennt. Inzwischen hat die positive Erfahrung mit Fachwerkverbundbrücken und die Entwicklung der Rissbreitenbegrenzung der Verbundplatten zu einer Aufgabe dieses Prinzips geführt, wie auch insbesondere das Beispiel der Mainbrücke Nantenbach zeigt [Schwarz et al., 1995]. Die Brücke überspannt den Main mit einer großen Mittelöffnung von 208 m und

zwei Seitenöffnungen von je 83,2 m. Konsequent wird der Längsschnitt über den Innenpfeilern gevoutet und der Querschnitt zum Teil als Doppelverbundquerschnitt ausgeführt. Der Obergurt ist über die gesamte Länge als Verbundträger ausgebildet. Dies gilt auch für die Untergurte der Seitenöffnungen und Teile der Mittelöffnung im Bereich der Stützmomente. Der große Anteil an Beton macht das Tragwerk sehr steif und wirkt sich positiv auf die Lärmentwicklung aus. Die Stahlkonstruktion besteht aus geschweißten Rechteckprofilen. Die Diagonalen sind biegesteif an die Ober- und Untergurtscheiben angeschlossen. Dadurch entstehen in Querrichtung Rahmen, die für die nötige Stabilität sorgen. Durch die relativ kleinen Seitenspannweiten können trotz der hohen Eigenlast an den Endauflagern Zugkräfte entstehen (vergl. auch Moselbrücke Bernkastel-Kues, Abschnitt 5.2.3.1). Diese müssen über eine Zugverankerung aufgenommen werden. Im Bild 5.2.3-6 ist die konstruktive Ausbildung des Zuglagers zu sehen. Rohrfachwerke In Situationen, in denen der Auftraggeber großen Wert auf optische Qualität des Bauwerks legt, schneiden Fachwerkkonstruktionen wegen ihrer filigranen Gestalt be-

5.2 Balkenbrücken

285

Bild 5.2.3-6 Mainbrücke Nantenbach, Zugverankerung am Widerlager

sonders gut ab. Durch die Kombination von Rundrohrfachwerken und schlanken Verbundfahrbahnplatten entstanden in den letzten Jahren einige ästhetisch anspruchsvolle Bauwerke. Zwei Beispiele werden im Folgenden beschrieben. Bei der Brücke zur Siele in der Nähe von Olpe bei Siegen handelt es sich um eine Straßenbrücke, die aber vorwiegend als Fuß- und Radweg genutzt wird. Der Bauherr, der Landschaftsverband WestfalenLippe, hatte, um für diesen tiefen Taleinschnitt eine optisch ansprechende Lösung zu finden, schon im Vorfeld der Planung einen Architekten und einen Ingenieur gemeinsam mit dem Entwurf beauftragt. Die Brücke besteht aus einem durchlaufenden Untergurtstahlrohr, aus Stahlrohrdiagonalen und der Betonfahrbahn als Obergurt. Die beiden Stahlhilfsgurte liegen im Betonfahrbahnquerschnitt und bilden mit dem Untergurt und den Diagonalen ein Dreieck (Bild 5.2.3-7). Damit handelt es sich insgesamt um ein räumliches Fachwerk. Die Fachwerkkonstruktion über-

spannt als Dreifeldträger mit den Stützweiten 22 – 44 – 22 m den recht steilen Taleinschnitt. Die Brücke zeigt optisch ein sehr attraktives Erscheinungsbild, allerdings handelt es sich insbesondere wegen der aufwändigen Knotenausbildung der durch die Voutung in Längsrichtung völlig unterschiedlichen räumlichen Fachwerknoten und ihrer Ausbildung mit innenliegenden Knotenblechen um eine recht teure Konstruktion. Beim zweiten Beispiel für den entscheidenden Einfluss der Gestaltung auf das Bauwerkskonzept geht es um den vom Ingenieur Dr. Dauner entworfenen Viadukt von Lully im Schweizer Kanton Freiburg, siehe [Dauner, 1998]. Bei Stützweiten von etwa 43 m und einem Bodenabstand von maximal 16 m wären normalerweise zwei Spannbetonkästen die wirtschaftliche Standardlösung gewesen. Stattdessen entschied man sich im Rahmen eines beschränkten Entwurfswettbewerbs dafür, durch eine besonders filigrane räumliche Rohrkonstruktion eine Einbindung in die

286

Bild 5.2.3-7 Brücke zur Siele, Querschnitt

parkähnliche Landschaft mit Baumgruppen und einem Feuchtbiotop zu erreichen, vgl. Bild 5.2.3-8. Die räumliche Verbundfachwerkkonstruktion besteht aus zwei getrennten Betonfahrbahntafeln, die jeweils von einem Rohrdreigurtträger gestützt werden. Über den Lagerpunkten sind zur Stabilisierung Querträger ebenfalls als räumliche Fach-

Bild 5.2.3-8 Der Viadukt von Lully

5 Haupttragwerke der Überbauten

werkstrukturen angeordnet. Die Knoten sind mit Ausnahme der Querträgeranschlüsse geschweißte Knoten ohne Knotenbleche. Die Obergurte des Fachwerkträgers werden von zwei Stahlrohren gebildet, die im Endzustand hauptsächlich der Schubkrafteinleitung aus dem Stahlfachwerk in den Betongurt dienen. Entscheidend ist die Funktion des Stahlprofils im Bauzustand. Durch den durchgehenden Obergurt entfallen aufwändige Hilfskonstruktionen während des Transports und der Montage. Zudem dient das Stahlprofil als Abstützung des Schalwagens beim Betonieren der Fahrbahnplatte. Der in Bild 5.2.3-9 dargestellte Obergurtknoten zeigt eine Überlappung der beiden Diagonalen. Sie wurde gewählt, um einen Teil der Vertikalkräfte direkt zwischen den Diagonalen zu übertragen und nicht als Querkraft über die Betonplatte zu leiten. Maßgebend für den Außendurchmesser des Obergurts war auch, dass eine ausreichende Zahl von Kopfbolzendübel

5.3 Rahmenbrücken

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Bild 5.2.3-9 Rohrknoten Obergurt (nach [Dauner, 1998])

für die Verbundwirkung aufgeschweißt werden konnte. Sehr viel Wert wurde auf eine ermüdungsgerechte Detailausbildung der Knoten gelegt. Dementsprechend wurden beim Viadukt von Lully alle Wanddicken voll durchgeschweißt. Um eine saubere Erfassung der sonst unzugänglichen Schweißnahtwurzel zu gewährleisten, wurde durch eine Schweißnahtunterlage (Bild 5.2.3-10) in Form eines inneren Rohrstücks der Schweißfuß verbreitert und eine kontrollierte Ultraschallkontrolle im Wurzelbereich möglich. Gerade in Hinblick auf das günstigere Ermüdungsverhalten argumentieren einige Entwerfer für die Ausbildung von Rohrknoten aus Stahlguss [Schlaich/Schober, 1999a]. Die Ausbildung der Fachwerkknoten der Straßenbrücke bei Korntal-Münchingen im Zuge der Westumgehung L1141 ist ein Beispiel dafür. (Bild 5.2.3-11). Neuere Untersuchungen [Mang/Herion, 2001]

Bild 5.2.3-10 Rohrschweißnähte auf Unterlage (nach [Dauner, 1998])

Bild 5.2.3-11 Westumgehung Korntal-Münchingen, Rohrknoten aus Stahlguss (Quelle Straßenbauamt Besigheim)

eröffnen die Möglichkeit, Gussknoten auch im Straßenbrückenbau anzuwenden. Allerdings erfordert die Herstellung ein besonderes Können und einschlägige Erfahrung, so dass nicht zuletzt deshalb Rohrgussknoten teurer sind als geschweißte Knoten.

5.3 Rahmenbrücken 5.3.1 Rahmenbrücken aus Beton

Jürgen Stritzke Biegesteife Verbindungen von einfeldrigen oder durchlaufenden Überbauten mit ihren Unterbauten führen zu Rahmentragwerken, bei denen im Vergleich zu Einfeldoder Durchlaufträgern die Feldmomente kleiner und die Stützenmomente größer ausfallen. Daher lassen sich mit Rahmenbrücken kleinere Bauhöhen in den Feldbereichen erzielen. Ein vielfach verwendetes statisches System ist der Zweigelenkrahmen mit der Einspannung des Überbaus in die Widerlagerwände (Bild 5.3.1-1). Je steifer die Rahmenstiele ausgebildet werden, umso kleiner wird das Riegelmoment im Feld. Im Hinblick auf den Momentenverlauf erhält der Rahmenriegel vorzugsweise eine veränderliche Bauhöhe. Der Nachteil des Rahmens

288

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.3.1-1 Zweigelenkrahmen mit lotrechten Rahmenstielen zur Erzielung minimaler Bauhöhen nach [Stritzke, 2000], Bilder 1.17 und 1.18

ist in der Erzeugung eines Horizontalschubs zu sehen, der entweder von einer entsprechenden Gründung oder bei unsicherem Baugrund von einem Zugband aufgenommen werden muss. Über die Autobahn A 11 Berlin – Stettin wurden in letzter Zeit mehrere Überführungsbauwerke für die Brückenklasse 30/0 als Stahlbetonzweigelenkrahmen (Bild 5.3.1-2) mit einer Stützweite von 35 m gebaut. Die Höhe des Rahmenriegels in Rahmenmitte von 1,04 m entspricht 1/33,5 der Stützweite. Die Rahmenstiele können auch schräg angeordnet werden. Dadurch verbessern sich die Sichtverhältnisse auf dem zu unterführenden Verkehrsweg und im Riegelbereich wird eine Längsdruckkraft von der Größe der Horizontalkomponente der Rahmenstielkraft eingeleitet. Bild 5.3.1-3 zeigt ein Überführungsbauwerk über die B 112n im Westen der Stadt Frankfurt/ Oder, das als vorgespannter Rahmen mit schrägen Rahmenstielen errichtet wurde.

Die Stützweite des Rahmens beträgt im Hinblick auf die zwei 7,50 m breiten Richtungsfahrbahnen der unterführten B 112n rd. 30 m. Der Rahmenriegel ist als 1,00 m dicke Vollplatte ausgeführt, und die Rahmenecken sind durch eine 300 mm dicke Voute verstärkt. Die Schrägstielrahmenbrücke (Bild 5.3.1-4) stellt wegen ihres großen Horizontalschubs hohe Anforderungen an den anstehenden Baugrund. Aus der Längenänderung des Überbaus infolge abfließender Hydratationswärme, Vorspannung, Schwinden und Kriechen sowie Temperaturbeanspruchungen resultieren Zwangschnittgrößen im Rahmenriegel und in den Rahmenstielen. Die Größe der Zwangschnittgrößen hängt von der Bettungsziffer des Baugrunds ab. Eine steifere Bettung führt zwar zu ungünstigeren Zwangbeanspruchungen, wirkt sich jedoch auf den Einspanngrad des Riegels in die Rahmenstiele und die Abtragung der Eigen- und Verkehrslasten günstig aus. Aufgrund der

Bild 5.3.1-2 Überführungsbauwerk als Zweigelenkrahmen über die Autobahn A 11

5.3 Rahmenbrücken

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Bild 5.3.1-3 Überführungsbauwerk mit schräg gestellten Rahmenstielen über die B 112n bei Frankfurt/Oder

gegenläufigen Effekte sind bei der Tragwerksplanung stets zwei Grenzzustände mit einem oberen und unteren Wert der Bettung zu untersuchen. Es gibt topographische Situationen, wie z. B. bei der Überbrückung eines tiefen Einschnitts, bei denen i. d. R. die klassische Lösung eines Zweigelenkbogens mit aufgeständerter Fahrbahn gewählt wird. Eine gestalterisch ansprechendere Lösung ist jedoch eine Schrägstielrahmenbrücke (Bild 5.3.1-4). Das Sprengwerk ist gegenüber dem Bogen die modernere Form und unter Einhaltung bestimmter Proportionen und bei entsprechenden Höhen- und Breitenverhältnissen des Einschnitts gestalterisch völlig gleichwertig. Die Stiele sollten im Hinblick auf Zwangbeanspruchungen infolge Temperatur im Kämpferbereich dünn sein und mit zunehmender Dicke in den leicht gekrümmten Rahmenriegel übergehen. Dabei kommt es auf eine gute Ausrundung der Rahmen-

Bild 5.3.1-4 Schrägstielrahmenbrücke

ecken an, und der Rahmenriegel selbst ist in der Mitte möglichst dünn auszubilden. So zwingt man die Stützlinie, nahe der Systemlinie zu bleiben und erzielt gleichzeitig eine elegante Form. Als Rahmenriegel kommen die massive Vollplatte, der einstegige Plattenbalken mit weit auskragenden Fahrbahnplatten oder ein mehrstegiger Plattenbalken zur Anwendung, bei größeren Stützweiten auch Spannbetonkästen. Die Rahmenstiele von Plattenbalkenriegeln sind in Querrichtung so breit wie die Plattenbalkenstege zu wählen. Der Anschluss der Rahmenstützen an die Fundamente kann sowohl gelenkig als auch eingespannt ausgeführt werden. Bei der Schrägstielrahmenbrücke „Tor nach Dresden“ [Denzer/Eilzer, 1997] zur Überführung einer Kreisstraße über die sechsstreifige Autobahn A 4 beträgt die Stielneigung gegenüber der Horizontalen 35 ° und die Spreizung der Rahmenstiele 53 m. Daraus ergeben sich Stützweiten des Überbaus von 22,80 m + 36,00 m + 22,80 m bei einer Gesamtlänge von 81,60 m zwischen den Auflagerachsen. Der Querschnitt besteht aus einer 5,50 m breiten Platte mit 2,90 m langen Kragarmen. Die Gesamtbreite beträgt einschließlich der Kappen 12,00 m. Die Kragarmanschnitte sind so gewählt, dass auf eine Quervorspannung

290

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.3.1-5 Schrägstielrahmenbrücke „Tor nach Dresden“, Überführungsbauwerk über die Autobahn A 4

verzichtet werden konnte. Die veränderlichen Konstruktionshöhen des Überbaus betragen 0,90 m bis 1,60 m, die der Stiele 0,70 m bis 1,30 m. Dieses Bauwerk (Bild 5.3.1-5) über die Autobahn im tiefen Einschnitt wird den gestalterischen Anforderungen, die an das Bauwerk aufgrund seiner exponierten Lage zur Landeshauptstadt Dresden gestellt wurden, am besten gerecht und hebt den Einfahrtscharakter als „Tor nach Dresden“ besonders hervor. Die Luckenberger Brücke in Brandenburg überführt den innerstädtischen Verkehr über die Havel. Mit der gewählten

Schrägstielrahmenbrücke (Bild 5.3.1-6) aus Hochleistungsbeton B 85 konnten die bestehenden Straßenanbindungen und die Gradiente beibehalten und eine ausreichend breite Schifffahrtsöffnung freigehalten werden. Auch die vorhandenen Eingangs- und Einfahrtssituationen der Anlieger an der überführten Straße blieben unverändert. Der vierstegige Plattenbalkenquerschnitt (Bild 5.3.1-7) mit einer Breite von 12,50 m nimmt zwei Straßenbahngleise im Fahrbahnbereich und beidseitig je einen Geh- und Radweg auf. Die Brückenwiderlager sind auf jeweils 12 Großbohr-

Bild 5.3.1-6 Luckenberger Brücke über die Havel in Brandenburg als Schrägstielrahmenbrücke aus Hochleistungsbeton B 85

5.3 Rahmenbrücken

291

Bild 5.3.1-7 Luckenberger Brücke – Überbauquerschnitt nach [Stritzke, 2002], S. 19

pfählen mit einem Durchmesser von 1,20 m und einer maximalen Länge von 20,70 m gegründet. Infolge der Randbedingungen ergibt sich eine relativ große Schlankheit von l/h = 42,3/0,67 = 67 in Brückenmitte. Dies stellt für den Massivbau eine äußerst schlanke Konstruktion dar. Um die Langzeitverformungen und das Schwingungsverhalten dieser extrem schlanken Konstruktion zu minimieren, wurde die Brücke aus Hochleistungsbeton der Festigkeitsklasse B 85 hergestellt. Obwohl Hochleistungsbetone im internationalen Brückenbau keine Seltenheit sind, gibt es in Deutschland bisher erst ca. 7 zumeist kleine Brücken aus diesem Baustoff. Die Luckenberger Brücke ist als Pilotprojekt im Land Brandenburg momentan die mit der größten Spannweite. Die Schrägstiele wurden als Fertigteile hergestellt. So konnten die Erfordernisse der Betontechnologie erfüllt und die Verformungen des Traggerüsts minimiert werden. Der Überbau wurde in zwei Ab-

schnitten hergestellt. In Brückenmitte wurde eine Schlusslücke vorgesehen, in der nach Erhärten des Betons mittels Pressen die beiden Überbauhälften auseinander gedrückt wurden. Dadurch konnten die Setzungen infolge Eigenlast weitestgehend vorweggenommen und der Überbau zwangsfrei eingebaut werden. Durch die aufgebrachte Druckspannung der Pressen wurde die Rissbildung infolge Schwinden günstig beeinflusst. Darüber hinaus wurde die Schlusslücke zum Einstellen der Gradiente genutzt, so dass keine weiteren Maßnahmen zum Erreichen der Sollgradiente erforderlich wurden. Rahmenbrücken als Überführungsbauwerke z. B. über Autobahnen werden auch gern als Zweifeldsysteme ausgeführt (Bild 5.3.1-8). Scheibenartige Widerlager lassen sich auch in ein Druckglied und vorgespannte, schräg angeordnete Zugstreben (Bild 5.3.1-9), wie z. B. bei der Föhrer Brücke in Berlin, auflösen [Heusel, 1951]. Weitere

Bild 5.3.1-8 Zweifeldriges Rahmentragwerk nach [Holst, 1998], S. 58

292

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.3.1-9 Längsschnitt der Föhrer Brücke – aufgelöste Widerlager und elegant gevouteter Rahmenriegel

Beispiele für Rahmenbrücken mit aufgelösten Rahmenstielen sind z. B. die Donaubrücke beim Gänstor in Ulm [Finsterwalder/König, 1951], die Lombardsbrücke Hamburg [Havemann/Sülz, 1953], die Dischingerbrücke Berlin [Heusel, 1957] und die Balduinbrücke über die Mosel in Koblenz [Schambeck/Böckel, 1973]. Da sich der Riegel zwischen Druck- und Zugglied verformen kann, verringert sich nach [Feistel/Vockrodt, 1970] der Einspanngrad um bis zu 15%, wenn der Betrag der Zugfläche in m2 größer als das Trägheitsmoment des Riegels in m4 im Stielbereich ist und die Breite des Stielbereichs kleiner als ein Viertel der Stützweite ist. Da beides in den meisten Fällen des Massivbrückenbaus zutrifft, besteht kein prinzipieller Unterschied zum Rahmen mit geschlossenem, steifen Stiel. Eine weitere Form der Einspannung des Überbaus in die Unterbauten lässt sich durch die Ausbildung von V-Stützen erzielen. Bei der Maintalbrücke Gemünden [Leonhardt et al., 1983] im Zuge der DB-AG-Strecke Hannover – Würzburg ist die Strombrücke über den Main als Rahmentragwerk mit Stützweiten von 82 m + 135 m + 82 m ausgebildet. Mit einer Spreizung der Stiele von 23 m verringert sich die Riegelstützweite um rd. 20 %, was sich sowohl auf die Schnittgrößen als auch auf die Verformungen positiv auswirkt. So wurde mit Konstruktionshöhen

von 6,50 m über den Stützen und 4,50 m in Feldmitte Schlankheiten von l/21 bzw. l/30 erzielt. Bei langen mehrfeldrigen Rahmenbrücken (Bild 5.3.1-10) ist der Längenänderung des Überbaus infolge Temperatur, Schwinden und Kriechen durch die Anordnung von Lagern auf den Pfeilerköpfen der Randfelder Rechnung zu tragen. Dadurch geht allerdings die Rahmenwirkung in diesen Bereichen verloren. Beispiele solcher Rahmenbrücken sind die Rheinbrücke Bendorf [Finsterwalder/Schambeck, 1965], die Kochertalbrücke Geislingen [Baumann, 1979], die Moselbrücke Schweich [Schambeck, 1976], die Brücke über den VejleFjord [Rausch, 1980], die Felsenaubrücke Bern [Menn, 1976] und die Talbrücke Schottwien [Vogler, 1989]. Ein Rahmentragwerk besonderer Art (Bild 5.3.1-11) wurde mit dem Bau der Talbrücke Zahme Gera im Zuge der Autobahn A 71 verwirklicht [Abel/Tiarks, 2003]. Es handelt sich hierbei um ein vierfeldriges Tragsystem, bei dem der gevoutete Überbau bei freier Auflagerung an den Widerlagern mit den in der Ansicht Y-förmigen Pfeilern biegesteif verbunden ist. Durch die Spreizung der Stützen in ihrem oberen Bereich zu einem Y kann bei einem solchen Rahmentragwerk der Überbau trotz der großen Stützweite außerordentlich schlank gehalten werden. Bei Stützweiten von 115 m + 145 m + 145 m + 115 m beträgt die Kon-

5.3 Rahmenbrücken

293

Bild 5.3.1-10 Talbrücke als mehrfeldriges Rahmentragwerk

Bild 5.3.1-11 Talbrücke Zahme Gera im Zuge der Thüringer Waldautobahn

struktionshöhe des Spannbetonkastens in den Feldern und an den Widerlagern minimal 3,80 m und wächst parabelförmig bis zu den Pfeilergabeln auf 6,70 m an. Zwischen den Pfeilergabeln erhielt die Kastenunterkante einen Stich von 400 mm, so dass sich in der Pfeilerachse eine Bauhöhe von 6,30 m ergibt. Damit betragen die Schlankheiten über den Stützen l/22 und in den Feldern l/38. Die maximale Pfeilerhöhe beträgt rd. 63,50 m. Die Pfeilergabeln haben eine Höhe von ca. 20 m und eine obere Spreizung von ca. 25 m. Die Ansichtsbreite des Vollquerschnitts der Gabeläste verringert sich von 2,50 m am Stützenknoten bis auf 2,00 m an der Unterkante des Überbaus. Im unteren Pfeilerschaft wird die Form der Gabeläste durch eine 200 mm tiefe Nut optisch weitergeführt. Die Gabeläste sind sowohl biegesteif am Überbau als auch am Pfeilerschaft angeschlossen. Mit ihren kühnen Y-Pfeilern ist die Talbrücke Zahme Gera

sowohl ingenieurtechnisch als auch ästhetisch eine der anspruchsvollsten Brücken im Zuge der Thüringer Waldautobahn A 71/A 73. Bei schiefen, vorgespannten Rahmenbrücken treten mit zunehmender Schiefe Schnittgrößen infolge Einwirkungen aus Zwang auf, da sich Riegel und Stiele unterschiedlich verformen. [Feistel/Schleicher, 1974] untersuchten die Problematik des Einflusses der Ausbildung torsionsweicher Stielquerschnitte, in Pendelscheiben aufgelöster Stiele und quergeneigter Gelenklinien auf die Zwangschnittgrößen. Danach gibt es ebenso wie für die Stützweite rechtwinkliger Spannbetonrahmen für die Schiefe oder Breite vorgespannter, schiefer Rahmenbrücken keine besonderen Grenzwerte für den praktischen Anwendungsbereich. Über Erfahrungen an 3 schiefen, vorgespannten Rahmenbrücken wird von [Feistel et al., 1974] berichtet. Ein 56 gon schiefes, gevoutetes Einfeld-Rahmentrag-

294

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.3.1-12 Schiefer Zweigelenkrahmen im Zuge der Ortsumgehung Erfurt über die L 1055

werk mit einem dreistegigen Plattenbalkenquerschnitt ist in [Strauß/Hensel, 2001] dargestellt. Die in Brückenachse gemessene Stützweite beträgt bei einer Konstruktionshöhe von 1,00 m in Feldmitte und ca. 2,00 m (i. M.) an den Rahmenecken 40,60 m, so dass sich Schlankheiten von l/ d = 41 im Feld und ca. 20 am Anschnitt zu den Rahmenstielen ergeben. Im Zuge der Ortsumfahrung Erfurt wurde über die L 1055 (Leipziger Straße) ein Einfeldbauwerk in der Form eines vorgespannten Zweigelenkrahmens mit leicht gevoutetem Überbau errichtet (Bild 5.3.1-12). Bedingt durch diese Variante konnte die Lage der Gradiente niedrig gehalten werden. Gleichzeitig wirkt der Überbau durch die Konstruktionshöhe von 1,00 m in der Brückenmitte sehr schlank. Durch die Vorspannung werden positive Eckmomente erzeugt, so dass eine Anvoutung der Rahmenecken wie beim Stahlbetonrahmen hier nicht unbedingt erforderlich ist und auf ein gestalterisch gewünschtes Maß reduziert werden konnte. Die Stützweite des 71,65 gon schiefen Tragwerks beträgt 28,81 m bei einer lichten Weite von 26,00 m zwischen den Widerlagern. Die sehr flach gezogene abgestufte Ausrundung der Unterseite des Rahmen-

riegels in Verbindung mit den schräg gegen die Böschung geneigten Rahmenstielen bestimmt den Gesamteindruck der Brücke. Der Überbauquerschnitt (Bild 5.3.1-13) läuft hinter den Rahmenecken bis zum Böschungsansatz bzw. Endquerträger weiter. Zwischen Rahmenstiel und Überbau-Plattenstreifen ist jeweils eine Zugscheibe mit einer Dicke von 80 cm angeordnet, die die Steifigkeit der Rahmenstiele sichert. Zwischen den Rahmenstielen und den Fundamenten mussten Linienkipplager ausgebildet werden. Diese Rahmengelenke liegen so tief, dass sie im Endzustand nicht mehr zugänglich sind. Daher musste eine wartungsfreie Lösung in der Form von unbewehrten Betongelenken zur Ausführung kommen. Zwischen den Stielen wurden im Überbau Querträger ausgebildet. Diese Querträger laufen nach unten in Blendscheiben aus, die den Zwischenraum zwischen den Stützen gegen die Hinterfüllung abdecken. Die Scheiben sind mittig durch eine Raumfuge geteilt, damit der Rahmenstiel in Querrichtung nicht zu steif wird.

Bild 5.3.1-13 Brücke im Zuge der Ortsumgehung Erfurt über die L 1055 – Querschnitt nach [Stritzke, 2002], S. 27

Gussasphalt  Deckschicht Gussasphalt  Schutzschicht Bitumenschweißbahn (einlagig) Grundierung

5.3 Rahmenbrücken 295

296

5 Haupttragwerke der Überbauten

a

5.3.2 Rahmenbrücken aus Stahl

Günter Ramberger und Francesco Aigner Stählerne Rahmenbrücken gehören zu den eher selten angewandten Brückenformen. Bei Rahmenbrücken werden vertikale oder schräge Stiele biegesteif in den Brückenbalken eingespannt und damit gegenüber einer Balkenbrücke die Biegemomente verringert. Dafür erhalten jedoch die Stiele nicht nur Normalkraft, sondern auch Biegemomente und deren Lager nicht nur Kräfte in Achsrichtung der Stiele, sondern auch quer dazu. Dem statischen Vorteil der Verringerung der Biegemomente steht der Nachteil, vor allem bei schrägen Stielen, entgegen, dass diese für die Montage unterstützt werden müssen und dass Stiele und Balken so verbunden werden müssen, dass sie Biegemomente und Querkräfte (Rahmenecke) einwandfrei übertragen können. Ausgeführte Beispiele findet man vor allem im Eisenbahnbrückenbau über Straßen mit beidseitigen Gehwegen, wo die Stiele jeweils zwischen Fahrbahn und Gehweg ange95,4

68,8

b Bild 5.3.2-1a, b Eisenbahnbrücke über die Praterhauptallee in Wien

ordnet sind, siehe Bild 5.3.2-1. Da die Stahlstützen leicht beschädigt werden können, sind sie gegen Anprall von Straßenfahrzeugen wirksam zu schützen. Ein bekanntes Bei83,6

0,75%

Bild 5.3.2-2 Großherzogin-Charlotte-Brücke

107,0

5.3 Rahmenbrücken

297

spiel für eine große Rahmenbrücke mit einer Stützweite von 234 m ist die „GroßherzoginCharlotte-Brücke“ über die Alzette in Luxemburg (Bild 5.3.2-2 und Bild 5.3.2-3).

5.3.3 Rahmenbrücken als Verbundund Mischkonstruktionen

Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel

Bild 5.3.2-3 Großherzogin-Charlotte-Brücke – Montageübersicht [Jacobi, 1969]

Rahmenbrücken als Verbundkonstruktion sind selten, können aber unter bestimmten Randbedingungen eine sinnvolle Lösung für eine Überbrückung darstellen. Ein Beispiel für ein solches Tragwerk ist die Brücke über den Storkower Kanal bei Blossin [Fischer et al., 1999] in Brandenburg. Um die Anrampungen nicht zu hoch aus der flachen Landschaft herausragen zu lassen, bestand der Wunsch nach einer möglichst niedrigen Bauhöhe. Mit nur 66 cm Konstruktionshöhe in der Mitte des über 23,4 m weit spannenden Felds konnte das vorgegebene Lichtraumprofil von 4,0 m Höhe als Höhendifferenz zwischen Gradientenhochpunkt und dem umliegenden Gelände eingehalten werden, siehe Bild 5.3.3-1. In diesem Spannweitenbereich wären Stahlbetonlösungen sicher üblicher gewesen. Neben dem Vorteil der guten Montierbarkeit der Stahlträger über dem Kanal konnte durch die geringe Eigenlast des Verbundüberbaus die Bauhöhe noch weiter reduziert werden. Schließlich vermeidet die Rahmenkonstruktion mit der Einspannung der Längsträger in die Widerlager Bauwerksfugen und Lager, die im Allgemeinen zusätzliche Unterhaltungskosten verursachen. Die leicht gevouteten drei Verbundträger sind in die Flügel- und Mittelwände der Widerlager, die im Grundriss ein E bilden, eingespannt. Zwei Pfähle im Abstand von 4,0 m unter jeder Widerlagerwand nehmen das Rahmeneckmoment auf. In horizontaler Richtung ist die Gründung im

298

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.3.3-1 Rahmenbrücke über den Storkower Kanal, Längsschnitt

oberflächennahen Bereich relativ weich. Dies bewirkt, dass Längenänderungen aus Temperatur, Kriechen und Schwinden über Horizontalbewegungen abgebaut werden können, ohne Zwängungen hervorzurufen. Für die Bemessung der Verbundbrücke sind zwei Grenzfälle maßgebend: 1. Geringe horizontale Steifigkeit des Baugrunds zur Ermittlung des maximalen Feldmoments 2. Hohe horizontale Steifigkeit des Baugrunds zur Bestimmung der maximalen Einspannmomente in den Rahmenecken.

Bild 5.3.3-2 Einspannung der Verbundträger im Widerlager (Quelle Leonhardt, Andrä und Partner)

Die Einspannung des Stahlträgers am Widerlager erfolgt mit durch die Kopfplatte geführten Spannstäben (siehe Bild 5.3.3-2). Auch bei einer weiteren Rahmenverbundbrücke, der Überführung der Staatsstraße Perlach-Unterhaching über die Bundesautobahn A8 südlich von München [Doss et al., 2001] war der Vorteil der geringen Überbauhöhe der Grund, ein Rahmentragwerk auszuführen. Der Brückenträger wurde als Verbundfertigteil einschließlich Betonfahrbahn auf die Baustelle angeliefert, so dass der Baustellenablauf vereinfacht wurde und sich eine Bauzeit von nur drei Monaten ergab. Im Abschnitt 9.4.2 findet sich eine genaue Beschreibung der Brücke. Ein ausgefallenes Trapezrahmentragwerk mit ungewöhnlichem Materialeinsatz findet sich in der Schweiz bei Furna [Informationsdienst Holz, 1999]. Die Ronatobelbrücke ist ein Sprengwerk mit vier Feldern (siehe Bild 5.3.3-3). Die Schrägstreben und die Pendelstütze bestehen aus 2 BS-HolzGurten mit Stahlrohrausfachung. Die Fahrbahnträger aus BS-Holz sind als Doppelträger unter der Betonplatte angeordnet. Der Verbund wird mit Hilfe von Stahlblechen hergestellt. Die Bleche sind in Dreiergruppen in die Holzträger eingelassen und verdübelt. Die in die Fahrbahn ragenden Schwerter haben Bohrungen, durch

5.3 Rahmenbrücken

299

Bild 5.3.3-3 Ronatobelbrücke Längsschnitt

die Bewehrungsstäbe geschoben werden. So wird eine Verdübelung mit dem Beton hergestellt (siehe Bild 5.3.3-4). Im Endzustand sorgt die Platte als Scheibe für die Abtragung der horizontalen Kräfte zu den Auflagern hin. Die überstehende Betonplatte bietet zudem einen guten konstruktiven Holzschutz für das Holztragwerk. Ein weiteres Sprengwerk in Holz-Betonverbundbauweise wurde 1996 in der Schweiz bei Sufers errichtet [Informationsdienst Holz, 1999]. Die Crestawaldbrücke besteht aus 4 Rahmenträgern, die mit der Fahrbahn einen Verbundquerschnitt bilden. Verbindungsmittel sind hierbei auf

Stahlplatten aufgeschweißte Kopfbolzendübel (Bild 5.3.3-5). Die Stahlplatten werden mit Holzschrauben an den Holzträgern befestigt. Die Übertragung der Schubkraft erfolgt über eine angeschweißte Knagge, die in das Holz eingelassen ist. Die schlanken Rahmenträger sind in regelmäßigen Abständen über Querträger biegesteif verbunden und somit bereits im Bauzustand

Bild 5.3.3-4 Ronatobelbrücke, Verdübelungsdetail

Bild 5.3.3-5 Crestawaldbrücke, Verdübelungsdetail

300

gegen Kippen stabilisiert. Im Endzustand wirkt die Fahrbahnplatte als horizontale Scheibe, über die die Wind- und Stabilisierungskräfte zu den Auflagern abgetragen werden. Durch die Auskragung dient sie zudem als konstruktiver Holzschutz für die Holzkonstruktion. Die Rahmenstiele wurden zusätzlich durch eine Kupferabdeckung vor direktem Wasserzutritt geschützt. Diese beiden Beispiele zeigen, dass der richtige Materialeinsatz bei Mischkonstruktionen zu ästhetisch anspruchsvollen, konstruktiv sinnvollen Lösungen führt. So können viele Probleme, wie hier z. B. der Holzschutz und die horizontale Stabilität, auf effiziente Weise gelöst werden.

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken 5.4.1 Steinbrücken

Jürgen Stritzke 5.4.1.1 Beurteilung von Steinbrücken Steinerne Gewölbe- und Bogenbrücken gehören zu den ältesten Tragsystemen zur Überbrückung größerer Spannweiten. Aus Kostengründen werden derartige Brücken heutzutage nicht mehr gebaut. Wenn man aber bedenkt, dass Gewölbebrücken mit einer Anzahl von etwa 32% und einer Brückennutzfläche von 19% einen erheblichen Anteil des Bestands an Straßenbrücken der neuen Bundesländer ausmachen, wird deren Bedeutung unter dem Gesichtspunkt der Instandhaltung deutlich. In [Der Bundesminister für Verkehr, 1988] und [Bundesministerium für Verkehr, Bau- und Wohnungswesen, 1999] werden 218 Steinbrücken Deutschlands in hervorragender Weise vorgestellt. Gewölbe- und Bogenbrücken bestehen aus behauenen natürlichen Steinen oder

5 Haupttragwerke der Überbauten

aus künstlichen Steinen, insbesondere aus gebrannten Ziegelsteinen, in Ausnahmefällen auch aus Betonsteinen. Als natürliche Steine kamen solche mit hoher und mittlerer Druckfestigkeit zur Anwendung, so z. B. Granit, Syenit, Quarzporphyr, Sandstein, aber auch Muschelkalk. Die Qualität und Eignung typischer Naturbausteine für Brücken wird durch den Gehalt, das Gefüge und die Anordnung der Mineralien bestimmt. Daraus resultieren die Rohdichte, Dauerhaftigkeit, die Druckfestigkeit und die Bearbeitbarkeit als die bautechnisch wichtigsten Merkmale. Hierbei hat nicht die Druckfestigkeit des Gesteins allein, sondern der Mauerwerksverband für die Tragsicherheit und Dauerhaftigkeit die entscheidende Bedeutung. In [DIN 1075, 1981] erfolgt die Trennung der Bauarten Gewölbe- und Bogenbrücken nach dem Verhältnis der Pfeilhöhe f zur Stützweite l. Ist das Verhältnis f/l < 1/3, handelt es sich um eine Bogenbrücke, bei f/l > 1/3 um eine Gewölbebrücke. Nach [Busch, 1995] gelten die Verhältnisse f/l = 0,06 bzw. 0,29 als Grenzwerte für flache bzw. hohe Bogen. Die Formgebung der Gewölbe- und Bogenbrücken war maßgeblich von ihrem Tragverhalten bestimmt. Die Bogenbrücken wurden entweder als Kreisbogen oder als aus mehreren Kreisbogen zusammengesetzten, mehrteiligen Korbbogen ausgebildet (Bild 5.4.1-1). Als statisches System kamen der statisch bestimmte Dreigelenkbogen, der einfach statisch unbestimmte Zweigelenkbogen und der dreifach statisch unbestimmte, beidseitig eingespannte Bogen zur Anwendung. Da der Kreisbogen als Brückentragwerk nicht frei von Biegemomenten ist, sind im Hinblick auf die geringe Zugfestigkeit des Mauerwerks der Stützweite Grenzen gesetzt. Anders verhält es sich, wenn Gewölbe oder Bogen nach der Stützlinie geformt sind. Die Stützlinie stellt die Verbindung der Durchstoßpunkte der zu einer Resultie-

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

301 Stützweite 1

Kämpferpunkt

R2 R2 R3

Widerlager

R

R1

Bogenstich f

Scheitelpunkt Überbau

R1

Kämpferpunkt

R2 R

Unterbau

R3

R2 R3 R3

Widerlager

gelenkloser Stützlinienbogen mehrteiliger Korbbogen

Bild 5.4.1-1 Brückenüberbau als mehrteiliger Korbbogen nach [Vockrodt et al., 2003]

renden zusammengefassten Druckspannungen der einzelnen Querschnitte dar. Greift die Resultierende innerhalb der 1. Kernweite an, ist der gesamte Querschnitt überdrückt. Nimmt die Ausmittigkeit e der Druckkraft N zu, kommt es zu einem Versagen der Zugzone und der Querschnitt reißt auf. Das Klaffen der Fuge ist begrenzt. [Brendel, 1950] hat Angaben zu Grenzspannweiten von Brücken mit Stützlinienform gemacht, die sich durch eine geschlossene mathematische Lösung auszeichnen. Die Anwendung des Stützlinienverfahrens ist auf Gewölbe und Bogen mit einer Stützweite von l ≤ 25 m und einem Pfeilverhältnis f/l ≥ 1/7 begrenzt. Bogen mit Stützweiten von l > 25 m oder flachere statisch unbestimmte Bogen sind nach der Elastizitätstheorie zu berechnen. Bezüglich einer wirklichkeitsnahen, rechnerischen Tragfähigkeitsanalyse sei auf [Lachmann, 1990], [Bechert, 1996], [Falter, 1999] und [Vockrodt et al., 2003] verwiesen. Insbesondere enthält [Vockrodt et al., 2003] grundlegende Darstellungen der rechnerischen Nachweisführung auf der Grundlage des derzeit geltenden Vorschriftenwerks. Unter den außer Kraft gesetzten Vorschriften der DDR gab es spezielle Vorschriften zur Nachrechnung bestehender Brücken ([Sw 120, 1973], [TGL 12999, 1977] , [SBA 169/89, 1989] und [Deutsche Reichsbahn, 1991]). Anfang der 90-er Jahre erschienen Richtlinien für Lasteinstufungs-

berechnungen von Straßenbrücken ([Der Bundesminister für Verkehr, 1991], [Der Bundesminister für Verkehr, 1992]) und Kataloge für Instandsetzungslösungen bestimmter Typen von Straßenbrücken ([Der Bundesminister für Verkehr, 1993]), die zwar speziell für die neuen Bundesländer herausgegeben wurden, jedoch allgemein anwendbar sind. Für die Bewertung der Tragsicherheit bestehender Eisenbahnbrücken gelten die [DS 805, 1997] und der [UIC-Kodex Nr. 778-3, 1995]. Zur Tragsicherheitsbewertung bestehender Massivbrücken werden auch experimentelle Untersuchungen einbezogen. Außer den üblichen Bestimmungen baustofflicher und geometrischer Kennwerte durch Prüfungen an Probekörpern, die dem Bauwerk entnommen werden, oder durch zerstörungsfreie Prüfungen am Bauwerk selbst, werden noch folgende Verfahren angewendet: Bauwerksmessungen unter Verkehrsbelastung vor und nach Instandsetzungen zur Kontrolle der rechnerischen Untersuchungen. Damit kann geprüft werden, wie genau die angenommene Tragwerksmodellierung die Wirklichkeit widerspiegelt, da die Mitwirkung der Stirnwände, der Aufschüttung, Einspannung in den Widerlagern, Rissbildungen usw. unbekannte Einflussgrößen darstellen. Mit Hilfe des messwertgestützten Nachrechnens kann in vielen Fällen eine ausreichende Tragfähigkeit der Gewöl-

302

bebrücken nachgewiesen oder notwendige Instandsetzungsmaßnahmen ermittelt werden, ohne das Bauwerk gleich dem Abbruch preiszugeben. In [Mildner, 1997], [Mildner, 2001], [Mildner/Mildner, 2002] sind Beispiele dieser Vorgehensweise dargestellt. Bei unsicheren Annahmen für die Eingangsgrößen in die Berechnung lassen sich häufig mit geringem experimentellen Aufwand Systemeigenschaften (Steifigkeiten, Einspanngrad usw.) ermitteln und in den rechnerischen Nachweis einbauen (Hybridstatik). In Ergänzung eines rechnerischen Standsicherheitsnachweises dürfen nach der [DAfStb-Richtlinie, 2000] auch Belastungsversuche durchgeführt werden. Das ist u. a. dann sinnvoll, wenn keine ausreichenden Informationen über die Eigenschaften der Baustoffe, über Lage und Form der Bewehrung und über die Genauigkeit der Modellierung (z. B. Einspanngrad, Verbundwirkung) vorliegen. Grundlagen und Erfahrungen zur Methode der Experimentellen Tragsicherheitsbewertung von Brücken wurden im Rahmen des Forschungsprojekts EXTRA ([Steffens et al., 1999], [Opitz/Steffens, 2000]) erarbeitet. Für die Belastung der Brücken können z. B. Schwerlastfahrzeuge eingesetzt werden. Für Straßenbrücken wurde ein spezielles Belastungsfahrzeug BELFA entwickelt und gebaut, das bis zu Spannweiten von 18 m angewendet werden kann. Wenn es positioniert und aufgebaut ist, erzeugen bis zu 5 Hydraulikzylinder die regelbare externe Versuchslast entsprechend dem vorgeschriebenen Lastschema ([Gutermann/ Steffens, 2002]). Ein analoges Fahrzeug BELFA-DB wurde auch für Eisenbahnbrücken erprobt. Alle erforderlichen Messdaten (Durchbiegungen, Verzerrungen, Krümmungen, Schallemissionssignale usw.) können online am Bildschirm verfolgt werden. Durch Einhaltung vorgegebener Kriterien muss eine Schädigung des Bauwerks verhindert werden.

5 Haupttragwerke der Überbauten

5.4.1.2 Instandsetzung und Ertüchtigung von Gewölbe- und Bogenbrücken Die Instandsetzung und Ertüchtigung bestehender Brücken ist i. d. R. mit einer Anpassung an neue funktionale Anforderungen verbunden. Im Folgenden werden nur Maßnahmen behandelt, die den Überbau betreffen. Umfassende Darstellungen der Ertüchtigung von Pfeilern, Widerlagern und Gründungen sowie der Instandsetzung von Dichtungen, Gesimsen usw. findet man z. B. in [Vockrodt et al., 2003] und [Nodoushani, 1996]. Die einfachste Variante der Instandsetzung des Überbaus einer Gewölbe- und Bogenbrücke ist der Austausch der Auffüllung, die aus bindigen Schottermaterialien, Kiessand oder anderen Erdstoffen bestehen kann. Der Ersatz durch Leichtbeton führt zu einer besseren Verteilung der Verkehrslasten, reduziert den Horizontaldruck auf die Stirnwände und ermöglicht den ordnungsgemäßen Einbau einer Fahrbahndichtung. Die unter Denkmalschutz stehende Saalebrücke Bad Kösen (Bild 5.4.1-2) im Zuge der B87 war 1892/93 als Gewölbebrücke mit 4 Bogen errichtet worden. Zur Erhaltung der Standsicherheit, der Gebrauchstauglichkeit, der Dauerhaftigkeit und somit zur Erhaltung ihrer wichtigen Funktion im Bundesstraßennetz war eine umfangreiche Instandsetzung des Bauwerks dringend erforderlich. Die lichten Weiten zwischen den Pfeilern des Bauwerks betragen 24,5 m + 27,0 m + 27,0 m + 24,5 m. Die Randpfeiler haben eine Breite von 5,0 m, der Mittelpfeiler und die Widerlager haben eine Breite von jeweils 8,0 m. Damit ergibt sich die Gesamtlänge der Brücke zu 137,0 m. Die aus gelben Klinkersteinen gemauerten Bogen weisen zwischen Scheitel und Kämpfer unterschiedliche Dicken auf. Die Gewölbedicke ist den statischen Erfordernissen angepasst: 1,16 m/1,29 m/1,45 m. Die 1 m breiten Seitenansichten der Bogen bestehen aus groß-

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

303

Bild 5.4.1-2 Saalebrücke Bad Kösen

formatigem Muschelkalk und gelbem Sandsteinmauerwerk. Der Bogenstich in den Randfeldern beträgt 2,75 m, in den Innenfeldern 3,15 m. Das Gewölbe hat eine Gesamtbreite von 11,0 m. Im Zuge der Erneuerung der Bauwerksabdichtung wurden die vorhandenen Bogenauffüllungen ausgebaut und durch einen in sich standfesten, bewehrten Stahlleichtbeton ersetzt (Bild 5.4.1-3). Damit konnte eine weitgehend gleichmäßige Belastung des Klinkermauerwerks über die Gewölbebreite erreicht werden. Querzugbeanspruchungen im Gewölbe, die von Mauerwerk nur in sehr geringer Größe aufnehmbar sind, werden auf ein Minimum reduziert. Des Weiteren treten keine Horizontalbelastungen des Stirnmauerwerks mehr auf. Durch den Einsatz von Leichtbeton konnte eine Erhöhung der ständigen Lasten vermieden und die Ertüchtigung der Tragfähigkeit von Brückenklasse 24/24 auf 60/30 erzielt werden. Eine Verbreiterung der Brücke war nicht erforderlich. Es erfolgte eine grundhafte Instandsetzung aller Naturstein- und Mauerwerksflächen, der Austausch stark geschädigter Steinsubstanz und eine Erhöhung der Dauerhaftigkeit der Sandsteine durch Steinverfestigung. Die Abdichtung wurde komplett als hochliegende Dichtung erneuert. Neben der Ertüchtigung einer Gewölbeoder Bogenbrücke kann eine gleichzeitige

Vergrößerung der Verkehrsraumbreite mittels einer auf dem vorhandenen Überbau aufgesetzten Stahlbetonfahrbahnplatte mit entsprechenden Auskragungen erforderlich werden. Die Friedensbrücke in Plauen/Vgtl., besser bekannt unter dem Namen Syratalbrücke (Bild 5.4.1-4), wurde in den Jahren 1903 bis 1905 im Zuge einer Ortsumgehung erbaut und ist mit 90 m Bogenstützweite die größte Natursteinbogenbrücke der Erde. Der flache Bogen hat im Scheitel eine lichte Höhe von 18,0 m. Die Konstruktionsdicke des Bogens beträgt im Scheitel 1,5 m und im Kämpferbereich 4,0 m. Der Bogen selbst besteht aus 60% ortsnahem dickplattigem Phyllit und 40% Mörtel. Bereits mit dem Absenken des Lehrgerüsts stellten sich erhebliche Scheitelsenkungen ein, die bis 1977 auf 440 mm anstiegen. Die durchschnittliche Scheitelsenkung beträgt noch heute rund 2 mm pro Jahr. Im Laufe der Jahrzehnte erfolgten ständig Ursachenforschung und Teilinstandsetzungen mit dem Ziel des Unterbindens der Senkungen. Maßnahmen wie Zementverpressung, Teilerneuerung der Brückenabdichtung und Einschneiden von Fugen zur definierten Kraftabtragung erwiderte die Brücke mit einer kurzzeitigen Erhöhung der Scheitelsenkung mit anschließender Beruhigung auf die durchschnittlichen Werte pro Jahr.

2%

25 Det. III

Sandstein

Klinkergewölbe

2,5 %

Granit-Platten Mörtelbett Schutzbeton Einkornbeton Granit-Hochbord

2,5 %

• • • • •

Reinigung Ausräumen schadhafter Fugen Neuverfugung lokaler Steinaustausch kraftschlüssiges Verpressen von Rissen

2%

3,5 cm Gussasphalt-Deckschicht 3,5 cm Gussasphalt-Schutzschicht Abdichtung gem. ZTV-BEL-B 1/87 Stahlleichtbeton (LB 25)

Instandsetzung des Mauerweks

10,75

Bild 5.4.1-3 Saalebrücke Bad Kösen – Schnitt durch den Scheitelbereich

40

25

40

Sandstein

Schutzrohre für mgl. Ver- bzw. Entsorger 1PE-HD ∅ 300 5PE-HD ∅ 100

304 5 Haupttragwerke der Überbauten

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

Bild 5.4.1-4 Friedensbrücke Plauen/Vgtl.

In den vergangenen Jahren wurde die Brücke einer umfassenden Prüfung und Instandsetzung unterzogen. Am Bogen selbst wurden über 6 Querschnitte verteilt Verzerrungen, Durchbiegungen und vergleichsweise Schwingungen gemessen. An ausgewählten Fugen und Rissen wurden zusätzlich Verschiebungen ermittelt. Die Bauwerksprüfung und die Probebelastung erfolgte im September 1996. Zum Einsatz kamen drei Vierachs-LKW mit einer Gesamtmasse von 100 t. Durch die Fülle der gewonnenen Daten in den einzelnen Laststellungen war eine gute Auswertung möglich. In Einbeziehung der gewonnenen Baustoffkennwerte und der Daten aus der Probebelastung konnte die Brückenklasse 60/30 nachgewiesen werden. Weiterhin zeigte sich, dass die Eigenlast während der Bauphase nicht einseitig reduziert werden konnte. Die sich einstellenden Spannungsumlagerungen hätten zu zusätzlichen

305

Scheitelsenkungen geführt. Eine halbseitige Bauweise konnte aus dieser Sicht nicht die Vorzugsvariante sein. Die wesentlichste Erkenntnis aus der Brückenhauptprüfung war, dass es keine durchgängig funktionierende Brückenentwässerung gab. Im Laufe der Jahrzehnte waren durch Fahrbahndeckenerneuerungen Brückenabläufe verschwunden. Innerhalb des Bauwerks konnten die Entwässerungsanlagen in Ermangelung an Material nicht ordnungsgemäß erhalten werden. Offensichtlich war die Bauwerksabdichtung seit 1905 zu keiner Zeit voll funktionstüchtig. Beidseitig der Brücke wurde zwischen den Flügeln eine überschnittene Bohrpfahlwand mit einer vorgelagerten Drainagewand angeordnet. Talwärts strebendes Wasser soll so vor dem Bauwerk abgeleitet werden. Der erste Teil der Instandsetzung war geprägt durch die Stahlbetonarbeiten, Bauwerksabdichtung, Bauwerksentwässerung und Geländerbau. Der zweite Teil der Instandsetzung der Friedensbrücke wurde 2002 ausgeführt. Dieser beinhaltete die Mauerwerksinstandsetzung im Bereich des Bogens, der Stirnwände und der Spargewölbe. Im 2. Weltkrieg wurde die Brücke von 5 Bomben getroffen. Infolgedessen war der Querschnitt im Bogenscheitel bis zu zwei Drittel geschwächt worden. Die heute noch sichtbare Stelle der Bombentrefferreparatur sollte nicht mit Spritzbeton an den restlichen Bogen angepasst werden. Diese Betonplombe wurde gemäß [ZTV-SIB 90, 1990] hergerichtet und bleibt im ordentlichen Zustand sichtbar. Der aus Bruchsteinen hergestellte Bogen hatte ursprünglich über seine gesamte Länge ein aus Mörtel bestehendes angedeutetes Quadermauerwerk. Dieses Element wurde am Bogen und den Spargewölben wieder aufgebracht. Auf dem 16 m breiten Bogen konnten durch die Ausbildung einer geringen Auskragung eine 11 m breite Fahrbahn und zwei 3 m breite Gehwege angeordnet werden (Bild 5.4.1-5). Zu diesem Zweck wurde

Bild 5.4.1-5 Friedensbrücke Plauen/Vgtl. – Querschnitt im Bogenscheitel

306 5 Haupttragwerke der Überbauten

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

von Bohrpfahlwand zu Bohrpfahlwand über das Bauwerk selbst eine 250 mm dicke Stahlbetonplatte vollflächig aufgelegt. Direkt über dem Bogen liegt diese Platte auf dem neu eingebrachten Leichtbeton auf. Eine vielfach praktizierte Möglichkeit der Ertüchtigung von Gewölbe- und Bogenbrücken besteht in der Verstärkung des gemauerten Gewölbes bzw. Bogens mit Beton. Das kann durch bewehrten Aufbeton erfolgen, wie z. B. bei der Erfurter Roßbrücke ([Baumbach/Vockrodt, 2000, S. 42–46], [Vockrodt et al., 2003, S. 264– 265]) oder durch eine bewehrte Spritzbetonschale auf der Unterseite des Überbaus ([Ruffert, 1983, S. 218–219]). Damit entsteht ein Verbundquerschnitt, der als solcher nachzuweisen ist. Voraussetzung ist eine entsprechende Verdübelung zwischen dem gemauerten Gewölbe bzw. Bogen und der Verstärkung, um die auftretenden Schubkräfte aufnehmen zu können. Besteht zwischen dem so verstärkten Gewölbe bzw. Bogen keine Trennung von der weiteren Betonauffüllung, z. B. durch einen Bitumenanstrich, entsteht nach [Stein, 2001] sogar ein Verbundtragwerk in der Form eines Gewölberahmens. Eine Erweiterung einer Brücke kann auch durch Anordnung eines Erweiterungsbauwerks neben der vorhandenen erfolgen. Hierfür kann die Krämpfertorbrücke in Erfurt ([Vockrodt, 2000], [Baumbach/Vockrodt, 2000, S. 31–35], [Vockrodt et al., 2003, S. 260–264]) als ein gelungenes Beispiel angesehen werden. Eine ganz andere Vorgehensweise wurde bei der Ertüchtigung des unter Denkmalschutz stehenden, rd. 570 m langen Wahrener Viadukts ([Patzschke, 1996]) im Zuge des Leipziger Güterringes gewählt. Das Bauwerk war in den Jahren 1904 bis 1907 aus für die Leipziger Ingenieurbauwerke der Eisenbahn dieser Zeit typischen gelben Klinkern errichtet worden. Die Druckfestigkeit der Verblendklinker liegt zwischen 40 und 50 MN/m2. Für die Hintermaue-

307 Schnitt +166,84 7,00 1,18 0,32 0,15

0,32

1,68

4,64

1,68

Sparbeton 8,00

Bild 5.4.1-6 Querschnitt eines Bogens des Wahrener Viadukts vor der Instandsetzung nach [Patschke, 1996]

rung wurden rote Ziegelsteine geringer Festigkeit und Frostbeständigkeit verwendet. Oberhalb der tragenden Bogen und zwischen den Stirnwänden wurde mit einem sog. Sparbeton aufgefüllt. Bild 5.4.1-6 zeigt die Darstellung des Querschnitts der Bestandszeichnung. In der Ansicht stellen sich die gemauerten Bogen mit konstanter Dicke dar, obwohl sie sich in der Auffüllung in abschnittsweise veränderlicher Dicke vom Kämpfer her abnehmend fortsetzen. Auf diese Weise entstand eine Verzahnung zwischen Auffüllung und Mauerwerk, die zu einer für Druck- und Zugkräfte unterschiedlichen Mitwirkung der Auffüllung führt. Die lichten Weiten der Gewölbe betragen 13 bis 22 m und die Kreuzungswinkel der unterführten Bundesstraße B6 und der Weißen Elster bis zu 20 Grad. Betriebliche Belange, beträchtliche Schäden an der Abdichtung und in bestimmten Bereichen über viele Jahre beobachtete, örtlich vergrößerte Risse und Ausbrüche machten eine grundlegende Instandsetzung erforderlich. Bei der Ausbildung der Fahrbahnwanne waren einerseits die Forderungen des Denkmalschutzes nach Erhaltung des Gesimsbandes und andererseits die der DS 804 für die Fahrbahnwanne zu erfüllen. Die Lösung zeigt Bild 5.4.1-7. Die eindeutige Abhängigkeit der Rissbewegungen von den Temperaturverläufen

308

5 Haupttragwerke der Überbauten 2000

2200

Rinnenhochpunkt

1568

3962

380

650

60

200

350 OK vorh. Gesims = Abbruchfuge

710

200 225

1:30

1100

Gleisachse

1580

Gleisachse 700

935

380 520

1:30

2000 Bauwerksachse 1 = Bahnachse

2200

1330

4007

1523

Bild 5.4.1-7 Normalquerschnitt eines Bogens des Wahrener Viadukts nach der Instandsetzung nach [Patschke, 1996]

konnte durch eine etwa 6 Monate dauernde systematische Beobachtung und Erfassung der Risse nachgewiesen werden. Rechnerisch ergab sich, dass bereits eine Temperaturerhöhung um 15 K zu Druckspannungen oberhalb der zulässigen führten. Insbesondere zahlreiche Querzugrisse in den Scheitelbereichen wiesen auf außerordentlich hohe Druckspannungen hin. Nach einer langanhaltenden Hitzeperiode mit relativ hohen Nachttemperaturen erfolgte ein regelrechtes Aufbrechen des Gewölbes im Scheitelbereich des Bogens 15, und aus dem bisherigen Stützliniengewölbe stellte sich

das statische System eines Dreigelenkbogens ein. Zur Entlastung der Bogenreihen von den Zwangbeanspruchungen infolge Temperatur wurden deshalb elastische nachstellbare Scheitelgelenke in ausgewählten Bogen eingebaut (Bild 5.4.1-8). Damit konnten die Zwangbeanspruchungen in den ungünstigsten Bogenscheiteln um 25– 30% abgebaut werden. Da der entlastende Einfluss dieser elastischen Gelenke in den Bogen 6 und 15 in Richtung zu den Brückenenden hin stark abgebaut wurde, entschloss man sich auch in dem zunächst nicht betroffenen Bogen 24 ein weiteres

Bild 5.4.1-8 Anordnung elastischer Gelenke im Bogen 15 des Wahrener Viadukts nach [Patschke, 1996]

309

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken Elastisches Drucklager (Prinzipskizze)

1 Ankerplatte 2 Elastomerkörper mit Stahlbewehrung 3 Führungsdorn 4 Stellring mit Markierung 5 Zylinder 6 Zylinderrohr 7 Hydrauliköl

1

2

3

4

5

6

7

Bild 5.4.1-9 Prinzipskizze des speziell für den Wahrener Viadukt entwickelten Elastomerlagers nach [Patschke, 1996]

elastisches Gelenk einzubauen. Somit entstand eine Aufteilung der Gewölbereihe in 4 Abschnitte. Als elastische Gelenke wurden speziell entwickelte Elastomerlager (Bild 5.4.1-9) für eine Längskraft von 1,25 MN/Lager eingebaut. Neben den Normalkräften müssen auch Querkräfte übertragen werden können, um gegenseitige Verschiebungen und Verdrehungen der Bogenschnittufer aus ungleicher Belastung der Bogenabschnitte

oder möglicher Bogenzwängungen auszuschließen. Zu diesem Zweck wurden an den Außenseiten zwei stählerne Lager ohne Längskraftübertragung angeordnet (Bild 5.4.1-10). Mit dem Schlitzen der Bogen wurden die Bogenhälften spannungslos auf einem aus jeweils 4 Ortbetonscheiben und einer Stahlträgerlage bestehenden Traggerüst aufgelagert. Vor dem Einbau der Lager wurden zur Lastausbreitung stark bewehrte Stahlbetonauflagerbänke hergestellt, die in

Stahllager ohne Längskraftkontakt Elastomerlager

Bild 5.4.1-10 Lageranordnung an einem geschlitzten Bogen des Wahrener Viadukts nach [Patschke, 1996]

310

dem anstehenden, verzahnten Mauerwerk der Gewölbe und dem darüber vorhandenen Sparbeton mit sehr wechselnder Festigkeit tief verankert wurden. Nach dem Einbau der Lager wurden die Bogen durch ein stufenweises Aufbringen von Vorspannkräften in der Größe von 50 kN/Lager freigesetzt. Die Anfangskräfte wurden temperaturabhängig für den Zustand ohne Schotter- und Verkehrslast am statischen Grundmodell berechnet. Sie betrugen für eine Temperatur von 20 °C, z. B. für den Bogen 15, rund 250 kN. Die Kräfte sind so bemessen, dass das elastische System bis etwa 0 °C funktioniert. Für tiefere Temperaturen wird die Tragwirkung als Stützliniengewölbe vorausgesetzt. Die konstruktive Ausbildung der Gewölbeschlitzung fügt sich harmonisch in die Gesamtansicht ein. Der Weiterbau der in den 30-er Jahren begonnenen Autobahn A72 und ihr Ausbau für die heutigen Erfordernisse des Verkehrs stellte eine große Herausforderung hinsichtlich der Integration bereits bestehender Brückenbauwerke in das Konzept einer modernen Autobahn dar. Die Autobahn verläuft etwa parallel zum Erzgebirge, Elstergebirge und Fichtelgebirge, die Ursprung zahlreicher, in tief eingeschnittenen Tälern nach Norden fließender Flüsse sind. Dadurch war der Bau mehrerer großer und kleiner Brücken notwendig, die seinerzeit teils nur begonnen und teils fertig gestellt waren, jedoch in jedem Fall verbreitert werden mussten. Beim Umbau der vorhandenen Steinbogenbrücken auf die heutige Verkehrsbelastung war die architektonische Gestaltung der alten Bauwerke zu erhalten und das Landschaftsbild so wenig wie möglich zu beeinträchtigen. Im Zuge der Reichsautobahn Dresden – Naila wurde 1938 mit dem Bau der Elstertalbrücke Pirk ([Cordes et al., 1993]), einer Steinbogenbrücke aus 12 Gewölben von je 33,5 m lichter Weite und einem Pfeilerabstand von 38,5 m zur Überwindung des ca. 500 m breiten Tales der Weißen Elster be-

5 Haupttragwerke der Überbauten

gonnen, die nach ihrer Vollendung die größte Steinbogenbrücke der Erde gewesen wäre. Sie hat eine Gesamtlänge von 635 m, die größte Höhe über der Talsohle beträgt 60 m. Bei der Planung hatte man neben verkehrstechnischen Gesichtspunkten insbesondere ästhetische berücksichtigt, denn es sollte ein Brückenbauwerk entstehen, das sich in der Form, dem Material, der Bauart und Farbe in die umgebende Landschaft harmonisch einfügt. Kriegsbedingt wurden die Arbeiten 1940 eingestellt. Hergestellt waren die Widerlager, Pfeiler, die 12 Granitbogen und die Aufmauerungen über den Pfeilern für die Spargewölbe. Über 50 Jahre führten bei dem ungeschützten Bauwerk Regen und Schnee zu beträchtlichen Kalkaussinterungen. Infolge der Temperaturschwankungen war die Vormauerung der Pfeiler von den abschnittsweise eingebrachten Stampfbetonschichten getrennt. Ziel der Baumaßnahmen zur Vollendung der im Zuge der heutigen Autobahn A72 Chemnitz – Hof wichtigen Elstertalbrücke war die Nutzung der bauhistorisch und bautechnisch vorhandenen Substanz unter Berücksichtigung der heute verkehrstechnischen Standards. Das Natursteinmauerwerk wurde unter Anwendung des Hochdruckwasserstrahlverfahrens gereinigt und anschließend neu verfugt. Risse und Hohlstellen in den Pfeiler- und Bogenbereichen wurden mit einer Spezialzementsuspension verpresst. Als Tragsystem wurden 2 getrennte, asymmetrische und über die Pfeiler durchlaufende Spannbetonkästen mit je einem einseitig angeordneten Kragarm von 6,61 m gewählt, deren vertikale Stützkräfte über in den Pfeilerachsen angeordnete „Auflagerstühle“ direkt in die Pfeiler abgetragen werden. Nur die Horizontalkräfte in Längsrichtung werden von den Auflagerstühlen über Längsscheiben in die Gewölbe eingeleitet und von diesen zu den Endbauwerken abgetragen. Nach Herstellung der Auflagerstühle und der seitlichen Aufmauerung

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

311

Bild 5.4.1-11 Saalebrücke im Zuge der Autobahn A72 – Längsschnitt nach [WALTER∙BAU]

nach altem Vorbild wurden die beiden Spannbetonkästen im Taktschiebeverfahren hergestellt. Da für die Herstellung der Brüstung die Granitsteine nicht in den erforderlichen Abmessungen und Menge vorhanden waren, wurde hierfür eine zweischalige Konstruktion gewählt: Eine örtlich als Stützwand ausgebildete Stahlbetonfertigteilplatte wurde mit 150 mm breiten Granitsteinen verblendet. Die Saalebrücke im Zuge der Autobahn A72 ([WALTER∙BAU]) wird von drei Bogen mit Pfeilerabständen von 58 m + 74 m + 62 m (Bild 5.4.1-11) gebildet. Das Bogentragwerk besteht aus gemauerten Granitquadern unterschiedlicher Abmessungen und war weder ausreichend tragfähig noch breit. Als Verfüllung war Stampfbeton unterschiedlicher Festigkeit schichtenweise bis UK Fahrbahn eingebracht. Die seitlichen Wangen sowie die Stützwände im Bereich der Pfeilerkammern sind gleichfalls aus Natursteinmauerwerk, und die Granitsteine binden in den Verfüllbeton ein. Als Überbau kam deshalb je Richtungsfahrbahn ein einzelliger Spannbetonkasten mit einer konstanten Bauhöhe von 2,5 m und einer einseitig weit auskragenden Fahrbahnplatte im Taktschiebeverfahren zur Ausführung. Mit diesem Überbauquerschnitt können maximal 40 m überbrückt werden. Um die Bogen von der Lastabtragung auszuschließen, mussten die Unterbauten im Bereich der drei großen Bogen entsprechend ausgebildet werden. Sie bestehen aus Ortbetonstützen und Scheiben,

die z. T. auf dem Bestand und z. T. auf Fels flach gegründet sind. Im Bereich der Bogen sind massive, in Längsrichtung vorgespannte Waagebalken mit Kraglängen bis 20 m und Bauhöhen von 5 m ausgebildet. So entstanden in Verbindung mit den zu überbrückenden Endbauwerken Durchlaufträger über 9 Felder mit Stützweiten von 15 m bis 40 m (Bild 5.4.1-11). Die Stützung der Waagebalken erfolgte über Verpresspfähle, die in den Pfeilerbeton einbinden, teilweise bis in die Gründung geführt wurden und zudem zu einer Verbesserung des Pfeilerbetons führten. In den Achsen 100, 200 und 700 bis 900 sind die beiden Überbauten starr gestützt, während die Achsen 300 bis 600 elastische Stützungen darstellen, die sich entsprechend den Einwirkungen verformen und zu entsprechenden Schnittgrößenumlagerungen führen. Zur Verringerung der Schnittgrößen aus äußeren Lasten, insbesondere in den hochbelasteten Außenstegen, war es jedoch erforderlich, im Bereich der Waagebalken ein zusätzliches Lager anzuordnen. Zum Einbau der Waagebalken und zur Aufnahme der Spannbetonkästen wurde der alte Verfüllbeton über den Steinbogen und zwischen den seitlichen Wangenmauern, soweit erforderlich und statisch möglich, entfernt. Der Ausführungsentwurf der Saalebrücke war so ausgelegt, dass er auch für den späteren Umbau der Talbrücke Pöhl (Bild 5.4.1-12) und der Göltzschtalbrücke (Bild 5.4.1-13) mit Anpassung an die

312

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.1-12 Talbrücke Pöhl – Längsschnitt nach [WALTER∙BAU]

Bild 5.4.1-13 Göltzschtalbrücke im Zuge der Autobahn A72 – Längsschnitt nach [WALTER∙BAU]

dortigen Pfeilerabstände von 45 m bzw. 62 m wirtschaftlich übertragbar war ([WALTER∙BAU]). Auch hier wurden als Überbauten zwei getrennte, asymmetrische Spannbetonkästen im Taktschiebeverfahren eingebaut. Bei der Talbrücke Pöhl konnten durch die Wahl der Stützweiten von 30 m über den Bogen und mit 15 m in den Pfeilerbereichen die Auflagerscheiben so starr ausgebildet werden (Bild 5.4.1-12), dass die Überbauten in allen Lagerpunkten auch starr gestützt sind. Das Prinzip der Herstellung der Unterbauten mit der Gründung der Auflagerscheiben auf Verpresspfählen entspricht dem der Saalebrücke. In Anbetracht der Pfeilerachsabstände der Göltzschtalbrücke wurden die Stützweiten der Überbauten bis auf die Endbereiche stets gleich zu 31 m gewählt (Bild 5.4.1-13). Die Auflagerscheiben in den Pfeilerberei-

chen sind konstruktiv steifer als bei der Saalebrücke ausgebildet. Trotzdem sind sie als elastisch zu betrachten, so dass auch hier die statischen Besonderheiten der Saalebrücke zu berücksichtigen waren.

5.4.2 Betonbogenbrücken

Francesco Aigner und Thomas Petraschek 5.4.2.1

Allgemeines

Der Bogen ist für den auf Druck optimal einsetzbaren Baustoff Beton ein prädestiniertes System. Bogenartige Konstruktionen wurden schon sehr früh und unabhängig in allen Teilen der Welt erfolgreich eingesetzt. Zu Beginn der Betonbauweise wurden praktisch

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

alle Betonbrücken als Bogenbrücken gebaut: Manche tatsächlich als unbewehrte Betonbogen, andere als „Monierbogen“, wobei überaus beachtliche Spannweiten erzielt werden konnten. Zur Entwicklung der Bogenbrücken siehe [Pauser, 1987], S. 1885. Von den vielen Veröffentlichungen über die Berechnung von massiven Bogenbrücken werden die beiden Arbeiten von Dischinger [Dischinger, 1937] und [Dischinger, 1939] genannt, in welchen das Trag-, Verformungsund Stabilitätsverhalten unter Einbeziehung von Schwinden und Kriechen erschöpfend behandelt ist. Zu Fragen der Gestaltung siehe z. B. [Leonhardt, 1982]. 5.4.2.2 Bogenwirkung Die Leistungsfähigkeit von Gewölben beruht auf ihrer Stützlinienwirkung, d. h. auf

313

der Fähigkeit, einen beachtlichen Teil der Lasten nur durch Normalkräfte und ohne Biegung abzutragen, wodurch die Querschnitte besser ausgenützt werden. Bild 5.4.2-1 zeigt schematisch die Funktionsweise des Bogens. Werden die Auflagerpunkte horizontal unverschieblich gehalten, so entstehen infolge vertikaler Lasten horizontale AuflaM0 gerkräfte H = 6 (Horizontalschub), d.h. f das System wird Druckkräften ausgesetzt, die mit größer werdender Spannweite L und kleiner werdendem Stich f größer werden. Diese Druckkräfte erzeugen einerseits Druckspannungen im Querschnitt und wirken andererseits den „Balkenmomenten“ M0 entgegen. Im Idealfall eines Stützliniensystems (System in der Form der Seillinie) verschwinden die Momente M0 voll-

Bild 5.4.2-1 Seillinie, Momentenlinie und Stützlinie

314

ständig: M0 + H · y = 0. Dies steht in Analogie zum Spannbeton: Bei diesem werden durch das Vordehnen von Spanngliedern in einem Balken Druckkräfte erzeugt, deren Abtriebskräfte bei entsprechender Spanngliedgeometrie entlastende Biegemomente erzeugen. Beim Bogen entsteht durch Wirkung der Schwerkraft bei gleichzeitiger Unterbindung des Ausweichens an den Kämpfern eine Druckkraft, die wiederum bei entsprechender Formgebung des Tragwerks entlastende Biegemomente erzeugt. Im Unterschied zum Spannbeton ist die Gewölbewirkung sozusagen eine Systemeigenschaft (wie z. B. die Masse), die so lange existiert, wie das System einschließlich seiner Lagerung existiert. Der Bogen kann daher als ein ideal vorgespanntes Tragwerk betrachtet werden, das alle Vorteile des Spannbetons besitzt, nicht aber dessen Nachteile (Spannkraftverlust durch Kriechen, Möglichkeit der Schädigung oder des Ausfalls von Spanngliedern). Ist die ästhetische Qualität eines Tragwerkes auch nicht

5 Haupttragwerke der Überbauten

allgemein verbindlich, so muss das Gewölbe zumindest als „logisches“ System angesehen werden, das in der Natur – hier meist als doppelt gekrümmte Schale – häufig vorkommt, besonders, wenn große Kräfte zu bewältigen sind. Technisch günstige Eigenschaften des Bogens sind seine große Steifigkeit, seine Dauerhaftigkeit, seine Fähigkeit, Kräfte in Längsrichtung problemlos und mit kleinsten Verformungen aufnehmen zu können (Bremsen!) und sein günstiges Verhalten im Erdbebenfall. Eine Bogenbrücke ist wirtschaftlich konkurrenzfähig, wenn es gelingt, dem Fahrbahntragwerk vergleichsweise geringe Stützweiten zu geben und hohe Pfeiler zu vermeiden, d. h. wenn man das Haupthindernis bzw. die Haupthindernisse durch einen oder mehrere Bogen überbrücken kann. Ein Beispiel zeigt Bild 5.4.2-2, wo durch die Aneinanderreihung zweier Bogen mit Spannweiten von 120 m und 150 m große Feldstützweiten, hohe Pfeiler und aufwändige Gründungen vermieden werden konnten.

Bild 5.4.2-2 Überwindung eines Hindernisses durch ein Bogentragwerk [Bildarchiv ÖBB]

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

5.4.2.3 Gründung Vielfach wird die Notwendigkeit eines überdurchschnittlich guten Baugrunds angenommen, allerdings nicht ganz zu Recht. Zwar ist die Auflagerkraft an einem Kämpfer mit der Neigung α gegen die Horizontale um den Faktor 1/sin α größer als die Vertikalkraft, doch ist zu bemerken, dass bei entsprechendem Verlauf allfälliger Kluftlinien, in der Praxis also sehr oft, der Hang durch die schräge Auflagerkraft des Bogens sogar stabilisiert wird, wodurch die Gründungen oft überraschend einfach werden (einfacher als z. B. bei hohen, eingespannten Pfeilern), Bild 5.4.2-3. Auch lassen sich die Bogenfundamente durch Änderung der wirksamen Auflagerfläche sehr gut an die Bodenverhältnisse anpassen.

315

achten, dass jede Stützlinie nur für ein bestimmtes feststehendes Lastbild gilt, dass es also gar nicht möglich ist, einen Bogen schlechthin „in die Stützlinie zu legen“. Die Bogenachse sollte daher so gewählt werden, dass sie für ständige Einwirkungen (Eigenlasten, Ausbaulasten, bei sehr stark befahrenen Brücken eventuell zusätzlich ein quasi-ständiger Anteil der Verkehrslasten) der Stützlinie nahe kommt und für alle anderen Lastbilder von dieser möglichst wenig abweicht. Schließlich sind die Bogenquerschnitte für die Schnittkraftkombination N + M = N · (1 + M/N) = N · (1 + e) zu bemessen. Zugspannungen entstehen, wenn die Normalkraft N aus dem „Kern“ des Querschnittes austritt (Normalkraftexzentrizität e > Kernweite k). 5.4.2.5 Einteilung der Bogenbrücken

5.4.2.4 Bogenform Um die Vorzüge der Lastabtragung durch Stützlinienwirkung bestmöglich ausnützen zu können, ist die Bogenform sorgfältig zu wählen. Theorie der Stützlinien siehe [Melan et al., 1948], S. 78–84. Es ist zu be-

1. Nach der Lage des Fahrbahntragwerks zum Bogen: – Bogenbrücken mit aufgeständerter Fahrbahn, Bild 5.4.2-4a und Bild 5.4.2-4b (Regelausführung im Massivbau)

Bild 5.4.2-3 Hangstabilisierung durch ein Bogenfundament

316

5 Haupttragwerke der Überbauten

a

b

c

– Bogenbrücken mit abgehängter Fahrbahn, Bild5.4.2-4c (werden häufiger in Stahl ausgeführt: „Langerbalken“ siehe Abschnitt 5.4.3) 2. Nach dem Verhältnis der Biegesteifigkeit des Fahrbahntragwerks zu jener des Bogens: – Bogenbrücken mit steifem Bogen (Bogen trägt das Tragwerk), Bilder 5.4.2-5a, 5.4.2-5b – Stabbogenbrücken (Bogen steift das Tragwerk aus), Bild 5.4.2-5c 3. Bei Bogenbrücken mit steifen Bogen zusätzlich nach dem statischen System des Bogens: – Eingespannter Bogen, Bild 5.4.2-5a – Zweigelenkbogen, Bild 5.4.2-5b

5.4.2.6 Projektierung und Vorbemessung des Bogens Die nachstehenden Grundsätze gelten für den Fall von Bogen mit aufgeständerter

Bild 5.4.2-4 Lage des Fahrbahntragwerks zum Bogen

Fahrbahn. Man kann den Bogen in der Art konzipieren, dass er sich selbst und die Überbauten (Stützen, Tragwerk) trägt oder aber in der Art, dass er für die Überbauten nur aussteifend wirkt (Stabbogen). Ein Problem bei dieser Bauweise ist die Herstellung, da Bogenteile, Stützen und Tragwerk zusammengefasst und in der Regel gesichert (unterstützt, abgespannt) werden müssen. Außerdem entfällt der Vorteil, eine vom Rest der Brücke unabhängig standfeste Überbrückung des Haupthindernisses zu schaffen. Wegen der statischen Wirkungsweise von Bogenbrücken mit Stabbogen wird auf den Abschnitt 5.4.3 verwiesen. Hier wird nur auf Systeme mit steifen Bögen eingegangen. Das statische System ist in Abhängigkeit von der Geometrie (Pfeilverhältnis f/l) zu wählen (Bezeichnungen siehe Bild 5.4.2-1), allenfalls können die Bodenverhältnisse im Kämpferbereich von Bedeutung sein: Bei gelenkiger Lagerung erhält man gleichmäßigere Bodenpressungen, bei voller Einspannung

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

317

Bild 5.4.2-5 Statische Systeme von Bogenbrücken

höhere Kantenpressungen. Üblich sind statisch unbestimmte Bogen: Eingespannte Bogen, bei flacheren Bogen auch Zweigelenkbogen. Zur Orientierung wird angegeben: f 1 1 Eingespannter Bogen 3 ≥ 3 bis 3 l 7 3 Zweigelenkbogen

f 1 1 3 ≥ 4 bis 3 l 10 6

Eingelenkbogen scheiden wegen ihres schlechten Kriech-, Schwind- und Stabilitätsverhaltens aus, Dreigelenkbogen sind bezüglich des Stabilitätsverhaltens ebenfalls ungünstig, werden aber zuweilen ausgeführt. Vor allem für flache Bogen sind Systeme mit Scheitelgelenk ungünstig, da bei diesen die erste Knickeigenform symmetrisch ist und daher die durch Normalkraftstauchung, vor allem aber durch Kriechverformungen verursachte Verkürzung der Bogenachse das Knicken fördert. Bezüglich des Stabilitätsverhaltens und aller damit zusammenhängenden Fragen siehe [Dischinger, 1937] und [Dischinger, 1939]. Bei genügend großem Pfeilverhältnis f/l empfiehlt sich jedenfalls der eingespannte Bogen. Bei kleinem Pfeilverhältnis kommt

der Zweigelenkbogen in Frage, wobei die konstruktive Ausbildung der Gelenke bereits am Beginn der Brückenplanung zu klären ist. Die Bogenachse wird zweckmäßigerweise numerisch eingerechnet und nicht als Parabel zweiter oder höherer Ordnung, als coshLinie u. ä. oder als Kreisbogen (ungünstige Bogenform!) gewählt. Die theoretische Stützlinie weist an allen Stellen mit konzentrierter Lasteintragung (Stützen) Knicke auf, die man am fertigen Bauwerk als störend aber auch als „logisch“ empfinden kann. Dabei ist allerdings zu beachten, dass der Bogen meist nicht nur in der Ansicht, sondern auch in der Schrägsicht betrachtet werden kann und dass gerade hier Knicke oft schlecht aussehen. Bei steifen Bogen lassen sich die Knicke so weit glätten, dass sie kaum mehr auffallen. Hingegen werden „Stabbogen“ wegen ihrer geringen Eigensteifigkeit und der daraus resultierenden geringen Momentenaufnahmefähigkeit möglichst in die Stützlinie für ständige Einwirkungen gelegt und die Knicke in voller Größe belassen (Bild 5.4.2-5c). Die Neigung der gedachten Verbindungslinie der Kämpfer hat erhebliche Auswirkungen auf das Erscheinungsbild. Zwei gute Möglichkeiten zeigt Bild 5.4.2-6.

318

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.2-6 Höhenmäßige Anordnung der Kämpfer bei Fahrbahntragwerk in der Wanne

Bild 5.4.2-7 Möglichkeiten zur Gestaltung des Scheitelbereichs

Bei entsprechenden Geländeverhältnissen bietet sich die Anordnung mehrerer Bogen an, siehe Kapitel 3 und Bild 5.4.2-2. Die Kämpferstandorte sind eingehend zu überlegen und sorgfältig zu wählen. Da häufig in verhältnismäßig steilen Hängen gegründet wird, können auch kleine Standortverschiebungen das Aushubvolumen und den Umfang allfälliger Sicherungsmaßnahmen stark beeinflussen. Gerade bei Bogenbrücken sind die Gründungen entscheidend für die Wirtschaftlichkeit und die Gesamtqualität des Bauwerks. Tiefgründungen sind für die Bogenkämpfer fast nie erforderlich. Die Bogenspannweite sollte im Allgemeinen nicht unnötig groß gewählt werden, wobei jedoch der Einfluss der Fundierungsmaßnahmen zu berücksichtigen ist. Bei entsprechenden Baugrundverhältnissen kann ein etwas weiter gespannter Bogen insgesamt sogar günstiger sein. Flache Bogen (kleines Pfeilverhältnis f/l) sollten in Hinblick auf Horizontalschub, Kämpferverschiebungen, Kriechverformungen und Stabilität nicht flacher sein als notwendig. Durch das Zusammenführen von Tragwerk und Bogen, siehe Bild 5.4.2-7, kann man

an Pfeilhöhe gewinnen. Aus ästhetischen Gründen sollten steile Bogen (großes Pfeilverhältnis f/l) nicht unnötig steil ausgebildet werden. Die konstruktive Durchbildung im Scheitelbereich hat einen erheblichen Einfluss auf die Lastabtragung der vom Fahrbahntragwerk abgegebenen Längskräfte und auf das Erscheinungsbild, siehe Bild 5.4.2-7. Man kann zwischen Bogen und Fahrbahntragwerk einen Zwischenraum belassen oder diese Teile zusammenführen. Im ersten Fall wird oft ein Mindestabstand von ca. 80–100 cm gefordert (Bild 5.4.2-7b). Hier kann es einfacher sein, im Scheitel ein Tragwerksfeld und nicht eine Stütze anzuordnen (Bild 5.4.2-7c). Vorteilhaft bei der Lösung nach Bild 5.4.2-7d sind die sehr günstige Übertragung von Tragwerks-Längskräften (Bremsen!) und der Entfall eines Teils des Tragwerks, nachteilig sind die Unstetigkeiten in der Bogenachse. Bogenquerschnitt: Aus den Ausführungen in Abschn. 5.4.2.4 folgt, dass im Hinblick auf das Stabilitätsverhalten und auf eine günstige Aufnahme der Biegemomente eine Querschnittsform mit großer Kernweite günstiger ist als eine mit kleiner Kern-

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

Bild 5.4.2-8 Verlauf der Konstruktionshöhe

weite, d.h. der Kastenquerschnitt ist dem Vollquerschnitt klar überlegen. Dies steht auch in Analogie zu hohen Pfeilern, die auch mit ein- oder mehrzelligen Kastenquerschnitten und nicht mit Vollquerschnitten ausgeführt werden. Nach den Erfahrungen des erstgenannten Verfassers, die er aus Kalkulationsergebnissen an zahlreichen Bogenbrückenprojekten im Spannweitenbereich von 30 bis 250 m gewonnen hat, ist der Vollquerschnitt nur für kleinere Bogen (etwa bis 40 m, äußerstenfalls ca. 50 m Spannweite) vertretbar. Ein größerer Vollbogen benötigt erheblich größere Mengen an Konstruktionsbeton, bringt entsprechend größere Lasten auf die Lehrgerüste, Abspannungen usw. und verursacht größere Bodenpressungen. Für große Bogen (Spannweite ab ca. 180 m) ergibt sich bei günstiger Formgebung und Querschnittsgestaltung praktisch überhaupt keine statisch erforderliche Längsbewehrung, da der Querschnitt stets voll überdrückt ist. Ein Bogen mit veränderlicher Konstruktionshöhe, Bild 5.4.2-8, passt sich dem Kräfteverlauf besser an als ein Bogen mit konstanter Höhe und sieht daher nach Meinung der Verfasser auch besser aus. Seine Herstellung ist bei manchen Bauverfahren problematisch. Beim eingespann-

319

ten Bogen ergibt sich eine Zunahme der Höhe zu den Kämpfern, beim Zweigelenkbogen lässt man die Höhe zu den Kämpfern abnehmen („Sichelbogen“). In beiden Fällen hat sich das Gesetz h(x) = hS + (hK – hS) · [n bewährt, im ersten Fall hK > hS , mit n = 4, im zweiten Fall hS >hK mit n = 6 oder sogar n = 8. Beim Entwurf einer Bogenbrücke müssen selbstverständlich auch die Vorlandbrücken berücksichtigt werden. Ein Sprung in der Tragwerkshöhe ist, wenn überhaupt, nur bei sehr langen Brücken sinnvoll, vor allem wenn sich die Konstruktion des Fahrbahntragwerks ändert (z. B.: Tragwerk der Vorlandbrücken in Verbundbauweise, Tragwerk im Bogenbereich in Massivbauweise). Stützen: Einzelstützen, Stützengruppen oder Einzelscheiben sollten radial zum Tragwerk angeordnet werden. Bei stärker gekrümmten Fahrbahntragwerken müssen die Stützen auf dem Bogen Platz finden, Bild 5.4.2-9. Die Kämpferstützen oder Kämpferscheiben sollten nach Möglichkeit etwas von der theoretischen Kämpferlinie abgerückt werden (2 bis 3 m, bei großen Bogen entsprechend mehr) und nur in zwingenden Fällen auf dem Bogen angeordnet werden, Bild 5.4.2-10. Bogenkämpfer und Kämpferstützen erhalten ein gemeinsames Fundament. Bei Bogen mit Kastenquerschnitt werden die Stützenlasten über Querscheiben in den Bogen eingeleitet. Mit Rücksicht auf die Herstellung und auf den Kraftfluss sollten diese vertikal angeordnet werden. Die Breite der Querscheiben richtet sich nach der Stützenbreite und der Verschwenkung der Stützenebene gegenüber der Bogenebene, Bild 5.4.2-11.

Bild 5.4.2-9 Anordnung der Stützen bei im Grundriss gekrümmtem Fahrbahntragwerk

320

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.2-10 Anordnung der Kämpferstützen

Soll das Kasteninnere begehbar sein, können bei entsprechend großen Querschnitten die Querscheiben Durchstiegöffnungen erhalten (man benötigt dann nicht in jedem Teilbereich eine eigene Einstiegöffnung). Die Fahrbahntragwerke im Bogenbereich sollten unbedingt als Durchlaufträger aus-

gebildet werden, wodurch keine Fahrbahnübergänge im Tragwerk notwendig werden und Last-Biegemomente infolge von längsgerichteten Kräften (Anfahren, Bremsen, Reibung) in den Stützen vermieden werden. Eine allfällige Anordnung von Fahrbahnübergängen über den Kämpferscheiben ist sorgfältig zu überlegen und nur bei Brücken mit sehr langen Vorlandbrücken sinnvoll. 5.4.2.7 Festlegung der Hauptabmessungen Bogenbreite: Bei im Grundriss stark gekrümmtem Tragwerksverlauf ergibt sich die Mindestbreite aus der konstruktiven Forderung, dass die Stützen auf dem Bogen untergebracht werden können, siehe Bild 5.4.2-9. Bei geraden Tragwerken ist ein sinnvolles Maß zu wählen, wobei die Anforderungen aus der Herstellung sowie eine ausreichende Quersteifigkeit zu beachten sind (Windkräfte, Fliehkräfte, Stabilität quer zur Bogenebene). Als Bezugsgröße für die Konstruktionshöhe des Bogens wird die Querschnittshöhe hS im Scheitel festgelegt, siehe Bild 5.4.2-8. Für einen ersten Ansatz kann angenommen werden: l l Straßenbrücken hS = 4 bis 5 70 60

Bild 5.4.2-11 Bogenquerscheiben und Lagerung der Stützen auf dem Bogen

l l Eisenbahnbrücken hS = 4 bis 4 60 50

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

321

Bild 5.4.2-12 Hilfswerte für die Abschätzung der Bogenstabilität

Für eine genauere Festlegung der Konstruktionshöhe ist das durch die Schlankheit λ ausgedrückte Stabilitätsverhalten in der Bogenebene auch dann bestens geeignet, wenn die statischen Nachweise nach Theorie II. Ordnung geführt werden und λ daher nicht explizit vorkommt. Die Knicksicherheit γk errechnet sich mit λ = β ∙ l/i 5 zu: und i = √I/A π2 ∙ E (σ) ∙ I γk = 09 , H ∙ (β ∙ l)2 wobei E (σ) = U ∙ E0 , H = maximaler Horizontalschub unter Gebrauchslasten, sowie nach Bild 5.4.2-12. Es sollte sein: γk ≥ 3,0 oder, strenger: γk ≥ 3,0 + λ/100. Für Bogen mit veränderlichem Querschnitt sind die Querschnittswerte I bzw. A so zu wählen, dass das Trägheitsmoment I auf mindestens 60% der abgewickelten Bogenlänge überschritten wird. Wanddicken: siehe Bild 5.4.2-13. Wird der Bogen mit Kastenquerschnitt ausgebildet, so werden für die Bodenplatte

und Deckplatte 25–30 cm benötigt (im Kämpferbereich eingespannter Bogen 40– 50 cm), bei sehr großen Stegabständen entsprechend mehr. Die Stegdicken sind entsprechend den aufzunehmenden Schubkräften zu wählen und ergeben sich im Allgemeinen zu 30–40 (50) cm. Stützenabmessungen: siehe Bild 5.4.2-14. Bei durchlaufendem Fahrbahntragwerk entstehen in den Stützen praktisch nur Momente aus Zwang: kφ ∙ Beff ∙ φ kψ ∙ Beff ∙ ψ Mφ = 09 bzw. Mψ = 09 l l mit k = Faktor, Beff = Biegesteifigkeit der Stütze, M = Endknotenverdrehung, \ = Stabsehnenverdrehung, l = Stützenlänge. Um diese Momente klein zu halten, sollten die Stützen daher möglichst schlank ausgebildet werden. Brauchbare Werte liegen im Bereich O = 70 bis 100. Sinnvolle Abstufungen der Stützendicken siehe Bild 5.4.2-14. Bei hohen Stützen sind Hohlquerschnitte günstiger als Vollquerschnitte.

Bild 5.4.2-13 Wanddicken im Kämpferbereich

322

Bild 5.4.2-14 Stützenschlankheiten

5.4.3 Stahlbrücken

Günter Ramberger und Francesco Aigner Bogenbrücken werden eingeteilt in echte Bogenbrücken, bei denen der Bogen das tragende Element und die Fahrbahn nur angehängt oder aufgeständert wird, und Stabbogenbrücken, bei denen der Bogen als Verstärkung des Versteifungsträgers dient (Bild 5.4.3-1). Bogenbrücken haben den Vorteil, dass sie im Endzustand ausnehmend wirtschaftliche Tragwerke darstellen, da die Bogenform nahe der zur Last gehörigen Stützlinie liegt und somit die Abtragung der Lasten zu

5 Haupttragwerke der Überbauten

den Kämpfern bzw. Auflagern überwiegend über Normalkraft erfolgt. Sie haben aber den Nachteil, dass diese Kraftabtragung erst funktioniert, wenn der Bogen geschlossen ist. Bogen brauchen daher im Montagezustand Unterstützungen. Diese können als Stützen oder als schräge Aufhängungen gestaltet werden, benötigen aber immer zusätzliche Konstruktionen für die Montage. Obwohl stählerne Bogenbrücken von der Frühzeit des Stahlbaus an gebaut wurden und bis heute mit Stützweiten bis über 500 m (Fayetteville-Brücke USA mit 518 m Stützweite) gebaut werden, nimmt ihre Bedeutung gegenüber den Schrägkabelbrücken ab. Stabbogenbrücken mit abgehängter Fahrbahn, die auf einem Vormontageplatz zusammengebaut und als Ganzes eingebaut (z. B. eingeschwommen) werden, sind gerade heute sehr wirtschaftliche Tragwerke im Stützweitenbereich von ca. 50 m bis 150 m. Deswegen wird im Folgenden auf Stabbogenbrücken besonders eingegangen. Stabbogenbrücken, nach dem österreichischen Ingenieur Josef Langer auch Langer’sche Balken genannt, der sie 1861 erstmals untersuchte und der 1881 die Ferdinandbrücke über die Mur in Graz nach diesem System errichtete, bestehen aus ei-

Bild 5.4.3-1 Echte Bogenbrücke und Stabbogenbrücke

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

323

Bild 5.4.3-2 Ansicht und Draufsicht einer Stabbogenbrücke, eingleisige Eisenbahnbrücke [DB – Richtzeichnungen]

nem Versteifungsträger, einem Bogen, der mit dem Versteifungsträger meist biegesteif, zumindest aber gelenkig verbunden ist, und den Hängern (Bild 5.4.3-2). Der Bogenstich liegt zwischen L/9 bis L/6 (L ist die Stützweite des Tragwerks). Der Bogen wird mit parabelförmiger Achse ausgeführt. Auf die Stützweite werden 6 bis 14 Hänger angeordnet, meist in einer geraden Anzahl, damit aus ästhetischen Gründen kein Hänger in der Brückenmitte liegt. Der auf Druck beanspruchte Bogen weist einen nach beiden Richtungen biegesteifen Querschnitt in Hut- oder Kastenform auf. Die Hänger werden aus Rund- oder Flachstählen gefertigt. Der Versteifungsträger wird meist als Kammquerschnitt mit zwei Hauptträgern und oben liegender orthotroper Platte gebildet. Bei Eisenbahnbrücken kann die Stahlleichtfahrbahn auch zwischen den Hauptträgern angeordnet werden. Der Anschluss der Hänger an den Bogen erfolgt mittels Querschotten an den Versteifungsträgern in der Ebene der Stegbleche der Hauptträger, in seltenen Fällen auch an den Querträgern (Bilder 5.4.3-3 und 5.4.3–4).

Besonderes konstruktives Augenmerk ist der Einbindung des Bogens in dem Versteifungsträger zu widmen, da der Bogen meist zweistegig, der Versteifungsträger aber meist einstegig ausgebildet wird (Bild 5.4.3-5). Hier ist sicherzustellen, dass die Vertikalkomponente der Bogennormalkraft in das Lager und die Horizontalkomponente in den Versteifungsträger eingeleitet wird. Oftmals wird der Endquerträger der Fahrbahn mit der Bogeneinleitung und dem Anfang der Hauptträger querorientiert ausgeführt. Bogen können freistehend ausgeführt oder durch Rahmen und/oder Verbände verbunden werden (Bilder 5.4.3-6 und 5.4.3-7). Freistehende Bogen brauchen zur Verhinderung der Knickung quer zur Bogenebene wesentlich breitere Querschnitte als Bogen mit Verbänden. Die Endquerriegel werden meist so hoch wie der Bogen ausgeführt. Sie bilden mit den Bogen im unteren Bereich einen schräg liegenden Rahmen zur Abtragung der Windkräfte auf dem Bogen und zur Stabilisierung des Bogens. Üblicherweise stehen die Bogenwände lotrecht, aber auch nach innen geneigte Bo-

324

5 Haupttragwerke der Überbauten Querschnitt Portal

6500

2200 Gleisachse Tragwerkachse

50±0

700

2200

750

h

750

2%

2%

Endquerträger Schnitt A−A ≥2200

Gleisachse Tragwerkachse

≥750

50±0

700 2%

B

B

Pressenansatzpunkt

0

r≥

A

Schnitt B−B

15

A

Bild 5.4.3-3 Querschnitt und Endquerträger einer Stabbogenbrücke, eingleisige Eisenbahnbrücke, Flachstahlhänger [DB – Richtzeichnungen]

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

325

Hängeranschluss geschraubt A

B

B

Schnitt A−A

A

Schnitt B−B

Schnitt C−C C

C

Alternative: Hängeranschluss geschweißt A

3,5

3,5

14

14

A ∅55

14

200 300

Schnitt B−B 14 „X”

C

Schnitt C−C

2,5%

„X” Außen

C

Kontrollmaß

Schnitt A−A

200

300

B

B

2 4

8

50°

50°

V

T

Bild 5.4.3-4 Anschluss der Hänger [DB – Richtzeichnungen] und [Flentge, 1985]

326

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.3-5 Fußpunktausbildung für Eisenbahnbrücken, günstig für Ermüdungsfestigkeit unter Berücksichtigung der Schweißnahtprüfung [DB – Richtzeichnungen]

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

327

M. 1 : 2 „I”

Keramikplättchen

„V”

30

„II”

55

M. 1 : 2

55

30

M1:2

„III”

„IV”

Bild 5.4.3-5 (Fortsetzung)

328

5 Haupttragwerke der Überbauten A

Schnitt unter Bogendeckblech

B

B r≥

15

0

A

E

C

C

D

Ansicht E D

Schnitt D−D

Schnitt B−B coupierte Profile Schnitt A−A Ansicht E I

„I” M. = 1 : 2

Schnitt D–D

Schnitt C–C

Schnitt C–C Variante: HE-Profile

Bild 5.4.3-6 Diagonalverband und Portalriegel [DB – Richtzeichnungen]

329

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken Draufsicht

Schnitt A–A B

r≥

0

D

B r≥

15

15

0

D

A A

Schnitt D–D

Übersicht

Schnitt B–B

Elemente

Bild 5.4.3-7 Vierendeelverband und Portalriegel [DB – Richtzeichnungen]

genwände wurden ausgeführt, so dass die Bogen in Brückenmitte zusammentreffen (Bild 5.4.3-8). Auch Mittelträgerbogenbrücken mit torsionssteifen Versteifungsträgern wurden gebaut (Bild 5.4.3-9). Ein sehr interessantes Beispiel einer Fachwerkbalkenbrücke mit Stabbogenverstärkung im großen Feld stellt die Eisenbahnbrücke über den Rhein in DüsseldorfHamm dar. Die Brücke mit den Stützweiten 250,00m – 135,50m (Bild 5.4.3-10) überführt vier Eisenbahngleise im Schotterbett, wobei zwei Gleise zwischen den nach innen geneigten Fachwerkwänden und ein Gleis auf jeder Seite außerhalb der Fachwerkwand liegt. Die Brücke wurde parallel zu einer bestehenden zweigleisigen Brücke gebaut, die vor den Kriegseinwirkungen des zweiten Weltkriegs aus zwei parallelen Brücken mit Parabelfachwerken bestand und somit vier Gleise überführte.

Aus den Resten der zerstörten Tragwerke wurde 1947 eine Brücke wiederhergestellt. Die neue Brücke wurde unter Verwendung der noch bestehenden alten Pfeiler gebaut, die nach der Montage der neuen Brücke abgetragen wurden. Ebenso wurde nach Inbetriebnahme der neuen Brücke die alte Brücke samt den Unterbauten abgebaut. Die Bogenebenen der neuen Brücke sind parallel zu den Fachwerkebenen angeordnet. Die Bogen lagern auf Widerlager und Mittelpfeiler und sind über Querträger mit dem Versteifungsträger verbunden, so dass die Horizontalkräfte nicht in die Unterbauten eingeleitet, sondern über den Versteifungsträger kurzgeschlossen werden. Die Hänger liegen in der Ansicht in lotrechten Ebenen, im Querschnitt jedoch unterschiedlich schräg zwischen Bogen- und Fachwerkobergurt (Bild 5.4.3-11).

330

5 Haupttragwerke der Überbauten

2% RADWEG GEHWEG

25% GAS

ENTWÄSSERUNG

Bild 5.4.3-8 Entwurf einer Brücke über die Donau mit nach innen geneigten Bogenwänden, Bogenquerschnitt in Dreiecksform

15000

1640

1570

12500

±0

3000

750

12500

6 + 16 cm

–3700

Bild 5.4.3-9 Mittelträger-Stabbogenbrücke über die Salzach [Beer et al, 1970]

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

331

Bild 5.4.3-10 Ansicht der Hammer Eisenbahnbrücke, [Volke, 2001]

Bild 5.4.3-11 Querschnitt der Hammer Eisenbahnbrücke, [Volke, 2001]

Als Montageverfahren wurde der ortsfeste Zusammenbau und der abschnittsweise Längsverschub des Tragwerks unter Mitverwendung eines alten, nach der Zerstörung unbenutzten Pfeilers gewählt. Zum Einbau der Bogen wurde im unteren Be-

reich je ein Hilfsgelenk angebracht und die restlichen Bogenteile auf der Fahrbahn abgelegt. Danach wurden die Bogenteile angehoben, die Stöße im Scheitel und an den Hilfsgelenken geschlossen und die Hänger montiert (Bild 5.4.3-12).

332

5 Haupttragwerke der Überbauten Verschubrichtung

Portalkrane Düsseldorf

Neuss Ohne Fahrbahn

135,00 m

140,00 m Strompfeiler neu

Verschublager u. Absenkvorrichtung

110,00 m Strompfeiler Süd alt

Widerlager Düsseldorf neu

Verschublager und Absenkvorrichtung

Montage der Bogenschüsse und Riegel Montagehilfsgelenk

Hilfspfeiler Hubstütze Anheben der beiden Bogenhälften

Schließen der Bogenstöße an den Hilfsgelenken und im Scheitel

Montagefolge der Hänger

8

7 6

3 1 2 5 5 1 2 4 2 3 6

Bild 5.4.3-12 Montagevorgang oben: Längseinschubverfahren für den Fachwerkträger unten: Bogenmontage und Hängereinbau

7

8

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

333

5.4.4 Verbund- und Mischkonstruktionen

Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 5.4.4.1 Stabbogenbrücken (a) Grundsätzliches Die Idee von Bogensystemen besteht darin, den größten Teil der äußeren Belastung über Normalkräfte und nicht über Biegemomente abzutragen. Dadurch können mit schlanken minimalen Querschnitten vergleichsweise hohe Tragfähigkeiten erzielt werden. Optimiert wird dieses System, wenn wie beim Stabbogensystem üblich, die Bogendruckkraft durch ein Zugband in der Fahrbahnachse ins Gleichgewicht gesetzt wird, so dass nur Vertikallasten und keine horizontale Querlasten in den Untergrund abgetragen werden. Typisch ist außerdem für dieses System, dass der Stabbogen im Vergleich zu den Versteifungsträgern in der Fahrbahnachse eine geringe eigene Biegesteifigkeit hat, so dass das Gesamtmoment sich überwiegend in ein Kräftepaar Bogendruckkraft/Versteifungsträgerzugkraft und in Einzelbiegemomente der Versteifungsträger aufteilt. Diese Stabbogensysteme als Stahlkonstruktion mit orthotroper Stahlfahrbahn oder mit Stahlbetonverbundplatte haben sich in den letzten Jahren besonders für Straßenbrücken sehr stark durchgesetzt, weil sie eine Reihe von heute besonders wichtigen Vorteilen bieten: x Die niedrige Bauhöhe unter der Fahrbahn ermöglicht die Überbrückung vergleichsweise großer Spannweiten – üblich sind 60 bis 100 m – bei Freihaltung einer größtmöglichen lichten Durchfahrtshöhe, wie es zum Beispiel für die Überführung von Wasserstraßen oder Autobahnen notwendig ist. x Indem die eigentliche Bogenkonstruktion über der Fahrbahn liegt, sind ver-

Bild 5.4.4-1 Schnittgrößenaufteilung im Stabbogen

gleichsweise nur flache Anrampungen zur Anfahrt auf die Brücke erforderlich, wie es bei flachem Gelände zum Beispiel in Nord- und Mitteldeutschland günstig ist. x Die weithin sichtbare Bogenkonstruktion ermöglicht optische Akzentgebung, ohne dass damit wirtschaftlich ein Zusatzaufwand verknüpft ist. Die Wirtschaftlichkeit liegt vor allem in der Kraftabtragung durch Normalkräfte statt durch Biegemomente. Allerdings gilt das nur für symmetrische Lastanteile wie zum Beispiel aus Eigenlast. Unsymmetrische Lasten, wie sie infolge Verkehr zwangsläufig auftreten, führen zu recht bedeutenden Einzelbiegemomenten in den Versteifungsträgern, die, wie auch die Darstellung in Bild 5.4.4-2 zeigt, bei Belastung durch Verkehrslasten in den Viertelspunkten maximal sind. Entsprechend treten auch die maximalen Durchbiegungen in den Viertelspunkten auf. Da bei Eisenbahnbrücken Durchbiegungen stark begrenzt sind, so verlangt der DIN FB 101 [DIN-FB 101, 2003] je nach

Bild 5.4.4-2 Momenteneinflusslinie im Versteifungsträger

334

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-3 Elbebrücke Dömitz, Draufsicht

Entwurfsgeschwindigkeit und Stützweite eine Beschränkung der Durchbiegung auf L/600 bis L/2650, hat sich für diese Nutzung das System der „weichen“ Stabbogenbrücken gegenüber den steiferen Fachwerkbrücken bisher nicht durchgesetzt. Für Straßenbrücken dagegen ist es gerade in den letzen Jahren zu einem der am häufigsten gebauten Verbundbrückensysteme geworden, vgl. auch Dokumentation des Bundesverkehrsministeriums [BMV, 1997]. Hier sind u.a. auch typische Maße und Dimensionen zu entnehmen, wie das Schlankheitsverhältnis der Versteifungsträger von etwa 40 und ein mittleres Baustahlgewicht von ca. 300 kg/m2. Einen Überblick über eine Reihe von Stabbogenverbundbrücken der letzten zehn Jahre gibt Tabelle 5.4.4-1. Man erkennt aus den Daten einige typische Geometrieverhältnisse wie das Verhältnis von Bogenstich zu Stützweite von etwa 1/7 bis 1/6. Gemeinsam ist diesen Systemen die Ausbildung des Stabdruckbogens aus Stahl und die Anordnung einer Stahlbetonverbundplatte im Zugbandbereich, so dass die Betonplatte nahezu zentrischem Zug unterliegt. In gewissem Sinne steht dieses Konstruktionsprinzip den Grundregeln des Verbundbaus entgegen, die Druckbauteile aus Beton und die Zugbauteile aus Stahl zu fertigen. Für die Ausbildung der Fahrbahnplatte als Betonbauglied spricht neben Kostenvorteilen u. a. ein funktionelles Argument: Beim Übergang von der freien Strecke auf das Brückenbauwerk kommt es bei einer Betonfahrbahn zu einer weniger schnellen Abkühlung und damit zu einer geringeren Vereisungsgefahr als bei einer Stahlfahrbahn.

(b) Besonderheiten moderner Stabbogenverbundbrücken Bewehrte Betonfahrbahnplatte Bei dem Querschnitt einer typischen Stabbogenverbundbrücke wird die Betonfahrbahn von den beiden Stahlhauptträgern abgesetzt. Sie stützt sich nur auf die Stahlquerträger ab, mit denen sie Verbundquerträger bildet. Diese Trennung zwischen außenliegenden Stahlhauptträgern und Betonfahrbahn diente ursprünglich dazu, die Mitwirkung der Betonplatte im Bogenzugband zu minimieren. Die trotzdem entstehenden Zugspannungen in der Verbundplatte wurden früher durch hohe Spanngliedlängsvorspannung überdrückt. Inzwischen hat sich auch für diese Verbundbogenbrücken eine veränderte Bemessungsphilosophie durchgesetzt [Kuhlmann, 1996], [Kuhlmann, 1997]: Das Reißen der Betonplatte wird zugelassen. Man verzichtet auf eine Spanngliedvorspannung. Für die Teilmitwirkung des Betons wird eine verstärkte schlaffe Bewehrung von 80 bis 90 kg/m2 eingelegt, die auch der Rissbreitenbegrenzung dient. Die Elbebrücke Dömitz [Lüesse, 1992], [Lüesse et al., 1993] war die erste Bogenbrücke mit bewehrter, nicht vorgespannter Fahrbahnplatte in Deutschland. Mit einer Spannweite von 178 m bei einer Scheitelhöhe von 27 m und der optisch ansprechenden Querschnittsform der geneigten Hängerebenen hat sie für eine Reihe solcher Brücken geradezu eine Vorbildfunktion übernommen. Die mit 88 gon geneigten Bogen werden durch einen Rautenverband stabilisiert.

1996

1985

1997

Überführung B 281 Saalfeld

Dortmund-Ems-Kanal bei Rheine

Weserbrücke Holzminden

Stichhöhe h = 15 m; Hängerabstand 7,6 m; Querträgerabstand 7,6 m/2

Stichhöhe h = 16 m; Hängerabstand 8,7 m; Querträgerabstand 8,7 m/3

Stichhöhe h = 6 m; Hängerabstand 5,4 m; Querträgerabstand 3,5 m

Stichhöhe h = 17,1 m; Hängerabstand 6,9 m; Querträgerabstand 6,9 m/2

Stichhöhe h = 13,7 m; Hängerabstand 8,0 m; Querträgerabstand 8,0 m/2

1995

1997

Rüntherbrücke

Stichhöhe h = 17,0 m; Hängerabstand 8,6 m; Querträgerabstand 8,6 m/3

Elbe-Abstiegskanal Rothensee

1996

Saalebrücke Calbe

Stichhöhe h = 12,0 m; Hängerabstand 15,0 m; Querträgerabstand 15,0 m

Stichhöhe h = 11,3 m; Hängerabstand 7,0 m; Querträgerabstand 7,0 m/2

1996

Amperbrücke Inning; 2 Überbauten

Stichhöhe h = 23,0 m; Hängerabstand 9,3 m; Querträgerabstand 9,3 m

Ersatz Hiddingseler Brücke Amtsentwurf

1994

Landquartbrücke Au

Stichhöhe h = 5,8 m; Hängerabstand 3,6 m; Querträgerabstand 3,6 m/2

Stichhöhe h 0 12,2 m; Hängerabstand 7,2 m; keine Querträger

1993

Biersbrücke Liersberg

Stichhöhe = 27,0 m; Hängerabstand 11,3 m; Querträgerabstand 11,3 m/3

Neue Werrabrücke Münden

1992

Elbebrücke Dömitz

Fertig- Längssystem stellung

Tabelle 5.4.4-1 Stabbogenverbundbrücken

89,0

104,77

39

92

5,9

6,5

6,5

5,4

6,7

5,5

67

76

6,6

5,9

5,8

91

100

70

5,8

7,1

41

134

6,6

178

Spann- L/h weite L [m]

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

3 unter der Fahrbahn liegende Versteifungsträger

4 unter der Fahrbahn liegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

2 außenliegende Versteifungsträger

Querschnitt

17,3

32,5

17,6

23,9

14,3

20,5

10,5

längsgespannt; längs und quer schlaff; B35

längsgespannt; längs vorgespannt; nur am Rand quer vorgespannt

längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff; B35

längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff; B35

längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff

quergespannt; längs schlaff; quer vorgespannt

längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff

30,0 längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff; bis an den Steg des VT geführt; B35

13,4 bis 20,1

20,0-38,0-20,0

quergespannt; längs schlaff; quer schlaff; B 35

15,4

32,0

27,0 am Rand 32,0

32,0

32,0

| 33,0

38,0-48,0-38,0

30,5 bis 36,9

30,0 am Rand 120,0

quergespannt; nur am Rand längs vorgespannt (Verkehr); quer schlaff

11,9

30,0 am Rand 50,0

32,0

Dicke der Fahrbahn [cm]

längsgespannt; nur am Rand längs vorgespannt (Verkehr); quer schlaff; bis an den Steg des VT geführt

längsgespannt; längs schlaff; quer schlaff

Betonfahrbahn

10,0

15,4

Breite (mit Kappe) [m]

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken 335

336

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-5 Empfohlene Ausführung des Hängeranschlusses, a) Geometrie, b) Abmessungen nach [Günther et al., 2000]

Phänomen selber kaum zuverlässig berechenbar ist, beziehen sich die inzwischen entwickelten Empfehlungen vor allem auf eine ermüdungsgerechte Ausbildung des Hängeranschlusses, der ja üblicherweise nicht wirklich gelenkig ist, sondern am Versteifungsträger in der Bogenebene und am Bogen senkrecht zur Bogenebene „eingespannt“ konstruiert wird. Bild 5.4.4-5 zeigt die geometrischen Empfehlungen nach [Günther et al., 2000], die gleichzeitig auch noch einen Ermüdungsnachweis für Verkehrslasten fordern. Bild 5.4.4-4 Elbebrücke Dömitz, Querschnitt

Hängerschwingungen Die Elbebrücke Dömitz ist in der Fachwelt noch aus einem anderen Grund bekannt geworden: An den Anschlussstellen der Hänger aus 120 bzw. 130 mm dickem Rundstahl an die Versteifungsträger wurden zum ersten Mal Ermüdungsanrisse infolge Regen-Wind induzierten Schwingungen beobachtet [Lüesse et al., 1996], [Günther et al., 2000]. Starke Schwingungen der Hänger bis zu 300 mm wurden durch die Veränderung des Hängerquerschnitts infolge der Lage des Regenrinnsals entlang des Hängers ausgelöst und führten an den ermüdungskritischen Schweißnahtanschlussdetails zu Rissen. Es folgten umfangreiche Untersuchungen einschließlich der Entwicklung eines speziellen Dämpfers. Da das

Anschluss Betonfahrbahn/Versteifungsträger Da nach dem neuen Bemessungskonzept die Mitwirkung des gerissenen Betonquerschnitts statisch berücksichtigt werden kann, gibt es eigentlich keinen Grund, Stahlversteifungsträger und Betonplatte voneinander zu trennen. Verschiedene Stabbogenentwürfe, aber auch -ausführungen führen daher die Betonplatte bis an die außenliegenden Stahlversteifungsträger heran [Kuhlmann, 1996]. Wenn man an die schwierige Unterhaltung des Korrosionsschutzes und die Verschmutzungsmöglichkeit denkt, ist der Spalt zwischen Stahlversteifungsträger und Kappenkonstruktion im Hinblick auf die Dauerhaftigkeit der Konstruktion ohnehin etwas problematisch. Durch eine unmittelbare schubfeste Verbindung von Betonfahrbahn und Stahlhauptträger wird der Spalt vermieden, siehe

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

337

Bild 5.4.4-6 Brücke über den Elbe-Abstiegskanal bei Rothensee, Querschnitt

auch den Querschnitt der Brücke über den Elbe-Abstiegskanal bei Rothensee nach [BMV, 1997]. Hierbei erfolgt die eigentliche Schubkrafteinleitung über eine horizontale Leiste mit Kopfbolzendübeln, die sich zum Bogenfußpunkt hin zu einem Dübelblech

aufweitet, siehe Bild 5.4.4-7. Konstruktiv werden Betonfahrbahn und Stahlträger aber auch mit horizontalen Dübeln an dem inneren Steg verbunden, der zusammen mit dem Steg des Vertsteifungsträgers einen luftdicht geschlossenen Kasten bildet.

Bild 5.4.4-7 Verdübelungsdetail Fußpunkt (Quelle Bundesverkehrsministerium, StB 25)

338

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-8 Amperbrücke

Bei horizontalen Dübeln in dünnen Platten müssen sich die eingeleiteten Kräfte über die Plattendicke aufteilen. Dabei entsteht eine Spaltzugbeanspruchung, der in der dünnen Platte nur geringer Widerstand entgegengesetzt wird. Horizontale Spaltzugrisse sind die Folge. Hier spielt also für das Versagen der Dübelverbindung die Rissbildung im Beton eine wichtige Rolle. Untersuchungen von horizontalen Dübelverbindungen unter Längsschub haben zu ersten Bemessungs- und Konstruktionsregeln geführt, so dass in Zukunft diese Verbindung auch planmäßig eingesetzt werden kann, siehe [Breuninger/Kuhlmann, 2001]. Quergespannte Fahrbahn Eine Weiterentwicklung zur direkten Verbindung zwischen Versteifungsträger und Verbundplatte stellt die Amperbrücke Inning für die Autobahn A96 südlich von München [Hagedorn et al., 1997] dar. Die Idee dieses neuen Systems besteht darin, die Stahlhauptträger nicht mehr neben der Betonplatte anzuordnen sondern unter ihr. Die Stahlhauptträger wirken damit zusammen mit der Betonplatte als Verbundträger in Brückenlängsrichtung. Die Fahrbahnplatte spannt sich nicht mehr wie bei den

gewöhnlichen Verbundbogenbrücken zwischen die Querträger sondern zwischen diese Längsträger. Dieses System mit quergespannter Verbundplatte entspricht quasi dem sehr wirtschaftlichen System der typischen Verbunddeckbrücken, das hier nur wegen der größeren Spannweite von über 70 m durch zwei Bogen überspannt wird, siehe Bild 5.4.4-8. Bogen und Fahrbahn sind über vier sehr kräftige Querträger und Hänger miteinander verbunden. Wirtschaftlich wird das System vor allem durch die Reduzierung der Anzahl der einzelnen Bauglieder und Anschlüsse. Statt 16 bis 20 Querträger im Abstand von 3,5 bis 4 m, gibt es bei dem System der Amperbrücke mit quergespannter Verbundplatte nur noch diese 4 starken Querträger. Gerade die Kreuzungspunkte zwischen Hauptträger und Querträger und die Hängeranschlusspunkte verursachen einen nicht unerheblichen Schweißaufwand, so dass ihre Anzahl maßgeblich in die Kostenkalkulation eingeht. Durch die starke Reduktion der Hängerzahl tritt allerdings für die Bogenbemessung ein Lastfall in den Vordergrund, der sonst eher eine untergeordnete Rolle spielt: der Lastfall „Ausfall eines Hängers“. Bei

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

339

Bild 5.4.4-9 Amperbrücke Horizontalverband

Ausfall eines Hängers wirkt die Hängerkraft als Einzellast auf den Bogen und bewirkt einen nicht unerheblichen Biegemomentenanteil, der trotz der Behandlung als „Katastrophenlastfall“ mit reduzierten Sicherheiten im Fall der Amperbrücke bemessungsrelevant wurde. Am Brückenende wird der Kraftschluss zwischen den Bogenfußpunkten und der Fahrbahn durch ein kräftiges Verbandsystem hergestellt, siehe Bild 5.4.4-9. Die Verbandstäbe sind wie die drei Hauptträger über Kopfbolzendübel mit der Fahrbahn schubsteif verbunden. Die Verbundplatte ist nicht vorgespannt, sondern nur mit Betonstahl bewehrt. Bogenstabilität Typisch für eine Vielzahl von Stabbogenverbundbrücken wird auch bei der Amperbrücke auf einen oberen Stabilisierungsverband zwischen den Bogen verzichtet. Dadurch werden nicht nur, wirtschaftlich günstig, zusätzliche Bauglieder eingespart, sondern es entfällt auch die schwierige Unterhaltung des Verbands oberhalb der Fahrbahn. Die Folge ist, dass der Bogen aus seiner Ebene nur durch die Einspannung am Bogenfußpunkt stabilisiert wird. Typischerweise erhalten diese Bogenformen

also einen rechteckigen Hohlquerschnitt, der wie bei der Amperbrücke mit 1,2 m Breite und 90 cm Höhe senkrecht zur Bogenebene über die höhere Biegesteifigkeit verfügt. Besonders sorgfältig muss deshalb die Bogenfußeinspannung konstruiert werden. Senkrecht zur Bogenebene erfolgt sie durch den Endquerträger, der u. a. auch zur Verformungsbegrenzung des Fahrbahnübergangs nicht nur bei der Amperbrücke ein drittes Lager in der Mitte erhält. In der Bogenebene wird die Bogeneinspannung üblicherweise bei außenliegenden Versteifungsträgern durch die Versteifungsträger realisiert. Im System der Amperbrücke müssen die kräftigen diagonalen Verbandsstäbe, die zu den Bogenfußpunkten führen, zum Teil diese Aufgabe übernehmen. Die Torsionssteifigkeit des Endquerträgers insbesondere bei Ausbildung des Endquerträgers mit Kastenquerschnitt, wie man sie bei anderen Brücken findet, wirkt ebenfalls in diesem Sinne mit. Während im Endzustand die horizontale Einspannung durch die bis an den Bogen herangeführte Fahrbahnplatte gewährleistet ist, stellt im Bauzustand ohne Fahrbahnplatte die Abtragung der am Bogenfußpunkt immer auch sich einstellenden horizontalen Biegemomente um die

340

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-10 Bogenbrücke über den Britzer Verbindungskanal [Foto und Computersimulation www.short-cuts.de]

vertikale Lagerachse besonders für die entscheidenden Betonierlastfälle eine Schwierigkeit dar. Hier kann bei Systemen wie der Amperbrücke nur das horizontale Vierendeelsystem aus biegesteifen Stahllängs- und querträgern unter Berücksichtigung auch der horizontalen Biegesteifigkeit der Verbandsstäbe wirken. Trotz dieser konstruktiv und statisch nicht ganz einfachen Ausbildung der Bogeneinspannung wird man eine horizontale Verstrebung zwischen den Bogen als Rahmen- oder Verbandssystem nur anordnen, wenn zu den horizontalen Lasten aus Wind und Bogenstabilität noch weitere Abtriebskräfte abzutragen sind: zum Beispiel aus der Neigung der Bogenebenen wie bei der Elbebrücke Dömitz oder wegen eines Bogenknicks, wie es bei der Aufweitung der Fahrbahn bei der Bogenbrücke bei Calbe über die Saale [Fiedler/Ziemann, 1997] erforderlich war. (c) Sonderformen Bogenanzahl Ähnlich wie bei den Deckbrücken der zweistegige Plattenbalken stellt auch bei den

Stabbogensystemen die Lösung mit zwei Bogen jeweils links und rechts der Fahrbahn eine Art optimale Standardlösung dar. Beide Bogen werden etwa gleichmäßig ausgenutzt, einseitige Beanspruchungen im Querschnitt verteilen sich nach dem Hebelgesetz auf beide Bogen. Trotzdem gibt es in Einzelfällen davon abweichende Systeme. So wurde bei der Bogenbrücke über den Britzer Verbindungskanal eine Drei – Bogenlösung ausgeführt, vgl. Bild 5.4.4-10, [Svensson et al., 2000]. Eine Zwei – Bogen Lösung hätte bei der großen erforderlichen Fahrbahnbreite von 2 × 15,25 m zu einer großen Querträgerbauhöhe geführt, die bei dem einzuhaltenden Lichtraumprofil über dem Kanal nicht möglich war. Zwei getrennte Überbauten mit insgesamt vier Bogen wurden wegen des zusätzlich dafür erforderlichen Flächenbedarfs nicht gewählt. Die Ausführung des über 112 m führenden Stabbogensystems entspricht darüber hinaus den üblichen Systemen mit außen liegenden Versteifungsträgern und einer an die Versteifungsträger herangeführten bewehrten nicht vorgespannten Stahlbetonplatte, die in Längsrichtung zwischen den Querträgern spannt. Obere Streben wur-

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

341

Bild 5.4.4-11 Bogenbrücke über den Britzer Verbindungskanal, Querschnitt

den zwischen den Bogen angeordnet, um u. a. die Abtriebskräfte aus den um 10q geneigten äußeren Bogenebenen aufzunehmen. Der Mittelbogen erhält etwa die dreifache Belastung der Außenbogen, ein deutliches Zeichen dafür, dass wie bei allen Mehrträgersystemen gegenüber der Ausführung mit nur zwei Tragebenen durch die Durchlaufwirkung in der Quertragrichtung eine Überdimensionierung erfolgt.

Im Unterschied dazu handelt es sich bei der Donaubrücke Fischerdorf um einen einzigen Mittelträger – Stabbogen, siehe [Nather, 1994]. Nach dem Sonderentwurf der Fa. Thyssen Engineering GmbH, Werk Klönne wurde das Stabbogensystem aus Stahl mit zwei Versteifungsträgerkästen aus Verbund mit schlaff bewehrter Stahlbetonfahrbahnplatte ausgeführt. Die Kästen der Versteifungsträger, siehe Bild 5.4.4-12,

Bild 5.4.4-12 Donaubrücke Fischerdorf, Querschnitt

342

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-13 Mainbrücke an der NATO-Rampe, Ansicht

und der mehr als 3,4 m breiten Endquerträger bilden einen waagerecht liegenden geschlossenen Rahmen. Versteifungsträger und Bogenträger sind über je acht Koppelquerträger und Hänger verbunden. Die Ausbildung mit zwei getrennten Kästen als Versteifungsträger gewährleistet auch eine ausreichende Steifigkeit bei einseitiger Belastung, wie es insbesondere erforderlich ist für die im Hinblick auf eine spätere Sanierung berücksichtigten Lastfälle x Entfernung des Belags und der Abdichtung auf der einen Richtungsfahrbahn bei voller Verkehrslast auf der anderen Seite x Teilausbau einer der beiden Fahrbahnplatten auf 20 m Die Planung der Donaubrücke Fischerdorf ist auch ein Beispiel dafür, welchen hohen Stellenwert die Dauerhaftigkeit der Konstruktion bei den Bauherren heute hat. So wurden nicht nur eventuelle Sanierungsmaßnahmen der Betonfahrbahn sorgfältig im voraus geplant, sondern vom Aufsteller wurde – für eine Straßenbrücke in Deutschland seinerzeit sehr ungewöhnlich – ein Betriebsfestigkeitsnachweis gefordert. In Zukunft werden nach den Regeln des europäischen Normenwerkes Ermüdungsnachweise grundsätzlich auch für Straßenbrücken zu führen sein, es sei denn, man kann durch konstruktive Maßnahmen wie bei orthotropen Stahlfahrbahnen eine ermüdungsgerechte konstruktive Ausbildung nachweisen.

Ausfachung Üblicherweise werden Stabbogenbrücken mit senkrechten Hängern ausgestattet. Deren Aufgabe ist es, die Lasten aus der Fahrbahn in den Bogen „hochzuhängen“, bzw. als „Schubhaut“ zwischen Bogendruckkraft und Versteifungsträgerzugkraft zu wirken. Sie beteiligen sich also auch nur an der Abtragung der symmetrischen Lastanteile, während die antimetrischen Lasten z. B. aus Verkehr allein durch die Versteifungsträgerbiegung aufgenommen werden, vgl. Bild 5.4.4-1 und -2. Im Unterschied dazu wurde die Mainbrücke an der NATO-Rampe zwischen Sulzbach und Niedernberg [Schömig, 2000] mit einer Stützweite von ca. 150 m mit einem Diagonalfachwerk anstelle der Hänger geplant, um so den Bogen und seine Ausfachung auch an der Abtragung unsymmetrischer Lasten zu beteiligen. Durch das Gewicht der Betonfahrbahn werden die sehr schlanken Diagonalen quasi auf Zug vorgespannt, so dass die Druckkräfte aus der Fachwerkwirkung in erster Linie nur die Zugkräfte aus ständigen Lasten in den Diagonalen abbauen. Durch die Diagonalausfachung können die Versteifungsträger mit einer niedrigeren Bauhöhe ausgebildet werden. Trotz der beschriebenen Vorteile gibt es nur wenige Stabbogenbrücken, bei denen eine solche Ausfachung gewählt wurde. Hier spielt zum einen sicher die nicht ganz einfach zu erreichende optimale ästhetische Fachwerkaufteilung eine Rolle. Zum anderen ist die Vorspannung in den Diagonalen erst im Endzustand in voller Höhe vorhanden, so dass unter Umständen für Zwi-

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

schenzustände und wenig belastete Diagonalen doch eine aufwändige Vorspannung erfolgen muss. Die Abwägung zwischen wirtschaftlichen und technischen Möglichkeiten und den Ansprüchen an die ästhetische Gestaltung spielt zunehmend bei der Planung von Brücken eine entscheidende Rolle. Wie die neuen Stabbogenentwürfe über den Mittellandkanal [Beuke, 1998] zeigen, werden zum Teil auch aus rein architektonischen Gründen sehr ungewöhnliche Bogenformen und -ausfachungen gewählt.

5.4.4.2 Bogenbrücken Echte Bogenbrücke Wie bereits für die Stabbogenbrücke geschildert, tragen Bogentragwerke ihre Lasten bevorzugt über Normalkräfte ab, d. h. der Bogen wird auf Druck beansprucht. Im Gegensatz zur Stabbogenbrücke werden jedoch bei der echten Bogenbrücke die Horizontallasten aus der Bogenwirkung am Widerlager in den Baugrund abgegeben. Es treten also keine Zugkräfte im Fahrbahnträger auf. Diese Art der Lastabtragung setzt jedoch eine entsprechend steife Gründung voraus, die die Horizontalverschiebungen am Bogenfußpunkt verhindert. Im folgenden Beispiel sind diese Voraussetzungen gegeben. Die Talbrücke über die Wilde Gera im Thüringer Wald ist eine Bogenbrücke mit obenliegender Fahrbahn, die über einen tiefen Talgrund führt (Längsschnitt Bild 5.4.4-14), siehe [Denzer et al., 2000], [Wölfel, R. 1999]. Der nahe unter der Geländeoberkante anstehende tragfähige Fels ermöglicht eine Flachgründung der Bogenfußpunkte. Der ursprüngliche Verwaltungsentwurf sah eine Balkenbrücke mit bis zu 110 m hohen Pfeilern vor und Stützweiten zwischen 60 und 114 m. Durch den Sonderentwurf mit einem weitspannenden Bogen konnte eine erforderliche

343

Deponieverlagerung am Fuße eines der Pfeiler vermieden werden. Ebenso war es möglich, den Überbau, der über Pfeiler und Bogenstützen nur noch maximal über 42 m spannt, wesentlich schlanker zu gestalten. Der Bogen besteht aus einem zweizelligen Stahlbetonkasten, der von beiden Talseiten aus im Freivorbau gefertigt wurde. Der Verbundüberbau ist ein Stahlkasten mit aufliegender Betonfahrbahn, die durch zusätzliche äußere Diagonalen gestützt wird, siehe Bild 4.2.3-8, Abschnitt 4.2.3.3. Die Diagonalen sind über ein mit der Fahrbahnplatte im Verbund liegendes Zugband kurzgeschlossen. Dieser querverlaufende Verbundträger wirkt nicht nur im Querrahmensystem des Kastens mit, sondern stellt gleichzeitig eine örtliche Stützung für die Platte dar. Die kombinierte Wirkung aus Querzug, Biegung und örtlicher Lastabtragung erfordert bei diesem ungewöhnlichen Verbundträger, den man auch als bewehrten Betonbalken mit außen liegender Stahlbewehrung ansehen könnte, einige besondere Überlegungen hinsichtlich Bemessung und Konstruktion [Denzer et al., 2000]. Eine grundsätzliche Besonderheit der Brücke ist der einteilige Überbau der Brücke. Beim einteiligen Überbau muss die Möglichkeit der Erneuerung einer Richtungsfahrbahn bei gleichzeitiger Aufrechterhaltung des Verkehrs auf der anderen Richtungsfahrbahn gegeben sein. Dies führt zu erheblichen Zusatzbelastungen im Überbau, die bei der Bemessung und der konstruktiven Durchbildung berücksichtigt werden müssen. Problematisch ist, dass der torsionssteife Kastenquerschnitt über einen gewissen Bereich geöffnet wird und Torsionsmomente nur noch über Wölbkraftbeanspruchung abgetragen werden können. Auch verschieben sich Schubmittelpunkt und Querschnittshauptachsen in diesem Bereich. Die Untersuchungen für

344

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-14 Talbrücke Wilde Gera, Längsschnitt

die Talbrücke Wilde Gera haben gezeigt, dass der Zustand „Austausch der Fahrbahn einer Brückenhälfte über eine Länge von 12 bis 15 m“ zum bemessungsrelevanten Lastfall für den Querrahmen wird. Zudem müssen beim Austausch der Fahrbahn in den Endfeldern zusätzliche Maßnahmen zur Abhebesicherung am Widerlager berücksichtigt werden. Im Hinblick auf den Trennschnitt in Plattenmitte beim Austausch einer Fahrbahnhälfte ist es erforderlich, dass in Brückenmitte ein zusätzlicher Längsträger zur Unterstützung der Fahrbahnplatte angeordnet wird, der im Fall der Talbrücke Wilde Gera als Stahlbetonbalken ausgeführt wurde.

Ein vergleichbares Haupttragwerk wie die Brücke „Wilde Gera“, jedoch mit anderem Materialeinsatz, hat die Brücke Pùnt la Resgia bei Innerferrera in der Schweiz [Gerold, 2001]. Die Spannweite zwischen den Kämpfern beträgt 45,7 m. Auch hier handelt es sich um eine echte Bogenbrücke mit aufgeständerter Fahrbahn (Bild 5.4.4-15). Bogen, Stützen und Fahrbahnträger bestehen jedoch aus BSHolz. Die Betonfahrbahnplatte bildet mit den Längsträgern einen Verbundquerschnitt. Die Verdübelung erfolgt über in die Holzträger eingeleimte Bewehrungsstäbe (siehe Bild 5.4.4-16). Für die Längsträger und den mittleren Bereich des Bogens wirkt

Bild 5.4.4-15 Bogenbrücke Pùnt la Resgia (Quelle M. Gerold)

5.4 Bogen- und Stabbogenbrücken

Bild 5.4.4-16 Detail Holz-Beton-Verbund

die auskragende Betonplatte als konstruktiver Holzschutz. Außerdem wurden die Holzbauteile durch Spritzen bzw. Tauchen zusätzlich imprägniert. Hybridbogenkonstruktion Ganz anders als die Talbrücke Wilde Gera ist die Saalebrücke Beesedau nicht auf tragfähigem Fels gegründet, sondern auf relativ weichem Untergrund. Da eine starre Grün-

Bild 5.4.4-17 Saalebrücke Beesedau, Ansicht

Bild 5.4.4-18 Saalebrücke Beesedau, Querschnitt

345

dung zur Aufnahme der großen Horizontalkräfte unverhältnismäßig aufwändig und teuer geworden wäre, hat man sich für eine modifizierte Bogenbrücke entschieden. Die beiden leicht gegeneinander geneigten Stahlbogen, von denen die Verbundfahrbahn abgehängt ist, wird an den Kämpfern über Schrägstreben aus Stahl gegen das Fahrbahndeck abgestützt. Damit wird ein Teil der Bogenschubkraft in die Verbundträger zurückgeführt und dort als Zugkraft im Fahrbahndeck kurzgeschlossen. Die Belastung auf den Baugrund wird so erheblich reduziert, vgl. [Schmackpfeffer et al.,1999], [Gebert/Schmackpfeffer, 2000], [Heiland et al., 2000]. Bei dem modifizierten Bogensystem handelt es sich um ein Hybridsystem zwischen dem Stabbogen, der die vollständige Zugkraft über die Fahrbahn leitet und dem echten Bogen, der den gesamten Bogenschub in die Gründung abträgt.

346

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.4.4-19 Elbebrücke Pirna, Längsschnitt

Der Überbauquerschnitt besteht aus zwei getrennten Verbundkästen, die nur im Abstand von 13,20 m über die Hängerquerträger aus Stahl und die Bogen- und Schrägstrebenquerträger gekoppelt sind. Diese Längstrennung der Fahrbahnplatte dient dazu, ein späteres halbseitiges Auswechseln der Fahrbahnplatte zu ermöglichen. Ähnlich wie bei der Talbrücke Wilde Gera hat man hierfür erhebliche zusätzliche Aufwendungen in Kauf genommen. Insbesondere konnten die Querträger nicht als Verbundträger sondern nur als Stahlträger ausgeführt werden und mussten für den Ausgleich bei einseitiger Belastung bemessen werden [Gebert/Schmackpfeffer, 2000]. Die Saalebrücke Beesedau steht auch deshalb als Mischsystem dem Stabbogen nahe, weil sie im Unterschied zu den meisten echten Bogenbrücken keine aufgeständerte Fahrbahn hat, wie z. B. auch die Talbrücke Wilde Gera, sondern eine unten liegende Fahrbahnkonstruktion, die über Rundstahlhänger an den Bogen angehängt ist. In sich verankerte Bogenbrücke Das dritte Beispiel, die Elbebrücke Pirna [Eilzer et al., 1999], entspricht als Bogen mit oben liegender Fahrbahn wieder eher dem typischen Bild einer Bogenbrücke, allerdings wird die Druckkraft des über 134 m spannenden Stahlbetonbogens über der Elbe vollständig im Verlauf der über 90 m gestützten Seitenfelder über Bogenteilstücke in die Stahlverbundkonstruktion des Überbaus zurückgeführt, siehe Bild 5.4.4-19.

Diese Konstruktionsform ist in jüngster Zeit bei einer Reihe von Verbundbrücken realisiert worden. Beispiele sind u. a. die Isarbrücke Grünwald [Fink, 1999] und als attraktive Rohrkonstruktion die Humboldthafenbrücke in Berlin [Schlaich/Schober, 1999b]. In diesen beiden Fällen handelt es sich um Stahlbogen, die einen Verbundüberbau bzw. einen Spannbetonüberbau tragen und wegen des geringeren Gewichts und der Möglichkeit der Vorfertigung vergleichsweise einfach vorgebaut und an die Überbaukonstruktion angehängt werden können. Im Gegensatz dazu verursacht die Erstellung der Stahlbetonhalbbogen bei der Elbebrücke Pirna im Freivorbau mit Hilfspylon und Abspannung einen erheblichen Aufwand. Aufwändig ist auch die Kopplung zwischen Betonbogen und Stahlkasten des Verbundüberbaus, siehe Bild 5.4.4-20. Der Überbau wird in diesem Bereich als Doppelverbundquerschnitt mit unterer Betonplatte geführt. Mit Dübel gespickte Stahlschwerter ragen in den Bogenquerschnitt hinein und schließen die Bogendruckkraft mit der im Überbau vorhandenen Zugkraft kurz. Die Übertragung von konzentrierten hohen Normalkräften unmittelbar über die Verbundfuge zwischen Stahl und Beton stellt eine besondere Problematik dar. Man kann sie vermeiden, wie bei der Saalebrücke Beesedau, bei der die Kraftübertragung zwischen Stahlbogen und Verbundüberbau nur über die Stahlkonstruktion erfolgt. Die genannten Beispiele der in sich verankerten Bogenbrücken zeigen die beson-

5.5 Schrägkabelbrücken

347

Bild 5.4.4-20 Elbebrücke Pirna, Anschlusskonstruktion Bogen-Überbau

dere Vielfalt der Lösungen, die im Verbundbrückenbau möglich ist. Optimale Entwürfe erhält man bei konsequenter Mischkonstruktion, die günstige Herstellung mit ästhetischem filigranen Aussehen und Flexibilität bei späterem Fahrbahnaustausch erlaubt. Warum soll man zum Beispiel im Betonbogen nicht einen innen liegenden Stahlträger als Hilfsträger für die Schalung im Bauzustand und als Koppelelement in der Verbundfuge im Endzustand anordnen? Die Entwicklung wird im Bereich dieser hybriden Konstruktionen sicher noch weitergehen.

5.5 Schrägkabelbrücken Gerhard Girmscheid (außer Abschnitte 5.5.5.1.3 und 5.5.6) 5.5.1 Konstruktionsgrundsätze Im internationalen Bereich haben sich in den letzten Jahrzehnten Schrägkabelbrücken für große Spannweiten als äußerst wirtschaftlich erwiesen. Schrägkabelbrücken bestehen aus folgenden Traggliedern: Streckträger, Kabel,

Pylon(e). Der Streckträger wird so mit den Kabeln verbunden, dass er quasi elastisch gelagert ist. Die Kabel sind am Pylon befestigt und geben dort ihre Kräfte ab. Man unterscheidet drei Grundsysteme (Tabelle 5.5-1): 1. Bündelsystem 2. Harfensystem 3. Fächersystem Beim Bündelsystem schneiden sich alle Kabelachsen in einem Punkt der Pylonachse und werden in einer Verankerungskonstruktion verankert. Bei vielen Kabeln kann dies am Pylonkopf jedoch zu Platzproblemen führen. Der Pylon wird nur durch Normalkräfte und somit günstig beansprucht. Bei perspektivischer Ansicht führen die Kabelüberschneidungen meist zu einem ästhetisch wenig befriedigenden Erscheinungsbild. Das Harfensystem hat ein besonders schönes, ästhetisches Aussehen. Die Kabel werden im Pylon in quasi äquidistanten Abständen verankert. Sie erhalten aufgrund ihrer gleichen Neigung gleich hohe Zugkräfte [Leonhardt/Zellner, 1972]. Der Pylon wird nicht nur durch Normalkräfte, sondern auch durch Biegemomente beansprucht.

348

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.5-1 Grundsysteme von Schrägkabelbrücken Systeme

1

2

3

Das Fächersystem verbindet zum großen Teil die Vorteile der beiden oben genannten Systeme. Die Kabel werden gleichmäßig ausgenutzt. Die Verankerung in den Pylonen ist genügend weit auseinander gezogen. Aufgrund der vielen Kabel bildet sich ein Schleier aus relativ dünnen Kabeln aus. Dadurch wird ein ästhetisch befriedigendes Erscheinungsbild geprägt. Der Entwicklungstrend bei Schrägkabelbrücken geht von Systemen mit wenigen großen Kabeln zu den kleinen Multikabelsystemen [Leonhardt et al., 1974], bei wel-

chen die Kabel in quasi äquidistanten Abständen am Streckträger angeordnet sind (Bild 5.5-1). Schrägkabelbrücken mit wenigen großen Kabeln benötigen: 1. besondere Baubehelfe, um die großen Bereiche zwischen den Aufhängungen zu überbrücken, 2. besondere lokale Versteifungen im Streckträger, 3. besondere Maßnahmen zur Verankerung der Kabel im Querträger.

Bild 5.5-1 Entwicklungstendenz vom Mono- zum Multikabelsystem

5.5 Schrägkabelbrücken

349

Tabelle 5.5-2 Gegenüberstellung von Systemen mit einer Kabelebene und zwei Kabelebenen Eine Kabelebene

Zwei Kabelebenen

Torsionssteifer Querschnitt erforderlich (Hohlquerschnitt)

Kein torsionssteifer Querschnitt erforderlich (z. B. U-förmiger Querschnitt ausreichend), somit leichter Streckträger

2

Gegenüber zwei Kabelebenen: Größere Kabel bei gleichem Abstand oder gleiche Kabel bei geringerem Abstand

Gegenüber einer Kabelebene: Durch geringere Kabeldurchmesser einfachere Verankerung

3

–

Höhere räumliche Systemsteifigkeit

Beispiele:

Beispiele:

1

4

Zudem sind die großen Kabel oft nicht mehr vorkonfektioniert und müssen daher auf der Baustelle hergestellt werden. Die Multikabelsysteme ermöglichen erst eine ökonomische, rationelle Lösung. Den Kabelabstand wählt man so eng, dass: 1. konfektionierte Kabel eingesetzt werden können, 2. beim Freivorbau keine besonderen Hilfseinrichtungen erforderlich sind und somit ein kostengünstiger und schneller Bauablauf gewährleistet ist, 3. das Auswechseln von einzelnen Kabeln unter Verkehr möglich ist. Bei Multikabelsystemen werden die Biegemomente und die Querkräfte im Streckträger klein, und die Brücke wird gleichmäßig beansprucht. Daraus folgt eine geringe Bauhöhe, die nur vom Kabelabstand und damit, bei Einhaltung der Stabilitätskriterien, von der Gesamtlänge der Brücke unabhängig ist [Girmscheid, 9/1987]. Die Wirtschaftlichkeit der Konstruktion lässt

sich weiter steigern, wenn man zwei Kabelebenen verwendet (Tabelle 5.5-2). Durch eine enge Seilaufhängung ist der Streckträger elastisch gebettet, weshalb nur kleine Querkräfte und Biegemomente entstehen [Girmscheid, 10/1987]. Der Vergleich mit den Biegemomenten eines gleich weit gespannten Balkens zeigt die Größenordnung der Unterschiede (Tabelle 5.5-3). Wie aus dem prinzipiellen Schnittkraftverlauf zu ersehen ist (Tabelle 5.5-3, Schrägkabelsystem), ist die in Längsrichtung wirkende Normalkraft, die durch die Horizontalkomponente der Schrägkabel hervorgerufen wird, die für die Beanspruchung meist dominierende Schnittkraft im Streckträger [Girmscheid, 10/1987]. Bei einer globalen Traganalyse einer Schrägkabelbrücke gelangt man zu der Feststellung, dass der gesamte Streckträger in Analogie zum elastisch gebetteten Balken betrachtet werden kann. Dadurch ergeben sich folgende dominierende Schnittgrößen:

350

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.5-3 Biegemomentenvergleich von Balken- und Schrägkabelbrücke Balkensystem

Schrägkabelsystem

1

2

3

1. Streckträger: große Normalkräfte; kleine, zwischen den Seilaufhängungen kontinuierlich verlaufende Biegemomente 2. Platte: meist durch die Normalkräfte im Streckträger im gesamten Bereich unter Druckspannungen 3. Seile: Zug 4. Pylon: große Normalkräfte (gesamte Eigenlast + Verkehrslast), möglichst geringe Momente aus exzentrischem Verkehr etc. Eine wirtschaftliche Lösung ergibt sich immer, wenn man die spezifischen Eigenschaften von Beton und Stahl konsequent nutzt. Man sollte daher Tragglieder, die hauptsächlich unter Druckspannungen stehen, aus dem verhältnismäßig billigen Stahlbeton herstellen, und Tragglieder, die stark durch Zugspannungen beansprucht werden, aus Stahlprofilen. Wenn man diese Kriterien unter dem Aspekt der Gesamtoptimierung des Bauwerks zusammenfasst,

gelangt man zu dem Konzept, den Streckträger möglichst leicht zu bauen, um geringe Kabelquerschnitte zu bekommen. Dies hat weiter zur Folge, dass sich die Massen nicht nur beim Streckträger und bei den Kabeln reduzieren, sonder auch bei den Pylonen und der Gründung. Allerdings ist noch darauf hinzuweisen, dass Kabel sowohl auf statische Zugbeanspruchung als auch auf Ermüdungsbeanspruchung bemessen werden müssen. Wird der Streckträger sehr leicht, z. B. bei einer reinen Stahlversion, kann die Eigenlast bis auf die Größenordnung der Verkehrslast sinken [Roik et al., 1986]. Bei diesen im Vergleich zur statischen Beanspruchung hohen Spannungsschwingweiten kann die statische Zugfestigkeit des Kabels nicht ausgenutzt werden. Daher ist die reine Stahlversion mit ihrer aufwändigen orthotropen Platte trotz ihres geringen Gesamtgewichtes nur bei sehr großen Stützweiten oder bei extrem hohen Schlankheiten ökonomisch. Stattdessen verwendet man bei kleineren und mittleren Stützweiten leichte

5.5 Schrägkabelbrücken

und kostengünstige Streckträger aus Stahlbeton oder Verbundkonstruktion. Ökonomische Lösungen erhält man für diese Stützweiten, wenn man folgende Tragglieder auswählt: x Stahlbeton- oder Stahlhauptträger x Stahlbetonplatte statt orthotroper Stahlplatte x Stahl- oder Spannbetonquerträger x Stahlbetonpylon mit Vorspannung im Verankerungsbereich

5.5.2 Konstruktionselemente 5.5.2.1 Schrägkabel Die Schrägkabel sind die markanten Tragelemente der Schrägkabelbrücke. Sie tragen wesentlich zur Systemsteifigkeit und Systemdämpfung bei. Heute verwendet man meist fabrikmäßig vorgefertigte Kabel, die aus dem Seil und den Verankerungsköpfen bestehen und mit einem endgültigen oder temporären Korrosionsschutz versehen sind. Die Geschlagenen Seile sowie die Paralleldrahtseile bestehen im Regelfall aus Einzeldrähten mit 5–7 mm Durchmesser [Merkblatt: Ebene Seiltragwerke, 1980]. Diese Stahldrähte haben einen höheren Kohlenstoffanteil als Baustahl und dementsprechend eine höhere Festigkeit, die durch eine Kaltverformung (Drahtziehen) noch wesentlich erhöht wird. Die höhere Festigkeit wird jedoch erkauft durch eine wesentlich geringere Duktilität, die sich aus der Bruchdehnung ablesen lässt. Für Schrägkabelbrücken verwendet man meist folgende Seilarten: 1. Parallelseile mit Litzen oder Drähten [Andrä/Zellner, 1969] 2. Vollverschlossene Seile [Havemann, 1962] 3. Spannstabstahlbündel oder Einzelstäbe [Finsterwalder et al., 1985], [Technische Unterlagen: Einzelspannglieder, 1986]

351

Das Kabel besteht aus der Verankerung, dem Seil und dem Korrosionsschutz; neben der statischen Festigkeit muss es vor allem eine ausreichende (dynamische) Ermüdungsfestigkeit haben, denn die Kabelkräfte weisen oft eine große Schwingweite zwischen Ober- und Unterspannung auf. In Tabelle 5.5-4 sind einige Charakteristiken der Kabel zusammengestellt [DIN 18809, 1987], [DIN 18800, 1990], [prEN 1993-111, 2001]. Die Vollverschlossenen Seile sind sehr aufwändig in der Herstellung. Dagegen werden die Paralleldrahtseile und Spannstäbe nur in sorgfältig gekämmten parallelen Lagen gebündelt und dann mit einer Litze in großer Ganghöhe umschnürt, was wesentlich geringere Herstellungskosten verursacht. Es ist nicht verständlich, dass bei Wettbewerben am Markt kaum eine preisliche Differenz zwischen den Seilarten festzustellen ist. Daher ist es erforderlich, beim Entwurf alle Optionen offen zu halten, um das günstigste Angebot im Hinblick auf die Gesamtoptimierung der Konstruktion auszuwählen. Die günstigen, die Ermüdungsfestigkeit steigernden Einflüsse bei Parallelseilen kommen bei Beton-Schrägkabelbrücken nicht voll zur Wirkung. Damit sind auch vollverschlossene Seile trotz des geringeren E-Moduls eine gute Lösung. Die Steifigkeit der Schrägkabelbrücken hängt größtenteils von der Steifigkeit EA der Schrägkabel ab. Diese Steifigkeit wird jedoch nicht nur durch den EModul, der von der Seilart abhängt, beeinflusst, sondern auch durch den Durchhang f der Seile [Ernst, 1965], der unabhängig von der Seilart ist (Bild 5.5-2). Um in der Statik [Girmscheid, 10/1987] mit einem idealisierten geraden Seil ohne Durchhang arbeiten zu können, muss der Sekantenmodul errechnet werden, der den

352

5 Haupttragwerke der Überbauten

*) Größere Durchmesser möglich **) Ungefähre Größenordnung

− −

Hilfsabspannung Zugseile für die Montage

−

Mechanischer Schutz durch verzinkte Z-Drähte Innere Drähte in Zinkstaub/Aluminiumpulver Äußere Drähte mit Anstrich

−

Haupttragseile

− −

Verzinken Anstrich

−

Hilfsseile für die Montage

−

Temporär: Drähte gefettet, gewachst Permanent: HDPE-Hüllrohr ausgepresst mit plastischer Masse auf Wachsbasis

−

Haupttragseile

−

Haupttragseile

16 9 – 12

25500 1800

167 50

−

25000

20

Permanent Litzen gefettet, gewachst in eng-extrudierter HDPE-Ummantelung lose in HDPE-Hüllrohr eingezogen

−

Anstrich

−

In Hüllrohr aus PE oder Stahl mit Zement injiziert

19

−

20

15000

26-32

30000

160

−

160

Anwendung

E-Modul [104 N/mm2]

Bruchlast **) [kN]

Richtgrößen Max – ‡ *) [mm]

Korrosionsschutz Verzinken Anstrich HDPE eng-extrudiert

15

9700

110

− − −

−

250

Skizze Rundlitzen- Vollverschlossene Offene Spiralseile seile Spiralseile Parallellitzenseile Stabbündel Einzelaus Einzel- stäbe stäben

Stabspannstahl

Parallelseile

Paralleldrahtseile

Geschlagene Seile (Spiralseile)

Kabelart

Tabelle 5.5-4 Seilarten für Schrägkabelbrücken

353

5.5 Schrägkabelbrücken

Bild 5.5-2 Steifigkeitsänderung des Seils in Abhängigkeit vom Durchhang

Durchhang berücksichtigt. Die elastische Beziehung lautet: Esek 1 6 = 005 E 1 + K · a2 · 10–6

(Gl. 5.5-1)

γ s2 · (σu + σo) · E · 106 K = 0004 24 · σ o2 · σ u2

(Gl. 5.5-2)

Die folgenden durchschnittlichen Kabelabstände haben sich als sinnvoll erwiesen (Tabelle 5.5-5): Tabelle 5.5-5 Kabelabstände in Abhängigkeit von der Streckträgerkonstruktion Streckträger Stahlbeton

Kabelabstand 5 – 10 m

Verbundkonstruktion

10 – 15 m

Stahl

15 – 25 m

Die Schwankungsbreite des Kabelabstands hängt von der Fahrbahnbreite und Verkehrslast ab. Den Abstand ermittelt man aus der maximalen Seilkraft für fabrikmäßig noch herstellbare Seilgrößen. Das Einzelseil ist durch die geringe Biegesteifigkeit, den kleinen Querschnitt und die hohe Spannung schwingungsempfindlich wie eine Saite. Diese Schwingungen

werden manchmal durch Ablösung der v. Kármánschen Windwirbel, meist aber durch so genannte Regen-Wind-induzierte Schwingungen angeregt. Als Lösung von [Szabo, 1972]: ∂2 w ∂2 w m7 = S 7 ∂t2 ∂x2

(Gl. 5.5-3)

ergeben sich die Eigenfrequenzen eines geraden Seils:

冑

k·π fk = 9 · l

4 S k = 1, 2, 3, … 3 m (Gl. 5.5-4)

Das ungedämpfte Seil kann dabei bedenklich große Amplituden (Resonanzbereich!) erreichen. Um diese klein zu halten, muss

Bild 5.5-3 Eigenschwingungen des Einzelseils

354

5 Haupttragwerke der Überbauten

man bei v. Kármán-Schwingungen für eine ausreichende Dämpfung und bei RegenWind-induzierten Schwingungen für eine raue Oberfläche und für das Abstreifen des Wasserstrahls sorgen. Die Gleichung für das gedämpfte Seil lautet [Szabo, 1972]: ∂2 w ∂2 w ∂w m7 = S –p+β5 7 2 2 ∂t ∂x ∂t S p m β

(Gl. 5.5-5)

= Seilkraft = Erregerkraft Wind pro Längeneinheit = Seilmasse pro Längeneinheit = Geschwindigkeitsproportionale Dämpfung

Die Dämpfung kann erfolgen durch: 1. Injizieren der PE-Hüllrohre mit Zementmörtel, 2. Anbringen von Neoprene-Ringen am Ende der Stahlankerrohre (diese verhindern auch Biegespannungen im Kabel am Ankerkopf), 3. Einbau von Stoßdämpfern im Kabelverankerungsbereich des Streckträgers, 4. Anbringen von negativ geneigten Stabilisierungsseilen.

5.5.2.2 Streckträger Die Aufgabe des Streckträgers besteht darin: 1. die lokalen Lasten zu den Verankerungen der Kabel zu übertragen, 2. dem Gesamtsystem bei der globalen Lastverteilung die nötige Steifigkeit zu geben, 3. konzentrierte Lasten auf Nachbarkabel zu verteilen. Die betrachteten Schrägkabelsysteme sind in sich verankerte Systeme, bei denen die Horizontalkomponenten der Kabelkräfte in den Streckträger eingeleitet werden und nicht auf die Widerlager einwirken. Das führt dazu, dass die Horizontalkomponenten der Kabel den von ihnen eingeschlossenen Bereich unter Druckspannung setzen [Girmscheid, 10/1987]. Somit erhält der Streckträger durch die Kabel Drucknormalkräfte. Nur ein kleiner Bereich in der Mitte zwischen den ersten beiden Kabeln der Kabelebenen ist nicht unter Vorspannung. Dieser Bereich wird bei Balken aus Beton durch Längsspannglieder vorgespannt, die meist bis in die nächsten zwei Kabelfelder gezogen werden. Die Normal-

Tabelle 5.5-6 Querschnitte für die Aufhängung der Streckträger Aufhängung

Direkt

Indirekt

Beurteilung

Vorteile: 1. Direkter Kraftverlauf 2. Kontinuierlicher Bauablauf

Nachteile: 1. Kräfteumlenkungen 2. Zusätzliche Zwängung 3. Schwere Querträger

5.5 Schrägkabelbrücken

355

kräfte im Streckträger sind für die Dimensionierung von entscheidender Bedeutung, da die Biegemomente aus der Eigenlast relativ klein und die Biegemomente aus Verkehr nur etwas größer sind. Die große Normalkraft wirkt für Beton sehr günstig, da die Zugspannungen überdrückt werden. Dies lässt relativ einfache und leichte Querschnitte zu, da alle Lasten von den Kabeln als elastische Auflager abgetragen werden. Die Aufhängung des Streckträgers sollte so erfolgen, dass die Lasten direkt aus den Hauptträgern des Streckträgers ohne zusätzliche Umlenkung über die Querträger in die Kabel eingeleitet werden können (Tabelle 5.5-6). Bei Streckträgern, die als Trägerrost- und Hauptträger-Plattensystem ausgebildet sind, werden die Kabel in zwei Ebenen angeordnet und direkt in den Hauptträgern des Streckträgers verankert. Bei Kastenquerschnitten müssen im Regelfall zusätzliche Querträger angeordnet wer-

den, um die Lasten in die Kabelebene(n) einzuleiten (Tabelle 5.5-6).

5.5.2.3 Pylone Die Pylone sind Tragelemente mit überwiegender Normalkraftbeanspruchung [Girmscheid, 10/1987] aus den Kabeln. Biegemomente werden vorwiegend durch Bremskräfte, Temperatur, Wind und Erdbeben hervorgerufen. Für die Verankerung der Multikabelsysteme mit den beiden Kabelebenen bieten die Pylontypen der Tabelle 5.5-7 eine mögliche Lösung. Freikragende Pylontürme bilden in Querrichtung keinen Rahmen und sind deshalb verformungsweicher und daher anfällig für Torsionsschwingungen (Tabelle 5.5-8). Die Gestalt der A-Pylone ergibt sich aus der Optimierung der Kosten des Gesamtbauwerks. Der A-Pylon verleiht dem Sys-

Tabelle 5.5-7 Pylontypen für zwei Kabelebenen Bezeichnung 1.

Freitragende Pylontürme

2.

A-Pylone

Pylonformen

*)

*) A–Pylon mit Verankerungsstiel 3.

H-Pylone und Portalpylone

356

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.5-8 Einfluss der Pylone auf das Verformungsverhalten des Streckträgers Freikragender Pylon

A-Pylon

S·1 S δ1 = 2 6 · l = 2 5 · l EA EA

l S S δ1 = 5 S + 2 3 = 1,5 5 · l EA 4 EA

δ2 = 0

l S S δ2 = 5 3 = 0,5 5 · l EA 2 EA

System

Verformung

tem hohe Torsionssteifigkeit; dadurch ist ein leichter, offener Streckträger möglich (Tabelle 5.5-8). Die statische Form eines „Zweischlags“ erzeugt nur geringe Biegung aufgrund der Eigenlast und während des Bauzustands. Die Pylonspitze verformt sich beim reinen A-Pylon, außer beim APylon mit aufgesetztem Verankerungsstiel, seitlich nicht. Dadurch entstehen aufgrund der hohen Kabelkräfte, im Gegensatz zu den Portal- und H-Pylonen, keine zusätzlichen Biegemomente. A-Pylone sind nur dann angezeigt, wenn das Höhen-BreitenVerhältnis im Bereich von 0,3 d b/h d 0,7 bleibt. Je größer das Verhältnis b/h wird, umso stärker wird die Spreizung und die dazu gehörige Horizontalschubkraft im Fundament. Zudem ist eine zu stark geneigte Pylonsäule aus Beton schwierig herstellbar. Nicht nur die damit verbundene Kostensteigerung, sondern auch das ästhetische Aussehen verlangt eine Modifizierung der Form. Will man die positiven Einflüsse der APylone auf die Torsionssteifigkeit und die damit verbundene aerodynamische Stabilität beibehalten, so führt man einen Querbalken (Zug) unterhalb der Fahrbahn ein und neigt die Pylonbeine nach innen. Die-

冢

冣

冢 冣

ses System ist jedoch relativ verformungsweich in der Querrichtung. Man kann die seitliche Verformung des Systems dadurch verkleinern, dass man die nach innen gestellten Beine kurz hält (Tabelle 5.5-7). Wird aufgrund der Maßverhältnisse der modifizierte A-Pylon zu weich, bildet man ein steifes Fachwerk unterhalb der Fahrbahn aus, welches nur Normalkräfte erhält und somit vernachlässigbare Knotenverschiebungen aufweist. Diese Fachwerkaussteifung erhöht die Quersteifigkeit sehr, die besonders bei Erdbebeneinwirkung erforderlich ist. Die Herstellung dieser Pylonform ist in Beton jedoch sehr aufwändig. Bei H-Pylonen muss die unterschiedliche Horizontalkraft aus den beiden Kabelebenen infolge einseitiger Verkehrslast durch die Biegesteifigkeit der Querriegel am Pylonkopf und die Torsionsfestigkeit der Pylonbeine aufgenommen werden. Da die Verankerung der Kabel am Pylonkopf des A-Pylons durch die räumliche Neigung der Seile sehr kompliziert ist, geht man heute wieder stärker zu den nicht ganz so optimalen H-Pylonen und Portal-Pylonen über. Die H- und Portal-Pylontypen haben bei der Herstellung und Montage folgende Vorteile:

5.5 Schrägkabelbrücken

1. Die Verankerungen an den Pylonen und am Streckträger werden einfacher, weil die Seile nur noch in einer Ebene geneigt sind. 2. Die Kabelebenen sind auf die beiden Pylonstiele verteilt, somit ergeben sich keine Platzprobleme für die Spannpresse. 3. Die Herstellung vereinfacht sich.

357

Als Nachteile kann man anführen, dass: 1. zwei Kabelmontageeinrichtungen in den Pylonstielen notwendig sind, 2. mehr Massen erforderlich sind, 3. der H-Pylon in Querrichtung ein Rahmen ist, der, weil weicher als ein reiner A-Pylon, mehr Biegesteifigkeit verlangt.

Tabelle 5.5-9 Auswirkung der Lagerung auf die Zustandsgröße 1. System mit Seiten- und Hauptöffnung

Beurteilung Vorteile: Momente und Querkräfte bleiben klein und gleichmäßig verteilt über die gesamte Brückenlänge. Damit ist ein Streckträger mit geringer, konstanter Höhe möglich. Nachteile: Abhebende Kräfte durch Verkehrslast und evtl. Eigenlast entstehen am festen bzw. beweglichen Lager durch die Rückhängekabel. Relativ großer Endtangentenwinkel ME verschlechtert das fahrdynamische Verhalten.

2. System mit Außen-, Seiten- und Hauptöffnung

Beurteilung Vorteile: Die Außenfelder erzwingen einen kleinen Endtangentenwinkel ME sowie kleinere Verformungen v in der Hauptöffnung (Eisenbahnverkehr). Nachteile: Diese positiven Aspekte werden durch relativ große Schnittgrößen am Übergang von der Außen- zur Seitenöffnung erkauft. Damit ist ein größerer Querschnitt der Hauptträger in den Außenfeldern und am Übergang ins Seitenfeld erforderlich. Dies erschwert und verteuert die Bauausführung.

358

5 Haupttragwerke der Überbauten

5.5.3 Lagerbedingungen Die Lagerung des Gesamtsystems – bestehend aus den Hauptkonstruktionselementen Streckträger, Kabel und Pylon – in Längsrichtung hat ganz entscheidenden Einfluss auf die Schnittgrößenverteilung [Girmscheid, 10/1987]. Das Ziel ist, eine gleichmäßige Querkraft- und Momentenverteilung infolge Eigenlast zu erhalten, möglichst ohne lokale Sprünge. Durch diese gleichmäßige Beanspruchung kann man den Streckträger über die gesamte Brückenlänge in geringer, konstanter Bauhöhe ausführen. Diese gleichmäßigen, relativ kleinen Schnittgrößen erhält man nur bei einem völlig elastisch gebetteten Balken, der nur am Rand feste Lager hat. Jede zusätzliche Zwängung infolge eines festen Lagers ruft in einem lokalen Bereich wesentlich höhere Schnittgrößen hervor. Die Vor- und Nachteile zweier möglicher Grundsysteme können aus Tabelle 5.5-9 entnommen werden. Der Überbau muss in der Regel wegen der großen Rückhaltekräfte der letzten Kabel am Seitenfeldpfeiler verankert werden (Tabelle 5.5-10). Bei Systemen mit Außenfeld kann man diese abhebenden Kräfte durch das Gewicht (Auflagerreaktion) des Außenfelds reduzieren (Tabelle 5.5-9, Sys-

tem 2). Eine weitere Möglichkeit, den Endtangentenwinkel zu verkleinern, besteht darin, das System über die Seitenpfeiler als Kragarm zu verlängern und die Vorlandbrücke dort gelenkig aufzulagern. Die Lagerung des Längssystems hat ganz entscheidenden Einfluss auf das Verhalten der Pylone [Girmscheid, 10/1987]. Die Längssysteme können freibeweglich an den Seitenlagern geführt oder an einem oder allen Endpfeilern fest gelagert werden (Tabelle 5.5-11). Der Streckträger und der Pylonkopf des Systems 1 (Tabelle 5.5-11) können sich um den gleichen Betrag verschieben, ohne dass es zu Rückstellwirkungen im Pylonkopf kommt. Dadurch bleibt die vertikale Last auch als Vertikallast im Pylon vertikal. Die daraus resultierende große Knicklänge erfordert eine beachtliche Biegesteifigkeit der Pylone in Längsrichtung der Brücke. Beim System 2 (Tabelle 5.5-11) wird das Ausweichen des Pylonkopfs auf das elastische Maß des Systems beschränkt. Durch das feste Lager am Endpfeiler werden beim Ausweichen des Pylonkopfs Rückstellkräfte aktiviert. Diese bilden mit der Vertikalkraft am Pylonkopf die Resultierende, die durch die Einspannstelle am Fußpunkt geht. Die Schnittgrößenermittlung erfolgt nach Theorie II. Ordnung [Girmscheid, 10/1987].

Tabelle 5.5-10 Rückverankerungsmöglichkeiten Statisches System

Lösung Zugpendel

Lösung Stahlklemme

5.5 Schrägkabelbrücken

359

Tabelle 5.5-11 Auswirkung der Längssystemlagerung auf die Pylone Lagerung der Pfeiler

Frei beweglich

Fest

Nr.

1

2

VR = Vertikalresultierende der Seilkräfte G = Gewichtskräfte δki = Verschiebung der Pylone nach Theorie II. Ordnung

VR = Vertikalresultierende der Seilkräfte SII = Seilkräfte RII = Rückstellkräfte der Seile vel = elastische Längenänderung der Seile nach Theorie II: Ordnung G = Gewichtskräfte δki = Verschiebung der Pylone nach Theorie II. Ordnung

Knicklänge

sk # 2h

sk # 0,7h

Vorteile

1. Temperatur- und K+S-Verformungen symmetrisch 2. Fahrbahnübergänge gleich

1. Längskräfte ins feste Lager ohne Biegung 2. Günstige Wirkung auf Knicken

Nachteile

1. Längskräfte über Pylonenbiegung

System

Verformung

Theorie II. Ordnung

Zur Ableitung der Windkräfte, die auf die Kabel und den Streckträger wirken, muss das System an den Endpfeilern bzw. an den Pfeilern und Pylonen seitlich gelagert werden. Zumindest die seitliche Lagerung

des Streckträgers an den Pylonbeinen sollte dabei als Gleitlager ausgebildet werden, welche durch Federn vorgespannt werden können, um eine ausreichende und sichere seitliche Unterstützung zu gewährleisten.

360

5.5.4 Aerodynamisches Verhalten Große Brückensysteme werden durch dynamisch wirkende Kräfte in Schwingung versetzt [Klöppel/Thiele, 1967], verursacht durch Auftriebs- und Drehmomentenkräfte des Winds, welche auf den Streckträger einwirken und zu so genannten Flatterschwingungen sowie v. Kármánschen Windwirbeln führen. Die Wirkung dieser Kräfte kann man reduzieren durch 1. aerodynamische Gestaltung des Streckträgerquerschnitts (Reduzierung der Ursachen) [Falster-Farø-Brücke, 1984], 2. Erhöhung der Biege- und Torsionssteifigkeit des Streckträgers [Saul et al., 1984], 3. Erhöhung der Systemdämpfung der Gesamtbrücke [Gimsing, 1983]. Durch diese Maßnahmen, getrennt oder gekoppelt, verringert man die Auswirkungen. Im ersten Fall werden die winderzeugten Kräfte niedrig gehalten. Im zweiten Fall wird der Streckträger so steif gemacht, dass es bei den in der Natur auftretenden Windgeschwindigkeiten zu keinen sich aufschaukelnden Schwingungen kommt. Bei der dritten Maßnahme ist die Systemdämpfung so groß, dass die dem System zugeführte Windenergie dissipiert wird und die Auswirkungen klein bleiben. Der Streckträgerquerschnitt wird entscheidend aus dem aerodynamischen Verhalten des Gesamtsystems geprägt. Um die Vorteile der engen Kabelaufhängung in zwei Kabelebenen voll zu nutzen, ist das aerodynamische Verhalten des Gesamtsystems zu untersuchen. Durch eine windschnittige aerodynamische Gestaltung des Streckträgers mit Windnase zur Zerteilung der Windströmung lassen sich die Windwiderstände auf ct = 0,4 herabsetzen [Thiele, 1976]. Je windschnittiger der Streckträger ist, umso geringer werden diese Windwiderstandsbeiwerte, besonders in dem Bereich mit kleinem Anblaswinkel. Kleine Anblaswinkel stellen sich bei laminaren

5 Haupttragwerke der Überbauten

Windströmungen, wie sie bei hohen Brücken vorherrschen, ein [Leonhardt et al., 1974]. Diese Windströmungen werden durch mittlere Windgeschwindigkeiten, die sehr energiereich sind, hervorgerufen. Hat das System nicht genug innere Dämpfung, können gefährliche Resonanzschwingungen auftreten, die durch windschnittige, geschlossene bzw. teilweise geschlossene Streckträgerquerschnitte mit Windnase verringert werden können. Große Brücken, die starken, aber nur kurzzeitig wirkenden Böen ausgesetzt sind, geraten nicht in gefährliche Resonanzschwingungen, da die zugeführte Energie meist nicht ausreicht. Nach dem Einsturz der Tacoma-Hängebrücke (USA) bildete man die Streckträger sehr steif aus. Dies setzte sich in der Folge auch bei den Schrägkabelbrücken fort, indem man den Streckträger als Kastenträger oder Fachwerkröhre mit großer Torsionssteifigkeit konzipierte, was jedoch bei Schrägkabelbrücken nicht nötig ist, da diese, bei zwei Kabelebenen mit enger Aufhängung, eine größere Systemtorsionssteifigkeit haben. Die enge Schrägkabelaufhängung mit zwei Kabelebenen verhindert das Aufbauen einer einfachen Schwingungsform. Der erste Grund liegt darin, dass jedes Schrägkabel eine andere Eigenfrequenz aufweist und jede kleine Amplitude einer einfachen Schwingungsform durch Interferenz von Schwingungen anderer Frequenzen gestört wird. Diese Systeme haben eine hohe Systemdämpfung und sind somit schwingungsunanfällig [Girmscheid, 10/1987]. Die Systemdämpfung ist viel wirksamer als die reine Materialdämpfung, welche das Schwingungsverhalten von Balkenbrücken beeinflusst. Der zweite Grund liegt in der Nichtlinearität des Dehnungsverhaltens der langen Schrägkabel [Maknus, 1976]. Der abgebogene Resonanzschlauch zeigt, dass keine unendlich großen Amplituden auftreten können (Vorsicht bei kurzen Seilen). Wie aus dem Vergleich in Tabelle 5.5-12 hervor-

5.5 Schrägkabelbrücken

361

Tabelle 5.5-12 Systemverhalten bei antimetrischen Torsionsschwingungen Schrägkabelbrücke mit freikragendem Pylon

Schrägkabelbrücke mit A-Pylon

geht [Leonhardt/Zellner, 1970], weisen Schrägkabelbrücken mit zwei außen liegenden Kabelebenen eine große Torsionssteifigkeit gegen die gefährlichen Torsionsschwingungen auf. Dies kann man noch erhöhen, wenn man die beiden Kabelebenen in Querrichtung zueinander neigt und in einem A-Pylon vereinigt. Die gegenseitige Verschiebung der freikragenden Pylonköpfe wird beim A-Pylon, im Gegensatz zu den H-Pylonen, verhindert. A-Pylone sind dadurch prädestiniert für große Spannweiten oder große Verkehrslasten, die nur kleine Krümmungen im Streckträger zulassen. Stahlbeton- bzw. Verbundstreckträger bei Schrägkabelbrücken mit zwei Kabelebenen (systemimmanente Dämpfung) und enger Kabelaufhängung können daher, aufgrund ihrer hohen System-Steifigkeit, in der Regel als offene U-Querschnitte ohne windschnittige Form ausgebildet werden. Dadurch kann man meist auf teure, aerodynamisch geschlossene Querschnitte verzichten.

5.5.5 Konstruktive Gestaltung der Konstruktionselemente 5.5.5.1 Streckträger Ob der Streckträger als Stahl-, Verbundoder Betonbalken hergestellt wird, hängt von der Stützweite und den Anlageverhältnissen ab. Durch die enge Kabelaufhängung und die daraus resultierenden relativ kleinen Biegemomente und sehr großen Normalkräfte bietet sich als Baustoff Beton an [Girmscheid, 9/1987], [Girmscheid, 10/1987]. Stahlstreckträger sind wesentlich leichter und daher für sehr große Stützweiten, Verbundstreckträger für mittlere und große Stützweiten, Stahlbetonstreckträger als U-Querschnitt für mittlere Stützweiten und als Platte für kleine Stützweiten geeignet (Tabelle 5.5-13). Auch Kombinationen von biegesteif gekoppelten Hauptträgern aus verschiedenen Baustoffen wurden mehrmals ausgeführt. Insbesondere dann,

Tabelle 5.5-13 Entwicklung der Spannweitenbereiche bei zwei Kabelebenen Streckträgerkonstruktionen 1.

2. 3.

Stahlbetonquerschnitt Platte U-Querschnitt Verbundkonstruktionen U-Querschnitt Stahlkonstruktionen mit orthotroper Platte

Hauptspannweiten 100 m 250–300 m 300–500 m t 500 m

362

5 Haupttragwerke der Überbauten

wenn die Seitenöffnungen gegenüber der Hauptöffnung klein sind, ist es vorteilhaft, die Längsträger der Seitenöffnungen aus Beton und diejenigen der Hauptöffnung als Verbund- oder Stahlbalken zu fertigen. Den Vorteilen der Stahlbauweise – Leichtigkeit, rasche Bergemöglichkeit im Katastrophenfall und dass auch bei breiten Brücken meist zwei Hauptträger ausreichen – stehen die Nachteile gegenüber, dass orthotrope Stahlfahrbahnen komplizierter und teurer sind als Stahlbeton- oder Spannbetonplatten. Die statische Beanspruchbarkeit der Kabel kann zudem bei der Stahlbauweise manchmal nicht ausgenutzt werden, da die Ermüdungsfestigkeit das maßgebende Bemessungskriterium wird. Die Verkehrslast kommt bei leichten Streckträgern nahe an die Eigenlast. Es ist technisch möglich, Schrägkabelbrücken mit Stahlstreckträgern als Kastenquerschnitte mit einer Seilebene auszubilden. Durch die eine Kabelebene

werden jedoch nicht alle günstigen, systemimmanenten Steifigkeiten einer Schrägkabelbrücke mit zwei Kabelebenen mobilisiert. Die Entwicklung der Streckträgerquerschnitte geht bei Beton- bzw. Verbundstreckträgern von den geschlossenen bzw. halbgeschlossenen Querschnitten zu den offenen, einfachen Querschnitten über, die als Trägerrost mit Haupt- und Querträgern sowie Fahrbahnplatte oder als HauptträgerPlattensystem ohne Querträger ausgebildet werden. Dies ist eine konsequente Folgerung aus den Überlegungen zur Systemsteifigkeit und Systemdämpfung, die sich aus einem System mit zwei Kabelebenen und dem entsprechenden aerodynamischen Verhalten ergibt. Bei Beton- und Verbundstreckträgern ist die Spannungsschwingweite relativ klein, so dass die Kabel in der Regel höher ausgenutzt werden können.

Tabelle 5.5-14 Gegenüberstellung von Fertigteil- und Ortbetonstreckträger Fertigteillösung

Ortbetonlösung

Vorteile

 Herstellung unter optimalen Umweltbedingungen, ohne Wetterbeeinflussung  Verkürzung der Bauzeit: a) Durch kontinuierliche Vorproduktion während der Gründungs- und Pylonherstellung b) Schnelle Montage z. B. durch Lift-Slab-Verfahren

 Monolithische Konstruktion ohne zusätzliche Montagespannglieder  Kein besonderer Lagerplatz für Fertigteile erforderlich

Nachteile

 Zusätzliche Längsspannglieder sind zur Montage erforderlich, um aus dem Vielgelenksystem, bestehend aus Fertigteilsegmenten und Kabeln, ein kontinuierliches System zu machen, bzw. um genügend Druck für den Epox-Kleber an den Fugen zu bekommen.

 Fertigung nur während befriedigenden klimatischen Bedingungen  Qualität des Betons möglicherweise nicht so konstant wie bei Fertigteilen, aber ausreichend (Auslandsbaustellen)

5.5 Schrägkabelbrücken

363

5.5.5.1.1 Streckträger aus Beton Den Streckträger kann man aus Fertigteilelementen oder monolithisch aus Ortbeton herstellen. In der Anfangsphase der Entwicklung benutzte man Fertigteilsegmente nicht nur aus produktionstechnischen Erfordernissen, sondern auch, um die Kriechund Schwindverkürzungen, die Veränderungen in den Seilkräften hervorrufen würden, klein zu halten. Der Bauvorgang für die Herstellung des Streckträgers dauert oft bis zu einem Jahr. In dieser Zeit wächst die Spannung im Streckträger langsam und kontinuierlich, weshalb am Ende der Bauzeit das Schwinden und Kriechen schon sehr stark abgeklungen ist. Zudem enthält der Streckträger in Längsrichtung große Mengen an Betonstahl, was die Schwind- und Kriechverkürzung zusätzlich vermindert. Nach der Fertigstellung des Streckträgers können die Kabel nochmals auf die Seilkräfte eines Durchlaufträgers unter Eigenlast eingestellt werden. Aus materialtechnischen und konstruktiven Gründen besteht daher keine zwingende Veranlassung, die Konstruktion aus Fertigteilen herzustellen, wenn dies nicht vom Bauablauf günstiger ist, da die monolithische Ortbetonlösung die in Tabelle 5.5-14 dargestellten wirtschaftlichen Vorteile hat. Durch die Herstellung des Streckträgers aus Fertigteilen lässt sich jedoch die Bauzeit wesentlich verkürzen, da die Fertigteile bereits während der Pylonherstellung gefertigt werden können. Durch die Vorfabrikation lässt sich auch in Schlechtwetterphasen eine gleichmäßig hohe Betonqualität sicherstellen. Für den offenen Querschnitt des Streckträgers hat man drei Möglichkeiten (Tabelle 5.5-15): 1. das Trägerrostsystem, 2. das Hauptträger-Plattensystem, 3. das reine Plattensystem.

Das Trägerrostsystem besteht aus zwei außen liegenden Hauptträgern und lastverteilenden Querträgern, die in äquidistanten Abständen angeordnet sind. Aus statischen Gründen wählt man den Streckträger in U-Form (aus Hauptträgern und Platte). Die offene U-Form hat den Schwerpunkt nahe der Platte. Dadurch kann man neben dem Hauptträger auch die Platte im Bereich der mitwirkenden Breite zum Abtragen der großen Normalkräfte heranziehen. Den Abstand der Querträger wählt man so, dass eine Plattendicke von d = 0,25 – 0,35 m ausreicht. Die Platte spannt sich hauptsächlich einachsig in Längsrichtung, nur am Rand zum Hauptträger ist sie dreiachsig gelagert. Die Normalkräfte bewirken, dass die Platte eine Vorspannung erhält, welche die Biegezugspannungen überdrückt. Die Aufhängung der Seile an einen A-Pylon ergibt sogar eine leichte Vorspannung in Querrichtung der Platte. Das Hauptträger-Plattensystem stellt eine weitere Vereinfachung für die Baumethode dar. Das System besteht aus zwei außen liegenden Hauptträgern und einem kontinuierlichen, quasi unendlich langen Plattenstreifen. Die Platte spannt sich einachsig zwischen den Hauptträgern. Entsprechend dem Biegemomentenverlauf nimmt die Dicke in Querrichtung, vom Rand zur Plattenmitte, linear zu. Die Platte wird in Querrichtung im Abstand von 0,80 – 1,00 m mit leichten Spanngliedern vorgespannt. Die reine Plattenlösung ist bei nicht sehr breiten Brücken (zweispurig mit Fußwegen) sehr wirtschaftlich. Sie besitzt aufgrund ihrer Querschnittform ein ausgezeichnetes aerodynamisches Verhalten und ist einfach herstellbar. Die Platte ist an den Seilverankerungen elastisch punktgelagert.

364

5 Haupttragwerke der Überbauten

5.5.5.1.2 Streckträger in Verbundkonstruktion Für eine Verbundkonstruktion bieten sich zwei Varianten an (Tabelle 5.5-16): 1. Stahlhaupt- und Stahlquerträgerrost mit Betonplatte 2. Stahlbetonhauptträger und -platte mit Stahlquerträgern

Für die Trägerrostsysteme ist die U-Form, wie schon beschrieben, der statisch günstigste Querschnitt. Besonderer Beachtung bedarf bei der ersten Variante (Tabelle 5.5-16) das Kriechen des Betons, welches, wie auch das Schwinden, durch vorgefertigte Platten und durch einen kleinen WasserZement-Faktor klein gehalten werden

Höhe [m]

Querträger

Kabelabstand [m] Abstand [m]

Hauptöffnung [m]

Jahr

Literaturhinweis

Bauwerk

Querschnitt des Streckträgers

Betonplattendicke [m]

Tabelle 5.5-15 Beton-Streckträgersysteme

0,23

1,75

2,50

7,50

230

1985

B + B-Entwurf

Xiang Jia Tang Bridge (China)

1. Trägerrostsystem

286,7

6,00

–

–

0,3–0,6

97,00

6,00

–

–

0,35-0,55

1985

Quade & Douglas

New Ohio River Bridge (USA)

2. Hauptträger – Plattensystem

1984

Bänziger+Köppel, R. Walther (CH)

Rheinbrücke Diepoldsau (CH)

3. Plattensystem

5.5 Schrägkabelbrücken

365

Höhe [m]

Querträger Abstand [m]

Kabelabstand [m]

Hauptöffnung [m]

Jahr

Literaturhinweis

Bauwerk

Querschnitt des Streckträgers

Betonplattendicke [m]

Tabelle 5.5-16 Verbund-Streckträgersysteme

286,5

14,33

3,59

1,25

0,25

230

7,50 oder (11,25)

3,75

1,25

0,25

1985

B+B – Entwurf

New Ohio River Bridge (USA)

1. Stahlhaupt- und -querträger – Stahlbetonplatte

1985

B+B – Entwurf

Xian Jia Tang Bridge (China)

2. Stahlbetonhauptträger – Stahlquerträger – Stahlbetonplatte

kann. Dies ist deshalb sehr wichtig, weil die Stahlbetonplatte hauptsächlich die großen Normalkräfte nicht nur zum Zeitpunkt t = 0, sondern auch zum Zeitpunkt t → f abtragen soll. Kann die Platte noch ausreichend schwinden und kriechen, werden diese Kräfte auf den Stahlhauptträger umgelagert. Ein Parameter ist das Verhältnis der E-Moduln von Stahl und Beton nach Kriechen und Schwinden des Betons. Gegenüber einer Fertigteilplatte, bei der das Schwinden durch Lagerung weitgehend abgeschlossen ist, übernimmt eine Ort-

betonplatte langfristig infolge Kriechen und Schwinden nur die Hälfte der Normalkräfte, weshalb die Stahlhauptträger stärker dimensioniert werden müssen. Die Fertigteilplatten werden über den Querträgern durch gestoßene Bewehrung oder durch die PPCS-Methode [Takenaka et al., 1986], [Girmscheid, 1986] miteinander und über Kopfbolzendübel mit den Haupt- und Querträgern verbunden. Die zweite Variante (Tabelle 5.5-16) bietet eine weitere Möglichkeit, eine leichte und ökonomische Konstruktion zu erhal-

366

ten. Die Hauptträger, die dominierend durch Normalkräfte beansprucht werden, werden aus Stahlbeton hergestellt, die Querträger, die durch das Platteneigengewicht und den Verkehr auf Biegung beansprucht werden, aus Stahl. Die Fahrbahnplatte wird durch den hoch liegenden Schwerpunkt des Querschnitts überdrückt und daher aus Stahlbeton hergestellt. Bei den genannten Kabelabständen sind die Hauptträgerhöhen bei Straßenbrücken h = 1,5 bis 2,5 m und bei Eisenbahnbrücken h = 3,0 bis 5,0 m. Die Spannweitenbereiche können aus Tabelle 5.5-13 entnommen werden.

5.5.5.1.3 Streckträger aus Stahl

Francesco Aigner und Thomas Petraschek Bei Schrägkabelbrücken für Straßen- oder Bahnverkehr sind Streckträger aus Stahl vorwiegend bei größeren Öffnungen wirtschaftlich (Richtwerte: Straße ab 200–250 m, Bahn ab 100–150 m). Bei Brücken mit großen Hauptöffnungen und erheblich kleineren Seitenöffnungen ist für den Streckträger meist eine Kombination von Stahl (Hauptöffnungen) und Verbund oder Spannbeton (Seitenöffnungen) zweckmäßiger als die reine Stahllösung. Wegen der möglichen großen Schlankheiten h/l und den praktisch unerschöpflichen Gestaltungsmöglichkeiten werden Fußgängerbrücken gerne als Schrägkabelbrücken gebaut und erhalten stählerne Streckträger (vielfältige Möglichkeiten der Farbgebung!). Dabei sind auch gekrümmte Tragwerke möglich. Allgemein sind Streckträger so auszubilden, dass unter den maßgebenden Einwirkungen die Forderungen an die Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Ermüdungsfestigkeit erfüllt werden. Für das Verhältnis von Stützweite zu Balkenhöhe gibt [Stahlbau, 1985] als groben Anhaltswert 60 … 120

5 Haupttragwerke der Überbauten

und für das Stahlgewicht des Streckträgers (Straßenbrücke) den Wert 4,1 kN/m2 an. Für Bahnbrücken gelten ca. 35 kN/m pro Gleis. Die Schnittkräfte werden entscheidend von der Führung der Abspannungen in Längs- und Querrichtung beeinflusst, siehe Abschnitt 5.5.1. Sind die Abspannungen in großen Abständen angeordnet, so treten an dem diskret elastisch gestützten Balken größere Biegemomente M und Querkräfte V auf und bedingen für den Streckträger Querschnitte mit hinreichend großem Widerstandsmoment W. Sind dagegen die Abspannungen in kleinen Abständen angeordnet, so bleiben M und V an dem quasikontinuierlich elastisch gebetteten Balken klein und es sind Streckträgerquerschnitte mit kleinem Widerstandsmoment möglich. In allen Fällen entstehen aus den Horizontalkomponenten der Kabelkräfte im Streckträger Druckkräfte, die bei positiven Momenten die Nulllinie nach unten, bei negativen Momenten nach oben verschieben. Die Normalkräfte müssen beim Nachweis der Systemtragfähigkeit (Stabilität!) und der Querschnittstragfähigkeit berücksichtigt werden. Üblicherweise ist der Einfluss der Durchbiegungen auf die Biegemomente (Theorie II. Ordnung) nicht sehr groß und liegt im Bereich zwischen 3 und 15%. Wegen der Stabilisierung des Streckträgers durch die Seilgeometrie siehe [Volke, 1973]. Durch die Vorgabe einer zweckmäßigen, das Momentenbild des Streckträgers vereinheitlichenden Vorspannung des statisch unbestimmten Systems lässt sich der Streckträger sparsam dimensionieren, siehe Abschnitt 8.3.2.2 Außer dem Endzustand ist beim Entwurf des Streckträgers die durch Herstellung im Freivorbau relativ einfach zu bewerkstelligende Montage zu berücksichtigen, siehe Kapitel 9. Konstruktion bzw. Form des Streckträgers hängt außer vom Längsabstand der Verankerungspunkte ursächlich von der Führung der Abspannung in Quer-

5.5 Schrägkabelbrücken

richtung ab. Liegt eine Mittelträgerbrücke vor (Brücke mit einer oder zwei eng nebeneinander liegenden Kabelebenen in Querschnittsmitte), so müssen gegenüber der Kabelebene exzentrisch angreifende Lasten durch Torsionsmomente im Streckträger abgetragen werden. Hier ist die Ausführung als torsionssteifer Querschnitt unbedingt erforderlich. Mittelträgerbrücken kommen ausschließlich bei getrennten Verkehrsflächen, z. B. Autobahnquerschnitten, in Frage. Ebenso erhalten Fußgängerbrücken mit gekrümmtem Tragwerk und einer (oft an einer der beiden Brückenseiten angeordneten) „Kabelfläche“ einen torsionssteifen Querschnitt. Liegen hingegen zwei außen liegende Kabelebenen vor, so kommen offene Querschnitte in Frage. Die angreifenden Lasten teilen sich durch Querbiegung auf die Trägerstege auf (bei zwei Trägerstegen näherungsweise nach dem Hebelgesetz; genauere Ergebnisse erhält man nach der Theorie der Wölbkrafttorsion). Ein Kastenquerschnitt ist selbstverständlich auch in diesem Fall möglich. Er verbessert die Querverteilung exzentrischer Lasten, wodurch

Bild 5.5-4 Donaustadtbrücke, Montagezustand

367

insbesondere die Vertikalverformungen und Querschnittsverdrehungen reduziert werden. Ein architektonisch überaus ansprechendes Beispiel einer modernen Schrägkabelbrücke mit zwei Abspannebenen und einem (aus gestalterischen Gründen geknickten) unteren Rohrverband zeigen die Bilder 5.5-4 und 5.5-5. In diesen Bildern erkennt man auch die auffällig gestalteten Konsolen zur Einleitung der Kabelkräfte, und im zweiten Bild zusätzlich die Zugpendel zur Begrenzung der Endtangentenneigung bei der künftigen Verwendung als Bahnbrücke. In [Roik et al., 1986] sind verschiedenste Querschnitte von Streckträgern von Schrägkabelbrücken mit Öffnungen zwischen ca. 60 und 460 m und Querschnittsbreiten zwischen ca. 7,0 und bis ca. 40 m für Straßenbrücken sowie einige Eisenbahnbrücken aus den Jahren 1955 bis 1986 gezeigt. Obwohl heute weitaus größere Stützweiten bewältigt werden, lässt sich anhand der angegebenen Beispiele doch die Entwicklung der typischen Balkenquerschnitte studieren: Die ersten Ausführungen entsprachen ziemlich genau der seiner-

368

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.5-5 Donaustadtbrücke, Unteransicht [Pauser/Foller, 1997]

zeit üblichen Querschnitte für Einfeld- und Durchlaufträgerbrücken. Später ging man – auch mit Rücksicht auf die immer größer werdenden Stützweiten – zu aerodynamisch günstigeren Querschnitten über (Gefahr von winderregten Schwingungen bei weit gespannten Brücken im Montageund Endzustand!), wie sie auch bei Hängebrücken verwendet werden. Bei der Beurteilung der aerodynamischen Stabilität ist zu beachten, dass bei offenen Profilen die erste Biege- und Torsionseigenfrequenz

praktisch zusammenfallen, die sich bei geschlossenen Profilen dagegen aber deutlich unterscheiden können. Üblich sind heute zweistegige Vollwandquerschnitte. Einen Spezialfall stellt der Querschnitt der Öresund-Brücke (2001) dar, die für Eisenbahn- und Autobahnverkehr vorgesehen ist. Bild 5.5-6 zeigt einen Montagezustand. Um der Brücke trotz des vergleichsweise hohen Streckträgers (12,2 m bei 490,0 m Abstand zwischen den Pylonen) ein leichtes Aussehen zu geben, wurde der Streck-

Bild 5.5-6 Öresundbrücke, Bauzustand [Krumbach/Hamm, 2000]

5.5 Schrägkabelbrücken

träger als pfostenloses Strebenfachwerk ausgebildet. Die beiden Gleise sind auf Höhe der Untergurte angeordnet, die Straßenfläche über den Obergurten. In Japan findet man zuweilen Pfosten-DiagonalenFachwerke als GV-geschraubte Konstruktionen und mit fachwerkartig aufgelösten Querscheiben. Bei Mittelträgerbrücken, Brücken mit zwei Kabelebenen verhältnismäßig geringer Spreizung oder bei Brücken mit gekrümmtem Tragwerk wird dieses stets torsionssteif ausgeführt (Kasten mit Bodenblech oder unterem Verband). Da die Biegemomente bei ausreichend enger Abspannung klein bleiben, genügt eine schmale Bodenplatte. Bei vertikalen Stegen werden weit auskragende Konsolen durch schräge Druckstreben in engen Abständen, z. B. durch

369

Rundrohre, unterstützt oder es werden die Stege geneigt. Kombinationen (geneigte Stege mit Unterstützung der Konsolen) sind bei sehr breiten Tragwerken (Autobahnquerschnitte) zweckmäßig. Bei Straßenbrücken werden üblicherweise im Bereich der Fahrbahnränder Längsträger („Saumträger“) angeordnet, welche die großen Lasten an den Fahrbahnrändern (LKW-Spuren, Schwerfahrzeug am Fahrbahnrand) verteilen, damit die Querträger entlasten und die Anzahl der erforderlichen Abstützungen für die Konsolen reduzieren. Bild 5.5-7 zeigt die Regelquerschnitte der Hauptöffnung der 2001 fertiggestellten Rheinbrücke Ilverich (Mittelträgerbrücke mit 287,5 m Hauptöffnung). Bild 5.5-8 zeigt den originellen Querschnitt der Arnobrücke Florenz, 1978.

Bild 5.5-7 Rheinbrücke Ilverich Regelquerschnitte [Saul et al., 2002]

Bild 5.5-8 Arnobrücke Florenz, Regelquerschnitt

370

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.5-9 Brücke über den Hauptbahnhof Ludwigshafen, Regelquerschnitt [Freudenberg, 1970]

Bild 5.5-9 zeigt den offenen, zweistegigen Querschnitt der an zwei Kabelebenen außerhalb der Brücke aufgehängten Schrägkabelbrücke über den Hauptbahnhof Ludwigshafen/Rhein. Bild 5.5-10 zeigt den Querschnitt der an zwei Kabelebenen außerhalb der Brücke aufgehängten Schrägkabelbrücke mit torsionssteifem Kastenquerschnitt (Donaustadtbrücke Wien, 1997). Um die Brücke zu einer Bahnbrücke mit Schotterbett umzubauen, ist die Reduktion der Biegemomente erforderlich. Dies erfolgt durch Einziehen weiterer Kabel an bereits dafür vorgesehenen Konsolen. Konstruktiv von Bedeutung sind die Verankerungspunkte, an denen die Streckträger an den Kabeln aufgehängt sind (Kabelkonsolen). Die Verankerung von Vielkabelsystemen mit entsprechend kleinen Kabelkräften ist naturgemäß einfacher als jene von Systemen mit wenigen Kabeln mit sehr großen Zugkräften. Sind die Abspannebenen an den Außenseiten des Streckträgers geführt, können die Verankerungspunkte bewusst hervorgehoben werden, siehe Bild 5.5-5. Bei Mittelträgerbrücken müssen die über die Kabel eingeleiteten großen Einzelkräfte durch (in der Regel vollwandige) Querscheiben auf die Hauptträger übertragen werden. Sind bei größeren Kabelabständen zur Erhaltung der Profilform weitere Querträger angeordnet, so kommen für diese auch Fachwerkscheiben in Frage, siehe Bild 5.5-7.

Ebenfalls für die Gestaltung des Streckträgers ist dessen Verbindung mit den Pylonen von Bedeutung. Stehen der Pylon oder die Pylonenstiele innerhalb des Brückenquerschnitts, so kann der Pylon (gelenkig oder eingespannt) mit dem Streckträger verbunden oder aber durch Öffnungen im Streckträger geführt und von diesem auf dem Pfeiler gelagert sein. Bild 5.5.5-11 zeigt eine biegesteife Verbindung zwischen Streckträger und Pylon bei der vor allem auch hinsichtlich der Montage, siehe Abschnitt 9, überaus interessanten Rheinbrücke Oberkassel. Konstruktiv einfacher und heute üblicher ist der Fall, dass die Pylonenbeine außerhalb des Brückenquerschnitts stehen (O-Pylon). Der Streckträger kann dann entweder nur an den Kabeln aufgehängt oder über Querträger mit den Pylonen verbunden sein.

5.5.5.2 Pylone Die Pylonstiele werden meist als Stahlbetonhohlquerschnitt mit großen Wanddicken ausgebildet. Der Querschnitt wird hauptsächlich durch Druckkräfte beansprucht. Stahlpylone werden nur dann verwendet, wenn extrem schlanke Konstruktionen gefordert sind. Die Pylone sind bei Betonkonstruktionen mit einer schlaffen Bewehrung versehen; eine Vorspannung ist nur im Bereich der Kabelverankerung und

GLEISSCHOTTERTROG 6.80

9.86

9.86

Bild 5.5-10 Donaustadtbrücke, Querschnitt für Straßen- und Bahnverkehr [Pauser/ Foller, 1997]

5.55

5.55

1.0

REVISIONSWAGEN

3.25

REVISIONSWAGEN

1.40

FAHRBAHN 8.50

3.25

1.40

1.0

DETAIL

5.5 Schrägkabelbrücken 371

372

5 Haupttragwerke der Überbauten

Längsschnitt in Kabelachse

Längsschnitt in Querachse

Bild 5.5-11 Rheinbrücke Oberkassel, biegesteife Verbindung Streckträger-Pylon [Beyer et al., 1977]

in den evtl. vorhandenen Querbalken erforderlich. Während der Bauphase sind die Pylonbeine Kragarme mit relativ geringen Normalkräften aus Eigenlast, die auf Biegung beansprucht werden. Je nach Baumethode und Pylonform (z. B. A-Pylon) ist bei Pylonen aus Beton eine temporäre Vorspannung während der Bauphase notwendig. Es ist noch anzumerken, dass Schrägkabelbrücken mit harfenförmiger Kabelanordnung wesentlich steifere Pylone verlangen als mit fächerförmiger [Stahlbau Handbuch, 2. Band, 1985], oder es müssen Rückspannungen an zusätzlichen Pfeilern in den Seitenfeldern angeordnet werden. Dies liegt an der starken Verformbarkeit des Gesamtsystems, bedingt durch die geringe vertikale Federsteifigkeit der gleich stark geneigten Kabel.

5.5.5.3 Kabelverankerung Die Verankerung der Kabel im Pylon und im Streckträger ist eine sehr wichtige Detailaufgabe. Bei den relativ großen geschlagenen Seilen bzw. Paralleldrahtseilen ist es wegen der Dauerfestigkeitsprobleme wichtig, die Kabelbiegung am Eingang zum Ankerkopf zu verhindern [Girmscheid, 10/1987]. Wird nicht die stahlbaumäßige

Lösung mit Gabelseilkopf bzw. Augenstab und Bolzen verwendet, wird der Anker durch ein kurzes Stahlrohr mit Dämpfungsring geführt (Tabelle 5.5-17). Dieses Stahlrohr hat die Aufgabe, die Kräfte, die am Flansch vom Ankerkopf eingeleitet werden, durch Schub auf den Beton zu übertragen, dem Beton im Einleitungsbereich eine zusätzliche Membranverstärkung zu geben und durch einen eingepressten NeopreneDämpfungsring das Kabel am Ende gerade zu führen, um Biegung im Bereich des Ankerkopfs zu verhindern. Zum Montieren und Befestigen der Kabel bestehen die in Tabelle 5.5-18 aufgeführten Möglichkeiten zur Gestaltung der Ankerköpfe [prEN 1993-1-11, 2001]. Die Kräfte sollen auf direktem Weg abgeleitet werden; dies ist ein Grundprinzip für eine optimale Konstruktion. Daher sollte man die Hauptträger des Streckträgers direkt an die Kabel hängen (Tabelle 5.5-6). Die Krafteinleitungsbereiche erfordern vom Ingenieur bzw. der Ingenieurin immer zusätzliche Anstrengungen, um in diesen Bereichen eine realistische Berechnung durchzuführen. Ein sehr gutes Bild wird man immer mit einer Finite-ElementRechnung erreichen können, indem man einen Ausschnitt aus dem Einleitungsbereich wählt. Diese genauere Untersuchung

5.5 Schrägkabelbrücken

373

Tabelle 5.5-17 Konstruktive Möglichkeiten zur Verminderung des Biegewinkels am Ankerkopf Streckträger

Pylon

Stahlbeton

Verbund

wird man im Ausführungsfall anstellen, zumindest zur Kontrolle. Die Vorberechnung kann man mit der Fachwerkanalogie durchführen (Tabelle 5.5-19). Zur Verankerung der Kabel am Pylon gibt es prinzipiell zwei Möglichkeiten: 1. Das kontinuierlich durchgehende Seil wird über einen Kabelsattel geführt und nur in den Hauptträgern des Streckträgers verankert. 2. Das unterbrochene Kabel wird am Pylon und am Streckträger verankert. Die erste Methode ist nur für geschlagene Seile möglich, die eine Krümmung mit Querdruck vertragen. Da die Tendenz bei Schrägkabelbrücken ganz eindeutig zu den Multikabelsystemen mit dichten Aufhängungen geht, ist der Kabelsattel wegen des Platzbedarfs und der dadurch erforderlichen Pylonhöhe meist nicht praktikabel. Zudem werden hauptsächlich Paralleldrahtseile und Parallelstabbündel verwen-

det, die nicht über einen Kabelsattel gebogen werden können. Heute verankert man die Kabel im Pylon. Dabei werden die Ankerköpfe im Mindestabstand platziert, so dass neben der Montage auch die nachträgliche Kontrolle sowie der Unterhalt möglich ist, womit man zum Fächersystem gelangt. Die Verankerungsmöglichkeiten sind in Tabelle 5.5-19 zusammengefasst.

5.5.5.4 Korrosionsschutz Der Korrosionsschutz ist von entscheidender Bedeutung für die Sicherheit und Dauerhaftigkeit von Schrägkabelbrücken. Die zu treffenden Maßnahmen hängen von der Seilart ab (Tabelle 5.5-4 und Tabelle 5.5-20). Der Korrosionsschutz der Kabel sollte aber seilunabhängig mehrschichtig aufgebaut werden und besteht grundsätzlich aus mindestens drei Stufen:

374

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.5-18 Mögliche Ankerkopfausbildung Bild

Bez.

Beschreibung

Anspannen

1

FEA

Einfacher Ankerkopf, der als Festendankerkopf dient, an dem nicht angespannt wird

–

2

SPA

Durch Unterlegen von zweigeteilten Stahlplatten (Shims)

3

SPA

Modifizierter Festendanker, der eine verlängerte Ankerhülse mit Innengewinde hat, in welches der Pressenstempel eingeschraubt wird

Durch Drehen der Überwurfmutter

4

SPA

In den modifizierten Grundanker wird ein Augenstab in das Innengewinde des Ankers eingeschraubt

Durch Einhängen des Augenstabs in einen Bolzen zwischen zwei verankerten Stahlplatten

5

FEA

Modifizierte Form von Nr. 4. Der ganze Ankerkopf ist aus einem Guss mit Augenstab

SPA = Spannanker FEA = Festanker

x Korrosionsschutz jedes einzelnen Drahtes, x Korrosionsschutz des Seilinneren, um den Feuchtigkeitseintrag zu verhindern, x Korrosionsschutz der Seiloberfläche. Im Weiteren ist die Verankerungskonstruktion entsprechend zu konzipieren, so dass bei den Endverankerungen und Umlenklagern kein Wasser (Schnee, Regen, Nebel, allg. Feuchtigkeit) eindringen kann, d. h. dass keine Schwachstellen im Korrosionsschutz auftreten. Sämtliche Übergänge und Verbindungen sind deshalb durch ein dauerhaft elastisches, nicht versprödendes Material zu versiegeln (z. B. Neoprene-Konus im Bild 5.5-14). Zusätzlich ist bei der unte-

ren Verankerung unter Umständen eine Wasserdrainageöffnung vorzusehen, um das im äußeren Hüllrohr anfallende Kondenswasser abzuleiten. Die Drähte, Litzen, Seile und Verankerungsköpfe müssen in allen Phasen gegen Korrosion und Beschädigung geschützt sein; das betrifft: x die Bauphase mit Herstellung, Transport, Lagerung und Montage, und x die Nutzungs- und Betriebsphase. Zusätzlich müssen unter Umständen Maßnahmen zum Schutz vor mechanischer Beanspruchung getroffen werden.

5.5 Schrägkabelbrücken

375

Tabelle 5.5-19 Seilverankerung im Pylonkopf

Stahlbaumäßige Verankerung

Koppelanker – Gekreuzte Verankerung Verankerung (Vollpylon)

Versetzt gekreuzte Verankerung (Vollpylon)

Hohler Pylon

Bez.

System

Vor- und Nachteile Vorteile:  Montage und Inspektion im Innenraum  Wettergeschützt  Einfache Verankerung der senkrechten Kabel  Montage von einer Plattform Nachteile:  Statisch ungünstig: hohe Spaltzugkräfte, hoch beanspruchte Druckstreben

Vorteile:  Statisch: Seilkräfte überdrücken sich gegenseitig Nachteile:  Verankerung der senkrechten Seile  Montage von zwei Bühnen

Vorteile:  Einfache Schalarbeit  Statisch: Krafteinleitung Nachteile:  Spezielle Koppelanker Vorteile:  Kein großer Schalungsaufwand  Statisch klare Kraftführung Nachteile:  Spezielle Ankerköpfe

Stat. Nachweis – Fachwerkmodell

376

5 Haupttragwerke der Überbauten

Tabelle 5.5-20 Seilarten für Haupttragelemente von Schrägkabelbrücken Vollverschlossenes Spiralseil (1 Lage Z-Drähte)

Paralleldrahtkabel

5.5.5.4.1 Korrosionsschutz der Vollverschlossenen Seile Vollverschlossene Seile bestehen aus einem Runddrahtkern und einer bis mehreren Lagen spiralförmig geschlagener Z-Drähte. Herstellungsbedingt weisen die Vollverschlossenen Seile zwischen den einzelnen Drähten nur sehr kleine Hohlräume auf. Durch die geschlossene Oberfläche bieten Vollverschlossene Seile grundsätzlich einen hohen Korrosionsschutz. Der Korrosionsschutz der einzelnen Drähte erfolgt durch Galvanisierung (100% Zink) oder durch eine Galfan-Beschichtung (95% Zink, 5% Aluminium). Die Zinkbeschichtung beträgt je nach Drahtdurchmesser zwischen 180 und 340 g/m2, die Zink-Alubeschichtung der Rund- und Z-Drähte kann bis etwa 300 g/m2 betragen. Zu beachten ist, dass der Galvanisierungsprozess die Materialeigenschaften des Stahls (Zugfestigkeit, Ermüdungsverhalten) im negativen Sinne verändern kann. Durch den Galfan-Prozess beschichtete Drähte weisen zudem einen viel besseren Schutz gegen atmosphärische Einflüsse auf als rein verzinkte, die Beständigkeit liegt im Vergleich zu normal feuerverzinkten Drähten drei- bis vierfach höher, weshalb bei deren Verwendung in der Regel auf einen zusätzlichen Korrosionsschutz der Seile verzichtet wird. Allerdings ist der Galfan-

Parallellitzenkabel

Prozess ein neues Verfahren und somit das Langzeitverhalten noch weitgehend unbekannt, weshalb das Verfahren für Haupttragelemente bis anhin noch nicht angewendet wurde. Werden die einzelnen Drähte verzinkt, werden die Hohlräume zwischen den Drähten beim Schlagen der Seile mit einem Seilverfüllmittel (Zinkstaubfarbe auf Polyölbasis oder Seilverfüllmittel mit Aluminiumpulver) verfüllt [Technische Unterlagen: Vollverschlossene Seile, 2002]. Auch bei verzinkten Seilen wird nach der Montage in der Regel ein zusätzlicher Korrosionsschutz durch mehrfache Beschichtung aufgebracht, da Beschädigungen durch Transport und Montage nicht auszuschließen sind. Bei den Vollverschlossenen Seilen erfolgt die Verankerung des Seils ausschließlich in konischen oder zylindrischen Verankerungshülsen (Tabelle 5.5-18), welche metallisch ausgegossen werden. Als Verguss kommt nur eine Blei-Zinn-Legierung oder Zink und Zinklegierungen mit tiefer Vergusstemperatur in Frage; zugelassen sind nach [DIN 3092, 1986] VgPbSn10Sb10 (Vergusstemperatur 350 °C), SnSb12Cu6Pb (Vergusstemperatur 440 °C), GB-ZnAl6Cu1 (Vergusstemperatur 450 °C) und Zn99,99 (Vergusstemperatur 490 °C). Die Drahtenden müssen mindestens 5 mm mit Vergussmaterial überdeckt werden, um den vollen Korrosionsschutz sicher zu stellen. Die Ver-

5.5 Schrägkabelbrücken

377

ankerung wird mit einer Schutzkappe abgedeckt. Analog den Seilen erhält die Verankerungskonstruktion eine mehrschichtige Korrosionsschutzbeschichtung.

5.5.5.4.2 Korrosionsschutz der Paralleldrahtkabel Paralleldrahtkabel bestehen aus einer bestimmten Anzahl blanker oder verzinkter Drähte mit einem Durchmesser von 7 mm, welche zu einem Bündel von parallelen Drähten zusammengefasst werden. In der Regel wird das Drahtbündel in ein Polyäthylenrohr eingezogen, und die Hohlräume werden mit einer Korrosionsschutzmasse ausgepresst. Die Korrosionsschutzmasse bietet aber nur dann einen zusätzlichen Schutz, wenn sie nicht durch Wasser, Hitze oder Vibrationen verdrängt oder ausgepresst wird. Die Wahl der Verfüllmasse hängt sowohl von der Oberflächenbehandlung der Drähte, da sich z. B. Zink und Zementinjektionen nicht vertragen (Tabelle 5.5-21), als auch von den dynamischen Anforderungen bezüglich der Dämpfung der Kabel ab. Zementinjektionen sind insofern problematisch, da das Injektionsgut durch die Seilschwingungen ermüdet und mit der

Zeit Risse aufweisen kann. Im gerissenen Zustand werden die Seile nicht mehr von einem lückenlos geschlossenen, basischen Milieu umgeben. Dies kann in der Folge durch den Eintrag von Feuchtigkeit (Kondenswasser) und Sauerstoff zu Korrosion führen. Bei den heute verwendeten Kabelsystemen kommen die folgenden aktiven und passiven Füllstoffe zur Anwendung: x Aktive: Suspension von Zink in einem Polyurethanöl, x Passive: dauerelastisch-plastisches Wachs. Die Verankerung der einzelnen Drähte erfolgt je nach Drahtanzahl in einer Ankerhülse mit Innenkonus (bis ca. 200 Drähte) oder im Grundkörper (bis ca. 400 Drähte). x Im Konus wird das Drahtbündel aufgefächert, und die einzelnen Drähte werden mit Stauchköpfen in einer Lochplatte verankert. Der Konus wird mit einer Vergussmasse aus Epoxydharz, Stahlkügelchen und Zinkstaub vergossen. Das Polyäthylenrohr wird im Anschlussrohr dicht eingegossen (Bild 5.5-12). x Im Grundkörper erfolgt die Verankerung ebenfalls mit Stauchköpfen. Das

Ankerplatte Anschlussrohr

Ankerhülse

HPDE-Hüllrohr

Schutzhaube

Paralleldrahtbündel

Verguss Mutter

Trompete

Korrosionsschutzmasse

Bild 5.5-12 Konusverankerung HiAm (bewegliche Verankerung) [Technische Unterlagen Schrägkabel, 2002]

378

5 Haupttragwerke der Überbauten Ankerplatte Anschlussrohr Grundkörper

Teleskoprohr

Schutzhaube

HPDE-Hüllrohr

Drahtführung

Zughülse Mutter

Trompete

Korrosionsschutzmasse

Bild 5.5-13 Grundkörperverankerung DINA (bewegliche Verankerung) [Technische Unterlagen Schrägkabel, 2002]

Vergießen der Bohrungen im Grundkörper mit Epoxydharz verhindert den Zutritt von Sauerstoff und Feuchtigkeit und verhindert Reibkorrosion. Die Drähte werden im Teleskoprohr zu einem dichten Bündel zusammengefasst, die Hohlräume mit einer Korrosionsschutzmasse ausgepresst und das Teleskoprohr im Anschlussrohr dicht eingegossen (Bild 5.5-13). Paralleldrahtkabel werden einschließlich der Verankerung vorkonfektioniert geliefert, vor Ort eingezogen und verspannt. Am Ende der Verankerungstrompete wird das Paralleldrahtkabel in einem Neoprene-Ring gelagert und der Übergang Trompete-Kabel mit einem Neoprene-Konus abgedichtet. Die Verankerungskonstruktion wird mit einer Schutzhaube abgedeckt, welche ebenfalls ausinjiziert wird. In der Tabelle 5.5-21 sind mögliche Kombinationen von Korrosionsschutzmassnahmen für Paralleldrahtkabel zusammengestellt. Werden blanke Drähte verwendet, müssen sie mit einem Korrosionsschutzmittel behandelt werden (z. B. Fett oder Wachs). Dieser temporäre Korrosionsschutz ist ohne zusätzliche Schutzmaßnahmen in

der Bauphase jedoch problematisch, da bis zur Ausinjektion des Hüllrohrs mehrere Monate, sogar ein bis zwei Jahre vergehen können. Für Schrägkabel werden in der Regel dickwandige HDPE-Rohre verwendet. Die Rohrwanddicke richtet sich dabei nach der Handhabung der Kabel während Fabrikation, Aufwicklung und Montage und nach dem Druck der Korrosionsschutzmasse bei den Verpressarbeiten. Es ist zu beachten, dass Stahlhüllrohre nur bei nicht werkgefertigten Kabeln verwendet werden können. Aufgrund ihrer Länge müssen Stahlhüllrohre verschweißt werden, wobei Schweißnähte generell Schwachstellen sind und bei nicht fachgerechter Ausführung (überstehende Brauen im Hüllrohrinnern) zur Beschädigung der Drähte führen können. Stahlhüllrohre werden deshalb kaum mehr verwendet.

5.5.5.4.3 Korrosionsschutz der Parallellitzenkabel Parallellitzenkabel bestehen aus einzelnen Seillitzen, welche nacheinander in ein Hüllrohr eingezogen werden. Die Seillitzen haben einen Durchmesser von 0,6˝, nach

379

5.5 Schrägkabelbrücken Tabelle 5.5-21 Kombinationen von Korrosionsschutzmassnahmen Komponenten

Kombinationsmöglichkeiten I

II

III

X

X

Drähte blank verzinkt

X

Korrosionsschutzmasse dauerplastisch

X

X

Zementinjektion

X

Hüllrohr HDPE-Rohr

X

X

X

Stahlrohre

(X)

(X)

(X)

ASTM 15.2 mm (Nominalquerschnitt 140 mm2, primär in USA und Asien verwendet) bzw. nach Euronorm 15.7 mm (Nominalquerschnitt 150 mm2, primär in Europa verwendet). Eine Litze besteht aus 7 gewachsten oder gefetteten Einzeldrähten mit Durchmessern von 5.1 – 5.2 mm pro Draht, wobei die 6 äußeren Drähte um den etwas dickeren Zentrumsdraht gewickelt werden. Die Lücken zwischen den Drähten werden mit Wachs (z. B. System Monostrand minimal 120g/m [Technische Unterlagen: Stay Cables, 2001]) oder Fett verfüllt. Anschließend wird die Litze mit einer engextrudierten HDPE-Ummantelung (im Tauchverfahren aufgebracht und durch Schrumpfen beim Abkühlen unverschieblich mit den Stahldrähten verbunden) umhüllt. Die eng-extrudierte HDPE-Ummantelung garantiert, dass der Stahl auch unter voller Dehnung immer vor äußeren Einflüssen geschützt ist. Diese Seillitzen werden werkseitig unter hoher Qualitätsanforderung als Endloslitzen gefertigt und auf Bobinen aufgewickelt zur Baustelle geliefert. Bauseitig werden die Seillitzen auf das erforderliche Maß abgelängt und zur

Montage vorbereitet (u. a. Entfernen der HDPE-Ummantelung im Verankerungsbereich). Die Litzen werden anschließend einzeln nacheinander in ein HDPE-Schutzrohr eingezogen und angespannt. Die Seillitzen verbleiben in der Regel lose in der Ummantelung, so dass jederzeit einzelne Litzen ersetzt werden können. Die Verankerung der Parallellitzenbündel erfolgt an einem Kabelende fest und am anderen nachstellbar, wobei die einzelnen Litzen bei beiden Verankerungstypen mit Keilen fixiert werden (Bild 5.5-14). Das Spannen der Kabel kann beidseitig erfolgen. Wesentlichstes Element des bauseitigen Korrosionsschutzes bei der Montage ist das Ausinjizieren der Hohlräume um die Litzen im Auffächerungsbereich der Verankerungskonstruktion mit einer Korrosionsschutzmasse, welche das Eindringen von Feuchtigkeit langfristig verhindert [Technische Unterlagen: Schrägkabel, 2002], [Technische Unterlagen: Stay Cables, 2002], [Technische Unterlagen: Prestressing Systems, 2002]. Die Korrosionsschutzmasse darf nicht durch Wasser, Hitze oder Vibrationen verdrängt oder ausgepresst werden.

380

5 Haupttragwerke der Überbauten Ankerplatte

Litzen

Anschlussrohr

Ankerkopf mit Keilverankerung

Neoprene-Konus HPDE-Hüllrohr

Schutzhaube

Ankerhülse

Dämpfungsring

Mutter

Spannungsring

Korrosionsschutzmasse

Trompete

Bild 5.5-14 Verankerungssystem (nachspannbar)

Am Ende der Verankerungstrompete wird das Parallellitzenkabel in einem Dämpfungsring gelagert und der Übergang Trompete-Kabel mit einem Neoprene- Konus abgedichtet. Die Verankerungskonstruktion wird mit einer Schutzhaube abgedeckt, welche ausinjiziert wird.

5.5.6 Ergänzungen zu Verbundund Mischkonstruktionen

Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 5.5.6.1 Kriterien zur Baustoffwahl des Streckträgers Schrägkabelbrücken stellen eines der zukunftsträchtigsten Brückensysteme dar, deren Entwicklungsmöglichkeiten bei weitem noch nicht ausgeschöpft sind, da sie entscheidende wirtschaftliche Vorteile mit vielfältigen ästhetischen Gestaltungsmöglichkeiten verbinden. Wirtschaftlich günstig wirkt sich gerade im Vergleich zu Bogenbrücken bzw. zum anderen seilüberspannten System der Hängebrücken aus, dass durch den, ausgehend von den Pylonen, sukzessiven Freivorbau das statische

Endsystem sich aus den Systemen des Bauzustands entwickelt. Durch das Vorspannen der Seile lässt sich gezielt ein günstiger Momentenverlauf im Streckträger einstellen. Grundsätzlich gilt das für alle Schrägkabelbrücken, unabhängig von der Ausbildung des Streckträgers. Die Gestaltung von Schrägkabelbrücken in Verbundbauweise unterscheidet sich also prinzipiell nicht von der von reinen Stahl- oder Betonsystemen. Die Gestalt der Pylone, die Anzahl der Kabelebenen und die Anordnung der Kabel werden nach den gleichen Kriterien entworfen und führen zu den vielfältigsten Varianten. Die unterschiedliche Ausbildung der Fahrbahnebene richtet sich neben historischen und regionalen Bevorzugungen – so wurde in Europa, Nordamerika, Japan und Australien vorwiegend in Stahl gebaut, in Südamerika und China dagegen überwiegend mit dem Baustoff Beton – hauptsächlich nach wirtschaftlichen Aspekten. Bedingt durch das Tragsystem der Schrägkabelbrücke erhält ein Streckträger aus Beton die für seine Wirkungsweise so günstige Druckvorspannung ohne teure Spannglieder mitgeliefert. Gegenüber dem Werkstoff Stahl hat ein Betonträger jedoch den Nachteil der höheren Eigenlast. Reine

5.5 Schrägkabelbrücken

381

8000

7000

Kosten

Betonfahrbahn Orthotrope Platte Verbundfahrbahn Hybrid Beton/Stahl Hybrid Beton/Verbund 4000

3000

2000 200

300

400

500

600

700

800

900

1000

Hauptspannweite [m]

Bild 5.5-15 Kostenvergleich für verschiedene Streckträgermaterialien (Quelle Leonhardt, Andrä und Partner)

Stahlkonstruktionen führen dagegen wegen des geringeren Gewichts zwar zu einer Reduktion der erforderlichen Kabelquerschnitte, aber erst bei sehr großen Spannweiten wiegt dieser Vorteil die hohen Fertigungskosten der orthotropen Fahrbahn auf, vgl. die Zusammenstellung der Herstellkosten von Schrägkabelbrücken in Abhängigkeit von der Spannweite und des Streckträgermaterials in Bild 5.5-15. Logische Konsequenz hieraus ist die Einführung der Verbundbauweise für den Streckträger von Schrägkabelbrücken. Die Materialien Beton und Stahl werden ihren Eigenschaften entsprechend vorwiegend auf Druck bzw. Zug belastet. Auch die Montage gestaltet sich einfacher. Die Stahlträger können in großen, relativ leichten, vorgefertigten Einheiten auf die Baustelle transportiert und montiert werden und dienen dann als Schalungsträger für die Herstellung der Betonplatte. Im Einzelnen können die folgenden Vorteile der Verbundbauweise für Schrägkabelbrücken formuliert werden:

x Die Normalkräfte aus dem Hauptsystem erzeugen eine Druckvorspannung in der Betonfahrbahn. Die Zugspannungen, die aus der Plattenbiegung infolge örtlicher Lasteinleitung in der Betonplatte auftreten werden durch die Vorspannung zum großen Teil überdrückt. x Die Stahlträger sind leicht und schnell montierbar und dienen als Gerüst für die Schalung der Betonfahrbahn. x Bei Herstellung der Ortbetonplatte in direktem Nachlauf zur Stahlkonstruktion entsteht ein Eigengewichtsverbund, der zu Materialeinsparungen führt. x Die Eigenlast der Verbundkonstruktion ist geringer als die einer reinen Betonkonstruktion, so dass geringere Kräfte in den Kabeln, Pylonen und Fundamenten entstehen. Gegenüber der reinen Stahlkonstruktion ist die Verbundkonstruktion zwar schwerer. Die guten Dämpfungseigenschaften wiegen diesen Nachteil jedoch wieder auf.

382

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.5-16 Normandiebrücke – Ansicht

a

b Bild 5.5-17 a) Spannbetonquerschnitt, b) Stahlquerschnitt

Ebenfalls als günstig erweisen sich, siehe auch Bild 5.5-15, sogenannte hybride Konstruktionen oder Mischkonstruktionen: die Streckträger werden in Feldmitte als Stahl- oder Verbundträger hergestellt, so dass die ohnehin am stärksten beanspruchten Seile mit geringer Neigung weniger Eigenlast aus dem Streckträger

abzutragen haben. In Pylonnähe, wo die Drucknormalkräfte im Streckträger am größten sind, wird Beton eingesetzt. Aufgrund der kleineren Kabellängen und der größeren Neigung der Kabel können die höheren Lasten aus dem Betongewicht wirtschaftlich abgetragen werden, siehe auch [Engelsmann et al., 1993]. Außerdem

5.5 Schrägkabelbrücken

erhalten in den Seitenfeldern die Rückverankerungen der Kabel höhere Auflasten, so dass an den Lagerpunkten eher auf eine Zugverankerung verzichtet werden kann. Ein bekanntes Beispiel für eine solche Mischkonstruktion ist die Normandiebrücke über die Seine bei Le Havre. Mit einer Hauptspannweite von 856 m war sie die erste Schrägkabelbrücke, die in den Bereich der sehr großen Spannweiten vordrang, der bisher nur durch Hängeseilbrücken realisiert wurden. Im mittleren Teil ist der Streckträger auf 624 m ein Stahlkastenquerschnitt, während der Querschnitt in den Seitenfeldern und jeweils 116 m über die Pylone ins Hauptfeld auskragend in Spannbetonweise ausgeführt ist, siehe Bild 5.5-17. Bemessungsrelevant waren hier die hohen Windlasten, die nicht nur zur Ausbildung eines windschlüpfrigen Kastenquerschnitts mit beidseitigen Abspannungen zu den sehr steifen Y-förmigen Pylonen führten, sondern auch die Einspannung der Betonfahrbahn in die Pylone nutzten [Virlogeux, 1990].

383

5.5.6.2 Querschnittsgestaltung und Ausbildung der Verbundfuge Die wahrscheinlich erste Schrägkabelbrücke, die nach dem Konzept der Verbundbauweise gebaut wurde, ist die Hooghly River-Brücke in Kalkutta, Indien [Schlaich/Bergermann, 1996]. Da recht schlechte Gründungsverhältnisse vorlagen, wurde für die Hauptträger eine relative leichte Verbundkonstruktion gewählt. Forderung des Bauherrn war es, indische Materialien und Fertigungstechniken zu benutzen. Konstruktionen und Montage richteten sich daher im wesentlichen nach den Möglichkeiten des ortsansässigen Stahlbaus. Das Know-how für Schweißverbindungen auf der Baustelle bzw. für die Anwendung hochfester Schrauben in vorgespannten Verbindungen lag nicht vor. So wurden alle Stahlstöße als genietete Verbindungen ausgeführt. Da Arbeitskräfte vor Ort zur Verfügung standen, wurde die Betonfahrbahn nicht mit Hilfe von Fertigteilen oder fertigen Schalelementen, sondern mit vor Ort gezimmerter Schalung hergestellt. Als Verbundmittel wurden auf die Obergurte der Längs- und Querträger Blockdübel mit Schlaufen geschweißt. Bild 5.5-18 zeigt den Querschnitt der Hooghly River-Brücke.

Bild 5.5-18 Hooghly River-Brücke in Kalkutta, Querschnitt (nach [Schlaich/Bergermann, 1996])

384

5 Haupttragwerke der Überbauten Ansicht

Längsschnitt in Brückenachse

Ansicht A – A

Bild 5.5-19 Sunshine-Skyway-Brücke, Ansicht

Bild 5.5-20 Sunshine-Skyway-Brücke, Querschnitt

Ähnlich wie bei der Hooghly-Brücke in Kalkutta handelt es sich auch bei dem zweiten Beispiel, der Sunshine-Skyway-Brücke in Florida, [Saul et al., 1984] um einen offenen Streckträgerquerschnitt, bei dem die beiden Seilebenen an die außenliegenden Hauptträger geführt werden. Die Bilder 5.5-19 und 5.5-20 zeigen Ansicht und Querschnitt der Brücke. Die außen liegenden asymmetrischen Hauptträger haben in Richtung der Kabelebene geneigte Stege, an denen die Schrägkabel verankert sind. Die Betonfahrbahnplatte spannt in Brückenlängsrichtung zwischen den Querträgern. Sie wurde im Unterschied zur HooghlyBrücke aus Fertigteilen hergestellt, die durch Ortbetonfugen miteinander verbunden sind. Die Längsfugen, in denen sich aus der Querträgerwirkung Druck ergibt, lau-

fen über die Brückenlänge durch. Die Querfugen, in denen nahe der Brückenmitte auch Zug entstehen kann, sind gegeneinander versetzt. Als Verbundmittel wurden auf den Querträgern in den Dübelaussparungen Kopfbolzendübel angeordnet, die dann mit Ortbeton vergossen wurden. Die Fugen waren ausreichend breit, dass die Bewehrung durch Übergreifung gestoßen werden konnte, die Plattenränder waren profiliert, um die Schubverzahnung zu verbessern. Die Zwillings-Verbundschrägkabelbrücke über den Houston Ship Channel bei Baytown, Texas [5.46] ähnelt der oben beschriebenen Sunshine-Skyway-Brücke. Wegen der großen Breite der Fahrbahn wurden jedoch zwei unabhängige Überbauten mit jeweils 24 m Breite ausgebildet,

5.5 Schrägkabelbrücken

385

Bild 5.5-21 Brücke über den Houston Ship Channel, Querschnitt

mit auf Streckträgerhöhe gekoppelten Pylonen (siehe Bild 5.5-21). Auch hier haben die Hauptträger geneigte Stege und liegen am Rand der Brückenfahrbahn um ein direktes Verankern der Kabel zu ermöglichen. Der ursprüngliche Entwurf sah vor, zur Erzielung eines Eigengewichtsverbundes die Betonfahrbahn vor der Verbundrostmontage an Land zu betonieren. Um die hohen Hebegewichte zu vermeiden, wurden bei der Ausführung jedoch stattdessen ebenfalls Fertigteilplatten mit Ortbetonfugen angeordnet. Die Querfugen lagen jeweils über den Obergurten der Querträger, so dass die

Gurte gleichzeitig auch als „Schalbleche“ dienten. Die Beispiele zeigen, dass die Querschnittsgestaltung des Streckträgers durchaus durch das Haupttragsystem der Schrägkabelbrücke mitbestimmt wird. x Die Hauptlängsträger liegen sowohl bei Kastenträgern als auch bei offenen Plattenbalken bevorzugt außen, um die Kabel direkt verankern zu können. x Die Betonfahrbahn spannt in Längsrichtung zwischen den Querträgern. Die Längsdruckkräfte aus der Haupttrag-

386

wirkung überdrücken weitgehend die Längszugspannungen aus örtlicher Lasteinleitung. x Um eine Umlagerung der Längsdruckkräfte aus der Betonfahrbahn in den Stahl gering zu halten, werden häufig Betonfertigteile eingebaut. Die Fugen zwischen den Fertigteilen werden zur Risseverteilung mit überlappender Bewehrung versehen. x Offene Querschnitte werden häufig mit A-Pylonen kombiniert. Die außen am Balken verankerten Kabel laufen an der Pylonspitze zusammen und bilden so ein steifes, räumliches Fachwerk, das den torsionsweichen Balken stabilisiert.

5.5.6.3 Sonderlösung Doppelverbundquerschnitt Der Querschnitt der Kap-Shui-Mun-Brücke in Hong-Kong [Saul/Hopf, 1997a], [Saul/Hopf, 1997b] wurde durch die Anforderung bestimmt, dass der Verkehr in zwei Ebenen anzuordnen war, einer oberen Ebene für die Autobahn mit zwei Richtungsfahrbahnen mit je drei Fahrspuren und

Bild 5.5-22 Kap-Shui-Mun-Brücke, Querschnitt

5 Haupttragwerke der Überbauten

einer Standspur und einer zweiten unteren Ebene für eine zweigleisige S-Bahn und zwei Notspuren. Da sowohl der Obergurt als auch der Untergurt des Kastens als Fahrbahnplatte wirkt, wurde eine Doppelverbundkonstruktion ausgeführt. Bemerkenswert ist, dass es sich bei der zweistöckigen Straßen- und S-Bahnbrücke darüber hinaus nicht nur im Querschnitt, sondern auch in Brückenlängsrichtung um eine Mischkonstruktion handelt. Der dreizellige Kastenquerschnitt besteht nur im mittleren Bereich der Hauptöffnung mit einer Länge von 387 m aus einem Verbundüberbau. Die Seitenfelder und Randbereiche der Mittelöffnung sind aus vorgespanntem Stahlbeton ausgeführt. Die beiden Kabelebenen greifen links und rechts der äußeren Kästen an und sind in einem H-förmigen Pylon fächerförmig verankert. Die Queraussteifung der Kästen erfolgt über die als VierendeelTräger ausgebildeten Querrahmen, da der Schienen- und Straßenverkehr im Inneren des Kastens keine Diagonalaussteifung zulässt (Bild 5.5-22). Längsverbände in der Ebene der inneren Pfosten verteilen die konzentrierten Verkehrslasten auf mehrere Querrahmen. Um die Diagonalen von Be-

5.5 Schrägkabelbrücken

anspruchungen aus dem Haupttragwerk möglichst freizuhalten, wurden sie erst nach Aufbringen aller ständigen Lasten verschraubt. Die Verbindung zwischen Spannbetonüberbau und Verbundüberbau erfolgt über ein Übergangselement, das während der Montage auch als Vorbauschnabel des mit Taktschieben erstellten Spannbetonüberbaus diente. Die in Längsrichtung vorgespannten Stahlbetonverbundplatten haben im Bereich der S-Bahn große Öffnungen (siehe Querschnitt in Bild 5.5-22), um auch im Falle eines Feuers einen guten Luftabzug zu gewährleisten. Die beschriebenen Beispiele zeigen, dass Verbund-Schrägkabelbrücken nach einem Zusammenspiel von Kriterien der Wirtschaftlichkeit, der Montierbarkeit und Herstellung und der Funktionsanforderungen entworfen werden. Die konsequente Verfolgung dieser Grundsätze führt häufig dann auch zu Brückensystemen, die darüber hinaus durch ihren ästhetischen Ausdruck faszinieren. Weiterführende Literatur zu Abschnitt 5.5 [1] Andrä, Wolfhart und R. Saul: Versuch mit Bündeln aus parallelen Drähten und Litzen für die Nordbrücke Mannheim – Ludwigshafen und das Zeltdach in München, Bautechnik 51 (1974), H. 9, 289–298, H. 10, 332–340, und H. 11, 371–373. [2] Bacchetta, Aldo und M. Rüst: Rheinbrücke Diepoldsau, Schweizer Ingenieur und Architekt 103 (1985), H. 35, 818–821. [3] Birkenmaier, M. und R Narayanan: IABSE Colloquium. Lausanne 1982. [4] Graf, Otto. und E. Bremer: Versuche mit Drahtseilen für eine Hängebrücke, Bautechnik 19 (1941), H. 38, 410–415. [5] Klingenberg, W. und A. Plum: Versuche an Drähten und Seilen der neuen Rheinbrücke in Rodenkirchen bei Köln, Stahlbau 24 (1955), H. 12, 265–272. [6] Köppel, Albert J. und A.Bacchetta: Rheinbrücke Diepoldsau, Schweizer Ingenieur und Architekt 104 (1984), H. 40, 760–766.

387 [7] Koger, E.: Aerodynamische Untersuchung an der neuen Tjörnbrücke, Der Stahlbau 52 (1983), H. 5, 129–135. [8] Leonhardt, Fritz, W. Zellner und H. Svensson: Die Spannbeton-Schrägkabelbrücke über den Columbia zwischen Pasco und Kennewick im Staat Washington USA, Beton- und Stahlbetonbau 75 (1980), H. 2, 29–36, H. 3, 64–70 und H. 4, 59–64. [9] Leonhardt, Fritz, W. Zellner und R. Saul: Zwei Schrägkabelbrücken für Eisenbahnund Strassenverkehr über den Rio Parana (Argentinien), Der Stahlbau 48 (1979), H. 8, 225–236 und H. 9, 272–277. [10] Tang, Man-Chung: Design of cable-stayed girder bridges, Journal of the Structural Division (ASCE), 98 (1972), No. ST8. [11] Maschwitz, J., O. Nützel und M.Spannring: Deutsches Know-how für Asiens längste Brücke, Beton 35 (1985), H. 8, 295–300. [12] Menn, Christian: Brückenträger mit Unterspannung, Schweizer Ingenieur und Architekt (1987), H. 9, 200–203. [13] Modemann, J. und K. Thönnissen: Die neue Rheinbrücke Düsseldorf-Flehe/Neuss-Uedesheim, Bauingenieur 54 (1979), H. 1, 1–12. [14] Roberts, G.: Int. Sym. on Suspension Bridges. Lissabon 1966. [15] Rosemeiner, Gustav-Erich: Zum Nachweis entkoppelter, winderregter Torsionsschwingungen bei Schrägkabel- und Hängebrücken, Der Stahlbau 55 (1986), H. 5, 143–145. [16] Schambeck, Herbert und H. Kroppen: Die Zügelgurtbrücke aus Spannbeton über die Donau in Metten, Beton- und Stahlbetonbau 77 (1982), H. 5, 131–136 und H. 6, 156–161. [17] Schlaich+Partner: Obere Argen Talbrücke bei Wangen. 1986. [18] Schlaich, Jörg und R. Bergermann: Die Hooghly-Brücke in Kalkutta – Eine Schrägkabelbrücke in Verbundbauweise. Institut für konstruktiven Ingenieurbau, Ruhr Universität Bochum 1984. Mitteilung Nr. 84–3. [19] Stein, E.: Computerunterstützte Justierung der Kabel von Schrägkabelbrücken, Bauingenieur 61 (1986), H. 7, 153–154. [20] Thul, H.: Entwicklungen im Deutschen Schrägkabelbrückenbau, Der Stahlbau 41 (1972), H. 6, 161–171 und H. 7, 204–215.

388 [21] Tschemmernegg, Ferdinand und A. Obholzer: Einfach abgespannte Seile bei Schrägkabelbrücken, Bauingenieur 56 (1981), 325–330. [22] Völkel, E., W. Zellner und A. Dornecker: Die Schrägkabelbrücke für Fussgänger über Neckar in Mannheim, Beton- und Stahlbetonbau 72 (1977), H. 2, 29–35 und H. 3, 59–64. [23] Weitz, F. R.: Schrägkabelbrückensysteme als Beispiel für Entwicklungstendenzen im modernen Großbrückenbau, Bd. 1. Thyssen (Hrsg.). 1983. Technische Berichte, 40–59.

5.6 Hängebrücken Günter Ramberger und Francesco Aigner Für sehr große Stützweiten, heute bis 2000 m, werden Hängebrücken verwendet. Die Hängebrücke mit der größten Stützweite ist derzeit (2006) die Akashi Kayko Brücke zwischen Kobe und den Awachi-Inseln in Japan mit einer Gesamtlänge von 3911 m und einer mittleren Öffnung von 1991 m, deren Pylone rund 300 m hoch sind. Für große Stützweiten werden erdverankerte Hängebrücken verwendet. Diese bestehen (in der Reihenfolge der Herstellung) aus den Ankerblöcken, den Pylonen, den Tragkabeln, den Hängern und dem Brückenbalken (siehe Bild 5.6-1). Im oberen Bild sind die Ankerblöcke, Pylone und Tragkabel dargestellt, im mittleren Bild ist die Montage der Hänger und des Versteifungsträgers dargestellt und im unteren Bild wird der Endzustand gezeigt. Unechte oder in sich verankerte Hängebrücken werden heute kaum mehr gebaut, da zunächst der Brückenbalken fertiggestellt werden muss, bevor die Kabelüberspannung angeordnet werden kann und deswegen der Brückenbalken nur für die Montage zusätzliche Unterstützungen im

5 Haupttragwerke der Überbauten

Feld benötigt, die üblicherweise ein Verkehrshindernis für den Bereich unter der Brücke darstellen. Die unechte Hängebrücke wird heute durch die Schrägkabelbrücke ersetzt, die ebenfalls bezüglich Horizontalkraft in sich verankert ist, die jedoch die Montage ohne zusätzliche untere Stützen gestattet. Tragelemente der Hängebrücke sind die Tragkabel. Ein Tragkabel wird entweder aus parallel liegenden, hochfesten Drähten an Ort und Stelle, im so genannten Luftspinnverfahren („spinnen“ = Verdrehen ist eigentlich der falsche Ausdruck, da die einzelnen Drähte parallel gelegt werden) hergestellt. Dazu wird zunächst ein Kabelhilfssteg (Catwalk) montiert, auf dem die Drahtbündel verlegt werden (siehe Bild 5.6-2). Den Vorgang des Luftspinnens hat Roebling erstmals bei der Brooklyn-Bridge in New York 1883 angewandt. Das obere Bild zeigt die schematische Darstellung des Kabelspinnens. Unten links ist die Kabelverankerung, unten mitte der Ankersattel an der Kabelverankerung und unten rechts der Hilfssteg (Catwalk) dargestellt. Anstelle luftgesponnener Paralleldrahtbündel können auch vorgefertigte Litzenbündel (siehe Bild 5.6-3) oder bei kleineren Schrägseilbrücken auch vorgefertigte vollverschlossene Seile verwendet werden. Auch bei vorgefertigten Zugelementen ist ein Kabelhilfssteg erforderlich. Auf den Pylonenspitzen werden die Tragkabel umgelenkt. Der Umlenkradius richtet sich nach der Art und dem Durchmesser der verwendeten Elemente für das Kabel. An den beiden, jeweils an den Brückenenden angeordneten Ankerblöcken werden die Kabel verankert, wobei bei luftgesponnen Kabeln mehrere Drähte um einen Anker geführt werden, der rückverspannt ist und bei vorgefertigten Litzen und Seilen die Endstücke in einer käfigartigen Stahlkonstruktion verankert werden. Das Gewicht des Ankerblocks muss so hoch sein, dass

5.6 Hängebrücken

Bild 5.6-1 Bau der Akashi Kaikyo Brücke

389

390

5 Haupttragwerke der Überbauten

Bild 5.6-2 Luftspinnen beim Bau der Hängebrücke über den Firth of Forth [Kollmeier, 1964]

Bild 5.6-3 Akashi Kaikyo Brücke, Tragkabel bestehend aus Litzenbündeln

sowohl die Horizontal- als auch die Vertikalkomponenten der Kabelkräfte aufgenommen werden können (Bild 5.6-4). Die Höhe der Pylone richtet sich nach dem Stich der Tragkabel, der mit L/12 bis

L/8 (L = Stützweite des Mittelfeldes) festgelegt wird. Die Pylone sind meist zweistielige biegesteife Rahmen mit Kastenquerschnitten mit einem oberen Riegel und einem Riegel zur Auflagerung des Brücken-

5.6 Hängebrücken

391

Bild 5.6-4 Resultierende Kräfte im Ankerblock

balkens (Bild 5.6-5). Sie können in das Fundament eingespannt oder auf dem Fundament gelenkig gelagert werden. Für die Montage müssen sie zumindest in Längsrichtung (provisorisch) eingespannt werden.

Bild 5.6-5 Pylonenformen [Weitz, 1975]

Im Allgemeinen werden zwei Tragkabel und somit zwei Tragebenen verwendet. Es gibt auch Monokabel-Hängebrücken, bei denen das Kabel in der Mitte jedoch nur bis zum Lichtraumprofil reichen darf. Die Pylone von Monokabel-Brücken erhalten überlicherweise A-Form [Leonhardt, 1982]. Die Kabelsattellager werden direkt über den Stielen angeordnet. Heute werden meist geschweißte Kabelsattellager verwendet, die über den ungünstigsten Ablösepunkt des Kabels reichen müssen, um ein Abknicken des Kabels zu vermeiden. Nach dem Ende der Montage werden die Querschnitte der Tragkabel in Rundform gepresst und mit Weicheisendraht Lage für Lage dicht an dicht umwickelt (gebändselt). Da die Tragkabel nicht ausgetauscht werden können, ist der Korrosionsschutz, der aus kerbempfindlichen (Rostkerben) Drähten mit geringem Volumen und großer Oberfläche zusammengesetzten Kabel von entscheidender Bedeutung. Üblicherweise werden alle verwendeten Drähte feuerverzinkt. Die Umwicklung erhält einen mehrschichtigen Beschichtungsaufbau, auf dessen Erhaltung unbedingt Augenmerk gelegt werden muss. Bei modernen Hängebrücken wird der Korrosionsschutz durch be-

392

5 Haupttragwerke der Überbauten

750 750

34300/2=17150 38700/2=19350 15000 2%

700 1700 1200 1765 906

34300/2=17150 38700/2=19350 15000 2%

3000

1200 1700 700

4500

27300/2=13650

27300/2=13650

4500

Bild 5.6-6 Fachwerk-Kastenquerschnitt [Wiechert, 1984] und Vollwandquerschnitt [Li et al, 2001]

sondere Maßnahmen wie z. B. Umhüllen mit Folie und Einpressen getrockneter Luft erreicht. Der Versteifungsträger dient dazu, die auf der Fahrbahn wirkenden Lasten auf die Hängeseile zu verteilen. Er wird auf Biegung beansprucht. Versteifungsträger werden als Vollwand- oder als Fachwerkträger hergestellt (Bild 5.6-6). Der Verkehr auf Fachwerkträgern kann auch auf zwei Ebenen geführt werden z. B. Untergurtebene: Eisenbahnverkehr, Obergurtebene: Straßenverkehr. Der Versteifungsträger kann über die Pylonenpfeiler biegesteif durchgeführt oder an den Pylonenpfeilern unterbrochen und gelenkig aufgelagert werden (Bild 5.6-7). Bei Durchlaufträgern entstehen an den Pylonenpfeilern relativ hohe negative Biegemomente. Die Versteifungsträger in den Seitenöffnungen können bei kurzen

Zwischenstützweiten ohne Zwischenauflager, bei großen Stützweiten an das Tragkabel aufgehängt oder mit Stützen von unten ausgebildet werden. Die Hänger können entweder lotrecht oder fachwerkartig schräg auf und ab angeordnet werden. Schräge Hänger vergrößern etwas die Systemsteifigkeit. Die Hänger führen von zweiteiligen Schellen, die auf die Tragkabel aufgeklemmt werden, zu den Anschlussvorrichtungen am Balken. Hänger werden aus vollverschlossenen Seilen oder aus Litzenbündeln gefertigt. Ein Austausch der Hänger ist relativ einfach zu bewerkstelligen und sollte bei der Bemessung als planmäßiger Lastfall berücksichtigt werden. Ein Problem, das gerade bei Hängebrücken großer Stützweite beachtet werden muss, ist die aerodynamische Stabilität des

5.6 Hängebrücken

393

Bild 5.6-7 Unterschiedliche Systeme der Versteifungsträger [Stahlbau, 1985]

Bauwerks. Der anströmende Wind kann Hängebrücken zu gekoppelten Biege-Torsionsschwingungen, sogenannten Flatterschwingungen, anregen. Ein weltbekanntes Beispiel ist die Tacoma-Bridge, die 1940 infolge durch Wind angeregte Flatterschwingungen einstürzte. Heute ist es möglich, sowohl experimentell im Windkanal als auch rechnerisch nachzuweisen, dass Bauwerke bis zu den am Ort des Bauwerks in der Natur anzutreffenden Windgeschwindigkeiten aerodynamisch stabil sind. Vollwandträger werden heute im Allgemeinen mit windschnittigen Querschnitten ausgeführt (siehe Bild 5.6-6). Eventuell

können auch aktive Maßnahmen wie z. B. die Verstellbarkeit der Neigung des Randbereichs, die Gefahr der Flatterschwingungen bannen. Eine weitere Maßnahme zur Erhöhung der aerodynamischen Stabilität ist die Teilung des Balkens in mehrere Streifen mit längslaufenden Zwischenräumen, durch die der Wind durchströmen kann (Bild 5.6-8). Dabei muss beachtet werden, dass auch die statischen Windkräfte in horizontaler Richtung vom Balken aufgenommen werden müssen und dieser daher auch eine entsprechende Biegesteifigkeit um die vertikale Achse benötigt. Bei Zerlegung des

Bild 5.6-8 Querschnitt, vorgeschlagen für die Messina Brücke [Gimsing, 1998]

394

Balkens in Streifen und Zwischenräume sollten die Streifen so schubfest verbunden werden, dass sie statisch in einem Querschnitt zusammenwirken. Die Bemessung der Tragkabel wird im Allgemeinen aus wirtschaftlichen Gründen nach Theorie II. Ordnung durchgeführt, da die Kabelkräfte bei Vergrößerung des Stichs verringert werden. Die Bemessung der Pylone muss aus Gründen der Tragsicherheit nach Theorie II. Ordnung (mit Berücksichtigung von Imperfektionen) erfolgen.

5.7 Spannbandbrücken Jürgen Stritzke 5.7.1 Einleitung Seit Ulrich Finsterwalder den ersten ausführungsreifen Entwurf einer Spannbandbrücke vorlegte, sind eine Reihe derartiger Brücken gebaut worden. Der Begriff Spannbandbrücke kennzeichnet ein Tragsystem, bei dem von Widerlager zu Widerlager durchgehende, mehr oder weniger durchhängende Spannglieder in einem im Verhältnis zur Spannweite relativ dünnen Betonband eingebettet sind. Dieses Spannband bildet die Fahrbahn oder wird bei größerem Durchhang mit einer aufgeständerten Fahrbahn ausgebildet. Die Vorteile dieses Tragsystems sind vor allem in der

5 Haupttragwerke der Überbauten

vorwiegenden Längskraftbeanspruchung, der einfachen Herstellung ohne Lehrgerüst und dem geringen Betonverbrauch zu sehen. In dem Bestreben, breite Hindernisse mit Brücken großer Stützweite wirtschaftlich zu überwinden, entstand 1958 der erste ausführungsreife Entwurf einer dreifeldrigen Spannbandbrücke mit maximaler Stützweite von 408 m zur Überbrückung des Bosporus [Nehse, 1973]. Finsterwalder konzipierte diesen Brückentyp, bei dem ein extrem flach gespanntes Betonband von Straßenfahrzeugen direkt befahren werden kann. Die Zeit war damals für die Verwirklichung dieses kühnen Projektes jedoch noch nicht reif. Der Grundgedanke ist Jahrtausende alt, nur waren seinerzeit derartige Hängekonstruktionen aus Holz (z. B. Holzsteg über den Yarkhunfluss in Chitral zwischen Himalaja und Pamir). Erstmals kam ein Spannband beim Bau der 216 m langen Transportbandbrücke der Zementfabrik Holderbank-Wildeeg [Walther, 1969] zur Anwendung. Für den öffentlichen Verkehr wurde das Prinzip des Spannbands bei der Fußgängerbrücke Bircherweid [Scartazzini, 1969] über die Nationalstraße N 3 bei Pfäffikon (CH) verwirklicht. Eine 8,5 m breite Spannbandbrücke mit aufgeständerter Fahrbahn wurde 1973 über das 100 m tiefe Tal des Rio Colorado [Lin/Kulka, 1973] gebaut. Zu erwähnen sind vor allem einige interessante Fußgängerbrücken in der Tsche-

Bild 5.7-1 Längsschnitt der Spannbandbrücke über die Sázava bei Hvězdonice

5.7 Spannbandbrücken

395

Bild 5.7-2 Spannbandbrücke über die Moldau in Prag-Troja

chischen Republik. So wurde 1977 bei Hvězdonice die zweifeldrige Spannbandbrücke über die Sázava [Kobca/Brejcha, 1978] mit einer maximalen Spannweite von 78 m gebaut (Bild 5.7-1). Das 250 mm dicke Spannband wurde auf einer aufgehängten Schalung betoniert und nachträglich vorgespannt. Zwei weitere einfeldrige Spannbandbrücken überspannen die Svratka in Brünn-Bystrc und BrünnKomin [Stráský, 1981] mit rd. 63 m bzw. rd. 78 m Spannbandlänge. Ein dreifeldriges Spannband überbrückt mit 85,5 m : 96 m : 76 m die Moldau in Prag-Troja (Bild 5.7-2). Heute existiert eine ganze Reihe von ausgeführten Spannbandbrücken (Tabelle 5.7-1). 5.7.2 Tragwirkung Im Gegensatz zu Hängebrücken sind hier die Tragseile, die Versteifungsträger und die Fahrbahn in einem Element, dem Spannband, zusammengefasst. Das Spannband besteht aus einem relativ dünnen Betonquerschnitt mit von Widerlager zu Widerlager durchgehenden Spanngliedern. Das Tragsystem stellt ein flach gespanntes Seil dar. Der Durchhang, der die Brückengradiente bestimmt, wird von der maximal

zumutbaren Längsneigung der Fahrbahn begrenzt. Die nahezu ausschließlich auftretenden Zugkräfte werden von den Spanngliedern aufgenommen. Im Gegensatz zu den üblichen Überbaukonstruktionen hat der Beton hier keine primäre Tragfunktion. Er bildet die Fahrbahn sowie den Versteifungsträger, gewährleistet den Korrosionsschutz, erhöht die Dehnsteifigkeit des Systems und verringert damit unter wechselnden Lasten und Temperaturen die auftretenden Verformungen. Bei durchlaufenden Systemen werden die Innenstützen in Brückenlängsrichtung als Pendelstützen ausgebildet, damit auch bei feldweise unterschiedlicher Belastung keine Horizontalkräfte an den Innenstützen auftreten können. Wechselnde Verkehrslasten und Temperaturänderungen führen zu geometrischen und elastischen Längenänderungen des Spannbands. Zur Gewährleistung der daraus resultierenden Durchhangänderungen und der Abminderung einer damit verbundenen Biegebeanspruchung des Bands an den Widerlagern und über Zwischenstützen werden dort sogenannte Abrollstrecken angeordnet. Durch den Einbau von stählernen Abwälzlagern, Folien oder Elastomerlagern zwischen Spannband und Widerlagerschnabel sowie Umlenktisch wird

CZ

CZ

CZ

CZ

Prerov

Zatec

Velke Brezno

CZ

Nymburk

CZ

D

Pforzheim

Radonice

CZ

Brno-Komin

Komeritz

CZ

CZ

Prag-Troja

CZ

Hvezdonice

Brno-Bystrc

GB

CR

CH

Rhône Genf-Lignon

Rio Colorado

D

Freiburg i. B.

Peak Park

CH

J

Osaka

4

2

2

1

1

3

1

1

3

1

2

5

1

1

3

1

1

1

CH

Transportbr. Holderbank

Bircherweid

Zahl der Felder

Bezeichnung/Land

79,5–114–144–55,5

36,5–75,5

67,5–28,5

63,0

63,0

46,5–102–70,5

50

72

96

57

73

108

34

136

34,5

19

40

216

m

max. freie Bandlänge L

Tabelle 5.7-7 Auswahl ausgeführte Spannbandbrücken

3,00

3,80

3,80

3,80

2,70

8,50

1,80

3,10

4,40

5,40

2,80

3,16 0,18

0,18

0,30

0,30

0,30

0,25

0,16

0,40/ 0,08

0,25

0,10

300,86

420

300

870

450

400

Band- Banddicke Bandradius breite bei Eigenlast und mittlerer Temperatur m m m

17900

13850

16000

18000

7000

11600

kN

max. Zugkraft bzw. Vorspannung

6,26

7,6

7,6

11,1

17,5

14

2,8

19,5

%

max. Tangentenneigung

1983

1984

1983

1985

1991

1985

1984

1979

1977

1973

1971

1969/70

1968

1967

1963/64

Ausführung

396 5 Haupttragwerke der Überbauten

5.7 Spannbandbrücken

397

a

b Bild 5.7-3 Querschnittsausbildung a) Spannbandbrücke Bircherweid; b) Fertigteilbrücken Brünn

ein Abheben des Spannbands auf der Abrollstrecke von den Unterbauten ermöglicht, wenn sich das Spannband verkürzt. Die Weiterentwicklung von Spannbandbrücken führte zur Aufständerung der Fahrbahn. Das tragende Spannband wird dann mit einem wesentlich größeren Durchhang ausgebildet als beim direkt befahrbaren Spannband. Die Aufständerung übernimmt lediglich die Funktion der Fahrbahn und kann daher außerordentlich leicht ausgebildet werden. Zur Übertragung der sehr großen Horizontalkräfte in den Baugrund müssen besondere konstruktive Maßnahmen getroffen werden. Steht Fels an, ermöglichen Felsanker eine zweckmäßige und wirtschaftliche Verankerung. Anderenfalls ist die Verwendung entsprechend langer vorgespannter Verpressanker als Daueranker für die Einleitung der großen Zugkräfte wirtschaftlicher als die Ausbildung von Schwergewichtswiderlagern. Der Einfluss der hohen Aufwendungen für die Endverankerungen kann durch eine zunehmende Anzahl von Öffnungen gesenkt werden.

5.7.3 Bauverfahren Bild 5.7-3 zeigt verschiedene Querschnittsausbildungen. Bei der Brücke Bircherweid beträgt die Banddicke 120 bis 180 mm. Mit d/L = 180/40 000 = 1/222 ist diese Spannbandbrücke 10mal schlanker als eine vergleichbare Brücke herkömmlicher Bauart. Zu den Auflagern zu nimmt die Banddicke bis auf 360 mm zu. Die Spannbandbrücken in Brünn wurden ebenso wie die Brücke in Prag-Troja aus Einzelsegmenten montiert, die an den Spannkabeln aufgehängt und nachträglich zusammengespannt wurden. Normalerweise wird man kein Lehrgerüst zur Herstellung eines monolithischen Betonbands aufstellen, sondern die Schalung an die zuvor montierten Spannglieder anhängen. Beim Betoniervorgang ändert sich mit zunehmender Frischbetonlast der Durchhang des Bands und damit die Horizontalkraft. Das ist vor allem bei über mehrere Felder durchlaufenden Spannbandkonstruktionen zu beachten. Das gleiche gilt für Spannbandbrücken aus Fertigteilen. Die Widerlagerverschiebungen infolge der großen Bandzugkräfte sind wirklichkeitsnah zu erfassen, da der Durchhang des

398

Spannbands dadurch stark beeinflusst wird. In der Regel lässt man in dem Betonband zunächst eine Lücke, bis die Eigenlast wirksam geworden ist und die daraus resultierenden Widerlagerverschiebungen abgeklungen sind. Danach kann der Durchhang des Spannbands durch Nachspannen oder Nachlassen korrigiert und anschließend die belassene Lücke geschlossen werden.

5.7.4 Beanspruchungen Der Einfluss der Formänderungen derartig flachgespannter Seile, wie sie Spannbandbrücken darstellen, auf deren Schnittgrößen ist so groß, dass letztere stets nach Theorie II. Ordnung zu berechnen sind. Da Spannbandbrücken nicht ohne Biegesteifigkeit hergestellt werden können, treten neben größeren Längskräften auch Biegemomente in Längs- und Querrichtung auf. Die auftretenden Biegemomente der Längstragwirkung haben nur einen unwesentlichen Einfluss auf die Normalkräfte. Somit ist eine Lösung in zwei Stufen möglich. Die Normalkräfte werden am biegeweichen Seil ermittelt, und danach erfolgt die Berechnung der Biegemomente der Längstragwirkung. Die Momente infolge gleichmäßig verteilter Last sind in der Regel von untergeordneter Bedeutung, während die Biegemomente infolge Einzellasten und im Endbereich des Spannbands für die Bemessung von ausschlaggebender Bedeutung werden können. Durch die Vorspannung und die sich damit einstellende Spannbandverkürzung verringert sich auch der Durchhang des Bands, zur Einhaltung des Gleichgewichts vergrößert sich entsprechend die Horizontalkraft H. Infolge Schwinden und Kriechen des Betons fällt die ursprünglich eingetragene Betondruckspannung wesentlich stärker ab als bei anderen vorgespannten Systemen. Meist sind die Spannbandbrücken so breit, dass auch in Querrichtung Biegemo-

5 Haupttragwerke der Überbauten

mente infolge in Längsrichtung gleichmäßig verteilter Belastungsstreifen und Einzellasten entstehen. Halbseitige Belastung der Spannbandbrücke hat unterschiedliche Durchhangänderungen der beiden Bandränder zur Folge. Der antimetrische Anteil der halbseitigen Last führt zu einer Verdrehung des Bands und damit sowohl zu einer Veränderung der Bandzugkräfte als auch zur Entstehung von Torsionsmomenten. Der an beiden Spannbandrändern unterschiedliche Horizontalzug erzeugt in den Umlenktischen mehrfeldriger Systeme Momente um die senkrechten Achsen, die bei steifen Unterbauten eine erhebliche Torsionsbeanspruchung bewirken. Bei torsionsweichen Stützen verdrehen sich die Umlenktische infolge halbseitiger Verkehrslast eines Felds und führen zu Durchhangänderungen der Nachbarfelder in gegenläufigem Sinne. Angaben zur Berechnung von Spannbandbrücken findet man in [Eibl et al., 1973]. Untersuchungen zum Schwingungsverhalten und zur aerodynamischen Stabilität von Spannbandbrücken sind auf jeden Fall durchzuführen, da es sich hier um außerordentlich schlanke Tragwerke mit niedriger Eigenfrequenz handelt. [Scartazzini, 1969] und [Batsch/ Nehse, 1972] berichten über durchgeführte Schwingungsuntersuchungen. Weitere Darstellungen von Spannbandbrücken findet man bei [Mach/Trčka, 1985], [Stráský/ Pirner, 1986], [Stráský, 1987], [Bock, 1992] und [Schlaich/Bergermann, 1994].

5.7.5 Wirtschaftlichkeit Wesentliche Kostenfaktoren sind zum einen der vergleichsweise hohe Spannstahlverbrauch für das Spannband und der u. U. beträchtliche Aufwand für die Verankerung der Spannglieder an den Widerlagern. Wie die dargestellten Querschnitte (Bild 5.7-3) zeigen, weisen Spannbandbrücken eine außerordentlich geringe Bauhöhe auf. Der

5.7 Spannbandbrücken

Betonverbrauch wird sehr gering, da alle Sekundärtragglieder entfallen. Die relativ geringe Eigenlast und der bei einem konstanten Verhältnis der Stützweite l zum Spannbanddurchhang f nur linear mit der Stützweite l zunehmende Horizontalzug erlauben wesentlich größere Stützweiten als übliche Spannbetonüberbauten. Die Kosten der Widerlager sind unabhängig von der Anzahl der Brückenfelder. So sind Spannbandbrücken um so wirtschaftlicher, je größer die Anzahl der Felder ist, je tragfähiger der anstehende Baugrund ist und je kleiner der Bandradius unter Beachtung verkehrstechnischer Notwendigkeiten gewählt wird. Die Anwendungsgrenzen von Spannbandbrücken werden durch die größte zulässige Endtangentenneigung des Bands, die maximale Spannstahlspannung und dem Verhältnis von Gesamtlast zur Eigenlast der Spannglieder bestimmt. Die Anwendung des flach gespannten Seils in der Form von Spannbandbrücken, bestehend aus einem relativ dünnen Betonquerschnitt mit von Widerlager zu Widerlager durchgehenden Spanngliedern, führt aufgrund der vorwiegenden Längskraftbeanspruchung zu außerordentlich schlanken und wirtschaftlichen Konstruktionen. Der Anwendungsbereich erstreckt sich sowohl auf Fußgänger- als auch auf Straßenbrücken. Zahlreiche Vorteile zeichnen das System der Spannbandbrücke aus.

399

6 Lagerung Ursula Freundt

In das Kapitel 6 sind Ausarbeitungen von Günter Ramberger zur Lagerung von Brücken eingeflossen.

6.1 Überblick Bisher wurde die Vielfalt der Tragsysteme des Brückenbaus vorgestellt. Die Lagerung beschreibt die Art der Stützung der Systeme. Stützungen kommen bei den Tragsystemen in unterschiedlichen Ebenen vor. Die Stützungen zwischen Baugrund und Bauwerk sind in der Regel Flächenstützungen. Die Ermittlung der Verteilung von Stützkräften über Flächen ist Aufgabe der Elastizitätstheorie und der Bodenmechanik und wird hier nicht behandelt, ebenso nicht die Linienstützung, die je nach der Idealisierung der elastischen Eigenschaften der Unterlage starr oder elastisch sein kann. In diesem Kapitel wird unter dem Begriff Lagerung die Stützung auf Lagern beschrieben, welche die Festlegung der Anzahl der Freiheitsgrade gestatten und den Wirkungsort der Stützkräfte innerhalb möglichst enger Grenzen halten. Diese Stützungen sind meist in der Ebene zwischen Überbau und Unterbau angeordnet, und es werden alle Stützstellen dieser Ebene darunter verstanden. Deshalb umfassen die nachfolgenden Beschreibungen sowohl die Kombination von Lagern, welche für die Bewegung und die Übertragung der Kräfte in einem Bauwerk zusammenwirken (Lagerungssystem), als auch alle erforderlichen Maßnahmen, welche die Übertragung der Kräfte und die

Bewegungen ermöglichen. In diesem Kapitel werden die Aufgaben und Anforderungen an die Lagerung beschrieben. Die Aufgabe der Übertragung von Kräften zwischen den Bauteilen bei gleichzeitiger Verdrehung und Verschiebung übernehmen die Lager, die im Abschnitt 10.2 ausführlicher behandelt werden. Alle Lager sind räumliche Lager mit 6 Freiheitsgraden und demzufolge auch mit 6 unabhängigen Stützkraftkomponenten beim starr gestützten Körper. Die einzelnen Bauformen sind dadurch gekennzeichnet, dass bestimmte Bewegungsmöglichkeiten der Stützung zugelassen bleiben, während die restlichen Bewegungsmöglichkeiten verhindert werden und als unabhängige Stützkräfte wirken. Einen Überblick über die gebräuchlichen Lager mit Angabe der möglichen Freiheitsgrade und Stützkraftkomponenten gibt Tabelle 6.1-1. Die Angaben der möglichen Bewegungen sind dabei nur qualitativ zu interpretieren. Bei elastischen Stützungen sind die Kräfte und Bewegungen gekoppelt. Deshalb sind bei den Elastomerlagern in Tabelle 6.1-1 formal 9 Freiheitsgrade abzählbar. Kraft und Bewegung teilen sich entsprechend der vorhandenen Steifigkeiten im Tragsystem auf, weshalb diese Lager als Systemkomponenten berücksichtigt werden sollten. Die ebenso formal fehlenden Stützkraftkomponenten bei den Linienlagern der Tabelle sind Momente in die Richtung der verhinderten Verdrehungen, die nicht angegeben wurden.

402 Tabelle 6.1-1 Überblick über gebräuchliche Lager

6 Lagerung

6.1 Überblick

403

Durch die Lagerung werden auch die dynamischen Eigenschaften des Tragwerks beeinflusst. In erdbebengefährdeten Gebieten kann dieser Sachverhalt durch die „Erdbebenisolation“ gezielt eingesetzt werden. Als Erdbebenisolation von Brücken wird ein Entwurfskonzept bezeichnet, bei dem durch Einfügen eines Isolationssystems in der Lagerebene zwischen Unter- und Überbauten die dynamische Antwort der Brücke auf Erdbebeneinwirkungen gezielt modifiziert wird. Ein Isolationssystem in diesem Zusammenhang ist eine horizontal „weiche“ Lagerung, d. h. eine Lagerung mit einer geringen effektiven horizontalen Steifigkeit. Die effektive Steifigkeit des Isolationssystems ist dabei als Summe der Horizontalsteifigkeiten aller Elemente der Lagerung definiert. Für diese Aufgabe gibt es neben den in Tabelle 6.1-1 dokumentierten gebräuchlichen Lagern einige Sonderelemente. Einen Überblick gibt Tabelle 6.1-2. Diese Lagerung hat die Kräfte und Be-

wegungen entsprechend der Systemberechnung des Normalfalls, also ohne Erdbebenbeanspruchung, in gleichem Maße zu realisieren. Der kurze Überblick verdeutlicht, dass für die Lagerung sowohl die Regelwerke für die Tragwerksberechnung als auch die für Lager und Erdbebenvorrichtungen zu beachten sind. Es ist vorgesehen, eine Zusammenfassung der einzelnen Sachverhalte aus den unterschiedlichen Regelwerken, die für die Lagerung zwingend zu beachten sind, als Anhang an die Grundlagen der Tragwerksplanung zu etablieren. Einen Überblick über die für die Lagerung relevanten Regelwerke gibt Tabelle 6.1-3. Für die Lager wird dabei die europäische Normenreihe EN 1337 zitiert, da nicht für alle gebräuchlichen Lager nach Tabelle 6.1-1 nationale Normen vorliegen. Gegenwärtig sind die Bauprodukte Lager durch Normen oder Zulassungen eingeführt.

Tabelle 6.1-2 Erdbebenvorrichtungen (ASD) ASD (Klasse)

Wirkung

Beispiele

Isolatoren

Elemente, die die Vertikallasten tragen und gleichzeitig die horizontale Isolation bewirken, d.h. eine geringe Horizontalsteifigkeit besitzen

horizontal verschiebliche oder verformbare Lager, z. B. bewehrter Elastomerlager

Federn

Elemente, die verschiebungsabhängige Horizontalkräfte erzeugen, d. h. eine definierte horizontale Steifigkeit haben, aber nicht zur Vertikallastabtragung verwendet werden

horizontal wirkende Federn z.B. aus Stahl oder Elastomer

Dämpfer

Elemente zur Dissipation von Energie. Die Wirkung kann auf Viskosität, Hysterese, Reibung und anderen Prinzipien beruhen

viskose Dämpfer, hysteretische Elemente und Reibelemente

Verbindungen

Elemente, die im Erdbebenfall Kraftübertragung ermöglichen oder ausschließen, d.h. Elemente, welche im Erdbebenfall einen Systemwechsel herbeiführen

Shock-Transmitter Fuses (Sicherungen)

404

6 Lagerung

Tabelle 6.1-3 Regelwerke Norm Ausgabe Titel Tragwerksplanung, Einwirkungen, Schnittgrößenermittlung und Nachweisführung: Europäische Normung DIN EN 1990 2002 Grundlagen der Tragwerksplanung DIN EN 1991-1-x 2002–2006 Einwirkungen auf Tragwerke DIN EN 1991-2 2004 Verkehrslasten auf Brücken DIN EN 1992-2 1997 Entwurf, Berechnung und Bemessung von Betonbrücken Tragwerksplanung, Einwirkungen, Schnittgrößenermittlung und Nachweisführung – Deutsche Normung DIN FB 101 2003 Einwirkungen auf Brücken DIN FB 102 2003 Berechnung und Bemessung von Betonbrücken DIN FB 103 2003 Berechnung und Bemessung von Stahlbrücken DIN FB 104 2003 Berechnung und Bemessung von Verbundbrücken Auslegung von Bauwerken gegen Erdbeben – Europäische Normung pr EN 1998-1 2003 Teil 1: Grundlagen pr EN 1998-2 2005 Teil 2: Brücken pr EN 15129 2006 Erdbebenvorrichtungen Lager im Bauwesen – Europäische Normung DIN EN 1337-1 2001-02 Allgemeine Regelungen DIN EN 1337-2 2004-07 Gleitteile DIN EN 1337-3 2005-07 Elastomerlager DIN EN 1337-4 2004-08 Rollenlager DIN EN 1337-5 2005-07 Topflager DIN EN 1337-6 2004-08 Kipplager DIN EN 1337-7 2004-08 Kalotten- und Zylinderlager mit PTFE pr EN 1337-8 2006-03 Führungslager und Festpunktlager DIN EN 1337-9 1998-04 Schutz DIN EN 1337-10 2003-11 Inspektion und Instandhaltung DIN EN 1337-11 1998-04 Transport, Zwischenlagerung und Einbau DIN 4141: Lager im Bauwesen – Deutsche Norm DIN V 4141-1 2003-05 Allgemeine Regelungen DIN 4141-2 1984-09 Lagerung für Brücken DIN 4141-2/A1 2003-05 Lagerung für Brücken: Änderung A1 DIN 4141-14 1985-09 Bewehrte Elastomerlager: Bauliche Durchbildung und Bemessung DIN 4141-14/A1 2003-05 Bewehrte Elastomerlager: Bauliche Durchbildung und Bemessung; Änderung A1 DIN 4141-140 1991-01 Bewehrte Elastomerlager: Baustoffe, Anforderungen, Prüfungen und Überwachung DIN 4141-140/A1 2003-05 Bew. Elastomerlager: Baustoffe, Anforderungen, Prüfungen und Überwachung; Änderung A1

6.2 Aufgaben und Beurteilung der Lagerung

6.2 Aufgaben und Beurteilung der Lagerung Die grundlegenden Anforderungen an die Lagerung sind eine dauerhaft sichere Übertragung der Stützkräfte sowohl vertikal als auch in der Lagerungsebene und eine dauerhaft zwängungsarmer Realisierung der Bewegungen. Das bedeutet, die eingesetzten Lager sollen die Bewegungen im Idealfall ohne nennenswerte Widerstandskräfte und ohne Beeinflussung der Wirkungslinie der Vertikalkraft (ohne Exzentrizität) ermöglichen. Die Vertikalkräfte sind dabei mit geringen Bewegungen in der Kraftrichtung zu übertragen. Die Lagertechnik basiert auf den mechanischen, meist kombinierten Grundlagen Rollen, Gleiten und Verformen. Damit sind auch Widerstandsgrößen verbunden. Diese basieren auf der Roll- oder Gleitreibung oder auf dem Verformungswiderstand. Im verschobenen Zustand erhält auch die Vertikallast eine Exzentrizität. Den Idealfall gibt es nicht. Die Beurteilung der Lagerung ist prinzipiell nur im Gesamtsystem des Tragwerks einschließlich der Gründung möglich. Die Lager sind auf den Widerlagern, den Stützen oder Pfeilern angeordnet und sie erhalten somit auch die Verformungen dieser, einschließlich der ihrer Gründungen. Lager gestatten aber auch in vielen Fällen das statische Modell für den Überbau von den statischen Modellen der Unterbauten zu trennen. Auch dann sollen im statischen System die Lager dort angeordnet werden, wo die Bewegung stattfindet, damit üblicherweise exzentrisch zur Achse der gestützten Träger. Zur Falleinschätzung einer konkreten Situation sind folgende Kriterien geeignet: x Haben die Setzungen und Verformungen der Unterbauten keinen entscheidenden Einfluss auf die Schnittgrößen und Verformungen des Über-

405

baus, so ist eine Trennung der Systeme möglich x Haben die Widerstandsgrößen der Lager keinen Einfluss auf die Schnittgrößen und Verformungen von Über- und / oder Unterbau, sind diese nicht systemrelevant. Für die Berechnung können getrennte Tragsysteme für Überbau und Unterbau verwendet werden. Die Verformungen der Einzelbauteile können überlagert werden. In allen anderen Fällen ist eine Trennung der Systeme nicht empfehlenswert. Diese Kriterien sind bei balken- und plattenartigen, quersteifen Überbauten auf starren, nicht setzungsgefährdeten Unterbauten meist erfüllt. Dagegen ist bei Überbauten mit mangelnder Quersteifigkeit und/oder Überbauten auf hohen schlanken Pfeilern die Untersuchung am Gesamtsystem unter Beachtung der Widerstandsgrößen und Exzentrizitäten erforderlich. Bei großen Brücken mit schiefem oder gekrümmtem Grundriss ist dies unerlässlich. Auswirkungen von Wechselwirkungen Überbau – Lagerung – Unterbau – Baugrund entstehen in diesen Fällen sowohl für die Beanspruchungen als auch für die Bewegungen. Der Einfluss der Lagerung von Brücken mit hohen schlanken Pfeilern und der Einfluss des konkreten Lagers auf das Gesamtsystem und damit auf das Stabilitätsverhalten der Pfeiler ist in der Literatur mehrfach aufgezeigt. Als Beispiel werden die Siegtalbrücke [Luchner, 1967] mit einer maximalen Pfeilerhöhe von 102,55 m, die Analyse des Einflusses unterschiedlicher Lager [Rieckmann, 1970] und die Ausführungen von [Eggert, 1996] genannt. Werden in diesen Fällen die Tragsysteme von Überbau und Unterbau getrennt und das Lagerverhalten nicht berücksichtigt, dann werden die Relativbewegungen zwischen Über- und Unterbau überschätzt, die Pfeilerauslastung wird unterschätzt. Bei mehreren gelagerten Pfei-

406

6 Lagerung

lern im gleichen Tragwerk überlagern sich die Fehler und das Ergebnis ist nicht mehr einschätzbar. In erdbebengefährdeten Gebieten kann die Lagerung als „Erdbebenisolation“ ausgebildet werden, wie in 6.1 beschrieben. Die Anforderungen an die Lagerung in diesem Fall entsprechen für den Nichterdbebenfall den oben beschriebenen. Für den Erdbebenfall sind zwei weitere Anforderungen definiert: x Dem Grenzzustand der Tragfähigkeit im Erdbebenfall ist ein schweres Bemessungsbeben mit geringer Eintretenswahrscheinlichkeit zugeordnet. In diesem Fall können nach dem Beben die antiseismischen Funktionen der Lagerung beschädigt sein, die Tragfunktion der Lagerung für die nichtseismischen Einwirkungen muss aber erhalten bleiben. x Dem Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit ist ein leichteres Beben mit einer hohen Eintretenswahrscheinlichkeit während der Nutzungsdauer

zugeordnet. Nach diesem Beben soll die Lagerung einschließlich der antiseismischen Funktionen nicht beeinträchtigt sein. Bei Anwendung des Konzepts der Erdbebenisolation wird die Lagerung des Überbaus als Isolationsebene mit einer geringen horizontalen Steifigkeit ausgebildet, der Überbau wird somit von den Unterbauten, und dadurch von der Erdbebenanregung, dynamisch entkoppelt. Diese Entkopplung bewirkt, dass der Überbau als separates, schwingfähiges System eine relativ lange Eigenschwingzeit (T ) bekommt. Dies führt zu einer Reduktion der spektralen Antwortbeschleunigungen Se (T) als Maß für die Beanspruchung des Bauwerks im Erdbebenfall, wie Bild 6.2-1 verdeutlicht. Die Verlängerung der Grundschwingzeit führt allerdings zur Vergrößerung der relativen (spektralen) Verschiebungen zwischen Überbau und Unterbau Sde (T ). Dies kann durch den Einsatz von Erdbebenvorrichtungen, z. B. von Schwingungs-

Horizontal-Elastisches Antwortspektrum (EC8) Bodenklassen A, Spektrum Typ 1 Schwingzeitverlängerung (Erdbebenisolation)

3,5 3,0

Se(T)/ag

2,5

System 1: Se(T = 0.3s) = 2.99 ag

Beanspruchungsverringerung durch Schwingzeitverlängerung bei gleicher Dämpfung

2,0 1,5

Beanspruchungsverringerung durch Erhöhung der Dämpfung bei gleicher Grundschwingzeit

1,0 0,5 0,0

System 2: Se(T = 0.9s) = 0.91 ag 0

0,5

1

schwach gedämpften Systems (D = 2%)

1,5

2

2,5 3 Grundschwingzeit T [s] mittel gedämpften Systems (D = 10%)

Bild 6.2-1 Beschleunigungsantwort eines Systems bei Variation von Steifigkeit und Dämpfung der Lagerung

6.2 Aufgaben und Beurteilung der Lagerung

407

Elastisches Antwortspektrum der Verschiebung (EC8) Bodenklassen A, Spektrum Typ 1 70

Schwingzeitverlängerung (Erdbebenisolation)

60

Se(T)/ag

50

Beanspruchungsvergrößerung 40 durch Schwingzeitverlängerung bei gleicher Dämpfung 30

Beanspruchungsverringerung durch Erhöhung der Dämpfung bei gleicher Grundschwingzeit

20 10

System 2: Sde(T = 0.9s) = 18.6 mm / ag System 1: Sde(T = 0.3s) = 6,8 mm / ag

0

0,0

0,5

1,0

schwach gedämpften Systems (D = 2%)

1,5

2,0

2,5 3,0 Grundschwingzeit T [s]

mittel gedämpften Systems (D = 10%)

Bild 6.2-2 Verschiebungsantwort eines Systems bei Variation von Steifigkeit und Dämpfung der Lagerung

dämpfern, teilweise wieder kompensiert werden. Das prinzipielle Ergebnis wird im Bild 6.2-2 dargestellt. Die Beurteilung der Lagerung hat für Brücken in seismisch gefährdeten Gebieten eine besondere Bedeutung. Sie muss alle Anforderungen der Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit für die Nutzung erfüllen und zusätzlich die Anforderungen aus den Grenzzuständen für Erdbeben. Im einfachsten Fall kann eine Erdbebenisolation durch den Einsatz von gezielt ausgelegten Verformungslagern bestehen. In der Regel besteht diese aber aus der Lagerung mit zusätzlichen Erdbebenvorrichtungen (siehe Tabelle 6.1-2). Die Ermittlung von Kräften und Bewegungen für den Erdbebenfall muss am Gesamtsystem erfolgen und ergänzt die Ermittlung für die statischen Einwirkungen. Es ist erforderlich, bei der Planung von Brücken und deren Lagerung in erdbebengefährdeten Gebieten die beiden Anforderungen (Erdbeben und nicht-seismische Einwirkungen) als Gesamtkonzept zu bearbeiten. Nur so

können die Eigenschaften der einzelnen Elemente gezielt eingesetzt und abgestimmt werden. Die Realisierung der oben angeführten Anforderungen der Lagerung, dauerhaft sichere Übertragung der Stützkräfte sowohl vertikal als auch in der Lagerungsebene bei dauerhafter zwängungsarmer Realisierung der Bewegungen, erfordert für Tragwerk und Lager bei statischen und dynamischen Beanspruchungen konstruktive Maßnahmen. Diese dienen: x der Übertragung der Vertikallasten zwischen den Bauteilen Überbau – Lager – Unterbau innerhalb möglichst enger Wirkungsgrenzen, x der schubsicheren Verbindung der Lager mit den Bauwerksteilen. Die Kraftübertragung führt zur Eintragung von konzentrierten Lasten in die Kontaktbereiche von Über- und Unterbau und somit zu lokalen Beanspruchungen. Sie nimmt damit Einfluss auf die Grundrissgeometrie der Lager. Die rechnerische und

408

konstruktive Lösung für massive Bauteile wird im Kapitel 7 und im Abschnitt 8.6 behandelt. Bei Stahl- oder Verbundüberbauten ist eine entsprechende Aussteifung im Auflagerbereich erforderlich. Die schubsichere Verbindung der Lager mit den Bauwerksteilen kann bei hinreichender Auflast und vorwiegend statischer Beanspruchung durch Reibung oder im anderen Fall durch Verbindungsmittel, z. B. Kopfbolzen erwirkt werden. Die Lagerung wird durch Lager und Erdbebenvorrichtungen realisiert. Diese sind hochwertige Bauprodukte, die während einer Nutzungsdauer stark beansprucht werden. So können z. B. an Gleitteilen infolge Temperatur und Verkehr durchaus aufsummierte Gleitwege von 400 m pro Jahr auftreten. Das ist nicht ohne Verschleißerscheinungen möglich. Deshalb wird für Lager und Erdbebenvorrichtungen Auswechselbarkeit gefordert. Die dafür erforderlichen Vorkehrungen, Pressenaufstandsflächen und austauschbare Verbindungen, sind bei der Planung zu berücksichtigen. Bei der Darstellung der Anforderungen werden bei den Kräften der Lagerung stets Druckkräfte vorausgesetzt. Alle gebräuchlichen Lager sind Lager zur Übertragung von Druckkräften. In der Regel sollten Zugkräfte bei gelagerten Brücken vermieden werden. Objektive Randbedingungen können aber zu Lösungen zwingen, die auch zu Zugkräften führen. In diesen Fällen kommen Sonderkonstruktionen zum Einsatz.

6 Lagerung

6.3 Wahl der Lagerung und Anordnung der Lager Es sind prinzipiell zwei Lagerungsarten möglich: x die elastische Lagerung, wobei Verformungslager die Verschiebungen und Verdrehungen durch die Verformbarkeit realisieren und durch den Verformungswiderstand gleichzeitig Kräfte in der Ebene aufnehmen x die Lagerung mit Festpunkten. In diesen Fällen werden die Kräfte in der Ebene am Festpunkt aufgenommen. Die Einsatzgrenzen der elastischen Lagerung sind eindeutig mit der Aufnahmekapazität der Kräfte in der Ebene abgesteckt. Für die Wahl der Lagerung sind entsprechend ihrer Aufgabe einige Grundsätze zu beachten. Das Lagerungssystem ist so zu entwerfen, dass die Bewegungen mit geringen Widerstandskräften möglich sind, dass Zugkräfte vermieden werden und dass die einzelnen Lager gewartet und ausgetauscht werden können. Die Bewegungsrichtung beweglicher Lager sollte zum Beispiel stets in waagerechter Richtung sein (Bild 6.3-1), denn dabei entstehen unter vertikalen Lasten (Eigenlast und Verkehrslasten) keine horizontalen Zusatzwirkungen auf die anderen Lager. Viele Lageranordnungen, die für gleichmäßige Temperaturänderung zwängungsfrei sind, ergeben unter exzentrischen Vertikallasten und unter horizontalen Lasten Zwängungen, die oftmals durch die immer exzentrisch zur Schwerachse des Balkens angeordneten Lager erst hervorgerufen oder verstärkt werden (Bild 6.3-2) Einfeldbrücken Gelagerte Einfeldbrücken sind Tragwerke, die sich auf steife Widerlager stützen und somit in der Regel die Lager eine Trennung des statischen Systems zwischen Überbau

6.3 Wahl der Lagerung und Anordnung der Lager

409

c

verschobene Brücke

Bild 6.3-1 Lagerverschiebung horizontal [Ramberger, 2002]

und Unterbau gestatten. Deshalb kann die Wahl der Lagerung aus den Stützkräften und Bewegungen des Überbaus abgeleitet werden. Die klassische Lagerung einer einfeldrigen Brücke erfolgt auf vier Vertikalkraftlagern und damit für vertikale Kräfte einfach statisch unbestimmt. Die Bewegungsrichtungen sind dabei so zu wählen, dass die Bewegungen des Überbaus weitgehend zwängungsfrei stattfinden können, sowohl bei gleichmäßiger Temperaturänderung als auch bei Horizontalkräften quer zur Achse. Die beiden prinzipiellen Lagerungsarten zeigen die Bilder 6.3-3 und 6.3-4. Bei seismischer Beanspruchung erhalten Festpunkte auf Widerlagern der Brücke

sehr große Kräfte in der Ebene [Klöker 1997, Bachmann, 1990], welche kaum realitätsnah ermittelbar sind. Die elastische Lagerung, welche die Grundlage der Erdbebenisolation ist, findet deshalb insbesondere für massive Einfeldbrücken in seismisch gefährdeten Gebieten ein sinnvolles Einsatzgebiet, es können allerdings zusätzliche Maßnahmen zur Verschiebungsbegrenzung für den Gebrauchs- und Erdbebenfall erforderlich werden, z. B. der Einsatz von Erdbebenvorrichtungen. Lageranordnung Die Anordnung der Lager hängt von der Querschnittsausbildung und den vorhandenen Platzverhältnissen ab.

Bild 6.3-2 Lagerzwängungen bei einer Einfeldbrücke mit außermittiger Verkehrslast [Ramberger, 2002]

410

6 Lagerung

H1

H(HL) HL

H2

Bild 6.3-3 Für Horizontalkräfte quer zur Achse zwängungsfreie Lagerung einer einfeldrigen Brücke, exzentrische Längskraftaufnahme [Ramberger, 2002]

Bei gegliederten Querschnitten in Beton-, Stahl- oder Verbundbauweise werden die Vertikalkräfte am einfachsten dort übertragen, wo sie am Widerlager ankommen – an den Schnittpunkten der Hauptträgerachsen mit den Auflagerachsen der Widerlager. In diesen Fällen werden die Lager nur in Ausnahmefällen an anderen Stellen unter einem Auflagerquerträger angeordnet. Auf Widerlagern wird die Verdrehung des Bauwerks um die Längsachse verhindert, deshalb sind dort

Bild 6.3-5 Lagerung einer Stahlbrücke auf dem Widerlager [Ramberger, 2002]

H3 HL

H4

Bild 6.3-4 Elastische Lagerung einer einfeldrigen Brücke

mindestens zwei Vertikallager erforderlich, Bild 6.3-5. Die erforderlichen Ansatzpunkte für hydraulische Pressen zum Wechseln der Lager sind in der Konstruktion vorzusehen, im Beton oben und unten mit entsprechender Spaltzugbewehrung auszustatten, im Stahl mit entsprechenden Steifen auszusteifen (Bild 6.3-6) Bei massiven Plattenquerschnitten hängt die Größe der Stützkräfte wesentlich von der Lagerart und der Anordnung ab. Hier sind die Lastausbreitungen zu beachten und es ist Platz für die Anordnung von Pressen zum Lagertausch vorzusehen. Im Kapitel 7 ist im Bild 7.2-11 eine Auflagerbank mit Anordnung der Lager und Pressenaufstandflächen dargestellt. Bei schiefen oder gekrümmten Brücken sollte man darauf achten, dass die Lager, die Horizontalkräfte aufnehmen, die größeren Vertikalkräfte erhalten (stumpfe Ecke, Bogenaußenseite, Bilder 6.3-7 und 6.3-8). Dadurch wird die Neigung der Resultierenden verkleinert (Bild 6.3-9).

Streifen

Spaltzugbewehrung

Bild 6.3-6 Pressen und Ansatzpunkte für den Lagertausch [Ramberger, 2002]

6.3 Wahl der Lagerung und Anordnung der Lager

Bild 6.3-7 Lagerung einer schiefen, einfeldrigen Brücke [Ramberger, 2002]

Bild 6.3-8 Lagerung einer gekrümmten, einfeldrigen Brücke [Ramberger, 2002]

R V V H

R H

Bild 6.3-9 Neigung der Resultierenden bei verschiedenen Vertikalkräften [Ramberger, 2002]

Bei schiefwinkligen, massiven Plattenbrücken mit Kreuzungswinkeln kleiner 50gon sind die Auflagerkräfte an den spitzen Ecken auf Abheben zu prüfen. Durch die Lageranordnung (Lager vom spitzen Rand einrücken) und durch die Berücksichtigung der vorhandenen Vertikalsteifigkeit der Lager wird eine realistische Auflagerkraftbeurteilung erreicht und in vielen Fällen tritt kein Abheben auf. Bei schiefwinkligen und/oder gekrümmten Brücken in seismisch gefährdeten Gebieten ist ein weiterer Aspekt bei der Lageranordnung zu beachten – die Übereinstimmung des Massenschwerpunkts des Überbaus mit dem Steifigkeitszentrum der Lagerung. Fallen der Schwerpunkt des

411

Überbaus und das horizontale Steifigkeitszentrum (in der Projektion auf die Lagerungsebene) nicht zusammen, dann entstehen unsymmetrische und gekoppelte Schwingformen des Überbaus, welche zu zusätzlichen Verschiebungen im Erdbebenfall führen. Lässt sich das Steifigkeitszentrum nicht mit den für den Gebrauch erforderlichen Lagern einstellen, dann kann durch Einsatz von Erdbebenvorrichtungen, vorrangig Federn (vgl. Tab. 6.1-2), die Lage des Steifigkeitszentrums verändert werden. Durchlaufträger Durchlaufträger über zwei oder mehrere Felder stützen sich an den Brückenenden ebenfalls auf steife Widerlager, die Zwischenstützungen sind Stützen oder Pfeiler, die je nach der zu überbrückenden Situation auch in einer Brücke unterschiedlich hoch sein können. Die Grundrissgeometrie und die Höhe der Stützen und Pfeiler bestimmt deren Steifigkeit in der Ebene. Bei der Wahl der Lagerung muss dies beachtet werden. Auch bei Durchlaufträgern sind die zwei Lagerungsarten (elastisch; Festpunktlagerung) üblich. Ebenso werden Mischlagerungen, wo ein oder mehrere schlanke Mittelpfeiler in den Überbau eingespannt werden und die verbleibenden Pfeiler gelagert sind, ausgeführt. Zur Wahl der Lagerung muss die Stabilität des Gesamtsystems untersucht werden. Analog der Einfeldbrücken erhalten Durchlaufträger an den Widerlagern jeweils mindestens zwei Vertikalkraftlager (Bild 6.3-10). Ist die Torsionssteifigkeit ausreichend, genügt jeweils ein Lager auf einem Pfeiler.

Bild 6.3-10 Prinziplagerung einer Zweifeldbrücke [Ramberger, 2002]

412

6 Lagerung

Bild 6.3-11 Zweifeldbrücke mit längsverschieblichem Vertikalkraftlager auf Pfeiler [Ramberger, 2002]

Bild 6.3-12 Zweifeldbrücke mit allseitig verschieblichem Vertikalkraftlager auf Pfeiler [Ramberger, 2002]

Für die Aufnahme der Horizontalkräfte quer zur Brückenachse können alle Widerlager oder Pfeiler herangezogen werden, indem jeweils ein Lager in Querrichtung unverschieblich angeordnet wird (Bild 6.3-11). Hat das Tragwerk ausreichende Steifigkeit um die vertikale Achse, genügt in vielen Fällen die Aufnahme der Horizontalkräfte nur auf den Widerlagern und damit in statisch bestimmter Weise (Bild 6.3-12). Die allseitig beweglichen Lager auf den Pfeilern geben dann allerdings ihre Vertikalkraft exzentrisch ab, wobei die Lagerart und die Anordnung auf dem Pfeiler (Gleitteil zum Überbau oder zum Pfeiler) die Wirkung der Exzentrizität beeinflussen. Bei langen Brücken oder bei Brücken mit hohen Pfeilern kann eine feste Lagerung des Überbaus in Brückenlängsrichtung auf einem oder mehreren mittig zur Längsrichtung gelegenen Pfeilern sinnvoll sein. Bei verschieblichen Lagern an den Widerlagern werden die Horizontalkräfte auf die festgehaltenen Pfeiler aufgeteilt, bei festen Lagern an den Widerlagern werden die Pfeilerköpfe über den Überbau festgehalten und damit die Knicklängen der Pfeiler wesentlich verringert.

Wenn die Stützkräfte und Bewegungen es erlauben, sollte bei Durchlaufträgern die elastische Lagerung mit Verformungslagern verwendet werden. Bei horizontal gekrümmten Durchlaufträgern ist es wegen der Fahrbahnübergänge bzw. Schienenauszüge günstig, die Bewegungsrichtung der Lager an den Widerlagern in Richtung der Fahrbahnachse auszurichten. Um eine für gleichmäßige Temperaturänderung zwängungsfreie Lagerung zu erreichen, müssen alle anderen Verschiebungsrichtungen von einseitig festen Lagern denselben Winkel mit dem Polstrahl zum festen Lager einschließen (Bilder 6.3-13, 6.3-14). Lager an den Widerlagern sind immer so anzuordnen, dass die Verschieblichkeit der Lager mit der Verschieblichkeit der Fahrbahnübergänge (siehe Abschnitt 10.3) zusammenfällt. Bei Fingerübergängen, Gleitplattenübergängen und bei Schienenauszugsvorrichtungen muss die Verschieblichkeit der Lager an den Widerlagern in die Richtung der Brückenachse fallen. Zur Lagerung von Durchlaufträgern in seismisch gefährdeten Gebieten sind beide Grundlagerungsarten geeignet, die Lage-

Bild 6.3-13 Gekrümmte mehrfeldrige Brücke mit Polstrahllagerung, Verschiebung am Brückenende nicht in Richtung der Brückenachse [Ramberger, 2002]

6.3 Wahl der Lagerung und Anordnung der Lager

413

Bild 6.3-14 Gekrümmte mehrfeldrige Brücke mit zwängungsfreier Lagerung für gleichmäßige Temperaturänderung, Verschiebung am Brückenende in Richtung der Brückenachse [Ramberger, 2002]

rung mit Festpunkten sowie die elastische Lagerung (Erdbebenisolation). Die Anordnung der Lager ist, wie bei Einfeldträgern beschrieben, vom Baustoff und der Querschnittsausbildung des Überbaus abhängig. Bei Einzelpfeilern reicht der rechnerisch notwendige Querschnitt oft nicht zur Aufnahme von Lager und Pressenansatzpunkt aus. Lösungsmöglichkeiten sind im Kapitel 7 behandelt. Bild 7.3-4 zeigt ein Beispiel. Die Anordnung von Festpunkten bei Erdbebenlagerungen sollte in der Regel auf einem oder mehreren Pfeilern erfolgen, da Festpunkte auf den Widerlagern sehr große Kräfte in der Ebene im Erdbebenfall erfahren, wie bereits erläutert wurde. Die Anordnung von Erdbebenvorrichtungen sollte an dem Ort erfolgen, an dem die eingesetzten Elemente ihre maximale (dynamische) Wirkung erzielen können. Verallgemeinerungen sind mit Bezug auf den Einsatz von Erdbebenvorrichtungen nicht sinnvoll anzugeben, eine Abstimmung der Lagerung und der Erdbebenvorrichtungen auf die gegebene Situation ist immer erforderlich. Bei der elastischen Lagerung (Erdbebenisolation) sind dieselben Anforderungen wie bei der Lagerung von Einfeldbrücken zu erfüllen, insbesondere die Symmetrie von Steifigkeits- und Massenverteilung ist zu beachten. Nachdem die prinzipielle Wahl der Lagerung dargestellt wurde, die Anordnung der Lager aus dem Tragverhalten und Geometrieparametern des Überbauquerschnitts

und die resultierende Grundgeometrie des Unterbaus abgeleitet wurde, fehlt nun die Wahl der Lager. Für die Auswahl der Lager und Erdbebenvorrichtungen sind erforderlich: x die zu übertragenden Kräfte und Bewegungen, x die Leistungsparameter der gebräuchlichen Lager und Erdbebenvorrichtungen, x die Lagerwiderstände, x die Lageranforderungen aus den Bauzuständen. Zur Ermittlung der Kräfte und Bewegungen werden im Abschnitt 6.5 Hinweise gegeben. Für die Ermittlung der Bewegungskapazitäten im Isolationsfall sind zusätzlich die Hinweise im Abschnitt 8.7.3 zu beachten. In der EN 1337, Teil 1 ist ein Überblick über die gebräuchlichen Lagerarten gegeben, eine komprimierte Darstellung zeigt Abschnitt 6.1, Tabelle 6.1-1. Eine detaillierte Darstellung des Aufbaus einzelner Lagerarten befindet sich im Abschnitt 10.2. Da Verformungslager hinsichtlich Einbau, Wartung und Lebensdauer robuste Lager sind, wird deren möglicher Einsatz stets zuerst geprüft. Sind die Platzverhältnisse eingeschränkt oder sind die Verschiebungen oder Verdrehungen mit Verformungslagern nicht sinnvoll realisierbar, dann wird der Einsatz von anderen Lagerarten geprüft. Alle Lager sind mit Gleitteilen kombinierbar, so dass die Verschiebungsgröße alleine kein Entscheidungskriterium ist.

414

6 Lagerung

6.4 Ermittlung der Kräfte und Bewegungen

wirkungskombination festgelegt. Die wesentlichen Festlegungen des DIN-Fachberichts werden zitiert.

Die Ermittlung der Kräfte und Bewegungen der Lagerung ist wie alle Nachweise im Bauwesen ein iterativer Prozess. Ist das Tragsystem ausgewählt, werden die Kräfte und Bewegungen an den Lagerungspunkten entsprechend der zu erwartenden Einwirkungen ermittelt. Die Größe der ermittelten Werte gestattet die Vorauswahl der Lagerart. Damit können die Konstruktionsabsichten (Geometrie) auf Verträglichkeit geprüft und dann die Lagerart festgelegt werden. Nun sind die Widerstandskräfte, die im Abschnitt 6.5 zusammenfassend behandelt werden, bekannt und die Kräfte und Bewegungen der Lagerung können berechnet werden. Unabhängig von den zu erwartenden außergewöhnlichen und Erdbebeneinwirkungen sind diese vorerst für die Einwirkungen der ständigen und vorübergehenden Situationen zu ermitteln. Die Ergebnisse dienen dem Lagerhersteller für die Erstellung der Lagerstatik und dem Tagwerksplaner zur weiteren Verfolgung im Bauwerk. Es ist deshalb erforderlich, sie auch zwischen den Beteiligten abzugleichen. Für die Tragwerksberechnung und in der Regel auch für die Lager sind Nachweise für die Kombinationen der beiden Grenzzustände erforderlich. Entsprechend ist die Ermittlung der Kräfte und Bewegungen auch für die Einwirkungskombinationen der beiden Grenzzustände erforderlich. Da die Lager die Rand- oder Zwischenbedingungen des Tragsystems realisieren, gelten die Einwirkungskombinationen des Tragwerks, die bereits in verschiedenen Kapiteln vorgestellt sind. In der gültigen deutschen Norm [DIN FB 101] wird im Anhang O für die Ermittlung der Bewegungen von Lagern und Fahrbahnübergängen für den Grenzzustand der Tragfähigkeit eine zusätzliche Ein-

„(1) Die Bewegungskapazität (Verschiebung, Verdrehung) von Lagern und Fahrbahnübergängen muss den Verformungen des Tragwerks im Grenzzustand der Tragfähigkeit entsprechen. (2) Die Verschiebungen und Verdrehungen dürfen mit der nachstehenden Einwirkungskombination und γF = 1,0 für Einwirkungen ermittelt werden:

∑ Gkj + Pk + ΔTMk + ΔTNk + Qk1 + ∑ ψ0i Qki + δcsk + δcck i=1

mit δcsk = Kriechverformung mit εk mit φk = 1,35 * φm δcck = Schwindverformung mit εsk = 1,6 * εsm“ . Die Teilsicherheitsbeiwerte der Einwirkungen für den Grenzzustand der Tragfähigkeit sind aus Betrachtungen der Querschnittsebene abgeleitet. Die damit meist physikalisch linear ermittelten Schnittgrößen dienen dem Nachweis auf der Querschnittsebene. Die zugehörigen Verformungen (Bewegungen) steigen durch das nichtlineare Materialverhalten in ihrer Größe überproportional zu den Schnittgrößen, weshalb die lineare Berechnung nicht zutrifft. Eine nichtlineare Verformungsberechnung zur Ermittlung der Bewegungen von Lagern ist in der Regel aus Aufwandsgründen nicht gerechtfertigt. Die Einwirkungskombination zur Ermittlung der Bewegungen nach Anhang O basiert auf empirischer Grundlage. Der erforderliche Sicherheitsabstand im Grenzzustand der Tragfähigkeit wird über die Berücksichtigung aller bewegungsrelevanten Einwirkungen mit ihren Maximalwerten angezielt. Mit diesen Festlegungen ist in der Regel

6.4 Ermittlung der Kräfte und Bewegungen

eine lineare Berechnung der Bewegungen möglich und die Ergebnisse liegen für die Bewegungen nach Vergleichsrechnungen im bisherigen Erfahrungsbereich. Kräfte und Bewegungen werden jedoch mit unterschiedlichen Einwirkungskombinationen ermittelt, was einerseits Berechnungen am Gesamtsystem erschwert und andererseits der Gleichbehandlung von Verformungslagern und Bewegungslagern widerspricht. Bei Verformungslagern wird die Tragfähigkeit des Lagers dominant durch Kraft und Bewegung bestimmt, bei Bewegungslagern ist das nur für einzelne Komponenten gegeben. Um einerseits die Vorteile der beschriebenen Lösung zu behalten, andererseits aber konsistente Lösungen für Verformungslager und Bewegungslager zu garantieren, wurde durch eine Arbeitsgruppe des deutschen Normenausschusses für den Anhang E der EN 1990 folgender ebenfalls empirische Vorschlag erarbeitet: x Ermittlung der Kräfte und Bewegungen mit der charakteristischen Einwirkungskombination x Ermittlung der Bemessungswerte der Kräfte und Bewegungen durch Vergrößerung der aus jeder einzelnen Einwirkung resultierenden Kräfte und Bewegungen mit dem jeweils zugehörigen Teilsicherheitsfaktor x Ermittlung der Bemessungswerte der Bewegungen aus Kriechen und Schwinden durch Ansatz der Fraktilwerte und der Bemessungswerte der Bewegungen aus Vorspannung durch Ansatz des Mittelwerts der Vorspannung x Bei Pfeilern, die nach Theorie II. Ordnung zu behandeln sind, wird die Ermittlung der Kräfte und Bewegungen mit der charakteristischen Einwirkungskombination geführt, wobei der halbe Wert der geometrischen Ersatzimperfektion zu berücksichtigen ist.

415

Punktuelle Vergleichsrechnungen zeigen auch bei dieser Vorgehensweise Ergebnisse für Kräfte und Bewegungen und für die resultierenden Lager, die dem gegenwärtigen Erfahrungsbereich entsprechen. Die Ermittlung der Kräfte und Bewegungen für Brücken mit Erdbebenisolation erfolgt in den im Abschnitt 6.2 beschriebenen Grenzzuständen für Erdbeben. Die Berechnung der Kräfte und Bewegungen seismisch isolierter Brücken ist nur am Gesamtsystem unter Berücksichtigung der dynamischen Eigenschaften der Lagerung (Abschnitt 6.2) möglich. Mögliche Berechnungsverfahren, aus denen dann die Kräfte und Bewegungen der Lager abgeleitet werden können, sind im Abschnitt 8.7.3 beschrieben. Kräfte und Bewegungen aus dem Bauablauf Bei der Ermittlung der Bemessungswerte der Bewegungen aus der Schwankung des konstanten Temperaturanteils (gleichmäßige Temperaturänderung) muss eine Aufstelltemperatur (mittlere Bauwerkstemperatur zum Zeitpunkt der Verbindung von Lager und Bauwerk) angenommen werden. Diese hängt vom Bauablauf und dem Herstellungsverfahren ab. Da es in der Regel schwierig ist, die Bedingungen zur Zeit des Einbaus vorherzusagen, sind auf der sicheren Seite liegende Annahmen zu treffen. Dies bedeutet die Annahme einer zusätzlichen gleichmäßigen Temperaturänderung in Abhängigkeit von getroffenen Vorkehrungen wie zum Beispiel Temperaturmessungen. Auch wenn während des Bauvorgangs der Festpunkt geändert wird, sind Vergrößerungen der gleichmäßigen Temperaturänderung zu berücksichtigen. Bei Bewegungslagern können durch Lagervoreinstellungen einsinnige Extremwerte der Bewegungen ausgeglichen werden.

416

6.5 Lagerwiderstände Lager erzeugen entweder Rückstellkräfte (Verformungslager), die proportional zu den Verschiebungen sind, oder Reibungskräfte (Gleitlager, Rollenlager), die proportional zu den Vertikalkräften sind. Diese Lagerwiderstände wirken über den Überbau auf die unverschieblichen Lager ein und sind bei deren Auflagerreaktionen zu berücksichtigen. Alle verdrehbaren Lager weisen Rückstellmomente bzw. Reibungsmomente auf, deren Wirkungen auf Über- und Unterbauten ebenfalls berücksichtigt werden müssen, oft aber auch vernachlässigt werden können. Die von der Bauart und dem Material beziehungsweise Materialpaarungen abhängigen Widerstände sind in den Normen der jeweiligen Lager (vgl. Tab. 6.1-3) angegeben. Da die Bewegungs- und Verformungswiderstände von einer Vielzahl von Faktoren abhängig sind, wird der Geltungsbereich der in den entsprechenden Teilen der Europäischen Norm angegebenen Werte eingeschränkt. Die Verwendung der angegebenen Widerstände setzt voraus, dass die Lager nicht folgenden Einflüssen ausgesetzt sind: x Temperaturen außerhalb der definierten Grenzen, x Geschwindigkeiten der Verschiebungen und Verdrehungen, die nicht vom Verkehr herrühren (also nicht für Erdbeben), x Verschmutzung in den Kontaktflächen. Bei Lagerungen mit Festpunkten ist die am Festpunkt angreifende horizontale Stützkraft aus dem Widerstand des gesamten Lagerungssystems zu bestimmen. Dabei ist zu beachten, dass die Kräfte die aus den Widerständen resultieren, teils günstig und teils ungünstig wirken. Bei der Berechnung sind deshalb die günstig und ungünstig wirkenden Bemessungswerte der ständigen

6 Lagerung

Lasten für die Ermittlung der horizontal angreifenden Stützkraft infolge Reibung bei Bewegungslagern zu berücksichtigen. Bei Verwendung von bewehrten Elastomerlagern aus unterschiedlicher Herstellung trifft dies für die unterschiedlichen Schubmoduli zu. Die Widerstände der Lager und Erdbebenvorrichtungen bei Erdbebenbeanspruchungen hängen von der Stärke des Bebens und der konkreten Verformungscharakteristik ab. Diese sind nur durch Versuche ermittelbar und müssen vom Lagerhersteller erfragt werden.

6.6 Planungsunterlagen Die Wahl der Lagerung und die Auswahl und Anordnung der Lager für eine Brücke erfordern eine Zusammenarbeit zwischen Bauherrn, Planer, Bauausführenden und Lagerhersteller. Dieser Sachverhalt findet auch während der Planung der Brücke seinen Niederschlag. Dokumentiert wird dies durch den Lagerungsplan, den Lagerversetzplan und die Lagerliste. Nach [DIN EN 1337-1] sollte der Lagerungsplan folgende Angaben enthalten: a) Brücke im Grundriss mit Darstellung der Lager (Symbole) b) Details in den Lagerungspunkten c) Art der Lager an jeder Stelle d) Eine Tabelle, in der die Anforderungen für jedes Lager aufgelistet sind e) Details zum Lager und zum Einbau und Ausbau In der gegenwärtigen Praxis beinhaltet der Lagerungsplan im Entwurfs- und Bauwerksplan die Angaben a) und d). Während der Ausführungsplanung wird dieser vorliegende Plan konkretisiert. Das im Detail konkrete Lager und der Lagerhersteller sind bekannt. In dieser Phase wird der

6.7 Messungen von Kräften und Bewegungen an Lagern

Lagerversetzplan angefertigt, der auch die Angabe b) erfüllt. Für die Anfertigung der Lagerstatik durch den Lagerhersteller ist eine Lagerliste erforderlich. Die Erstellung der genannten Unterlagen ist Aufgabe des Tragwerksplaners. Der Lagerhersteller entwirft die detaillierten Lagerpläne nach Anfertigen der Lagerstatik, welche die Anforderungen e) erfüllen. Die Lagerliste muss alle erforderlichen Bemessungswerte der Kräfte und Bewegungen für die maßgebenden Kombinationen der beiden Grenzzustände für die Nachweisführung der Lager beinhalten. In der Regel können die Lager für die Maxima von Kraft und Bewegung ausgelegt werden. Wird die Wirtschaftlichkeit dabei beeinträchtigt, dann sind auch zugehörige Werte erforderlich. Letzteres ist vor allem bei torsionsweichen Überbauquerschnitten zu beachten. Am Beispiel der Einflussflächen von offenen und geschlossenen Querschnitten bei Durchlaufträgern wird

417

in den Bildern 6.6-1 und 6.6-2 der Unterschied verdeutlicht. Da die Nachweisführung der Lager alle Verbindungen im Lager und alle Ausrüstungselemente umfasst, sind auch die charakteristischen Werte der Lagerkräfte und Bewegungen aus jeder Einzeleinwirkung in die Lagerliste aufzunehmen. Für die genannten Elemente können andere Kombinationen maßgebend werden. Mögliche Formen von Lagerlisten sind in [DIN EN 1337-1] gegeben.

6.7 Messungen von Kräften und Bewegungen an Lagern Lager sind Bauteile, deren Funktionsfähigkeit nur bei sorgsamer Behandlung gewährleistet ist. Zur Absicherung der Trag- und Funktionsfähigkeit werden vor den Übereinstimmungserklärungen oder Zulassungen die Bauteile Lager geprüft und während der Produktion laufend überwacht. Die

Bild 6.6-1 Einflussfläche für die Auflagerkraft einer Dreifeldbrücke mit offenem (torsionsweichem) Querschnitt [Ramberger, 2002]

Bild 6.6-2 Einflussfläche für die Auflagerkraft einer Dreifeldbrücke mit geschlossenem (torsionssteifen) Querschnitt [Ramberger, 2002]

418

Prüfungen werden unter definierten Randbedingungen ausgeführt. Verhaltensstudien zur Wirkungsweise unter realen Bedingungen und Einwirkungen können nur durch Messungen an Lagern im Bauwerk mit begleitenden Messungen am Bauwerk geführt werden. Dabei sind die Kräfte und Bewegungen von Interesse. Messungen von Kräften oder Pressungen an den Lagerpunkten sind nur wenige bekannt. Obwohl sensorbestückte (meistens Topf-) Lager zur Auflagerkraftmessung angeboten und auch verschiedentlich eingebaut wurden, sind Messergebnisse nicht zugänglich. Da bei Stahlbrücken mit torsionsweichen Querschnitten mehrfach Schäden zum Beispiel an den Endquerträgern festgestellt wurden, wird dem Problem der Herstellung der planmäßigen Lagerungsbedingungen, also einer auflagerkraftgesteuerten Einlagerung bei diesen oder auch bei Brücken mit geometrisch komplizierten Grundrissen mehr Aufmerksamkeit gewidmet. Eine Auswertung der dabei gemessenen Auflagerkräfte ohne Korrektur, die durch die IFF Engineering & Consulting GmbH, Leipzig, zur Verfügung gestellt wurden [IFF, 1992-97], ergab bei den genannten Tragwerksarten trotz sorgfältig geodätischer Ausrichtung der Lagerpunkte Abweichungen von den gerechneten Auflagerkräften von 50 bis 200%. Zurzeit werden von Bergmeister [Bergmeister, 2001] umfangreiche Messungen, einschließlich Kraftmessungen, an Brücken der Brennerautobahn vorgenommen. Messungen von Verschiebungen und Verdrehungen an Lagern im Bauwerk wur-

6 Lagerung

den meist zur Validierung der Bedingungen der Zulassungsversuche und zur Ermittlung von aufsummierten Gleitwegen zur Abschätzung der Lebensdauer durchgeführt. Angaben dazu sind in [Ibac F 195, 1984, Ibac F 192, 1990, Hakenjos, 1985 und IBL Nr. 804, 1977] zu finden. Summarisch wurde dabei festgestellt, x dass die Aufsummierung der kurzzeitigen, aus Verkehrsbelastung resultierenden Bewegungen gegenüber den Temperaturbewegungen den größeren Anteil am aufsummierten Gleitweg haben. x dass die Reibungsbeiwerte unter den realen Temperatur- und Lasteinwirkungen eine starke Streubreite haben, deren Auswirkung auf die Lebensdauer der Lager noch nicht hinreichend bekannt ist. In [Weitsch, 2002] werden Messungen von Verschiebungen und Verdrehungen an Lagern während der Überfahrt eines LkW’s mit bekannter Konfiguration, Last und Geschwindigkeit ausgewertet und analogen Rechenergebnissen gegenübergestellt. Weitere Verformungsmessungen an Lagern unter Verkehr sind aus der Literatur nicht bekannt, so dass die Messungen von Weitsch gegenwärtig nur als Trend gewertet werden können. Gemessen wurde an den Lagern der Talbrücke über die Schwarza, einer neunfeldrigen einteiligen Stahlverbundbrücke mit einer maximalen Höhe über Gelände von 65 m. Der Lagerungsplan mit der Angabe der gemessenen Lager ist im Bild 6.7-1 dargestellt. Alle Lager der Brücke sind Kalottenlager.

Bild 6.7-1 Lage der Messstellen im Lagerungsplan. Die ausgefüllten Lager wurden gemessen.

6.7 Messungen von Kräften und Bewegungen an Lagern

419

Erfurt

55 m

75 m

80 m

85 m

85 m

L1131

Schwarza

675 m

85 m

Schweinfurt

80 m

70 m

60 m

Bild 6.7-2 Längsansicht der Talbrücke über die Schwarza

Die Längsansicht der Brücke ist im Bild 6.7-2 dargestellt. Zum Zeitpunkt der Messungen standen die Brückenbauarbeiten kurz vor dem Abschluss. Fahrbahnübergangskonstruktionen, Kappen und die endgültige Fahrbahndecke waren noch nicht fertig gestellt. Die Messungen wurden bei unterschiedlichen Geschwindigkeiten des Testfahrzeugs geführt. Es wurde bei Schrittgeschwindigkeit, 10 km/h, 30 km/h und 50 km/h gemessen. Zusätzlich wurden Langsamfahrten mit einem jeweiligen 15 s Halt in den einzelnen Feldmitten durchgeführt. Der Messzeitpunkt war im Mai bei einer mittleren Außentemperatur von 26 °C mit starker Sonneneinstrahlung. Bei den Rotationen sind folgende Ergebnisse erzielt worden:

x Der Verdrehungsverlauf an den einzelnen Lagerpunkten ist von der Fahrzeuggeschwindigkeit (10 bis 50 km/h) unabhängig. Auch ein Halt in den Feldmitten und ein 15-sekundiges Einwirken der Last zeigt keine Veränderungen. Lediglich die dynamischen Anteile sind geschwindigkeitsabhängig. x Zwischen Rechnung und Messung werden gute Übereinstimmungen erzielt. Die Rechnung wurde im Gesamttragwerksmodell allerdings ohne Lagerwiderstände geführt. Im Bild 6.7-3 werden die Ergebnisse für die Lagerachse 50 dargestellt. Die Brückenlängsachse ist als x-Achse definiert. Die Messungen der Verschiebungen in Achsrichtung konzentrieren sich auf die

Bild 6.7-3 Gemessene und gerechnete Lagerverdrehungen bei Achse 50 um die y-Achse

420

6 Lagerung

Bild 6.7-4 Horizontalverschiebung Achse 0 bei Schrittgeschwindigkeit und Störung durch ein Baustellenfahrzeug

Bild 6.7-5 Horizontalverschiebung Achse 0 bei einer Überfahrt mit 30 km/h

Lager am Widerlager Achse 0. Da im Messzeitraum die Bauwerkstemperaturen stiegen, sind die Verschiebungen Überlagerungen aus Temperatur und Verkehr. Dabei sind folgende Ergebnisse von Interesse: x Die Verschiebungen zeigen eine starke Abhängigkeit vom Fahrverhalten. Sowohl die unterschiedlichen Geschwindigkeiten als auch Zwischenhalte führen zu unterschiedlichen Ergebnissen.

x Der Einfluss des Fahrverhaltens ist gegenwärtig rechnerisch nicht realistisch ermittelbar. Im Bild 6.7-4 wird ein Messergebnis bei Überfahrt in Schrittgeschwindigkeit dargestellt, wobei an den markierten Stellen die ungeplante Überfahrt eines unbeladenen Baustellenfahrzeugs die Verschiebungen beeinflusst. Die auftretende Treppenlinie wurde bei derartigen Ereignissen stets be-

6.8 Inspektion und Instandhaltung der Lager und Lagerungen

obachtet. Aus diesen Darstellungen ist deutlich zu erkennen, dass die Verkehrseinflüsse die Längsverschiebungen infolge Temperatur stören. In der Regel kommt es zum kurzzeitigen Stillstand der Längsverschiebungen. Im Bild 6.7-5 wird die gemessene Verschiebung bei einer Überfahrt des Testfahrzeugs mit 30 km/h dargestellt. Diese Messergebnisse zeigen einen relativ kontinuierlichen Verschiebungsverlauf. Alle dargestellten Messergebnisse sind Einflusslinien der Verformungen der angegebenen Lager.

6.8 Inspektion und Instandhaltung der Lager und Lagerungen Lager und Lagerungen sind so zu entwerfen, dass die Lager inspiziert, gewartet und wenn erforderlich ausgewechselt werden können. Dieser Grundsatz, in EN 1337, Teil 1 formuliert, ist seit mehr als 30 Jahren in Deutschland Praxis. Die Inspektion der Lager und Lagerung erfolgt, sofern kein besonderer Anlass vorliegt, im Rahmen der Überwachung und Prüfung der Brücken, für die es seit 1930 in Deutschland die DIN 1076 gibt. Mehrfach aktualisiert und durch Richtlinien begleitet, stellt diese Norm eine wesentliche Grundlage im Erhaltungssystem der Brücken dar. Dem speziellen Problemkreis der Inspektion und Instandhaltung der Lager ist zusätzlich die EN 1337, Teil 10 gewidmet. Dort werden allgemeine Anforderungen und spezielle Kontrollen für einzelne Lagerarten und deren messtechnischen Erfassung sowie ein Vorschlag zur Dokumentation als Muster gegeben. Die grundlegenden Anforderungen an die Lagerung sind entsprechend Abschnitt 6.2 eine dauerhaft sichere Übertragung der Stützkräfte sowohl vertikal als auch in der Lagerungsebene und eine dauerhaft zwängungsarme Realisierung der Bewegungen.

421

Die Inspektion der Lagerung kann in der Regel nur die Bewegungen in der Lagerungsebene umfassen. Die Bewegungen in der Lagerungsebene umfassen die Verschiebungen und Verdrehungen. Die Prüfung der Stützkräfte erfordert eine entsprechende Ausrüstung. Die Verschiebungen in der Lagerungsebene werden bei gelagerten Tragsystemen dominant von der Bauwerksmitteltemperatur infolge klimatischer Einwirkungen und bei Betonbrücken zusätzlich vom zeitabhängigen Kriech- und Schwindverhalten verursacht. Die Aufnahme des Ist-Zustandes der Lagerverschiebungen erfordert deshalb zwingend die gleichzeitige möglichst kontinuierliche Aufnahme der Schattenaußenlufttemperatur. Die Bauwerksmitteltemperatur wird von geometrischen, baustoffspezifischen und klimatischen Parametern beeinflusst und ist deshalb nicht direkt über die Schattenaußenlufttemperatur ermittelbar. Im informativen Anhang B von DIN EN 1337, Teil 10 wird für Beton-, Stahl- und Verbundbrücken für die Bauwerkstemperatur eine empirische Beziehung in Abhängigkeit von der Schattentemperatur zum Messzeitraum und der davor liegenden Tage gegeben. Die Methode der Verschiebungsmessung ist abhängig von der Lagerart und der Ausrüstung des Lagers. Der „Ist-Zustand“ der Verschiebungen bei der vorhandenen Bauwerksmitteltemperatur ist mit dem Sollzustand bei gleicher Bauwerksmitteltemperatur zu vergleichen. Die Ermittlung des Sollzustands setzt die Kenntnis eines definierten Anfangszustands voraus. Zu diesem Zweck wird in DIN EN 1337, Teil 11 für die einzelnen Lager die Nullmessung zum Zeitpunkt des Funktionsbeginns mit der jeweiligen aktuellen Luft und/oder Bauwerkstemperatur und deren Dokumentation gefordert. Ein sachgerechter Einbau der Lager ist für die dauerhafte Funktion der Lagerung über die erwartete Lebensdauer von aus-

422

schlaggebender Bedeutung. Die Dokumentation des Nullzustands beim Einbau hat für die Inspektion allerdings eine vergleichbare Bedeutung. Im Abschnitt 10.2.8 werden hinsichtlich des Einbaus von Lagern weitere Aspekte beleuchtet. Treten beim Vergleich des Ist- und Sollzustands der Verschiebungen Unregelmäßigkeiten an einem oder mehreren Lagern auf, dann ist in der Regel die Ursache im Verformungsverhalten des Tragwerks zu suchen. Derartige Ursachen können sein: x Bei der Ermittlung der Lagerbewegungen wurden die Wirkungen des Gesamtsystems nicht beachtet. x Es sind Bewegungen an Widerlagern oder Stützen/Pfeilern durch unplanmäßige Setzungen im Baugrund aufgetreten. x Bei der Ermittlung der Bewegungen wurde die Steifigkeit der Unterbauten nicht berücksichtigt. Während in den beiden ersten Fällen meist eine Lagerinstandsetzung erforderlich wird, führt der letztgenannte Fall in der Regel lediglich zur Überbemessung des Lagers. Die Verdrehungen der Lager in der Lagerebene werden durch die direkten Überbaulasten und dem linearen Temperaturgradienten im Überbau bestimmt. Ein „Nullzustand“ der Verdrehung ist kaum definierbar. Je nach Material und Herstellungsart wurde der Überbau aus ästhetischen Gründen vorgekrümmt eingelagert. Die Lager werden aber gerade eingebaut. Die Kontrolle der Verdrehungen reduziert sich somit auf die Messung der aktuellen Verdrehungen des Lagers. Die Messung der Verdrehung ist wieder von der Lagerart abhängig, in DIN EN 1337, Teil 10 sind dafür einige Hinweise gegeben. Die Stütz- oder Auflagerkräfte sind bei den Hauptprüfungen nur messbar, wenn

6 Lagerung

die Brücke mit Kraftmesslagern ausgerüstet wurde. Diese Lager sind meist als Topflager im Angebot, werden jedoch nur in besonderen Fällen eingesetzt. Bei diesen Lagern wird über einen Drucksensor im Elastomer auf die Kraft geschlossen. In der Regel beschränkt sich aber die Inspektion stützkraftseitig auf die visuelle Kontrolle der Lager. Eine funktionsfähige Lagerung setzt funktionsfähige Lager voraus. Die Inspektion der Lager erfordert deshalb zusätzliche prinzipielle und lagerartspezifische Kontrollen, wie zum Beispiel: Allgemeine Aspekte x Ausreichende verbleibende Bewegungsfähigkeit, in Abhängigkeit von der Lagerart und der aktuellen Bauwerkstemperatur x Sichtbare Mängel am Lager x Sichtbare Mängel an den angrenzenden Bauteilen x Korrosionsschutz x Lagerbettung und -verankerung x Zustand der Gleit- und Rollflächen x Zustand und Funktionsfähigkeit der Festhaltungen. Lagerartabhängige Aspekte x bei Gleitteilen mit PTFE Elementen die Messung der Spalthöhe zwischen der Gleitplatte und der Trägerplatte x bei Elastomerlagern die visuelle Kontrolle der Gleichmäßigkeit der Verformungen und eventueller Risse x bei Topflagern die Messung der in Verdrehrichtung gegenüberliegenden Abstände zwischen Topf und Deckel x bei Rollen und Kalottenlagern die Messung der Verdrehwinkel x bei Führungen die Messung des größten Spiels der Gleitfuge Sind bei der Prüfung der Lagerung und der Lager Mängel aufgetreten, so müssen diese beseitigt werden.

6.8 Inspektion und Instandhaltung der Lager und Lagerungen

423

Bild 6.8-1 Pressenansatz auf Hilfsgerüst, Tragwerk abgelassen

Bild 6.8-2 Pressenansatz auf Pfeiler, Tragwerk ausgehoben

Die Instandsetzung von Lagern kann beinhalten: x Eine Lagekorrektur der Lager x Die Auswechslung des gesamten Lagers oder einzelner Teile x Erneuerung oder Ergänzung des Korrosionsschutzes x Unterstopfarbeiten x Risssanierung bei oberflächigen Elastomerrissen

sichtigen. In exponierten Fällen kann der Pressenansatz auf den Pfeilerfundamenten vorgesehen werden, was dann ein bodenständiges Gerüst zum Aushub erforderlich macht. Die Instandsetzung von Lagern bedarf in jedem Fall besonderer Fachkunde und ist meist mit erheblichem manuellem Aufwand verbunden. Langlebige, nutzungsund verschleißarme Lagerkonstruktionen sind deshalb immer vorzuziehen.

Der überwiegende Teil der genannten Maßnahmen kann nur im entlasteten oder ausgehobenen Zustand des Tragwerks ausgeführt werden. Der Aushub kann zwar zu Verkehrseinschränkungen, jedoch sollte er nicht zu Verkehrssperrungen führen. Das Anheben des gelagerten Bauteils zum Auswechseln von Lagern ist im Rahmen der Regelungen für die Einwirkungen auf Brücken [DIN-Fachbericht 101] als typische Einwirkung definiert. Das Anhebemaß, die Bemessungssituation und die zu berücksichtigenden Verkehrslasten sind geregelt. Weitere mögliche Einwirkungen können Bewegungen oder Horizontalkräfte infolge des aktuellen Verformungszustands des Tragwerks sein. Dafür sind Hinweise in EN 1337, Teil 10 gegeben. Die Pressen zum Aushub sind in der Regel auf den Pfeilern und Widerlagern anzuordnen. Demzufolge ist dies bei der Geometriewahl des Entwurfs zu berück-

7 Unterbauten Ursula Freundt

7.1 Überblick Unterbauten von Brücken umfassen die Widerlager, Stützen und Pfeiler sowie deren Gründungen. Bei kleinen und mittleren Brücken beträgt der Aufwand für die Unterbauten bis zu 60% des Gesamtaufwands. Dies verdeutlicht die Notwendigkeit einer gründlichen rechnerischen und konstruktiven Durcharbeitung. Die wesentliche Funktion der Unterbauten ist die Lagerung des Überbaus und die Weiterleitung der Kräfte an die Gründung. Nach [DIN EN 1337-1] umfasst die Lagerung die stützenden Elemente eines Bauwerks und die Art und Weise, wie diese Elemente wirken. Je nach Lagerungsart werden zwischen Überbau und Unterbau Verschiebungen und Verdrehungen freigegeben oder verhindert. Alle Einwirkungen auf den Überbau, sowohl die vertikalen und horizontalen Lasten als auch die Reaktionen der Verformungen, müssen in die Gründung abgeleitet werden. Dafür stehen viele Ausbildungsformen zur Verfügung. Dies betrifft die feste Verbindung des Überbaus mit den Widerlagerwänden oder Stützen und Pfeilern, die gelenkige Verbindung oder der Einsatz von Bauteilen, den Lagern, die Verdrehungen zwischen zwei Bauteilen ermöglichen, Lasten übertragen und Verschiebungen ermöglichen oder verhindern. Zu den Unterbauten einer Brücke gehören demzufolge auch die Bogen, die den Überbau stützen. Darauf wird im Abschnitt 5.4 Bogenbrücken eingegangen. Die Lager als Bauteile werden im Kapitel 10, Abschnitt 10.2 beschrieben. Mit dem Entwurf der

Brücke und der Wahl des statischen Systems wird auch die konkrete konstruktive Form der Unterbauten entschieden. Sie sind wesentliche Elemente der Gestaltung. Die Lagerungsebene ist in der Regel zwischen Über- und Unterbau angeordnet. Allerdings kann diese, zum Beispiel bei Bogen- oder Rahmenbrücken, auch zwischen Unterbau und Gründung liegen.

7.2 Widerlager 7.2.1 Definition, Aufgaben und Konstruktionsprinzip Der Fachterminus Widerlager geht auf die Zeit der Wölbtragwerke zurück. „Zwischen feste Widerlager werden elastische, gegen unzulässige Verformungen widerstandsfähige Gewölbe gespannt“ [Melan, 1948]. Die Aufgabe der Widerlager war damit deutlich beschrieben und sie hat auch heute für Bogenbrücken Bestand. Die Widerlager von Bogenbrücken haben die Aufgabe, die Kämpferkraft aufzunehmen und weiterzuleiten. Sie sind somit die Fortsetzung des Bogens und ihre Form wird vordergründig durch die Gründungsverhältnisse bestimmt. Heute steht der Begriff Widerlager für das Abschlussbauwerk an Brückenenden, unabhängig von Tragwerksart und Gestaltung. Die Widerlager bilden die Endauflagerung von Brücken und den Beginn des weiterführenden Verkehrsdamms. Diese Doppelfunktion charakterisiert ihre Aufgabe, ihre Beanspruchung und ihre konstruktive Ausbildung.

426

Bild 7.2-1 Kastenförmiges Widerlager – Prinzipdarstellung

Als Endauflagerung der Brücken übernimmt das Widerlager die vertikalen und horizontalen Lasten aus dem Überbau. Dafür eignen sich wandartige Elemente, das Bauteil wird deshalb auch Widerlagerwand genannt. Die Widerlagerwand ist gleichzeitig Stützbauwerk für den im Geländesprung beginnenden Verkehrsdamm und übernimmt den Erddruck. Im Böschungsbereich sind weitere Bauteile erforderlich, die den zur Verkehrsführung erforderlichen Erdkörper abschließen. Sie werden Flügel genannt, und da ihre

7 Unterbauten

Aufgabe die Übernahme des Erddrucks aus dem Damm ist, eignen sich auch dafür wandartige Elemente. Die Lastabtragung der einzelnen Bauteile des Widerlagers erfolgt über die Gründung in den Baugrund. Die in der Gesamtheit entstehende räumlich gegliederte Konstruktion bildet das Widerlager. Bild 7.2-1 veranschaulicht das erläuterte Prinzip anhand eines kastenförmigen Widerlagers. Am fertigen Bauwerk dominieren die Böschungsgestaltung und die Gesamtansicht der Brücke. Die Bauteile des Widerlagers sind nur bedingt sichtbar. Bild 7.2-2 zeigt ein Widerlager im Endzustand mit entsprechender Ausstattung (Böschungstreppe, Entwässerungsmulde) Als Baustoff kommt praktisch nur noch Stahlbeton zur Anwendung. Zur Verbesserung der optischen Wirkung im Rahmen der Bauwerksgestaltung werden häufig Verblendungen aus Natursteinen oder künstlichen Steinen (Klinker) ausgeführt. Konstruktionen aus unbewehrtem Beton, Naturstein oder Klinker werden nur noch selten und für kleinere Durchlassbauwerke ausgeführt.

Bild 7.2-2 Widerlager einer Balkenbrücke im Endzustand

7.2 Widerlager

427

7.2.2 Anordnung von Widerlagerwand und Flügeln – Widerlagerarten Die Vielfalt der bestehenden konstruktiven Formen der Widerlager hängt von der Trassenführung des Verkehrswegs (schiefe oder gekrümmte Führung), der Art des unterführten Verkehrswegs bzw. des überführten Verkehrswegs (Schiene, Straße bzw. Gewässer oder Tal), der Tragwerksart und der Bauhöhe der Brücke, der Höhe des Erddamms und der Tragfähigkeit des Baugrunds ab. Widerlager sind auch Gestaltungselemente der Brücke und somit Teil ihrer Formensprache. Die Anordnung der Flügelwände bestimmt die Grundform des Widerlagers. Im Bild 7.2-3 sind die prinzipiellen Flügelstellungen im Bezug zur Brückenlängsachse dargestellt. Danach unterscheidet man Parallelflügel, Schrägflügel und Böschungsflügel (senkrecht zur Längsachse). Es gibt natürlich die Möglichkeit, unterschiedliche Flügelanordnungen zu kombinieren. Im Bild 7.2-4 ist ein kleineres Durchlassbauwerk mit Schrägflügeln dargestellt. Für den Übergang zum Straßendamm sind zusätzliche Parallelflügel erforderlich. Bild 7.2-5 zeigt das gleiche

Bild 7.2-3 Flügelformen und Böschungsformen

Bauwerk im teilweise eingeschütteten Zustand. Für das Widerlager mit Parallelflügeln bestimmt die Länge der Flügelwand die Art des Widerlagers. Steht die Widerlagerwand am Böschungsfuss, werden die Flügel meist so lang, dass sie eine Gründung benötigen und es wird ein Kastenwiderlager nach Bild 7.2-2 erforderlich. Wird das Widerlager nahe der Dammkrone angeordnet, sind die Flügelwände kurz und können als Kragflügel an die Widerlagerwand angehängt werden. Die so entstehende Form wird einfaches Widerlager genannt. Bild 7.2-6 zeigt prinzipiell die Möglichkeiten.

Bild 7.2-4 Durchlassbauwerk mit Schrägflügeln und Parallelflügeln für den Übergang zum Straßendamm

428

7 Unterbauten

Bild 7.2-5 Bauwerk hinterfüllt vor dem Einbau der Straßenbefestigung

Die Anordnung der Widerlager hat einen dominanten Einfluss auf die Gestaltung des Gesamttragwerks und die Eingliederung in das Landschaftsbild. Große Flügelwände führen zu einer Torwirkung der Brücke. Kleine Flügelwände fügen die Brücke in die Landschaft ein. Mit der größeren Stützweite sind jedoch auch höhere Baukosten verknüpft. Schräg- oder Böschungsflügel bilden den Abschluss für die Böschung unmittelbar am Widerlager. Die Ausbildung eines Böschungskegels wie bei Widerlagern mit Parallelflügeln entfällt. Sie kommen häufig bei kleineren rahmenartigen Tragwerken zur Anwendung. Die Flügelwände werden

meist als eigenständige Bauteile ausgeführt und durch eine Raumfuge von der Widerlagerwand getrennt. Die Querschnittsform und die Geometrie im Grundriss von Widerlagern sind von den dargestellten funktionellen Parametern abhängig. Die Breite des Widerlagers wird durch die Konstruktion des Überbaus bestimmt. Die Länge der Flügel ist von der Böschungsneigung und der Anordnung der Widerlagerwand abhängig. Wirtschaftlichkeitsüberlegungen und die zunehmende Technisierung führen zu Weiterentwicklung und Sonderformen auch im Bereich der Widerlager. Stellvertretend seien hier das Spundwandwiderlager sowie die Bohrpfahlwand genannt. In beiden Fällen wird das eigentliche Gründungsbauteil so ausgebildet, das es die Funktion der Dammsicherung und Lastab-

Bild 7.2-6 Anordnung von Widerlagern im Böschungsbereich

Bild 7.2-7 Prinzip der Schneidenlagerung auf Spundbohlen (HOESCH-Bauweise)

429

7.2 Widerlager

tragung aus dem Überbau übernimmt. Am Kopf der Bohrpfahl- oder Spundwand wird ein Betonbalken ausgeführt, der die Funktion der Auflagerbank übernimmt. Bild 7.2-7 zeigt das Prinzip der so genannten Schneidenlagerung auf Stahlspundbohlen. Die Bohrpfahlwand kann als offene bzw. geschlossenen Wand ausgebildet werden. Im ersten Fall sind zusätzliche Wandelemente (Vorsatzschale o. ä.) erforderlich, um das Erdreich der Hinterfüllung zu sichern, (Bild 7.2-8). Widerlager sind Gestaltungselemente der Brücke und somit Teil ihrer Formensprache. Zu diesem Zweck bieten auch Betonoberflächen und Schalungsstruktur, sowie Verblendungen mit künstlichen oder natürlichen Steinen umfangreiche Möglichkeiten. Die Gestaltung wird mit dem Entwurf der

Bild 7.2-8 Bohrpfahlwiderlager einer Rahmenbrücke mit Kolkschürze

Brücke, vielfach aber auch nach einem Gestaltungskonzept für alle Brücken eines Trassenabschnittes entschieden. Bild 7.2-9 zeigt aus [DEGES, 1996] beispielhaft eine Flügelverblendung mit Natursteinmauerwerk.

konische Schalung

vertikale Schalung

horizontale, gehobelte Brett- oder Betonplanschalung 1.00

1.00 Geländerendfeld senkrechte, sägerauhe Brettschalung

horizontale, sägerauhe Brettschalung 45º sägerauhe Brettschalung

regelmäßiges Schichtenmauerwerk mit unregelmäßigen Schichtenhöhen 20–35 cm

Ansicht Flügelwand

Bild 7.2-9 Gestaltungskonzeption Widerlager für eine Balkenbrücke [DEGES, 1996]

430

7.2.3 Konstruktion der Bauteile 7.2.3.1 Widerlagerwand Die Widerlagerwand besteht aus der aufgehenden Wand und bei gelagerten Konstruktionen einer Auflagerbank und einer erdseitigen hinter dem Überbauende angeordneten Kammerwand (Bild 7.2-10). Die Tiefe der Auflagerbank in der Lagerebene wird durch die Konstruktion des Überbaus und seinem notwendigen Bewegungsspielraum bestimmt. Die Querschnittsform und Bauweise (Stahl, Spannbeton) des Überbaus bestimmen die erforderliche Längenentwicklung über die Auflagerlinie hinaus. Dabei entstehen Widerlagertiefen, die als Wandquerschnitt für die Abtragung der Lasten nicht erforderlich sind. Es erfolgt eine rückseitige Verjüngung der Wand. Bei großen Talbrücken mit hohen Überbauquerschnitten und entsprechen-

7 Unterbauten

der Ausladung hinter der Auflagerlinie ist die Ausbildung einer massiven Wandkonstruktion unwirtschaftlich und sie wird deshalb aufgelöst. Der so entstandene Hohlraum bietet Platz für den Zugang zur Lagerebene. Den oberen Teil der Widerlagerwand bildet die Auflagerbank, welche die Auflagerkräfte aus dem Überbau in die Widerlagerwand einleitet. Die lokale Lastaufnahme und Verteilung führt zu Beanspruchungen, für die sowohl die Betonqualität als auch die Bewehrungsanordnung ausgelegt sein muss. Dies wird bei der Berechnung der Unterbauten im Abschnitt 8.6. näher erläutert. Konstruktiv sind die Anordnung und Geometrie der Lager sowie der erforderlichen Pressenaufstandsflächen zum späteren Auswechseln der Lager zu beachten. Der Platzbedarf ist vor allem bei schiefwinkligen Grundrissen nicht zu unterschätzen (Bild 7.2-11).

Bild 7.2-10 Widerlagerwand bei gelagerten Überbauten

Bild 7.2-11 Auflagerbank mit Lagersockel und Pressenaufstandsflächen

7.2 Widerlager

431

Bild 7.2-12 Kammerwand und Überbauabschluss

Der Schutz des Überbaus vor der Hinterfüllung des Damms erfolgt durch die Anordnung einer so genannten Kammerwand. Die Funktion und die konstruktive Ausbildung der Kammerwand hängt von den Verschiebungen und Verdrehungen des Überbauendes ab. Bei kleinen Stützweiten bis etwa 15 m und der Anordnung eines längsfesten Lagers sind als Relativbewegungen zwischen Überbau und Unterbau nur die Verdrehungen des Überbauendes zu realisieren, z. B mit einer Fugenausbildung entsprechend Bild 7.2-12. Bei größeren Stützweiten und damit größeren Überbauhöhen und bei der Anordnung eines längsbeweglichen Lagers werden die Bewegungen so groß, dass spezielle Fahrbahnübergangskonstruktionen erforderlich werden, die in der Kammerwand verankert sind. Bei Übergangskonstruktionen mit Dehnlängen über 80 mm ist eine Wartung dieser Bauteile aus der unteren Ebene sinnvoll. Die Kammerwand wird in diesem Fall so angeordnet, dass ein begehbarer Wartungs- und Kontrollgang gebildet wird. Bei Überbaukonstruktionen aus vorgespanntem Beton befinden sich an den Überbauenden die Verankerungen der Spannglieder. Das bedeutet, dass die Kammerwand erst nach dem Aufbringen der Vorspannung betoniert werden kann. Dies birgt einige technologische und bewehrungstechnische Probleme, die bei der Planung zu beachten sind. Bei einer monolithischen Verbindung von Wider-

lagerwand und Überbau, wie bei Rahmenbrücken, oder bei der Ausbildung eines Betongelenks bei kleinen Stützweiten entfällt die Konstruktion der Kammerwand, da die Schutzfunktion nicht erforderlich ist. Die aufgehende Widerlagerwand zeigt keine konstruktiven Besonderheiten. Die Breite richtet sich nach dem Querschnitt der Brücke. Bei großen Widerlagerbreiten ist die Ausbildung von Fugen erforderlich, um Zwangsbeanspruchungen kontrolliert abzubauen. Bei getrennten Überbauten erfolgt meist auch eine klare Trennung der Unterbauten durch eine Raumfuge. Die Anordnung und konstruktive Ausbildung der Fuge sollte mit großer Sorgfalt erfolgen, da sie immer Schwachstellen in der Konstruktion hinsichtlich Dauerhaftigkeit bildet. Obwohl die Widerlagerwand in ihrer konstruktiven Ausbildung prinzipiell dargestellt werden kann, ist ein Widerlager wie auch eine Brücke immer eine „Einzelanfertigung“. Ein Planer wird einige Details übernehmen können, das komplette Widerlager nie. In gleicher Weise gibt es auch Sonderlösungen, die wegen ihrer Vielfalt hier nicht dargestellt werden können. Unter 7.2.2 wurden stellvertretend das Spundwandwiderlager und die Bohrpfahlwand erwähnt. Eine weitere Lösung der Herstellung von Widerlagerwänden bietet die Bauweise aus bewehrter Erde. Dabei werden im Dammbaumaterial zusätzliche stabilisie-

432

rende Bauelemente, z. B. Geogitter, als Bewehrung angeordnet. Über dieses Stützbauwerk können bei entsprechender Dimensionierung die Lasten aus dem Überbau abgetragen werden. In [bau-zeitung, 1994] werden Widerlager aus bewehrter Erde als wirtschaftliche Konstruktion für eine Eisenbahnbrücke beschrieben. Grund der Anwendung war ein setzungsempfindlicher Baugrund. Gestaltungsfragen stehen bei diesen Konstruktionen den Tragsicherheitsfragen nach. 7.2.3.2 Flügel Aufgaben und Flügelformen wurden bereits beschrieben. Flügel werden in der Regel in die Widerlagerwand eingespannt. Dadurch wird eine statisch günstige Beanspruchung erreicht, die wirtschaftliche Konstruktionen erlaubt. Bei großen Flügellängen und vor allem bei Anordnung von Schräg- oder Böschungsflügeln ist dies allerdings nicht mehr gegeben. Die Flügel

7 Unterbauten

sollten dann von der Widerlagerwand durch eine Raumfuge getrennt werden. Es entstehen eigenständige Flügelbauwerke als Stützmauern. Durch Anordnung einer Schubverbindung, wie Querkraftbolzen oder einer verzahnten Raumfuge, Bild 7.2-13, werden unterschiedliche Wandbewegungen senkrecht zur Wandebene zwischen den einzelnen Bauteilen vermieden. Das bei Parallelflügeln in den Damm geführte Flügelende wird dem Böschungsverlauf entsprechend schräg ausgeführt. Um eine ordnungsgemäße Verdichtung der später einzubauenden Hinterfüllung zu gewährleisten, wird diese Schräge unter einem Winkel von ≥ 60° ausgebildet. Bei Winkeln < 60° entstehen unter dem Flügelende Bereiche, die mit entsprechendem Verdichtungsgerät nicht mehr erreicht werden können. In diesem Fall, der vor allem für Kragflügel angewendet wird, erhält die Stirnfläche des Flügels eine so genannte Unterschneidung, die aber schalungstechnisch aufwändig ist (Bild 7.2-14).

Bild 7.2-13 Raumfugenausbildung zwischen Widerlager- und Flügelwand (verzahnte Raumfuge)

Bild 7.2-14 Flügelausbildung mit Unterschneidung

7.2 Widerlager

433

Bild 7.2-15 Kragarm auf Parallelflügel im Übergangsbereich zum Straßendamm

Im Übergang von der Brücke bis zur Krone des Verkehrsdamms sind für den Verkehrsteilnehmer Sicherungsmaßnahmen erforderlich. Deshalb werden die seitlichen Kappen des Überbaus im Bereich des Widerlagers auf den Parallelflügeln weitergeführt. Den oberen Flügelabschluss bildet eine Randkappe, und sie erhält die gleichen Ausstattungsmerkmale (Geländer, Leitplanke) wie die Überbaukappe.

7.2.3.3 Entwässerung und Hinterfüllung Obwohl die Hinterfüllung des Widerlagers kein Bauteil im eigentlichen Sinne ist, bedarf sie wegen ihres Einflusses auf das Widerlager und die Qualität des Verkehrswegs einer besonderen Darstellung. Während die Brücke einschließlich ihrer Widerlager und Gründung, abgesehen von den Setzungen, vordergründig linear elastische Verformungen erfährt, sind im Dammbereich im Hinterfüllmaterial plastische Verformungen zu erwarten, was zu Setzungsunterschieden zwischen Brücke und Damm führen kann. Um dies weitgehend zu vermeiden, sind einerseits die Ausbildung der zu hinterfüllenden Bauteile zu beachten und andererseits das Hinterfüllmaterial und seine Verdichtung gezielt auszuwählen. Empfehlungen und Anforderungen für die geeignete Wahl des Hinterfüllmaterials sind in [Arbeitsausschuss: Einfluss der Hinterfüllung auf Bauwerke,

1994] gegeben. Es sind Mindestanforderungen zur Ausführung von Hinterfüllungen zum Anlegen von Verkehrsflächen definiert, der Hinterfüllungsbereich zum Damm hin wird abgegrenzt, die Auswahl, der Zeitpunkt des Einbaus und der Einbau des Hinterfüllungsmaterials mit der notwendigen Verdichtung wird empfohlen. Es werden Aussagen für die sinnvolle Anordnung der rückwärtigen Entwässerung und der zugehörigen Filterschichten getroffen. Zusätzlich werden Vorschläge zu konstruktiven Details für Widerlagerbauwerke gegeben. Auf einige konstruktive Kriterien wurde im vorangegangenen Abschnitt zu den Flügeln bereits eingegangen. Die Zugänglichkeit des Hinterfüllbereichs für entsprechende Verdichtungstechnik ist auch für die Widerlagerwand vor allem bei entsprechender erdseitiger Ausladung der Auflagerbank zu gewährleisten (60°). Bei schiefen Brücken entstehen in den spitzen Ecken Bereiche die nicht ordnungsgemäß verdichtet werden können. Solche Nischen oder Zwickel sind bei der geometrischen Durchbildung der Bauteile zu vermeiden oder durch den Einbau einer so genannten Verdämmung aus Magerbeton beim Hinterfüllen zu befestigen. Das Hinterfüllmaterial sollte sich auf 100% der einfachen Proctordichte verdichten lassen. Besondere Probleme entstehen bei Eisenbahnbrücken für den Hochgeschwindigkeitsverkehr und Ausbildung ei-

434

7 Unterbauten

Bild 7.2-16 Entwässerung Widerlagerhinterfüllung

ner festen Fahrbahn. Die dabei durch Setzungsunterschiede auftretenden Krümmungsradien im Übergangsbereich können Fahrkomfort und Fahrsicherheit beeinträchtigen. In [Jaup et al., 2001] werden anhand von Modellversuchen mit und ohne Übergangskonstruktionen die konstruktiven Ausbildungen dieses Bereichs optimiert. Eine empirische Formel soll die praktische Anwendung erleichtern. Bedingt durch die Ausbildung des Widerlagers aus Beton besteht erdseitig die Gefahr des Aufstauens von Wasser, das über den Damm in die Hinterfüllung gelangt. Diesem entgegenzuwirken, werden erdseitig entsprechende Vorkehrungen getroffen. Hierzu gehört die Anordnung einer entsprechenden Drain- und Sickerschicht aus einer geotextilen Drainmatte in Verbindung mit der Ausbildung einer Sickerschicht aus grobkörnigem wasserdurchlässigem Hinterfüllmaterial. Am Fuß der Wand bzw. auf Höhe des Grundwasserspiegels wird eine Sicker- oder Drainleitung ausgebildet, über die anfallendes Wasser der Vorflut zugeführt wird, Bild 7.2-16. Alle beschriebenen Maßnahmen dienen der Dauerhaftigkeit der Widerlagerkonstruktion und eines quasi setzungsfreien Übergangs von der Brücke zu dem anschließenden Verkehrsweg.

7.2.4 Entwurf von Widerlagern 7.2.4.1 Widerlager für gelagerte Überbauten Unter gelagerten Überbauten werden hier Brücken verstanden, die zwischen Überbau und Unterbau mit Lagern ausgestattet sind. Die Lager werden auf einem Lagersockel auf der Auflagerbank angeordnet. Da nach gegenwärtigem Erfahrungsstand die Lebensdauer der Brücke höher als die der Lager ist, sind auf der Auflagerbank Aufstellflächen für Pressen vorzusehen, die beim Auswechseln der Lager zum Anheben der Überbaukonstruktion dienen. Wie bereits beschrieben, bestimmen diese konstruktiven Bedingungen die Abmessungen der Auflagerbank. Der Entwurf von Widerlagern gelagerter Brücken erfolgt unter Beachtung der aufgeführten Belange nach ausgewogener Variantenanalyse entsprechend der im Bild 7.2-17 dargestellten Übersicht. Erst dann folgt die Geometrieausgestaltung nach statischen und herstellungsgerechten Erfordernissen. Die Anordnung und Wahl von Arbeits- sowie konstruktiv erforderlichen Fugen ist unter Berücksichtigung der Herstellungstechnologie und der geometrischen Abmessungen der einzelnen Bauteile zu wählen. Arbeitsfugen sollten so gewählt werden, dass sie möglichst nicht im Bereich

7.2 Widerlager

Bild 7.2-17 Prinzipielle Entwurfsschritte für ein Widerlager

435

436

7 Unterbauten

Bild 7.2-18 Betongelenk

von Sichtflächen liegen. Für Schein- und Raumfugen sollte die Anordnung so erfolgen, dass eine möglichst einfache Ausbildung gegeben ist. Die Wahl der Baustoffe ist abhängig von den Umwelteinflüssen. Bei unterführten Straßen liegen die Widerlager oft im Sprühnebelbereich. Grund- und Schichtenwasser verhalten sich häufig aggressiv gegenüber Beton. Allerdings erfordern diese Faktoren keine zusätzlichen Schutzmaßnahmen und sind durch geeigneten Beton beherrschbar. Die Darstellung widerspiegelt den Vorgang bei mittleren und großen Brücken. Sie verdeutlicht gleichermaßen den baulichen Aufwand, der für Widerlager erforderlich ist. Die prinzipielle Entwicklung beinhaltet keine Hinweise auf Gestaltungsfragen. Hier sind bei Beachtung der konstruktiven Grundforderungen viele Formen möglich. Auch kleine gelagerte Brücken benötigen Widerlager. Die kleinere Stützweite verändert nicht die funktionellen Anforderungen. Die reduzierten Bewegungsgrößen gestatten jedoch andere Ausbildungen. Zum Beispiel können bis Spannweiten von etwa 12 m Betongelenke auf beiden Widerlagerwänden angeordnet werden. Längenänderungen des Überbaus werden in diesen Fällen durch Verdrehung der Widerlagerwände und Verformung der Hinter-

füllung ausgeglichen. Übergangskonstruktionen können entfallen und durch eine dauerelastische Fuge ersetzt werden. Für die Ausbildung der Betongelenke gibt es verschiedene Möglichkeiten. Eine dauerhafte Ausbildung ist konstruktiv und herstellungstechnisch nicht zu unterschätzen. Bild 7.2-18 stellt eine mögliche Ausbildung dar. Die gezielte Interaktion zwischen Hinterfüllung und Widerlagerwand und die Ausnutzung der damit verbundenen Verformungsreaktionen werden in [England et al., 2000] unter dem Begriff integrale Brücken auch für Stützweiten bis 85 m beschrieben.

7.2.4.2 Widerlager bei rahmenartigen Brücken Bei Rahmenbrücken kann eine Ausbildung des Widerlagers durch wandartige Endstiele erfolgen. Durch die biegesteife Verbindung zwischen Überbau und Widerlager entfallen die konstruktiven Probleme des Endauflagers. Die Flügelausbildung entspricht dem bisher Dargestellten. Liegt die Rahmenecke bereits in der Dammkrone, so können aufgelöste Endstiele angeordnet werden. Die Möglichkeiten beim Entwurf von Rahmenbrücken sind im Abschnitt 5.3

7.3 Stützen und Pfeiler

dargestellt. Eine Trennung von Überbau und Unterbau zumindest bei einfeldrigen Rahmenbrücken ist nicht sinnvoll. 7.2.4.3 Widerlager für Bogenbrücken Die Widerlager bilden hier die Fortsetzung des Bogens. Die Bogendrucklinie muss im Widerlager eine solche Lastausbreitung erfahren, dass die Beanspruchung des Baugrunds nicht überschritten wird. Bogenwiderlager sind somit die Gründung des Bogens und werden deshalb unter 5.4 dargestellt. Es ist besonders auf eine geringe Verformung zu achten. Die Wahl von Bogenbrücken setzt deshalb guten Baugrund, am besten gewachsenen Fels, voraus. Andernfalls sind hohe Aufwendungen für die Widerlager zu erwarten. Es sei aber hier darauf hingewiesen, dass bei einem entsprechenden Verlauf der Kluftlinien des Felsens der Hang durch die Richtung der aus dem Bogen resultierenden Auflagerkraft stabilisiert werden kann.

7.3 Stützen und Pfeiler 7.3.1 Definition, Aufgaben und Konstruktionsprinzip Stützen und Pfeiler sind Unterstützungen mehrfeldriger Brückenüberbauten zwischen den Widerlagern. Sie entstehen bei Durchlaufkonstruktionen oder aneinander gereihten Balken, Rahmen oder Bogen. Die Definitionen für Stützen und Pfeiler werden von verschiedenen Autoren unterschiedlich verwendet. Unter Pfeilern werden wandartige Bauteile, die über die Breite der Hauptträger des Überbaus reichen, verstanden, wohingegen die Abmessungen in Richtung der Auflagerlinie von Stützen wesentlich unter der Überbaubreite liegen oder aus mehreren Elementen bestehen. Damit sind die Grenzen fließend, teilweise werden sie

437

auch über konkrete Abmessungen geführt [Holst, 1990], [Leonhardt, 1979]. In allen Fällen sind Pfeiler die kompakteren Konstruktionen. Sie erwecken den Eindruck großer Standhaftigkeit, die sie auch haben und sie werden deshalb vorwiegend im Wasser bei Seen oder Flüssen oder bei hohen Talbrücken verwendet. Der Vorteil der Sichtfreiheit unter der Brücke und der Durchstrahlung des gesamten Bauwerks wird durch die Ausbildung von Stützen erreichbar. Da ihre wesentliche Funktion in der Abtragung der Lasten und Aufnahme der Verformungen des Überbaus besteht, ist die Anordnung und Ausbildung der Stützen und Pfeiler nicht vom Gesamtsystem der Brücke und der detaillierten Überbauquerschnittsgestaltung zu trennen. Das Tragwerk stellt sich sowohl dem Betrachter als auch dem Entwerfenden als Einheit. Pfeiler und Stützen bestehen aus dem Kopf, der die Auflagerbank darstellt, dem Schaft und der Gründung. Die Verbindung mit dem Überbau und dem Fundament kann abhängig vom Entwurf unterschiedlich ausgeführt werden. Die prinzipiellen Möglichkeiten in Brückenlängsrichtung sind in Tabelle 7.3-1 schematisch dargestellt. In Querrichtung reichen die Systeme von der Pendelstütze bis hin zur so genannten Pfeilerscheibe, in Abhängigkeit von der erforderlichen Steifigkeit. Die Ausbildung der Verbindung beeinflusst die Wirkungen im Gesamtsystem und die Beanspruchung der Stützen und Pfeiler. Sie haben die Auflagerreaktionen der Überbauten aufzunehmen und über die Gründung in den Baugrund abzuleiten, wobei sie auch eine aussteifende Funktion in Längsund Querrichtung der Brücke übernehmen. Pfeiler werden heute in Stahlbeton ausgeführt. Die Anwendung von Natursteinoder Klinkermauerwerk erfolgt heute nur noch im Rahmen der Sanierung bei denkmalgeschützten Bauwerken. Für die Gestaltung an neuen Brückenbauwerken kommt

438

7 Unterbauten

Tabelle 7.3-1 Verbindungsarten zwischen Stützen und Überbau bzw. Fundament

praktisch nur noch Verblendmauerwerk zur Anwendung. Bei Stützen kann Stahlbeton auch als Hauptbaustoff genannt werden, wobei Stahlstützen gelegentlich sinnvoll und attraktiv sind. In Einzelfällen kommen auch Stahlverbundstützen zur Anwendung. Wird keine Einspannung mit dem Überbau vorgesehen, so erfolgt die Lastabtragung über Lager. Diese werden so auf dem Stützenkopf angeordnet, dass sie zugänglich sind. Es sollten ebenfalls Pressenplätze zur Lagerkorrektur angeordnet werden. Für Stützen und Pfeiler gibt es vielfältige Formen. Auf die gestalterische Bedeutung wurde bereits verwiesen. Die Dokumentation 2000 [BMVBW, Abt. Straßenbau, Straßenverkehr, 2000] definiert Gestaltungsgrundsätze und zeigt 30 Beispiele. Stützen und Pfeiler sind Unterstützungen des Überbaus zwischen den Widerlagern. Sie begrenzen damit häufig unterführte Verkehrswege und für die Unfallsituationen auf diesen, wie Schiffsanprall oder Anprall von Fahrzeugen, sind besondere Vorkehrungen zu treffen. Einwirkungen, die aus solchen Unfallsituationen resultieren und bei der Tragwerksberechnung zu berücksichtigen sind sowie konstruktive Schutzmaßnahmen, werden im Abschnitt 8.6 behandelt. Passive Schutzeinrichtungen wie Schutzdalben, Gleitwände, Leitplanken etc. sind eigenständige Bauwerke und Bauteile, die einen direkten Anprall auf die tragende Konstruktion verhindern. Hierauf wird im Kapitel 10 näher eingegangen.

7.3.2 Anordnung und Querschnittsgestaltung von Pfeilern Es wurde bereits dargestellt, dass Pfeiler vielfach in Flüssen zur Anwendung kommen. Ihre Anordnung wird dann von der Nutzung durch die Schifffahrt oder/und durch die hydraulischen Verhältnisse bestimmt. Dies ist auch in den Vorlandbereichen gegeben. Die Querschnittsformen sind generell aus dem Rechteck ableitbar. Dabei werden entsprechend den hydraulischen Anforderungen die Kanten gerundet oder gebrochen. Es kommen sowohl Voll- als auch Hohlquerschnitte zur Ausführung. Da Strompfeiler in der Regel eine geringe Höhe haben, unterliegen die Vollquerschnitte nur einer geringen Beanspruchung infolge der Lastabtragung des Überbaus in Längs- und Querrichtung, aber die Herstellung massiger Betonbauteile führt zu ungünstigen Beanspruchungen aus abfließender Hydratationswärme und Schwinddifferenzen. Bei der Ausführung als Hohlquerschnitt ist der Innenraum begehbar und kann für Einrichtungen der Brückenunterhaltung genutzt werden. Der Materialeinsatz ist geringer, dafür sind die Wände höher beansprucht. Bei Anwendungen im Fluss dominieren die Vollquerschnitte. Die Lagerung der Überbauten wird vorrangig über Lager realisiert. Zur Berücksichtigung des Schiffsanpralls sind besondere Vorkehrungen zu treffen.

7.3 Stützen und Pfeiler

439

Bild 7.3-1 Typische Pfeilerquerschnitte und Pfeilerkopfausbildung

Die Anordnung von Pfeilern hoher Talbrücken ist eine Frage des Gesamtkonzepts der Brücke. Die Anordnung der Pfeiler im System bestimmt den Gesamteindruck der Brücke. Regelmäßigkeit und Symmetrie erzeugen einen harmonischen Gesamteindruck. Gleiches gilt auch für das Verhältnis Überbauhöhe zu Pfeilerdicke. Ausgewogene Proportionen vermitteln Sicherheit und Vertrauen der Brückenkonstruktion. Zunehmend führen die Berücksichtigung von Natur und Umweltfragen zu Brückenentwürfen und zu Festlegungen von Pfeilerstellungen. Pfeiler hoher Talbrücken stellen andere Anforderungen an die Konstruktion als Strompfeiler. Die Querschnitte sind ebenfalls aus dem Rechteck abgeleitet und können hier bis zum Quadrat geführt werden. Die Kanten werden aus gestalterischen Gründen gerundet oder gebrochen. Die Pfeiler haben meist nach oben hin einen leichten Anzug. Sie werden oft als Hohlquerschnitt ausgebildet und nehmen Einrichtungen zum Begehen und für die Entwässerung des Überbaus auf. Bild 7.3-1

zeigt stellvertretend drei prinzipielle Querschnittsformen von Pfeilern mit ihrer Kopfausbildung. Während beim Hohlpfeiler der Zugang zur Lagerebene über den Schaft erfolgen kann, ist bei den anderen Varianten nur ein Zugang vom Überbau oder durch Einsatz spezieller Gerätetechnik (Hubbühne, Brückenuntersichtgerät) möglich. Bei langen Talbrücken wechseln entsprechend der Talform die Stützhöhen. Bei der Entwurfsentscheidung ist dann besonders auf die Wirkung der unterschiedlich hohen aber möglichst gleich ausgebildeten Pfeiler im Zusammenhang mit dem Überbau zu achten, wie das im Bild 7.3-2 [Peter/ Wetzel, 2002] dargestellt ist. Für die unterschiedlichen Überbauhöhen wurde der Pfeilerkopf entsprechend angepasst. Die Lagerung der Überbauten erfolgt in der Regel über Lager. Die Beanspruchung von Pfeilern hoher Talbrücken wird durch die vertikalen Lasten des Überbaus, Wind in Querrichtung und Lagerwiderstände in beiden Richtungen hervorgerufen. Bei hohen Pfeilern kommen Stabilitätsbetrach-

440

7 Unterbauten

Überbauhöhe 3,70 m

Überbauhöhe 3,70 m

Überbauhöhe 6,50 m

+474.30

+455.30

Bild 7.3-2 Pfeiler unterschiedlicher Höhen [Peter/Wetzel, 2002]

tungen dazu. Sind mehrere Pfeiler unterschiedlicher Höhe und mit unterschiedlichen Lagern vorhanden, dann ist eine Betrachtung des Gesamtsystems unerlässlich. Eine gut überlegte Berechnung und Konstruktion ist erforderlich. Die spezifischen Probleme bei Eisenbahnbrücken, vor allem im Bereich des Hochgeschwindigkeitsnetzes, haben im Brückenbau zur Entwicklung verschiedener Tragsysteme zur Ableitung der Horizontalkräfte in Brückenlängsrichtung geführt. Die hohen Brems- und Anfahrlasten sowie die Wechselwirkungen zwischen Gleis und Überbau und den daraus resultierenden Zwängungen erfordern in Abhängigkeit von der Bauwerkslänge und den Steifigkeitsverhältnissen im Tragwerk Sonderkonstruktionen für den Überbau, sowie auch spezielle Lösungen für die Unterbauten. Bei großen Brückenlängen reichen die Widerlager allein nicht mehr zur Abtragung der Längskräfte aus. Tiefe Täler führen bei Talbrücken zu unwirtschaftlichen Pfeilerabmessungen und aufwändigen Gründungen, um die erforderliche Steifig-

+422.00

keit für die Aufnahme von Längskräften zu gewährleisten. Aus dieser Situation heraus wurde das System A-Bock entwickelt, bei dem die großen Längskräfte über schräg angeordnete Stützen abgetragen werden. Der Überbau als zweiteiliger Durchlaufträger ist über eine Längskraftkopplung verbunden.

7.3.3 Anordnung und Querschnittsgestaltung von Stützen Die Wahl der Stützenstellung ergibt sich wie bei den Pfeilern aus dem System und der Gesamtsituation der Brücke. Der vorhandene Baugrund, vorhandene Verkehrswege oder topographische Besonderheiten können allerdings Zwangspunkte sein. In Querrichtung und in der Grundrissgeometrie ergeben sich abhängig vom Überbauquerschnitt mehrere Lösungsmöglichkeiten. Der bisher beschriebene Pfeiler, der die Breite des Haupttragwerks in Anspruch nimmt, wird hier in Einzelstützen oder Wandstreifen aufgelöst. Werden die Einzel-

7.3 Stützen und Pfeiler

441

Bild 7.3-3 Möglichkeiten aufgelöster Stützen

stützen bei aufgelösten Überbauquerschnitten nicht direkt unter den Hauptträgern angeordnet oder reicht die Quersteifigkeit nicht aus, dann sind Querriegel oder Auflagerbalken erforderlich. So können rahmenartige Stützen erzeugt werden, die durch Neigungen der Stützen auch eine gute Gestaltung erlauben. Bild 7.3-3 stellt prinzipielle Möglichkeiten dar. Die Geometrie der Stützen wird neben der Bemessung und den Gestaltungsabsichten auch von der Anordnung der Lager beeinflusst. Die Querschnittsform kann rund, quadratisch, rechteckig und alle diese Formen umschreibenden Geometrien haben.

Im Aufriss sind gerade, V-förmige oder YGestaltungen möglich. Die Wahl der Formen ist nur in der Einheit des Gesamtentwurfs möglich. Dennoch können gewisse Regeln abgeleitet werden. Zum Beispiel sind runde Stützen, da diese richtungsneutral sind, bei schiefwinkligen und/oder gekrümmten Brücken ratsam.

7.3.4 Pfeiler- oder Stützenkopf Die Form des Stützenkopfs ist von der Art der Verbindung mit dem Überbau geprägt. Werden Lager angeordnet dann reicht bei

442

7 Unterbauten

Bild 7.3-4 Ausbildung von Stützenköpfen

mäßig hohen Stützen der Bemessungsquerschnitt oft nicht zur Aufnahme von Lager und Pressenansatzpunkt aus. Dann kann es sinnvoll sein, den Stützenkopf anzuziehen, wie das zum Beispiel im Bild 7.3-4 dargestellt ist. Allerdings setzt dies bei gegliederten Tragwerken breite Hauptträger voraus, da Überstände des Stützenkopfs den Gesamteindruck negativ beeinflussen. Bei Brücken, die in Längsrichtung aus mehreren Einfeldträgern bestehen oder bei denen in Querrichtung stark gegliederte Überbauquerschnitte vorhanden sind, muss der Stützenkopf mehrere Lager aufnehmen. Die entsprechende Ausbildung wird Hammerkopf genannt. Die erforderliche Breite

Bild 7.3-5 Hammerkopfausbildung

des Stützenkopfs ist nur noch durch eine gezielte Ausladung zu erreichen. Ein Beispiel (Bild 7.3-5) verdeutlicht das Prinzip. Der Stützenkopf bildet die Auflagerbank und die Lagersockel sind darauf angeordnet. Es ist deshalb eine gute Zugänglichkeit erforderlich. Dies wird entweder durch den Überbau mit entsprechenden Austrittsöffnungen oder durch Brückenbesichtigungsgeräte realisiert (Bild 7.3-6). Bei Hohlpfeilern kann der Zugang über den Pfeilerschaft führen.

Bild 7.3-6 Zugang zum Stützenkopf über den Kastenträger des Überbaus

7.3 Stützen und Pfeiler

Wird der Überbau mit den Stützen verbunden, entstehen rahmenartige Tragwerke. Diese Tragwerke sind im Abschnitt 5.3 beschrieben. Bei Mehrfeldbrücken werden auch Mischlagerungen sinnvoll. Die Auswahl wird auch durch das Herstellungsverfahren des Überbaus beeinflusst. So können bei Einsatz des Freivorbaus Anforderungen des Bauzustands und des Endzustands optimiert werden. Die Einspannung von Stütze und Überbau erfolgt monolithisch, wobei statische und gestalterische Gründe zu unterschiedlichen Formen führen.

7.3.5 Herstellung Wie vorher erläutert, bildet der Stahlbeton den Hauptbaustoff für Stützen und Pfeiler. Vorzugsweise erfolgt die Fertigung vor Ort. Der Einsatz von Stahlbetonfertigteilen oder Stahlstützen bleibt auf kleinere Bauwerke oder Fußgängerbrücken beschränkt. Beispielhaft für die Fertigung hoher Pfeiler von Talbrücken wird hier das Prinzip der „Schreitschalung“ [NOE, 2000] vorgestellt. Das Konzept dieser Schreitschalung baut

443

auf dem Prinzip des Parallelogramms auf, in dessen Diagonale Hydraulikzylinder für die Schreitbewegungen, also fürs Vorwärtskommen sorgen. Ausgehend von der Grundstellung, in der beide Bühnen auf einer Ebene am Bauwerk verankert sind, wird nach dem Lösen der Verankerungen durch das Ausfahren der Hydraulikzylinder eine Bühne nach oben gedrückt und in der neuen Lage wieder am Bauwerk verankert. Mit dem Einfahren der Hydraulikzylinder zieht sich die zweite Bühne nach oben, um ebenfalls am Bauwerk verankert zu werden. Es ist also immer eine Seite des Kletter- bzw. Schreitgerüstes fest mit dem Bauwerk verbunden. Diese Schalung wurde speziell für den Bau der unter einem Winkel von 60° aufgehenden Äste des Y-Pfeilers der Talbrücke „Zahme Gera“ entwickelt (Bild 7.3-7).

7.3.6 Pylone Als Bestandteil des Haupttragsystems einer Schrägkabel- oder Hängebrücke sind Pylone keine Unterbauten im herkömmlichen Sinn. Hinsichtlich ihrer Tragwirkung als

Bild 7.3-7 Einsatz der Schreitschalung am Y-Pfeiler der Talbrücke Zahme Gera (Werksfoto Adam Hörnig-AG, NL Weimar)

444

vorrangig auf Längskraft beanspruchtes Bauteil ist die Funktion aber prinzipiell die Gleiche.

7.4 Gründungen 7.4.1 Aufgaben und Überblick Die Auswahl der Gründungskonstruktion und die Berücksichtigung der Interaktion Bauwerk – Baugrund sind sowohl in statischer als auch in wirtschaftlicher Hinsicht grundlegende Entscheidungen für den Entwurf der Brücke. Gründungskosten können je nach Baugrund und hydrologischen Verhältnissen bei kleinen Tragwerken bis zu 80% des Überbaus betragen. Baugrundbeurteilung, Gründungsgutachten und die Zusammenarbeit von Baugrundgutachter und Tragwerksplaner sind wesentliche Garanten für ein standsicheres Tragwerk. Die Gründung hat die Aufgabe, alle Lasten der Brücke und in der Regel des beginnenden Erddamms dauerhaft, sicher und ohne schädliche Setzungen in den tragfähigen Baugrund zu übertragen. Geometrie und Abmessungen sind sowohl von den Eigenschaften des Baugrunds und den hydrologischen Verhältnissen als auch vom System und der Größe der Brücke abhängig. Generell kann zwischen Flach- und Tiefgründungen unterschieden werden. Steht unter den Widerlagern und Stützungen tragfähiger Baugrund in ausreichender Mächtigkeit an, dann können Flachgründungen ausgeführt werden. Im Brückenbau sind dies Einzelfundamente mit rechteckigem oder quadratischem Grundriss oder Fundamentplatten. Liegt der tragfähige Baugrund so tief, dass auch durch besondere Zusatzmaßnahmen, wie z. B. Baugrundaustausch, keine mit vertretbarem Aufwand auszuführende Flachgründung möglich ist, wird eine Tiefgründung gewählt. Dies trifft auch bei Gründungen im Wasser zu, bei denen eine Wasserhal-

7 Unterbauten

tung nicht möglich ist. Zu den Tiefgründungen zählen zum Beispiel Pfahlgründungen, Druckluftgründungen oder Brunnengründungen. Die erforderlichen Baugruben und deren Sicherung, vor allem in bebauten Gebieten, können auch zur Wahl von Tiefgründungen führen. Einen Überblick über übliche Gründungsarten in Abhängigkeit von geologischen und hydrologischen Verhältnissen gibt die Tabelle 7.4-1.

7.4.2 Flachgründungen 7.4.2.1 Allgemeine Grundsätze – Konstruktionsprinzipien Eine Flachgründung wird in der Regel dort ausgeführt, wo der anstehende Baugrund schon in geringer Tiefe so beschaffen ist, dass das Bauwerk ausreichend standsicher gegründet werden kann. Das für die Lasteinleitung in den Baugrund angeordnete Fundament leitet die Kräfte flächenhaft in den Baugrund ein. Die Fundamentfläche muss so groß sein, dass die zulässige Belastung des Baugrunds nicht überschritten wird. Als Baustoff kommt aus heutiger Sicht für Brückenbauwerke praktisch nur noch Stahlbeton zur Anwendung. Unbewehrte Block- oder Streifenfundamente führen wegen der abzuleitenden Kräfte zu unwirtschaftlichen Abmessungen. Die aufnehmbaren inneren Beanspruchungen sind von den verwendeten Materialien und den mechanischen Eigenschaften des Baugrunds abhängig. Hieraus resultieren Mindestanforderungen für die Dicke der Fundamente und ihre konstruktive Ausbildung. Maßgebende Kriterien für das Versagen einer Flachgründung sind die Grundbruch-, Kipp-, und Gleitsicherheit sowie die Auftriebssicherheit. Die prinzipielle Nachweisführung zur Standsicherheit wird im Abschnitt 8.6.4 näher erläutert. Einen weiteren Grenzzustand der Tragfähigkeit bilden die außergewöhnlichen Verformun-

7.4 Gründungen

445

Tabelle 7.4-1 Übliche Gründungen in Anlehnung an [Weidemann, 1982] Gründungsart

Bodenverhältnisse

Wasserverhältnisse Baugrube

Flachgründung

tragfähiger Baugrund in geringer Tiefe

kein Wasser

offene Baugrube mit Böschungen bzw. Baugrubenverbau

mäßiger Wasserandrang

offene Baugrube, Pumpensumpf

starker Wasserandrang

umspundete Baugrube Pumpensumpf

Brunnengründung

tragfähiger Baugrund in mäßiger Tiefe

kein Wasser Mäßiger Wasserandrang

Offene Wasserhaltung

tragfähiger Baugrund in Senkkasten (Druckluftgründung) großer Tiefe

starker Wasserandrang

Gründungen im offenen Wasser oder unter Wasser

Rammpfähle

tragfähiger Baugrund in mäßiger bis großer Tiefe

beliebig

Bohrpfähle

tragfähiger Baugrund in mäßiger bis großer Tiefe

beliebig

gen, die zu einem Versagen des Tragwerks führen. Für einfache Fälle unter Berücksichtigung vorgegebener Randbedingungen wie Bodenart, Geometrie, Einbindetiefe, Wasserverhältnisse darf anstatt des Grundbruch- und Setzungsnachweises ersatzweise der Sohldrucknachweis geführt werden [DIN 1054]. 7.4.2.2 Baugrundverbesserung Wie in Tabelle 7.4-1 dargestellt setzt eine Flachgründung tragfähigen Baugrund voraus. Ist die Beschaffenheit des anstehenden Bodenmaterials nicht ausreichend, um die Fundamentlasten aufzunehmen, besteht die Möglichkeit der Baugrundverbesserung. Prinzipiell ergeben sich drei unterschiedliche Verfahren, deren Anwendung jedoch stark von der Bodenart und seinen Eigenschaften abhängt, um wirtschaftliche Resultate zu erzielen. Die Systematik im Bild

Bohrloch verrohren, Stützflüssigkeit

7.4-1 zeigt die prinzipiellen Verfahren der Baugrundverbesserung. Sie gibt einen Gesamtüberblick. Für die Gründung von Brücken kommen wegen der lokalen Ausdehnung der Fundamente und der meist hohen Lasten aus der Tragkonstruktion folgende Verfahren zur Anwendung. x Verdichtung des Bodens Übliche Verfahren zur Verdichtung sind die Tiefenrüttlungen (Rütteldruckverdichtung). Durch die Verdichtung wird die Lagerungsdichte des anstehenden Bodens verbessert. Die Erhöhung der Lagerungsdichte von locker gelagerten Bodenschichten verbessert wesentlich seine Tragfähigkeit. Grundvoraussetzung ist, dass die Kohäsion im Boden so klein ist, dass er durch Rütteln verdichtet werden kann. Durch Wasserzufuhr kann das Verfahren unterstützt werden.

446

7 Unterbauten

Bild 7.4-1 Verfahren zur Baugrundverbesserung – Übersicht nach [Smoltczyk, 1991]

x Bodenaustausch Bei weniger mächtigen nichttragfähigen Bodenschichten werden diese ganz oder teilweise durch geeignetes Material ersetzt. Der Bodenaustausch erfolgt lokal begrenzt unter der Fundamentfläche. Bei Bodenaustausch im Grundwasser ist der Einsatz von Magerbeton vorteilhaft, da hier eine aufwändige Verdichtung entfallen kann. x Bodenverfestigung Durch den Zusatz von Bindemitteln werden die bodenmechanischen Eigen-

schaften (Scherfestigkeit, Kohäsion) verbessert, was zu einer Steigerung der Tragfähigkeit führt. Das Hauptanwendungsfeld dieser Verfahren liegt im Straßenbau. wo das Bindemittel in die oberflächennahen Schichten gut eingebracht und untergemischt werden kann. Für Brückenbauwerke kommen im wesentlichen die Injektionsverfahren zur Anwendung, die es erlauben, auch tiefer liegende Schichten zu erreichen.

7.4 Gründungen

7.4.2.3 Herstellung Flachgründungen werden auf dem tragfähigen Baugrund direkt hergestellt. Die Gründungsebene muss im Endzustand unterhalb des durch Frosteinwirkungen beeinträchtigten Bodens liegen. Während der Herstellung muss verhindert werden, dass die Oberfläche des Erdreichs durch Nässe und mechanische Einwirkungen aufweicht und zerstört wird. Deshalb wird unmittelbar nach dem Herstellen des Gründungsplanums eine so genannte Sauberkeitsschicht aus Magerbeton aufgebracht. Liegt das Gründungsplanum unterhalb des Grundwasserspiegels, sind entsprechende Maßnahmen zur Wasserhaltung und zur Sicherung gegen Auftrieb erforderlich.

7.4.3 Pfahlgründungen 7.4.3.1 Pfahlsysteme und Konstruktion Ist der anstehende Baugrund für die Ausbildung einer Flachgründung ungeeignet, werden die weniger tragfähigen Schichten mit den Gründungsbauteilen durchfahren und die Lasten direkt in tiefer liegende tragfähige Schichten abgeleitet. Im Brückenbau weit verbreitet ist der Einsatz von Pfahlgründungen, deren Konstruktion und Ausführung im Folgenden näher beschrieben wird. Die Pfahlkräfte werden konzentriert über die Pfahlspitze und bei entsprechender Einbindung über Reibung zwischen Pfahlmantelfläche und umschließenden Boden abgetragen. Das Durchfahren der nicht tragfähigen Bodenschichten erfolgt entweder durch seitliches Verdrängen des Erdstoffs beim Rammen oder durch Entfernen des Materials beim Bohren. Die Tragfähigkeit einer Pfahlgründung wird wesentlich durch die Baugrundbedingungen, die Pfahleigenschaften, das Verfahren der Einbringung und die Pfahlanordnung

447

beeinflusst. Auf Grund ihrer Steifigkeit können vor allem Pfähle mit größerem Durchmesser auch Biegebeanspruchungen aufnehmen. Die Einspannung im Baugrund erfolgt über die seitliche Bettung des Pfahlschafts. In den Bildern 7.4-2 und 7.4-3 sind zwei Brückentragwerke mit Pfahlgründungen dargestellt. Bei der dargestellten Bohrpfahlgründung (Bild 7.4-2) werden die Horizontalkräfte aus dem Brückentragwerk über den im Baugrund elastisch gebetteten Pfahl abgetragen. Die seitliche Bettung erzeugt eine Einspannung des Pfahls. Die erforderliche Einbindelänge des Pfahls ergibt sich in Abhängigkeit von der Biegesteifigkeit des Pfahls sowie den aufnehmbaren seitlichen Bodenpressungen des Erdstoffs. Im Bild 7.4-3 werden die Rammpfähle als Pfahlbocksystem angeordnet. Durch die Neigung der Pfähle können Horizontalkräfte abgetragen werden. Der Pfahl wird quasi nur durch Längskräfte beansprucht. Die geneigte Anordnung ist auch bei Bohrpfählen bis etwa 1:10 möglich.

7.4.3.2 Bohrpfähle und ihre Herstellung Kennzeichnend für den Bohrpfahl ist seine Fertigung vor Ort in einem Hohlraum im Baugrund, der in der Regel durch Bohren aber auch durch andere Verfahren wie Nassbaggern, Spülbohren etc. hergestellt wird. Der Pfahlschaft wird direkt gegen den anstehenden Boden betoniert. Durch den Druck des Frischbetons entsteht eine sehr gute Verzahnung mit dem umgebenden Erdstoff. Bis zum Einbringen des Betons ist in der Regel eine Sicherung der Bohrlochwandung vor Auflockerung erforderlich. Dies geschieht entweder durch Verrohrung oder durch einen Flüssigkeitsüberdruck (Stützflüssigkeit). Neben den runden Pfählen mit Durchmessern von 0,3 m bis 3,0 m werden auch andere Querschnittsformen, wie Schlitzwände (Barretts), die nach dem

448

7 Unterbauten

Bild 7.4-2 Bohrpfahlgründung für Widerlager und Pfeiler – Pfähle im Baugrund eingespannt

Bild 7.4-3 Rammpfahlgründung für eine Fußgängerbrücke – Lastabtragung über Pfahlbocksystem

gleichen Prinzip gefertigt werden, zu den Bohrpfahlverfahren gerechnet. Die Bohrpfähle erhalten in der Regel eine umlaufende Bewehrung, die vor dem Einbringen des Betons im Kontraktorverfahren als vorgefertigter Bewehrungskorb in das Bohrloch eingeführt wird. Bild 7.4-4 zeigt einen Bewehrungskorb für einen Bohrpfahl. Das Aufstandskreuz, die Abstandshalter und Distanzringe dienen der Stabilisierung und der Lagesicherung des Bewehrungskorbs.

7.4.3.3 Verdrängungspfähle Im Vergleich zum Bohrpfahl, wird hier beim Einbringen in den Baugrund der Erdstoff im Bereich des Pfahlquerschnitts verdrängt. Die klassische Variante des Verdrängungspfahls ist der Rammpfahl. Dieser wird aus Stahlbeton, Stahl oder früher aus Holz gefertigt und durch ein Fallgewicht in den Boden getrieben. Bedingt durch die technische Entwicklung erfolgt das Einbringen heute meist durch so genannte Schnellschlagrammen, durch Einrütteln

449

7.4 Gründungen

Bild 7.4-4 Bewehrungskorb für einen Bohrpfahl

oder Einpressen. Zu den Verdrängungspfählen zählen auch die verschiedenen Arten von Ortbeton-Verdrängungspfählen, bei denen ein entsprechendes Rohr mit geschlossenem Fußende in den Boden getrieben, mit Beton verfüllt und wieder gezogen wird. Durch die Verdrängung des Erdstoffs beim Eindringen und die damit verbundene Verdichtung wird in der Regel die Tragfähigkeit des Baugrunds verbessert. Rammhindernisse oberhalb der tragfähigen Schichten können das Eintreiben des Pfahls verhindern oder stark erschweren. In Gebieten mit dichter Bebauung und Besiedlung ist besonders abzuwägen, ob die mit dem Eintreiben einhergehenden Erschütterungen und Lärmbelästigungen vertretbar sind und, ob dadurch z. B. Schädigungen an benachbarten Gebäuden auftreten können.

7.4.4 Auswahlkriterien und Entwurf der Gründung Voraussetzung für die technische Entwurfsbearbeitung der Gründung des Brückenbauwerks sind die bodenmechanischen Informationen und geotechnischen Rahmenbedingungen für den jeweiligen Standort des Tragwerks. Diese Informationen werden dem Bauingenieur in Form eines Baugrundgutachtens zur Verfügung gestellt. Im Rahmen des Baugrundgutachtens erfolgt die Analyse und daraus die resultierende Beschreibung der Eigenschaften des Baugrunds, die eine qualitativ und quantitativ abgesicherte technische Entwurfsplanung für das Gesamttragwerk ermöglicht. Weitere Entwurfskriterien ergeben sich aus den Anforderungen, resultierend aus der Gesamtsituation des Tragwerks.

8 Berechnung

8.1 Einwirkungen auf Brücken Manfred Keuser 8.1.1 Allgemeines Brücken sind hochbeanspruchte Ingenieurbauwerke, die einer Vielzahl höchst unterschiedlicher Einwirkungen ausgesetzt sind. Die Einwirkungen können nach ihrer Entstehung wie folgt gegliedert werden: x Einwirkungen aus dem Bauwerk, x Einwirkungen aus der Bauwerksnutzung, x Einwirkungen aus der Bauwerksumgebung. Dabei treten durchaus Interaktionen auf, so z. B. bei den Einwirkungen aus Kriechen und Schwinden des Betons, die nach ihrer Entstehung den Einwirkungen aus dem Bauwerk zuzuordnen sind, deren Absolutwerte wie insbesondere auch ihre zeitliche Entwicklung stark von der Bauwerksumgebung geprägt sind. Eine andere Art der Unterscheidung zwischen den verschiedenen Einwirkungen kann aus der Betrachtung der unterschiedlichen Auswirkungen auf die Systemreaktionen an statisch bestimmten und unbestimmten Systemen gewonnen werden. Man unterscheidet dabei zwischen x Einwirkungen aus Lasten und Kräften, x Einwirkungen aus Zwängungen. Einwirkungen aus Lasten und Kräften erzeugen an einem statisch bestimmten System einen eindeutig definierten Gleichge-

wichtszustand. Bei statisch unbestimmten Systemen kann unter der Voraussetzung linear-elastischen Materialverhaltens und unter Berücksichtigung der Verträglichkeitsbedingungen ebenfalls ein eindeutiger Gleichgewichtszustand berechnet werden. Bei Verwendung nichtlinearer Materialgleichungen ist dies nicht mehr möglich, da hier das Superpositionsprinzip nicht gilt und der Einfluss der Lastgeschichte zu berücksichtigen ist. Hierauf wird an anderer Stelle gesondert eingegangen. Üblicherweise werden die schwerkraftbedingten Einwirkungen, z. B. die Eigenlast der Konstruktion, als Lasten bezeichnet. Einwirkungen aus Zwängungen wie z. B. Temperaturen, Auflagerbewegungen etc. sind dadurch charakterisiert, dass sie an statisch bestimmten Systemen keine Schnittgrößen, sondern lediglich Verformungen hervorrufen. Bei statisch unbestimmten Systemen führt die Behinderung der spannungsfreien Verformungen zu Beanspruchungen, die direkt proportional zu den Steifigkeiten der untersuchten Konstruktionen sind. Da sowohl bei Stahlkonstruktionen z. B. durch die Ausbildung von Fließgelenken und bei Massivbrücken infolge der Rissbildung das Materialverhalten insbesondere in der Nähe der Traglasten stark nichtlinear ist, sind die aus Zwängungen resultierenden Schnittgrößen in der Regel nicht proportional zu den entsprechenden Einwirkungen. Im Extremfall eines duktilen Tragwerks, bei dem lokales Versagen ausgeschlossen werden kann, haben die Einwirkungen aus Zwängungen theoretisch keinen Einfluss auf die Stand-

452

8 Berechnung

sicherheit. Für die Nachweise im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit sind die Schnittgrößen infolge der Einwirkungen aus Zwängungen von deutlich größerer Bedeutung. Da Brücken stets Bestandteile von Verkehrswegen oder Versorgungseinrichtungen sind, müssen sie den hierfür definierten Anforderungen an die Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit genügen. Mit der Entwicklung der modernen Verkehrssysteme auf Straße und Schiene haben in den vergangenen 200 Jahren auch die relevanten Einwirkungen in ganz erheblichem Maße zugenommen. Dies wird deutlich am Beispiel der Straßenbrücken, für die bis zum Ende des 19. Jahrhunderts Fuhrwerke und Menschenansammlungen die maßgebenden Einwirkungen aus der Nutzung darstellten. Hierfür waren Holz- und Mauerwerksbrücken völlig ausreichend, die von Baumeistern nach empirischen Regeln konstruiert und errichtet wurden. Durch die Erfindung des Automobils entstanden deutlich größere Fahrzeuglasten, für die die Brücken nach den Regeln der Technik auf den inzwischen bekannten wissenschaftlichen Grundlagen aus der Mechanik

und Baustatik zu bemessen waren. Parallel zu Werkstoff- und Bemessungsnormen wurden zu Beginn des 19. Jahrhunderts auch zur Definition der Einwirkungen Normenwerke entwickelt um sicherzustellen, dass Brücken für eine bestimmte Nutzung auch den gleichen Anforderungen genügen. Mit der weiteren Zunahme des Straßenverkehrs, insbesondere des Schwerlastverkehrs, wurden die im Normenwerk festgelegten Fahrzeuglasten immer wieder erhöht. Die nach der DIN 1072, Ausgabe 1941 anzusetzenden Einwirkungen aus dem Straßenverkehr sind in der Tabelle 8.1-1 angegeben und aus dem Bild 8.1-1 ersichtlich. Neben der Berücksichtigung der statischen Ersatzlasten der Bemessungsfahrzeuge wird in [DIN 1072, 1941] der Einfluss dynamischer Effekte durch einen lasterhöhenden Schwingbeiwert M berücksichtigt. Dieser stützweitenabhängige Schwingbeiwert wirkt sich insbesondere bei kurzen Spannweiten mit einem Höchstwert von 1,64 stark aus, seine Bedeutung nimmt mit zunehmenden Spannweiten ab. Im Jahr 1951 wurde in Deutschland mit dem Entwurf einer neuen DIN 1072 das 60-To-

Tabelle 8.1-1 Tabelle der Regellasten aus DIN 1072, Ausgabe April 1941 Brückenklasse Dampfwalze

Lastkraftwagen

Menschengedränge (auch als Ersatz für andere Lasten s. o.)

I

II

III

Gesamtgewicht Vorderrad Hinterrad Ersatzlast

t t t t/m2

24 10 7 1,6

16 7 4,5 1,1

7 5 1 0,5

Gesamtgewicht Vorderrad Hinterrad Ersatzlast

t t t t/m2

12 2 4 0,8

9 1,5 3 0,6

6 0,75 2,25 0,4

Für die Hauptträger bei einer Stützweite von [m] Für die übrigen Teile

25 – 25 t/m2 25 – 125 > 125 t/m2 t/m2

0,5 0,45 0,4 Geradlinig einzuschalten 0,4 0,35 0,3 0,5

0,45 0,4

IV

8.1 Einwirkungen auf Brücken

Fahrzeug für die höchste Brückenklasse eingeführt. Zur Berücksichtigung der weiteren Zunahme der Fahrzeuglasten und des Verkehrsaufkommens wurden in der Neufassung der DIN 1072 im Jahr 1985 die Lastbilder grundsätzlich beibehalten, für die höchste Brückenklasse 60/30 war jedoch neben dem SLW 60 in der Hauptspur zusätzlich ein SLW 30 in der Nebenspur zu berücksichtigen, s. Bild 8.1-2. Statistische Untersuchungen, die im Auftrag des Bundesverkehrsministeriums vom Fraunhofer Institut für Betriebsfestigkeit, dem Institut für Stahlbau der RWTH Aachen [Sedlacek/Jacquemond, 1984] und dem Institut für Massivbau der TH Darmstadt [König/Gerhardt, 1985] durchgeführt wurden, zeigten, dass die Zunahme des Schwerlastverkehrs zu Veränderungen in

453

Bild 8.1-1 Lastmodelle nach DIN 1072, Ausgabe April 1941

Bild 8.1-2 Lastmodelle nach DIN 1072, Ausgabe 1985

454

8 Berechnung

Tabelle 8.1-2 Übersicht über nationale Normen mit Angaben zu Einwirkungen Norm

Bezeichnung

Geltungsbereich

DIN 1072

Verkehrslasten für Straßenbrücken

Deutschland bis 30.04.2003

DS 804

Eisenbahnbrücken

Deutschland bis 30.04.2003

DIN Fachbericht 101

Einwirkungen auf Brücken

Deutschland ab 01.05.2003

ÖNORM B 4002 RVS 15.114

Straßenbrücken

Österreich ab 1970 ab 1999

SIA 160

Einwirkungen auf Tragwerke

Schweiz

ab 1989

BS 5400-2 und BD 57

Specification of Loads; Loads for Highway Bridges

England

ab 1978 ab 1988

AASMTO

Bridge Design Specification

USA

ab 1994

den Fahrzeugkollektiven führte. Darüber hinaus war die Problematik der Ermüdung, die insbesondere bei Stahl- und Stahlverbundbrücken nicht vernachlässigt werden kann, bis dato ebenso wenig im Vorschriftenwerk berücksichtigt worden wie wirklichkeitsnahe Ansätze zur Berücksichtigung der Fahrbahnunebenheiten bei der Berechnung der Schwingbeiwerte. Mit der absehbaren weiteren Erhöhung der zulässigen Achslasten bei Lkws und der signifikanten Zunahme der genehmigungspflichtigen Schwertransporte wurde der Anstoß zu einer Fortschreibung der Lastnorm für Straßenbrücken gegeben. Anders

als bei Bahnbrücken, für die bereits eine europäische Lastnorm in den achtziger Jahren vorlag, wurde 1992 für Straßenbrücken erstmals im ersten Entwurf des EUROCODE 1, Teil 3: Verkehrslasten auf Brücken [EC-1, 1991] eine einheitliche europäische Lastnorm vorgestellt. Dem darin enthaltenen Lastkonzept, das auf statistischen Untersuchungen zur Definition der Lastmodelle basiert, wurde der Verkehr bei Auxerre auf der Autobahn Paris – Lyon zugrunde gelegt [Nather, 1993]. Zur Auswertung der Daten und zur Simulation der dynamischen Effekte wurden mittels numerischer Simulationsprogram-

Tabelle 8.1-3 Charakteristische Merkmale des Auxerre – Verkehrs [Nather, 1993] Fahrspur 1

Fahrspur 2

24 Std.

8158

1664

Schwerverkehrsfluss 24 Std.

2650

153

Fahrzeugfluss

Verteilung der Lkw-Typen im Schwerverkehrsfluss: Zweiachser

22,7 %

27,6 %

Dreiachser

1,3 %

3,5 %

Sattelschlepper

65,2 %

58,4 %

Lkw mit Anhänger

10,8 %

10,5 %

8.1 Einwirkungen auf Brücken

me für Zeitschritt-Berechnungsverfahren folgende Punkte untersucht: x dynamisches Verhalten unterschiedlicher Brücken, x dynamische Charakteristiken der Fahrzeuge, x Einfluss von Fahrbahnunebenheiten, x Einfluss von unterschiedlichen Geschwindigkeiten. Ziel der Untersuchungen war die Definition äquivalenter Lastmodelle und Regellasten, mit denen der reale Verkehr umfassend abgebildet werden kann. Im Jahr 1991 wurde CEN mit der Erarbeitung der EUROCODES beauftragt mit dem Ziel, ein in sich schlüssiges Gesamtwerk von Lastnormen EC-1 und Bemessungsnormen EC-2 Stahl- und Spannbeton, EC-3 Stahl und EC-4 Verbund zu entwickeln. Der erste Entwurf wurde Anfang 1992 vorgestellt. Im Gegensatz zu den früheren Normenwerken ist in den Fahrzeuglasten des DINFachberichts 101 [DIN-FB 101, 2003] und der europäischen Lastnorm [EC-1, 1991], sowohl in den Einzel- als auch in den Flächenlasten, die dynamische Wirkung bereits enthalten. Lediglich für die Ermüdungsnachweise ist der Einfluss der Stoßwirkung im Bereich der Fahrbahnübergänge zusätzlich zu berücksichtigen. Bei den Lasten aus Eisenbahnverkehr wird hingegen ein dynamischer Lasterhöhungsfaktor beibehalten.

8.1.2 Grundlagen In der Praxis ist es nicht möglich, die Bauwerke mit den realen Belastungen aus der Bauwerksnutzung zu berechnen. Es sind deshalb Regellastbilder zu definieren, die der Bemessung der Bauwerke zu Grunde zu legen sind. [Rackwitz, 1996] erläutert die Grundlagen zur Ermittlung von Regellastbildern, worauf hier verwiesen wird. Er weist darauf hin, dass die Regellasten nicht

455

die Lasten infolge außergewöhnlicher Schwertransporte abdecken. Solche Sondertransporte, die die nach der Straßenverkehrsordnung zulässigen Lasten überschreiten, sind genehmigungspflichtig. In der Genehmigung sind die auf der Brücke für den Sondertransport zulässige Geschwindigkeit mit zu regeln. Außerdem ist festzulegen, ob die Fahrt über die Brücke nur im Alleingang erfolgen darf und welche Fahrzeugabstände einzuhalten sind. Mit dem [DIN-FB 101, 2003] wurde im Mai 2003 in Deutschland erstmals eine Lastnorm für Brücken eingeführt, die alle Arten von Straßen-, Eisenbahn- und Gehund Radwegbrücken umfasst. Der DINFachbericht 101 stellt die Umsetzung des europäischen Normenkonzepts [EC-1, 1991] in das nationale für Deutschland gültige Normenwerk dar. Die Unterschiede zu den zukünftigen Lastnormen in anderen europäischen Ländern beschränken sich auf die „boxed values“ (gerahmte Werte), z. B. die α-Faktoren, mit denen die charakteristischen Werte der Lasten modifiziert werden, weshalb auf die Darstellung weiterer Lastnormen hier verzichtet wird. Grundlage der Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit und im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit ist das semiprobabilistische Sicherheitskonzept [DIN 1055–100, 2001], das auch die Basis für die Bemessungsnormen in den DINFachberichten 102, 103 und 104 bildet. Eine detaillierte Darstellung der Grundlagen hierzu ist z. B. in [Rackwitz, 1996], [Spaethe, 1992], [ Schueller, 1996], [Mehlhorn, 1998] enthalten. Damit ist ein in sich schlüssiges Sicherheits- und Nachweiskonzept gegeben. Maßgebend für die Definition der Lasten aus der Nutzung einer Brücke durch Straßen-, Eisenbahn- oder Geh- und Radverkehr sind die charakteristischen Werte. Sie werden in der Regel auf statistischer Grundlage, d. h. aufgrund einer begrenzten Überschreitungswahrscheinlichkeit für

456

eine Brücke während ihrer üblichen Nutzungszeit als Fraktilwerte definiert. Hiervon abgeleitet werden nicht häufige Werte, mit einer Wiederkehrperiode von einem Jahr, häufige Werte, mit einer Wiederkehrperiode von einer Woche sowie quasiständige Werte, mit deren Auftreten jederzeit zu rechnen ist. Diese Werte werden durch Multiplikation der charakteristischen Werte mit α-Faktoren berechnet, vgl. [DIN-FB 101, 2003]. Die Bemessungswerte ergeben sich durch Multiplikation der charakteristischen Werte mit den jeweiligen Teilsicherheitsbeiwerten, die in Tabelle 8.1-4 angegeben sind. Für die Ermittlung der maßgebenden Bemessungsschnittgrößen sind maßgebende Bemessungssituationen und kritische Last-

8 Berechnung

fälle zu definieren. Für die Überlagerung der Schnittgrößen aus den einzelnen Lastfällen werden für die zu führenden Nachweise Kombinationsregeln definiert. Beispiele hierfür sind die Überlagerung von veränderlichen vertikalen und horizontalen Lasten durch die Festlegung von Verkehrslastgruppen, vgl. [DIN-FB 101, 2003], dort Tabelle 4, oder die Regelungen zur Überlagerung mehrerer veränderlicher Einwirkungen aus Straßen- und Eisenbahnverkehr. Für die Beschreibung der in der Realität hochkomplexen Temperatureinwirkungen wird in [DIN-FB 101, 2003] ein gegenüber den früheren Vorschriften erweiterter Ansatz gewählt. Die Grundlagen hierzu werden im Abschnitt 8.7.1 erläutert. Bei der Überlagerung der Lastfälle in den Bemes-

Tabelle 8.1-4 Teilsicherheitsbeiwerte für Einwirkungen: Grenzzustände der Tragfähigkeit für Straßenbrücken nach [DIN-FB 101, 2003] Einwirkungen

Bezeichnung

Bemessungssituation S/V

A

Dauernde Einwirkungen: Eigenlasten der tragenden und nichttragenden Bauteile, dauernde Einwirkungen des Baugrundes, Grundwasser und Wasser Ungünstig günstig

γGsup γGinf

1,35 1,00

1,00 1,00

Horizontaler Erddruck aus Boden und Auflast

γGsup

1,50

–

Vorspannung

γP

1,00

1,00

Setzungen

γGset

1,00

–

Verkehr Ungünstig günstig

γQ

1,50 0

1,00 0

Andere variable Einwirkungen Ungünstig günstig

γQ

1,50 0

1,00 0

Außergewöhnliche Einwirkungen

γA

–

1,00

S: Ständige Bemessungssituation V: Vorübergehende Bemessungssituation A: Außergewöhnliche Bemessungssituation

8.1 Einwirkungen auf Brücken

457

Tabelle 8.1-5 Bemessungswerte für Einwirkungen zur Anwendung bei Einwirkungskombinationen Bemessungssituation

Ständige Einwirkungen Gd

Unabhängige veränderliche Außergewöhnliche Einwirkungen Qd Einwirkungen und Einwirkung infolge Erdbeben

Ständig und vorübergehend

γG · Gk ; (γP · Pk)

Vorherrschende

Andere

γQ1 · Qk1

γQi · φ0i · Qki

Außergewöhnlich

γGA · Gk ; (γPA · Pk)

φ11 · Qk1

φ2i · Qki

γA · Ak oder Ad

Erdbeben

Gk

φ21 · Qk1

φ2i · Qki

γ1 · AEd

sungssituationen sind die Kombinationsregeln zu beachten. 8.1.3 Einwirkungen aus dem Bauwerk x Eigenlast x Vorspannung x Kriechen und Schwinden Bei den Einwirkungen aus dem Bauwerk handelt es sich um ständige Einwirkungen, d. h. Einwirkungen mit sehr niedriger Belastungsgeschwindigkeit. Die Eigenlast der Konstruktion wird aus dem Volumen der Bauteile, multipliziert mit ihrer Wichte ermittelt. Die hierbei anzusetzenden charakteristischen Werte können z. B. [E DIN 1055, 2000] entnommen werden: Die Vorspannung mittels hochfester Spannglieder aus Stahl oder in Sonderfällen aus Glas- oder Kohlefasermaterial wird im Wesentlichen im Betonbrückenbau eingeTabelle 8.1.6 Rechenwerte der Wichten zur Ermittlung der Eigenlasten kN/m3

Stahlbeton

γ = 25

Holz

γ = 4 – 8 kN/m3

Stahl

γ = 78,5 kN/m3

setzt, um einen den übrigen Einwirkungen entgegengesetzten Beanspruchungszustand zu erzeugen und so die geringe Betonzugfestigkeit zu kompensieren. Die Berechnung vorgespannter Konstruktionen ist ausführlich in [Mehlhorn, 1998] dargestellt, im Abschnitt 8.5 wird in diesem Buch darauf eingegangen, siehe auch Abschnitte 5.1 und 5.2.1. Deshalb werden hier nur die Unterschiede in den Einwirkungen für die verschiedenen Arten der Vorspannung kurz dargestellt. Durch die Vorspannung werden Kräfte senkrecht und gegebenenfalls auch parallel zur Achse des Spannglieds an den Stellen hervorgerufen, an denen Beton und Spannglied miteinander in Kontakt sind, s. Bild 8.1-3. Technische Angaben zu den einzelnen Spannverfahren wie Reibungsbeiwerte, ungewollte Umlenkwinkel etc. sind den jeweiligen allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen zu entnehmen. Bei Betonbrücken treten in vielen Fällen Beanspruchungen aus Kriechen und Schwinden des Betons auf (s. Abschnitte 8.5.4 und 8.5.5). Hierdurch werden folgende Einwirkungen hervorgerufen: x Spannkraftverluste x Schnittgrößenumlagerung bei Änderung des statischen Systems von statisch unbestimmten Konstruktionen

458

8 Berechnung

Bild 8.1-3 Kontaktwirkungen zwischen Beton und Spannglied; Kraftübertragung aus Vorspannung vom Spannglied auf den Beton

x Schnittgrößenumlagerung bei Setzungen oder Lagerbewegungen von statisch unbestimmten Konstruktionen Detaillierte Angaben zu dieser Thematik sind in [Mehlhorn, 1998] enthalten. Auch bei Holzbrücken haben die Einflüsse von Kriechen und Schwinden ganz erhebliche Auswirkungen auf die Schnittgrößen und Verformungen, vgl. hierzu [Neuhaus, 1994] und [Reyer/Benning, 1998], und dürfen nicht vernachlässigt werden.

8.1.4 Einwirkungen aus der Bauwerksnutzung Bei den Einwirkungen aus der Bauwerksnutzung wird unterschieden zwischen x ständigen Einwirkungen x veränderlichen Einwirkungen x außergewöhnlichen Einwirkungen Unter ständigen Einwirkungen sind die Lasten aus festen Einbauten wie Kappen, Dichtung, Fahrbahnbelag, Lampen, Gelän-

8.1 Einwirkungen auf Brücken

459

Bild 8.1-4 Ständige Einwirkungen aus der Nutzung einer Straßenbrücke

dern, Energieversorgungs- und Signalanlagen etc. zusammengefasst. Veränderliche Einwirkungen beschreiben die Lasten aus der Nutzung unter normalen Anwendungsbedingungen aus Kraftfahrzeug-, Bahnoder Personenverkehr oder einer anderen Nutzung. Außergewöhnliche Einwirkungen beinhalten die Lasten aus Anprall von Fahrzeugen an tragende Bauteile, außergewöhnliches Auftreten und außergewöhnliche Stellung von Fahrzeuglasten. Nachfolgend sind für unterschiedlichste Nutzungen von Brücken die wesentlichen Einwirkungen aus der Nutzung zusammengestellt, detaillierte Informationen hierzu sind dem [DIN-FB 101, 2003] zu entnehmen. Auf weitere nationale Lastnormen wird nicht eingegangen, da absehbar ist, dass das Konzept der EUROCODES auch in den übrigen europäischen Ländern eingeführt werden wird.

8.1.4.1 Einwirkungen aus Straßenverkehr Die Einwirkungen aus Straßenverkehr sind im [DIN-FB 101, 2003], dort Kap. 4, definiert. Ständige Einwirkungen aus der Nutzung einer Straßenbrücke sind die Eigenlast des Fahrbahnbelags, wobei nach

[DIN-FB 101, 2003] für die Herstellung einer Ausgleichsgradiente 0,50 kN/m2 zusätzlich anzusetzen sind, die Eigenlast der Dichtung, der Kappen, der Leiteinrichtungen und der übrigen vorgenannten festen Einbauten. Veränderliche Vertikallasten aus Fahrzeugverkehr sind in 3 Lastmodellen beschrieben. Die charakteristischen Werte der Lasten, s. Tabelle 8.1-7 und Bilder 8.1-5 bis -7, ergeben sich aus den Grundwerten des EC–1 durch Multiplikation mit Faktoren α, die der nationalen Regelung unterliegen. Lastmodell 1 Hauptlastmodell für die Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit Lastmodell 2 Lastmodell für die Bemessung von Einzelbauteilen Lastmodell 3 Lastmodell für Ermüdungsnachweise Lasten aus Militärfahrzeugen sind nach [STANAG, 1969] anzusetzen. Als veränderliche Horizontallasten sind zu berücksichtigen: x Brems- und Anfahrlasten x Zentrifugallasten

460

8 Berechnung

Tabelle 8.1-7 Grundwerte und angepasste Grundwerte der Verkehrslasten für Lastmodell 1 und 2 nach [DIN-FB 101, 2003] Stellung

Doppelachse Grundwert

Gleichmäßig verteilte Last αQi

Achslast Qik in kN

angepasster Grundwert Achslast DQi ˜ Qik in kN

qik (oder qrk) in kN/m2

Fahrstreifen 1

300

0,8

240

9,0

Fahrstreifen 2

200

0,8

160

2,5

Fahrstreifen 3

0

–

0

2,5

Andere Fahrstreifen

0

–

0

2,5

Restfläche (qrk)

0

–

0

2,5

Bild 8.1-5 Lastmodell 1 (Haupt-Lastmodell) nach [DIN-FB 101, 2003]

x Erddruck auf Widerlager und Fundamente infolge Verkehrslasten Zur Überlagerung von veränderlichen Vertikal- und Horizontallasten werden Verkehrslastgruppen definiert, s. [DIN-FB 101, 2003]. Als außergewöhnliche Einwirkungen sind folgende Horizontallasten x Anpralllasten an Pfeiler und andere stützende Bauteile

x x x x

Anpralllasten an Überbauten Anpralllasten auf Schrammborde Anpralllasten auf Schutzeinrichtungen Anpralllasten an tragende Bauteile

und zur Erfassung abirrender Fahrzeuge folgende Vertikallasten x Fahrzeuge auf Geh- und Radwegen zu berücksichtigen. Weitere typische Einwirkungen für Straßenbrücken sind:

8.1 Einwirkungen auf Brücken

461

Für die Bemessung von Einzelbauteilen ist eine Einzelllast Qfwk = 10 kN mit einer Aufstandsfläche von 10 cm × 10 cm anzusetzen. Sofern dies planmäßig vom Bauherrn vorgesehen ist, sind Dienstfahrzeuge zu berücksichtigen. Als veränderliche Horizontallasten sind nach [DIN-FB 101, 2003] zu berücksichtigen: Bild 8.1-6 Lastmodell 2 (Einzelachse) nach [DIN-FB 101, 2003]

x Einwirkungen auf Geländer x Lasten aus Ver- und Entsorgungsleitungen x Einwirkungen aus dem Anheben des Überbaus zum Auswechseln von Lagern 8.1.4.2 Einwirkungen aus Fußgängerund Radverkehr Ständige Einwirkungen sind wie bei einer Straßenbrücke die Eigenlast des Belags, die Eigenlasten der Kappen, der Geländer und der übrigen festen Einbauten. Veränderliche Vertikallasten sind in 2 Lastmodellen definiert. Das Hauptlastmodell sieht eine gleichmäßig verteilte Last qfk = 5,0 kN/m2 vor, die bei Geh- und Radwegbrücken mit Stützweiten von mehr als 10 m wie folgt abgemindert werden darf: 2,5 ≤ qk = 2,0 +

120 ≤ 5,0 in [kN/m2 ] Lsj + 30

x 10 Prozent der sich aus der gleichmäßig verteilten Vertikallast ergebende Gesamtlast, x 60 Prozent des Gewichts des Dienstfahrzeugs. Außergewöhnliche Einwirkungen für Geh- und Radwegbrücken x Lasten aus Fahrzeuganprall an stützende Bauteile x Lasten aus Fahrzeuganprall an den Überbau x Unplanmäßige Anwesenheit von Fahrzeugen auf der Brücke. Das Lastmodell und die Lasten sind im Bild 8.1-8 definiert Dem dynamischen Verhalten von Gehund Radwegbrücken ist besondere Aufmerksamkeit zu schenken, da häufig Konstruktionen zum Einsatz kommen, die durch die Benutzer zu Schwingungen angeregt werden können. Dies wird im Abschnitt 8.7.2 behandelt.

mit qk = Verkehrslast Lsj = betrachtete Einzelstützweite

Bild 8.1-7 Lastmodell 3 (Ermüdungslastmodell) nach [DIN-FB 101, 2003]

462

8 Berechnung

Bild 8.1-8 Lasten für unplanmäßige Anwesenheit eines Fahrzeugs als außergewöhnliche Belastung einer Geh- und Radwegbrücke

8.1.4.3 Einwirkungen aus Eisenbahnverkehr Im Gegensatz zu den Straßenbrücken werden in [DIN-FB 101, 2003] die Verkehrslasten für Eisenbahnbrücken aus der [DS 804, 2000] nahezu unverändert aus dem bisherigen Vorschriftenwerk [DS 804, 2000] übernommen, da sie im Rahmen der

UIC bereits seit langem in Europa harmonisiert sind. Für Straßenbahnen, Schmalspurbahnen, Zahnrad- und Standseilbahnen wird auf spezielle Regelungen verwiesen. Wie bei Straßenbrücken sind auch für Eisenbahnbrücken gesonderte Regelungen für die Ermittlung von Verkehrslastengruppen definiert.

Bild 8.1-9 Ständige Einwirkungen aus der Nutzung einer Eisenbahnbrücke

8.1 Einwirkungen auf Brücken

Ständige Einwirkungen aus der Nutzung einer Eisenbahnbrücke resultieren wie bei Straßenbrücken aus den Kappen, der Fahrbahn (Schotter, feste Fahrbahn), Lärmschutzwänden und Fangvorrichtungen. Zusätzlich sind die eisenbahnspezifischen Einbauten wie Fahrleitung, Signale, Kabelkanäle und Kabel zu berücksichtigen. Die veränderlichen Vertikallasten werden in [DIN-FB 101, 2003] in den Lastmodellen UIC 71 für den Personenverkehr und SW für den Schwerlastverkehr beschrieben. Für die Lastverteilung durch die Schiene sowie Schwellen und Schotter werden in [DIN-FB 101, 2003] Regelungen definiert. Die dynamische Wirkung des Eisenbahnverkehrs wird zum einen durch Multiplikation der charakteristischen Vertikallasten mit einem dynamischen Beiwert ϕ berücksichtigt. a) für sorgfältig unterhaltene Gleise

φ2 =

2,16 + 0,82 mit 1,00 ≤ Φ 2 ≤ 1,67 LΦ − 0,2

463

b) für Gleise mit normaler Unterhaltung

φ3 =

2,16 + 0,73 mit 1,00 ≤ Φ 3 ≤ 2,00 LΦ − 0,2

mit LΦ = maßgebende Länge in m gem. [DIN-FB 101, 2003], dort Tabelle 6.2 Darüber hinaus ist bei Eisenbahnbrücken die Gefahr von Resonanz und übermäßigen Schwingungen zu untersuchen, vgl. [DIN-FB 101, 2003], dort Kap. IV und Anhänge E-H. Auf die Grundlagen des Schwingungsverhaltens von Brücken wird im Abschnitt 8.7.2 eingegangen. Als veränderliche Horizontallasten sind zu berücksichtigen: x Zentrifugallasten (Fliehkräfte) x Seitenstoß (Schlingerkraft) x Einwirkungen von Anfahren und Bremsen x Druck- und Sogwirkung aus Zugverkehr (aerodynamische Einflüsse) x Erddruck aus Verkehrslasten auf Widerlager und Fundamente Außergewöhnliche Einwirkungen aus Eisenbahnverkehr sind in zwei Bemessungs-

Bild 8.1-10 Lastmodell 71 und charakteristische Werte der Vertikallasten für ein Gleis

Bild 8.1-11 Lastmodell SW und charakteristische Werte der Vertikallasten der Lastmodelle SW für ein Gleis

464

situationen zur Berücksichtigung eventueller Entgleisungen anzusetzen: x Bemessungssituation I: Entgleisungen von Eisenbahnfahrzeugen, bei denen die entgleisten Fahrzeuge im Gleisbereich der Brücke bleiben x Bemessungssituation II. Entgleisung von Eisenbahnfahrzeugen, bei denen die entgleisten Fahrzeuge im Gleisbereich auf ihrer Kante liegen bleiben und nicht von der Brücke fallen Für die Bemessungssituation I und II werden in [DIN-FB 101, 2003] bzw. [DIN 1055-9, 2003] vertikale Ersatzlasten definiert. Als Horizontallasten sind anzusetzen: x Anpralllasten aus entgleisten Eisenbahnfahrzeugen unter Tragwerken x Anpralllasten aus Straßenfahrzeugen unter der Brücke x Fahrleitungsbruch Weitere Angaben zu außergewöhnlichen Einwirkungen sind in [Rackwitz, 1996] enthalten.

8.1.4.4 Sonstige Einwirkungen aus der Bauwerksnutzung Bei Kanalbrücken und bei Brücken, die Wasserstraßen mit Schiffsverkehr überqueren, sind Anpralllasten aus Schiffen auf die Flusspfeiler und den Überbau zu berücksichtigen. Da die Größe der anzusetzenden Einwirkungen von einer Vielzahl von Faktoren abhängt, ist hierüber mit der verantwortlichen Wasser- und Schifffahrtsverwaltung eine Festlegung zu treffen. Grundlagen hierzu sind in [Rackwitz, 1996], dort Abschnitt 11, enthalten. Beim Schiffsstoß wird zwischen dem Frontalstoß in Fahrtrichtung und dem Flankenstoß rechtwinklig zur Fahrtrichtung und normal zur Bauteiloberfläche unterschieden. Beim Flankenstoß ist gleichzeitig der Reibungs-

8 Berechnung

stoß parallel zur Bauteiloberfläche anzusetzen. In der Regel wird bei der Bemessung von Brückenpfeilern eine statische Ersatzlast aus Schiffsstoß angesetzt. Zur Berücksichtigung der dynamischen Einflüsse werden die statischen Ersatzlasten durch Multiplikation der dynamischen Ersatzlasten mit einem dynamischen Lastfaktor DLF, dessen Wert zwischen 1,3 und 1,7 liegt, multipliziert. Tabelle 8.1-8 enthält die dynamischen Stoßlasten nach [DIN-FB 101, 2003]. In Kraftwerken, im Tage- und Bergbau, in Industriebetrieben, Hafenanlagen etc. werden Bandbrücken zum Transport von Massengütern verwendet. Die anzusetzenden Vertikal- und Horizontallasten aus den Transportbändern einschließlich der damit beförderten Güter ist vom Hersteller, in der Regel ein Spezialmaschinenbauunternehmen im Einvernehmen mit dem Bauherrn und dem Tragwerksplaner festzulegen. Viele Brücken, insbesondere in innerstädtischen Bereichen, werden zur Überführung von Rohrleitungen genutzt, spezielle Rohrleitungsbrücken dienen ausschließlich diesem Zweck. Als Einwirkungen aus Rohrleitungen treten im Wesentlichen Vertikallasten aus der Eigenlast des Rohrs und dessen Füllung auf. Daneben können Horizontallasten aus Zwang infolge von Temperaturdifferenzen auftreten.

8.1.5 Einwirkungen aus der Bauwerksumgebung Unabhängig von der Konstruktion und ihrer Nutzung als Verkehrsbauwerk sind Brücken Einwirkungen aus der Bauwerksumgebung ausgesetzt. Temperatureinwirkungen werden in [DIN-FB 101, 2003], dort Kapitel V, definiert. Hierauf wird im Abschnitt 8.7.1 detailliert eingegangen. Setzungen von Fundamenten und das Lageranheben zum Austausch von Brü-

8.1 Einwirkungen auf Brücken

465

Tabelle 8.1-8 Nennwerte für dynamische Stoßlasten Fdyn nach [DIN 1055-9, 2003], Teil 9 Wasserstraßen – Klasse a)

Dynamische Stoßlasten Frontal – Stoßlast FFdyn MN

a

Flanken – Stoßlast FLdyn MN

I

2,0

1,0

II

3,0

1,5

III

4,0

2,0

IV

5,0

2,5

Va

8,0

3,5

Vb/Via

10,0

4,0

Vib

14,0

5,0

Vic

17,0

8,0

VII

20,0

10,0

Schiffs-Charakteristiken nach Wasserstraßen-Klassifikation (nach Europäische Kommission für Europa ECE, Hauptarbeitsgruppe Binnenschifffahrt Resolution Nr. 30.12 November 1992)

ckenlagern verursachen bei statisch unbestimmten Konstruktionen Schnittkräfte. Für das Anheben der Lager ist mindestens eine vertikale Verschiebung der Auflagerachse von 1 cm anzusetzen, sofern nicht konstruktionsbedingt ein höherer Wert erforderlich wird. Die prognostizierten Setzungen sind dem Bodengutachten zu entnehmen. Bei Stahl- und Stahlverbundbrücken kann das Absenken bzw. Anheben von Auflagerachsen zur Einbringung eines Zwangsmoments genutzt werden, das als Vorspannung wirkt. Windlasten sind im [DIN-FB 101, 2003], dort Anhang N, definiert. Schneelasten können bei Brücken in der Regel vernachlässigt werden. Sie sind bei überdachten Brücken, Klappbrücken oder bei Nachweisen für Bauzustände zu berücksichtigen. Die charakteristischen Werte können [E DIN 1055, 2000] entnommen werden. Erdbebenlasten sind in erdbebengefährdeten Gebieten zu berücksichtigen.

Hierauf wird im Abschnitt 8.7.3 gesondert eingegangen.

8.1.6 Bauzustände Im Bauzustand werden Brücken spezifischen Einwirkungen aus dem Bauverfahren und Bauablauf unterworfen, bei abschnittsweisem Bauen sind darüber hinaus verschiedene statische Systeme entsprechend den jeweiligen Bauzuständen zu untersuchen. Die Einwirkungen in den Bauzuständen sind in jedem Einzelfall projektspezifisch zu definieren. Die Vertikallasten resultieren insbesondere aus folgenden Ursachen: x Lagerung von Baumaterial, Rüstungen etc. auf dem Überbau x Betoniervorgänge x angehängte Gerüste (Freivorbau, Vorschubgerüst) x Lasten aus Schwerlastfahrzeugen

466

x Lasten aus Hebezeugen (Krane, Derricks, etc.) Die Horizontallasten resultieren insbesondere aus folgenden Ursachen: x x x x x

Windlasten Abspannungen Verankerungen Bremskräfte Stabilisierungskräfte

Bei abschnittsweise hergestellten Stahlbeton- und Spannbetonkonstruktionen sind bei der Berechnung der Schnittgrößen und Verformungen die Umlagerungen der Schnittgrößen aus ständigen Einwirkungen infolge des Kriechens des Betons zu beachten.

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen Manfred Keuser 8.2.1 Grundlagen Den Bau einer Brücke geht heute in aller Regel eine sehr detaillierte Planung voraus, die als wesentlichen Bestandteil die Berechnung der zu erwartenden Beanspruchungen der Konstruktion enthält. Die Möglichkeit zur Erstellung der statischen Berechnung als Grundlage für die Planung und den Bau einer Brücke hat im Vergleich zur gesamten Geschichte des Brückenbaus zwar nur eine relativ kurze Tradition, stellt jedoch eine der unverzichtbaren Vorausset-

Bild 8.2-1 Innovationsbereiche im Brückenbau

8 Berechnung

zungen für den modernen Brückenbau dar. So bestimmte die Erforschung der theoretischen Grundlagen und die Entwicklung effizienter Methoden zur Berechnung des Tragverhaltens von Baukonstruktionen, neben der Entwicklung von Baustoffen und Bauverfahren, ganz maßgebend die Entwicklung des Brückenbaus. Nicht nur die Römer bauten ihre Steinbogenbrücken nach empirisch gewonnenen Erkenntnissen, die von Baumeister zu Baumeister überliefert wurden, auch bis ins Mittelalter wurden Brücken, wie z. B. die Steinerne Brücke über die Donau in Regensburg 1140, ohne Kenntnis der theoretischen Grundlagen des Tragverhaltens realisiert. In keinem der in Bild 8.2.1 aufgezeigten Felder für Innovationen gab es nennenswerte Fortschritte, teilweise ging sogar Wissen verloren. Erste Neuerungen zeigten sich in der Renaissance, als es italienischen Baumeistern als Ersten gelang, mit Hilfe geometrischer Methoden durch Veränderung der Radien der Brückenunterseite deutlich schlankere steinerne Bogenbrücken zu errichten. So zeigten sich nach 1500 Jahren erstmals grundlegende Neuentwicklungen im Steinbrückenbau. Erste Ansätze, über die Geometrie hinaus, die Mechanik der Baukonstruktionen zu entwickeln, stammen von Galileo Galilei 1638 [Galilei, 1993]. Allerdings waren die von ihm aufgestellten Proportionalitätsbeziehungen wegen fehlender Erkenntnisse zum Materialverhalten nicht geeignet, das Tragverhalten auch einfacher Konstruktionen zutreffend zu beschreiben. Erst mit der Entwicklung der Grundlagen der Mechanik in der Zeit der Aufklärung, die mit Namen wie Navier (1785–1836), Hooke (1635–1703), Johann Bernoulli (1667– 1748) und Jacob Bernoulli (1654–1705) eng verknüpft ist, wurde die Basis für heutige Berechnungsmethoden im Brückenbau gelegt. Da zur gleichen Zeit, initiiert durch die gesteigerten Anforderungen aus dem Verkehrsaufkommen, insbesondere durch die

467

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

Bild 8.2-2 Zusammensetzung der Kräfte nach Leonardo da Vinci [Straub, 1964]

Erfindung der Eisenbahn, mit der Entwicklung von Baustählen und leistungsfähigen dampfgetriebenen Hebezeugen auch in den beiden übrigen Feldern für Innovation grundlegende Neuerungen zur Anwendung gebracht wurden, vollzog sich im 19. Jahrhundert innerhalb kurzer Zeit eine rasante Entwicklung im Brückenbau. Filigrane Stahlbrücken mit Spannweiten von über 200 m konnten berechnet, konstruiert und gebaut werden, wo in den Jahrhunderten zuvor die maximalen Spannweiten von Steinbrücken auf wenig mehr als 30 m begrenzt waren. Die Konstruktion der Stahlbrücken war stark von den im Vergleich zu heute noch deutlich eingeschränkten Berechnungsmöglichkeiten geprägt. Graphische Verfahren, wie z. B. die Berechnung der Kräfte in Fachwerk-Konstruktionen nach Ritter (1826–1908) dominierten. Im 20. Jahrhundert wurden die graphischen Verfahren durch analytische Methoden zur Berechnung von Schnittgrößen und Verformungen abgelöst. Mit dem Bau zunehmend schlankerer Konstruktionen wurde die theoretische Erforschung der Stabilität, stellvertretend ist hier Euler (1707–1783) zu nennen, erforderlich und es erfolgten Untersuchungen zum dynami-

schen Verhalten der Baukonstruktionen z. B. durch Wöhler (1819–1914). Während zunächst die Entwicklung von Differentialgleichungen für einzelne Bauteile wie Stab, Seil, Balken, Platte, Scheibe und deren Auflösung für spezielle Randbedingungen im Vordergrund stand, wurde in den vergangenen zwei Jahrzehnten darauf aufbauend die Entwicklung numerischer Methoden, mit denen komplexe Strukturen berechnet werden können, voran getrieben. So ist es kein Zufall, dass die erste elektronische Datenverarbeitungsanlage 1940 von Konrad Zuse, einem Bauingenieur in Berlin, entwickelt wurde [Zuse, 1993], um die in statischen Berechnungen vorkommenden Gleichungssysteme automatisiert lösen zu können. Auch wenn die heute in der Praxis eingesetzten Finite-Element-Rechenprogramme die Berechnung auch sehr komplexer Strukturen erlauben, so setzt ihre Anwendung gerade wegen dieser vielfältigen Möglichkeiten ein hohes Maß an Kenntnis über die Grundlagen der Modellbildung und der Berechnungsmethoden bei dem anwendenden Ingenieur voraus. Bei den traditionellen wie auch bei den modernen numerischen Berechnungsverfahren kann die Modellbildung in vier Be-

468

8 Berechnung

Bild 8.2-3 Berechnungsmodell des eingespannten Balkens nach [Galilei, 1993]

reiche gegliedert werden, vgl. Bild 8.2-4. Die umfassende Kenntnis der Grundlagen in allen Bereichen der Modellbildung ist unabdingbare Voraussetzung, um aussagekräftige Ergebnisse der Berechnungen zu erzielen. Dabei ist stets zu beachten, dass es sich um Modelle handelt, die die Realität nur innerhalb ihrer Anwendungsgrenzen abbilden können. In der Regel erfolgt die Modellbildung im Brückenbau auf der Makroebene, vgl. [Keuser/Purainer, 2003], für Detailbereiche jedoch, wie z. B. die Verankerungen von Spanngliedern oder die Anschlüsse der Hänger bei Stabbogenbrücken, ist eine detailliertere Modellierung auf der Mesoebene erforderlich. Die Grundlagen für die Lastmodelle werden detailliert im Abschnitt 8.1 behandelt. Bei der Anwendung von Normen ist

dabei zu prüfen, in wie weit diese für den jeweiligen Einzelfall die Einwirkungen in ausreichendem Umfang beschreiben. Bei der quantitativen Bestimmung der Einwirkungen ist zu berücksichtigen, welchem Ziel die jeweilige Schnittgrößenberechnung dient: x Nachweis der Standsicherheit (Kippen, Gleiten) x Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit x Nachweis im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit Nachfolgend wird insbesondere auf die Modellierung der Geometrie, der Lasten, des mechanischen Verhaltens und des Materials bei Tragwerken des Brückenbaus eingegangen. Hinsichtlich der theoreti-

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

469

Bild 8.2-4 Modellbildung für statische Berechnungen

schen Grundlagen wird auf [Ramm/Hoffmann, 1995] verwiesen. Der heutige Stand der Technik erlaubt die detaillierte Berechnung einer breiten Vielfalt von Brückentragwerken, vgl. Bilder 8.2-5 und 8.2-6. Die Wahl eines geeigneten statischen Modells ist dabei naturgemäß von dem jeweiligen Tragwerkstyp abhängig. Daher wird in diesem Abschnitt neben der Darstellung der Grundlagen der Modellbildung und Berechnung diese an einzelnen ausgewählten Beispielen erläutert. Eine besondere Betrachtung der Modellbildung und der Berechnung der Schnittgrößen und Verformungen ist im Brückenbau deshalb notwendig, da hier in aller

Regel wesentlich höhere Lasten und deutlich größere Abmessungen in Längs- und Querrichtung auftreten als im üblichen Hochbau. Eine technisch-wirtschaftliche Optimierung und eine sichere Bemessung erfordern daher eine möglichst weitgehende Berücksichtigung aller Tragmechanismen. Dabei werden die wesentlichen Einzelbauteile einer Brücke, die zumeist durch Lager miteinander verbunden sind, x Überbau x Widerlager x Pfeiler für die Nachweise in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit und der Gebrauchstaug-

470

8 Berechnung

Bild 8.2-5 Beispiele für Primär-Tragwerke, Brückenlängsrichtung

Bild 8.2-6 Beispiele für Sekundär-Tragwerke, Brückenquerrichtung

lichkeit getrennt berechnet. Für die Gesamtstabilität und für die Abtragung der Horizontallasten ist jedoch wie bei Rahmen-, Schrägkabel- und Hängebrücken eine Berechnung des Gesamttragwerks erforderlich. Hinsichtlich der Berechnung von Schrägkabelbrücken wird auf [Walther, 1994], bezüglich Spannbandbrücken auf [Eibl et al., 1973] verwiesen.

8.2.2 Überbauten Die dominierenden Einwirkungen auf die Überbauten sind die Vertikallasten und die zugehörigen Zwangseinwirkungen (Temperatur, Setzungen, Vorspannung).

Sie erzeugen einerseits lokale Beanspruchungen in den unmittelbar belasteten Bauteilen und andererseits Beanspruchungen im Haupttragsystem einer Brücke. Daneben sind die Horizontallasten in Längs- und Querrichtung der Brücke abzutragen. Die traditionelle Vorgehensweise bei der Berechnung von Brückentragwerken sieht für die Berechnung der Schnittgrößen die Aufteilung der Gesamtstruktur in Teilstrukturen vor, die auf der Grundlage der bekannten theoretischen Grundlagen und der verfügbaren Rechenhilfsmittel einer statischen und gegebenenfalls einer dynamischen Berechnung zugänglich sind. So hat sich mit den Fortschritten in der Mechanik, in der Baustatik in den numerischen Me-

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

thoden und in den vergangenen Jahrzehnten zunehmend mit der Entwicklung immer preiswerterer und leistungsfähigerer Rechenprogramme und Computer ein grundlegender Wandel in der Vorgehensweise bei der Modellierung und Berechnung von Tragwerken im Brückenbau hin zur Untersuchung komplexerer Systeme vollzogen.

8.2.2.1 Eindimensionale Systeme Da jedoch auch heute die traditionelle Vorgehensweise eine breite Anwendung findet und sie außerdem hinsichtlich des Verständnisses der Lastabtragung von Vorteil ist, wird die Modellbildung in diesem Kapitel exemplarisch am Beispiel einer Zweifeldträgerbrücke mit zweistegigem Plattenbalkenquerschnitt in Massivbauweise vorgestellt. Hinsichtlich der Besonderheiten anderer Brückentypen wird auf die entsprechenden Kapitel dieses Buches sowie z. B. auf [Leonhardt, 1979], [Menn, 1990], [Schleicher, 2003] und [Holst/Holst, 2004] hingewiesen. Voraussetzung für die nachstehend beschriebene Vorgehensweise ist die umfassende Kenntnis der theoretischen Grundlagen und der Lastabtragungsmechanismen der jeweils zu berechnenden Brückenkonstruktion. In der Wahl des mechanischen Modells wird zunächst zwischen Längsund Quertragsystem bzw. Primär- und

Bild 8.2-7 Zweifeldträger, Balkenmodell

471

Sekundärtragwirkung unterschieden. Das Längssystem wird durch ebene oder räumliche Balkentragwerke auf der Grundlage der Technischen Biegelehre abgebildet. Beim Kastenträger kann so der Gesamtquerschnitt, beim Plattenbalken ein Steg mit dem zugehörigen Teil der Fahrbahnplatte beschrieben werden. Bei dieser Vorgehensweise wird im mechanischen Modell ausschließlich die Haupttragwirkung abgebildet, und nur die in diesem Modell abgebildeten Schnittgrößen können somit berechnet werden. Alle übrigen Beanspruchungen, die nicht im Modell abgebildet werden, müssen gesondert untersucht und die Ergebnisse überlagert werden. Das Quersystem, das beim Plattenbalken durch die Fahrbahnplatte gebildet wird, kann ersatzweise durch Balkensysteme abgebildet werden, s. Bild 8.2-6, falls keine Berechnung als Plattentragwerk erfolgt, vgl. 8.2.2.2. Die Lagerungsbedingungen für die Fahrbahnplatte werden durch die Biege- und Torsionssteifigkeit der Längsträger und, sofern vorhanden, der Querträger sowie deren Durchbiegungen und Verdrehungen bestimmt. Da diese in Brückenlängsrichtung nicht konstant sind, werden in der Regel Bereiche in Feldmitte und in der Nähe der End- und Zwischenauflager untersucht. Die Schnittgrößen können, wie in Bild 8.2-6 gezeigt, in zwei Teilsystemen berechnet und anschließend überlagert werden. Die detaillierte Darstellung dieser

472

Berechnungsmethode kann [Holst/Holst, 2004] entnommen werden. Die Einspannung der Fahrbahnplatte in Längsrichtung in die Querträger ist für eine Berechnung mit Balkenmodellen wegen der zweiachsigen Lastabtragung ungeeignet, so dass hier zweiaxiale Modelle anzuwenden sind. Zur Aufstellung des statischen Systems sind neben der Wahl der geeigneten Differentialgleichung, für das Beispiel in Bild 8.2-7 die Differentialgleichung des ebenen Balkens nach der technischen Biegelehre, die Auflagerbedingungen so festzulegen, dass sie die zu berechnende Konstruktion angemessen beschreiben. Entscheidend ist dabei die Steifigkeit der stützenden Bauteile. Nur wenn sie im Vergleich zur Steifigkeit des gestützten Bauteils deutlich höher ist (Faktor ca. 100:1) kann von einer unverschieblichen Lagerung oder von einer starren Einspannung ausgegangen werden: Ist dies nicht der Fall, kann die Lagerung durch Federn abgebildet werden. Falls die Berechnung der Federsteifigkeiten nicht mit ausreichender Sicherheit möglich ist, z. B. bei Einspannungen im Pfeiler oder Widerlager, ist die Untersuchung eines oberen und unteren Grenzwerts der Steifigkeit der Einspannung sinnvoll. Darüber hinaus ist die Auswirkung der Auflagerverschiebungen und –verdrehungen zu untersuchen.

8 Berechnung

Weist das Bauwerk eine schiefwinklige Lagerung auf, d. h. die Auflagerachsen sind nicht senkrecht zur Brückenlängsachse angeordnet, so empfiehlt sich eine Abbildung der Konstruktion in einem zweiaxialen Modell, vgl. 8.2.2.2, um die Einflüsse der Steifigkeiten von Längs- und Quertraggliedern angemessen berücksichtigen zu können. Gleiches gilt auch für im Grundriss gekrümmte Brücken. Das geometrische Modell wird durch die Brückengeometrie und durch die Anforderungen des mechanischen Modells definiert. Für einen Durchlaufträger nach der Technischen Biegelehre sind neben den Stützweiten die Querschnittswerte zu bestimmen: ebener Balken räumlicher Balken Torsion

A, Iy A, Iy , Iz IT , Iω

Da es sich um große Abmessungen handelt, kann in Brückenquerrichtung in der Regel nicht von konstanten Verzerrungs- und Spannungszuständen ausgegangen werden, so dass die mitwirkenden Breiten zu ermitteln sind. Mit dieser Thematik haben sich zahlreiche Forscher beschäftigt und Näherungslösungen auf der Grundlage geeigneter mechanischer Modelle zur Berechnung der Querschnittswerte unter Berücksichti-

Bild 8.2-8 Mitwirkende Plattenbreite, Spannungsverteilung in Druckgurten

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

gung der Scheiben- und Plattensteifigkeit der Fahrbahnplatte sowie der Biege- und Dehnsteifigkeit der Stege entwickelt. Dabei wird die tatsächliche Breite der Fahrbahnplatte bzw. des Anteils, der auf den jeweiligen Steg entfällt, auf die mitwirkende Breite reduziert, für die die tatsächlich über dem Steg auftretende größte Normalspannung konstant über die mitwirkende Plattenbreite wirkend angenommen wird und zur gleichen resultierenden Kraft in der Druckzone führt, vgl. Bild 8.2-8. [Brendel, 1960], [Stritzke, 1977] und [Schleeh, 1973] haben für Massivbrücken Hilfsmittel zur Berechnung der mitwirkenden Plattenbreite unter Berücksichtigung unterschiedlicher Belastungsarten (Flächen-, Streifen-, Einzellast), der Steifigkeit der Platte im Verhältnis zur Steifigkeit der Stege entwickelt. [DIN 1075, 1981] regelt als Norm die Berechnung der mitwirkenden Plattenbreite in Deutschland. Mit der gleichen Thematik zur Tragwirkung von Stahlkonstruktionen beschäftigen sich die Arbeiten von [Schmid/Peil, 1976], [Schmackpfeffer, 1970] und [Albrecht, 1976]. Bei der Festlegung des geometrischen Modells ist neben der Abbildung der Bauwerksgeometrie die Lage der Bemessungspunkte zu definieren. Im Längssystem werden bei parallelgurtigen Trägern die einzelnen Felder üblicherweise in 10 Teilabschnitte gleicher Länge unterteilt, an denen jeweils die Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit geführt werden. Veränderliche Querschnittsabmessungen wie Vouten oder Stegverstärkungen sind bei der Festlegung der Bemessungspunkte zu berücksichtigen. Im Quersystem wird die Bemessung in der Regel an den Stellen der Extremwerte der Schnittgrößen durchgeführt. Das Werkstoffmodell sieht als Regelfall die Verwendung linear-elastischen Materialverhaltens vor. Nichtlinearitäten wie das Plastifizieren im Stahlbau oder Rissbil-

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dungen im Betonbau werden nur in Ausnahmefällen in statischen Berechnungen von Überbauten explizit berücksichtigt. Hinsichtlich der Auswirkungen des nichtlinearen Materialverhaltens bei Betonbrücken wird auf [Ernst, 1976 und Mehlhorn/ Ernst, 1976] verwiesen. Eine näherungsweise Berücksichtigung der Auswirkungen nichtlinearen Materialverhaltens erfolgt in der Regel durch Modifikation der Steifigkeiten. Die Auswirkungen auf Schnittgrößen und Verformungen können in der statischen Berechnung z. B. durch die Abminderung des Elastizitätsmoduls oder besser durch die Verwendung nichtlinearer Momenten-Verkrümmungs-Beziehungen erfasst werden, vgl. 8.2.3.2. Das Lastmodell ist wie das geometrische Modell stark durch das mechanische Modell vorbestimmt. Die Einwirkungen aus Lasten und Zwang müssen so aufbereitet werden, dass sie äquivalent zur tatsächlichen Beanspruchung auf das statische System des ebenen oder räumlichen Balkens aufgebracht werden können. Das bedeutet, dass die Lasten in Brückenquerrichtung zu einer Resultierenden zusammengefasst werden müssen, die in der Systemlinie des Balkens angreift. Die Exzentrizität der Resultierenden ergibt sich als das zugehörige Torsionsmoment. Die Berechnung der Lastresultierenden erfolgt mittels Quereinflusslinien, bei deren Ermittlung die Steifigkeiten der einzelnen Bauteile des Überbaus (Fahrbahnplatte, Längsträger, Querträger) und gegebenenfalls der stützenden Bauteile zu berücksichtigen sind. Über die theoretischen Grundlagen hinaus haben sich [Beck, 1953], [Trost, 1961], [Bieger, 1962], [Nötzold, 1969] und [Holst/Holst, 2004] mit dieser Thematik beschäftigt und praktisch anwendbare Verfahren entwickelt. Während Trost in seiner Arbeit Stütz- und gegebenenfalls Feldquerträger zwingend voraussetzt, hat [Nötzold, 1969] erstmals eine Methode entwickelt, bei der auf Querträger verzichtet werden kann. Da querträ-

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8 Berechnung

Bild 8.2-9 Quereinflusslinien für zweistegige Plattenbalken mit unterschiedlichen Steifigkeitsverhältnissen Platte/Steg nach [Holst/Holst, 2004]

gerlose zweistegige Plattenbalken in Querrichtung deutlich weicher sind, wird in dem Berechnungsverfahren nach [Nötzold, 1969] die Berücksichtigung der Lagerung in Brückenquerrichtung sowie der Steifigkeiten der Unterbauten berücksichtigt. Bild 8.2-9 zeigt die qualitativen Verläufe von Quereinflusslinien für unterschiedliche Steifigkeiten der Längsträger für 2-stegige Plattenbalken. Für übliche Querschnittsabmessungen kann im Rahmen einer Vorbemessung überschlägig eine Querverteilung von 0,85/0,15, bei Plattenbalken mit breiten Stegen von 0,75/0,25 angenommen werden. Mit den so aufbereiteten Einwirkungen werden die Schnittgrößen für die Einzellastfälle berechnet. Für die ständigen Einwirkungen werden die Lasten in der jeweils örtlich auftretenden Größe auf das System aufgebracht. Bei der Berechnung der Schnittgrößen aus den veränderlichen Einwirkungen gibt es grundsätzlich zwei Möglichkeiten, die ungünstigste Laststellung zu bestimmen. Die erste Möglichkeit, die Auswertung von Einflusslinien, wird überwiegend für Vorberechnungen angewandt.

In der ganz überwiegenden Zahl der elektronischen Rechenprogramme wird die andere Möglichkeit gewählt. Dabei wird die Last jeweils in kurzen Abschnitten, in der Regel in den Zehntelpunkten über ihre zugehörige Einflusslänge aufgebracht und es werden die aus diesem Anteil der Belastung sich ergebenden Schnittgrößen berechnet. Anschließend wird in den einzelnen Zehntelpunkten überprüft, ob eine Schnittgröße einen positiven oder negativen Wert aufweist und dieser dann zum Schnittgrößen-

Bild 8.2-10 Einflusslinie für das Moment M1, Zweifeldträger

Bild 8.2-11 Momentengrenzlinie aus veränderlichen Einwirkungen, Dreifeldträger

475

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

Maximum oder Minimum aufaddiert. Zusätzlich werden die übrigen, zu diesem TeilLastfall gehörigen Schnittgrößen entsprechend aufaddiert. Als Ergebnis erhält man Verläufe für die maximalen und minimalen Schnittgrößen mit den entsprechenden zugehörigen übrigen Schnittgrößen, z. B. für einen ebenen Balken: Bemessungsschnittgröße

zugehörige Schnittgrößen

max/min M max/min V max/min MT

zug. V, zug. MT zug. M, zug. MT zug. M, zug. V

Bei dieser Vorgehensweise ist nicht mehr nachvollziehbar, aus welcher Laststellung die Schnittgrößen an den einzelnen Bemessungspunkten berechnet wurden. Die Berechnung der Schnittgrößenextreme infolge veränderlicher Einwirkungen kann mit dieser Methode praktisch nur mittels geeigneter Rechenprogramme durchgeführt werden, da sie einen hohen numerischen Aufwand erfordert. In der praktischen Anwendung stellt diese Methode heute das Standardverfahren in der Schnittgrößenermittlung dar. Wie beim Plattenbalken können auch beim Kastenträger die Einflüsse aus der Tragwirkung in Querrichtung über gesonderte Modelle erfasst und in die Berechnung der Schnittgrößen und Verformungen am Hauttragsystem eingebracht werden. Einen Überblick über die Berechnung

von Beton-Kastenträgerbrücken geben [Schlaich/Scheef, 1982]. Zur Berechnung der Zusatzbeanspruchungen, die daraus resultieren, dass die Querschnittsform nicht erhalten bleibt, haben u.a. [Steinle, 1970], [Glahn, 1980] und [Lindlar, 1984] Verfahren entwickelt, bei denen die Profilverformung und die daraus resultierenden Schnittgrößen auf der Grundlage einer Analogie zum elastisch gebetteten Balken berechnet werden. Bei diesem Verfahren wird die Torsionsbeanspruchung in einen Anteil, der eine Profilverdrehung und einen zweiten Anteil, der eine Profilverformung hervorruft, aufgeteilt. Den eine Profilverdrehung erzeugenden Anteil beschreibt die Theorie der St. Venant’schen Torsion unter Ansatz eines in Umfangrichtung konstanten Schubflusses. Der sich aus den Gleichgewichtsbedingungen unter der Berücksichtigung der Faltwerkwirkung in den Ecken des Kastenquerschnitts ergebende Anteil, der eine Profilverformung hervorruft, wird durch die Wölbkrafttorsion erfasst. Hierfür können Lösungen auf der Grundlage einer Analogie zur Theorie des elastisch gebetteten Balkens aufgestellt werden, da beide mit den gleichen Differentialgleichungen beschrieben werden. Dabei wird die Steifigkeit des Kastenquerschnitts in Querrichtung durch die Bettungsziffer CB und in Längsrichtung durch das Trägheitsmoment Iers eines Ersatzbalkens beschrieben, z. B. nach [Menn, 1990].

Bild 8.2-12 Torsionsbeanspruchung von Kastenträgern

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8 Berechnung

nach [DIN 1075, 1981] la/h t 18; la/b t 4 la: Abstand der Querträger b: mittlere Kastenbreite h: mittlere Kastenhöhe Bild 8.2-13 Beanspruchungen aus Profilverformung

Die Profilverformung erzeugt neben Querbiegemomenten auch zusätzliche Längsnormalspannungen. Die Querbiegemomente können bei gebräuchlichen Querschnittsabmessungen nach [Leonhardt, 1979] mit ca. 20 % des größten Einspannmoments am Anschnitt der Fahrbahnplatte zum Steg abgeschätzt werden. Die zusätzlichen Längsnormalspannungen sind nur dann zu berücksichtigen, wenn die folgenden Grenzwerte überschritten werden:

nach [Menn, 1990] lo t 2 ˜ (b + h) lo: Einfeldträger: Spannweite Durchlaufträger: Abstand der Momentennullpunkte Kragträger: doppelte Spannweite

8.2.2.2 Zweidimensionale Systeme Bei Haupttragwerken, z. B. bei Plattenbrücken die sich nicht durch eindimensionale Systeme beschreiben lassen sowie zur Berechnung der Fahrbahnplatten wird eine Berechnung als ebenes Flächentragwerk erforderlich. Bei der direkten Berechnung

Bild 8.2-14 Randbedingungen für den elastisch gebetteten Balken als Ersatzsystem zur Erfassung der Profilverformung

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

der Schnittgrößen mittels der Plattendifferentialgleichung stellen die zutreffende Berücksichtigung der Geometrie und der Randbedingungen gravierende Probleme dar. Da die stützenden Bauteile, wie z. B. die Längsträger, keine starre Lagerung und Längsrichtung veränderliche Steifigkeiten der Auflagerbedingungen darstellen, scheitert, abgesehen von sehr einfachen Plattentragwerken, eine geschlossene Lösung. Darüber hinaus ist die Abbildung verschiedener Laststellungen der Belastungsfahrzeuge sehr aufwändig. Für die praktische Anwendung wurden daher insbesondere für die Berechnung von Fahrbahnplatten Tabellenbzw. Tafelwerke aufgestellt, mit denen praxisrelevante Plattentragwerke berechnet werden können. Neben Literatur für allgemeine Plattentragwerke wie z. B. [Pucher, 1968] oder [Stiglat/Wippel, 1983], hat [Rüsch, 1981] spezielle Berechnungshilfen

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für Fahrbahntafeln von Brücken entwickelt. Die Einflüsse aus unterschiedlichen Auflagersteifigkeiten werden bei der Berechnung der Schnittgrößen mittels Tabellenwerken über Zusatzbetrachtungen an Balkentragwerken abgeschätzt. Der Umfang der Ergebnisse von Berechnungen mittels Tabellenwerken ist in aller Regel stark eingeschränkt, da hier zumeist nur Schnittgrößen an ausgewählten Punkten sowie Maxima und Minima angegeben werden. Daher hat sich ab 1950 für die Abbildung von Platten im mechanischen Modell die näherungsweise Berechnung mit Hilfe von Trägerrosten zum gebräuchlichen Verfahren herauskristallisiert. Hierbei wird die Platte in Streifen in Längs- und Querrichtung aufgeteilt, die an den Kreuzungspunkten biege- und torsionssteif miteinander verbunden sind. Eine detaillierte Beschreibung dieses Rechenverfahrens geben

Bild 8.2-15 Statisches System einer Fahrbahnplatte mit Einspannung in Längs- und Querträger

478

8 Berechnung

Bild 8.2-16 Zweistegiger Plattenbalken, ebene Modelle

[Homberg/Trenks, 1962]. Bei Plattenbalken werden die Stege durch exzentrisch angeschlossene räumliche Balkenelemente abgebildet. In [Menn, 1990] wird ein Verfahren zur Berechnung derartiger Systeme beschrieben. Dabei ist insbesondere auf eine zutreffende Modellierung der Steifigkeiten unter Berücksichtigung der Exzentrizitäten der einzelnen Träger zu achten. Auf eine zutreffende Beschreibung der Steifigkeit der Stege durch Querschnittswerte unter Berücksichtung der mitwirkenden Plattenstreifen ist zu achten. Bei dieser Methode gibt es mehrere Probleme. Dies ist

zum einen die Ermittlung adäquater Biegeund Torsionssteifigkeiten der einzelnen Längs- und Querträger, insbesondere unter Berücksichtigung nichtlinearen Materialverhaltens. Zum anderen ist die Rückrechnung der Schnittgrößen des Trägerrosts auf Plattenschnittgrößen schwierig, da sich die DGL des Balkens nicht als Grenzfall der Platten-DGL ergibt. Die numerische Berechnung wurde erst durch den Einsatz elektronischer Datenverarbeitungsanlagen praktisch handhabbar, da nur so die auftretenden Gleichungssysteme einer praktisch umsetzbaren Lösung zugänglich wurden.

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

Mit der rasanten Entwicklung der numerischen Rechenmethoden wird die Verwendung von Trägerrostmodellen zunehmend durch Plattensysteme auf der Grundlage der Finite-Element-Methode abgelöst. Dabei wird im mechanischen Modell das Plattentragverhalten im Rahmen der Approximation durch ein numerisches Näherungsverfahren beschrieben, vgl. [Wunderlich/Redanz, 1995]. Das geometrische Modell bildet das Tragwerk im Grundriss mit hoher Genauigkeit ab, die Dickenrichtung wird durch die Integration der Spannungen über die Plattendicke erfasst. Hinsichtlich des Materialmodells und des Lastmodells gelten die Aussagen von 8.2.2.1. Bei schiefwinklig gelagerten Brücken, d. h. bei Brücken deren Auflagerachsen nicht senkrecht zur Längsachse des Überbaus angeordnet sind, wird sowohl bei Platten- als auch bei Balkenbrücken eine Berücksichtigung der Schiefe dann erforderlich, wenn diese weniger als 80° beträgt. Für Plattenbrücken empfiehlt sich eine

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numerische Berechnung nach der FiniteElement-Methode, da hierbei sowohl im mechanischen als auch im geometrischen Modell die Abbildung sehr viel wirklichkeitsnäher erfolgen kann als in einer Trägerrostberechnung. Durch die schiefwinklige Auflagerung erfährt der Überbau eine Einspannung in die Querträger. Die Einspannmomente der Längsträger in die Endquerträger, bei den Innenstützen die Differenzen der Stützmomente zwischen den beiden Auflagerrändern, erzeugen Torsionsmomente in den Querträgern, die Biegemomente in den Querträgern Torsionsmomente in den Längsträgern. Durch die schiefwinklige Lagerung weisen die Längsträger in senkrecht zur Längsachse angeordneten Schnitten unterschiedliche Durchbiegungen auf, was zu einer Torsionsbeanspruchung in den Längsträgern führt. Die Größe der Einspann- und Torsionsmomente hängt von der Schiefe sowie von den Steifigkeiten der einzelnen Bauteile ab. Ein geeignetes Instrument zur Überprüfung der Ergebnisse

Bild 8.2-17 Brückendraufsicht mit wichtigen geometrischen Größen

Bild 8.2-18 System einer schiefwinklig gelagerten Dreifeldbrücke

480

8 Berechnung

Bild 8.2-19 Systeme für horizontal gekrümmte Brücken

elektronischer Berechnung stellen daher Handrechnungen mit Grenzwertbetrachtungen – gelenkige Lagerung/starre Einspannung – dar. Bei Massivbrücken ist die Reduzierung der Steifigkeiten infolge von Rissbildung zu berücksichtigen. Bei im Grundriss gekrümmten Brücken werden, von Fertigteilbrücken abgesehen, in der Regel die Längsträger gekrümmt ausgeführt. Hierdurch ergibt sich eine kontinuierliche Kopplung von Biege- und Torsionsmomenten in den Längsträgern. Die entsprechende Formulierung der Differentialgleichung des horizontal gekrümmten Trägers ist nachfolgend kurz dargestellt. Aus Gleichgewichtsbetrachtungen am Trägerelement ergeben sich die Differentialgleichungen des horizontal gekrümmten Trägers zu:

dT M = − ⎛⎜ + eq + t ⎞⎟ = − mT ds ⎝ r ⎠

d2 M 1 dT ⎞ ⎛ = − ⎜q − ⎟ 2 ds r ds ⎠ ⎝

(8.2-1)

Die Torsionsbelastung des horizontal gekrümmten Trägers setzt sich aus drei Bestandteilen zusammen: x exzentrisch angreifende vertikale Belastung, z. B. aus Verkehr x Torsionsmomenten-Belastung, z. B. aus Wind x Umlenkung der Biegemomente infolge der horizontalen Krümmung

Bild 8.2-20 Element eines horizontal gekrümmten Trägers

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

8.2.2.3 Dreidimensionale Modelle Während die Berechnung von Plattenbrücken mittels ebener FE-Modelle sich inzwischen zum Regelfall entwickelt hat, werden komplexere Strukturen wie Plattenbalken oder Kastenträger, bei denen zwischen Längs- und Quertragwirkung eindeutig unterschieden werden kann, im Massivbrückenbau in der Regel auch heute zumeist mittels eindimensionaler Systeme berechnet. Dies ist nicht zuletzt dadurch bedingt, dass das gesamte Vorschriftenwerk im Massivbau auf einer stabwerksorientierten Modellierung des mechanischen Verhaltens und die Bemessung auf Schnittgrößen basiert, die in einer räumlichen FE-Berechnung eine aufwändige Rückrechnung erfordern. In Ausnahmefällen werden auch bei Massivbrücken Plattenbalken und Kastenträger als räumliche Tragwerke mittels Faltwerksmodellen auf der Grundlage der FEM abgebildet. Im Stahl- und Stahlverbundbrückenbau setzt sich die Abbildung mittels dreidimensionaler Faltwerksmodelle nach der FEM in der Praxis deutlich stärker durch als im Massivbrückenbau. [Schleicher, 2003] gibt einen detaillierten Überblick über die Abbildung derartiger Tragstrukturen im mechanischen und geometrischen Modell. Die spannungsorientierten Nachweise im Stahlbau erlauben hier eine Aufbereitung der Rechenergebnisse ohne aufwändige Ermittlung resultierender Schnittgrößen. Diese Form der Abbildung erfordert im mechanischen Modell die Wahl geeigneter Elementansätze. Hierzu können Faltwerkselemente verwendet werden, die durch die Überlagerung eines Scheibenelements mit einem Plattenelement entstehen, wobei in der Steifigkeitsmatrix keine Kopplung der beiden Tragwirkungen enthalten ist, wie dies bei Schalenelementen, die ebenfalls für derartige Berechnungen geeignet sind, der Fall ist. Bei der Wahl des Elementtyps sollten Viereckselemente den Vorzug vor Dreieck-

481

selementen erhalten, da hiermit bei den zumeist in kommerziellen FE-Programmen verwendeten Elementen mit Verformungsansätzen die Platten- und Scheiben-Differentialgleichungen besser angenähert werden können. Im geometrischen Modell wird die Konstruktion in den Schwerlinien der einzelnen Bauteile abgebildet. Bei Massivbrücken ergibt sich damit bei Verwendung von Schalen- oder Faltwerkselementen die Problematik, dass die Bauteildicken in die Steifigkeit eingehen, jedoch im geometrischen Modell nur unzureichend beschrieben werden. Dies wirkt sich insbesondere in den Bereichen der Konstruktion aus, in denen Bauteile monolithisch miteinander verbunden sind, z. B. im Anschluss Längsträger/ Querträger und Fahrbahnplatte/Längsträger. Dies führt dazu, dass die Spannweiten und damit die Schnittgrößen überschätzt werden. Durch Kopplung der Freiheitsgrade der Elemente im Bereich der Dicke des einspannenden Bauteils kann dieser Effekt hinsichtlich der globalen Schnittgrößenverläufe abgemindert werden. Andererseits wird die Qualität der Ergebnisse für die lokalen Schnittgrößen mit dieser Vorgehensweise deutlich verschlechtert. Bei Stahlbauteilen stellt sich diese Problematik wegen der geringen Materialdicken nicht in dem Umfang wie bei massiven Konstruktionen. Hierbei haben Viereckselemente im Vergleich zu Dreieckselementen dann Nachteile in den Möglichkeiten einer guten Abbildung, wenn sie keinen isoparametrischen Elementansatz aufweisen, sondern an eine starre Form, z. B. das Rechteck, gebunden sind. Die theoretischen Grundlagen werden in [Wunderlich/ Redanz, 1995] detailliert beschrieben. Zur Wahl einer geeigneten Elementdichte sind in der Regel mehrere Berechnungen mit charakteristischen Lasten durchzuführen, um ein Optimum zwischen dem erforderlichen Aufwand in Abbildung und Berechnung und der Qualität und Aussagekraft der Ergebnisse zu erreichen. Moderne Rechen-

482

8 Berechnung

Bild 8.2-21 Zweifeldbrücke, FE-Faltwerk-Modell

programme bieten hierzu teilweise die Möglichkeit, mittels automatischer Netzadaption die Elementdichte den Beanspruchungsverläufen anzupassen.

8.2.2.4 Detailbereiche Für die Berechnung der Hauptbeanspruchungen von Brückentragwerken erfolgt die Modellierung im Makrobereich. Dabei werden lokale Beanspruchungen nicht in den Modellen erfasst oder nur unzureichend genau abgebildet, so dass für örtlich

begrenzte Bereiche der Konstruktion zusätzliche Betrachtungen erforderlich werden. Dies sind z. B.: x Auflagerpunkte, Pressenansatzpunkte x Verankerungs- und Umlenkbereiche von Spanngliedern x Querträger x Steifen x Knotenpunkte wie z. B. Anschlüsse von Hängern Die Abbildung von Teilen der Konstruktion erfolgt in der Regel auf der Meso-Ebene, vgl. [Keuser/Purainer, 2003], mit Hilfe der

Bild 8.2-22 Beispiele für Berechnungsmodelle von Detailbereichen

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

483

Finite-Element-Methode. Für ebene Beanspruchungen werden die in 8.2.2.3 genannten Faltwerks- und Schalenelemente verwendet. Für dreidimensionale Aufgabenstellungen sind diese nur bedingt geeignet, so dass hier räumliche Elemente mit dreidimensionalen Verschiebungsansätzen zum Einsatz kommen. Im Werkstoffmodell ist eine deutliche differenziertere Beschreibung als auf der Makroebene erforderlich, um lokale Spannungskonzentrationen, Plastifizierungen und Rissbildungen wirklichkeitsnah beschreiben zu können. Im Betonbau hat neben den numerischen Berechnungsmethoden nach wie vor der Einsatz von Stabwerksmodellen zur Beschreibung des Tragverhaltens im Zustand II eine große Bedeutung. Zwei Beispiele für die Berechnung von Brückendetails sind im Bild 8.2-22 dargestellt.

x x x x

8.2.2.5 Bauzustände

Bei Betonkonstruktionen ist dabei zusätzlich zu beachten, dass sich infolge des Kriechens und Schwindens des zu unterschiedlichen Zeitpunkten eingebauten Betons zusätzliche Beanspruchungen ergeben und dass die Schnittgrößenverläufe zeitabhängige Anteile aufweisen. Neben der Beschreibung der Auswirkungen von Kriechen und Schwinden im Lastmodell muss im mechanischen Modell die Erfassung die Beschreibung dieser Phänomene möglich sein.

Bei Brücken handelt es sich um Tragstrukturen mit großen Abmessungen, die in der Regel in mehreren Bauabschnitten hergestellt werden. Dabei müssen die Berechnungsmodelle für die einzelnen Bauzustände die im Zuge der Herstellung auftretenden Veränderungen berücksichtigen. Insbesondere können folgende Änderungen auftreten, die für die Modellierung von Bedeutung sind:

Änderung der Geometrie Änderung der statischen Systeme Änderung der Einwirkungen Änderung der Lagerung

Entsprechend dem verwendeten Bauverfahren und den Baustoffen ergeben sich Modelländerungen bei folgenden Bauverfahren: x Herstellung auf Lehrgerüst oder Vorschubrüstung x Taktschieben x Freivorbau x Mischbauweise (Fertigteile mit Ortbetonergänzung) x Herstellung mit Hilfsstützen x Herstellung der Fahrbahnplatte im Pilgerschrittverfahren oder kontinuierlich x Abschnittsweise Herstellung der Fahrbahnplatte in Querrichtung

Bild 8.2-23 Änderung des statischen Systems: Taktschieben

484

8 Berechnung

Bild 8.2-24 Änderung des statischen Systems: Mischbauweise

Im Werkstoffmodell ist das zeitabhängige Materialverhalten in geeigneten Formulierungen zu berücksichtigen. Hier wird auf [Mehlhorn, 1998] verwiesen. Für die Berechnung abschnittsweise hergestellter Spannbetonbrücken in Mischbauweise unter Verwendung von Fertigteilen beschreibt [Neurath, 1983] ein Berechnungsverfahren, bei dem das nichtlineare Materialverhalten unter Berücksichtigung der zeitabhängigen Kriech- und Schwindprozesse näherungsweise berücksichtigt wird.

8.2.3 Unterbauten Zusätzlich zu den in 8.2.2 beschriebenen Aspekten der Modellbildung wird bei den Unterbauten im Bereich der Gründungen die Modellierung der Baugrund-Bauwerks-

Wechselwirkung erforderlich. Eine ausführliche Darstellung der Berechnung der Unterbauten ist im Abschnitt 8.6 enthalten, so dass hier im wesentlichen auf die Modellbildung und die statischen Systeme eingegangen wird.

8.2.3.1 Widerlager Wie bei den Überbauten werden auch bei den Widerlagern traditionell einzelne Teilsysteme berechnet und die Ergebnisse anschließend überlagert. Dabei ist zu beachten, dass Widerlager in aller Regel Faltwerkskonstruktionen sind, die sowohl durch Biegung als auch durch Membrankräfte beansprucht werden. Die Berechnung kann mittels ebener Schnitte erfolgen, die horizontal und vertikal so angeordnet

Bild 8.2-25 Abbildung der Baugrund-Bauwerks-Wechselwirkung

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

werden dass die wesentlichen Tragwirkungen erfasst werden können. Die Plattentragwirkung wird in diesem Fall durch Zusatzbetrachtungen erfasst. Eine detaillierte Beschreibung der einzelnen Lastansätze geben [Holst/Holst, 2004]. Eine bessere Berücksichtigung der Plattentragwirkungen erlaubt die Berechnung nach [Eibl et al., 1979]. Es werden zunächst die Schnittgrößen in den einzelnen Platten der Teilsysteme getrennt berechnet, anschließend wird an den gemeinsamen Verbindungskanten jeweils zweier Platten ein Momentenausgleich durchgeführt. Die Scheibenkräfte ergeben sich aus den Auflagerreaktionen bzw. Querkräften am Plattenrand der jeweils anschließenden Platte.

Bild 8.2-26 Kastenwiderlager, Berechnungsschnitte

485

Für die Einleitung der Auflagerkräfte wird an Stelle einer Scheibenberechnung in der Regel ein Stabwerksmodell als Ersatzsystem untersucht, vgl. Bild 8.2-28. Dabei wird die Normalkraftbeanspruchung der Widerlagerwand mittels Gleichgewichtsbetrachtungen unter Vernachlässigung der Verträglichkeit abgeschätzt. Im unmittelbaren Bereich der Auflagersockel sind zusätzlich die Spaltzugkräfte zu berechnen. Eine gegebenenfalls erforderliche Tiefgründung mittels Pfählen oder Brunnen wird bei dieser Vorgehensweise ebenfalls getrennt von den übrigen Bauteilen berechnet. Dabei wird die Bodenplatte des Widerlagers, die gleichzeitig als Pfahlkopfplatte dient, als starr angesehen. Die Pfähle werden als horizontal elastisch gebettete Stäbe betrachtet und sind in die Pfahlkopfplatte eingespannt. Binden die Pfähle in eine steife tragfähige Schicht, z. B. einen Felshorizont ein, wird an Unterkante Pfahl ein starres vertikales Lager angeordnet. Bei Einbindung in weiche Schichten wird eine vertikale Bettung entsprechend den Angaben des Bodengutachtens zur Berücksichtigung der Mantelreibung gewählt. Bei sehr weichen Schichten ist die Möglichkeit des Auftretens negativer Mantelreibung, d. h. der Einleitung von Eigenlasten aus dem Baugrund in die Pfahlgründung zu beachten. Die resultierenden Einwirkungen aus dem aufgehenden Widerlager einschließlich der Eigenlast der Pfahlkopfplatte wird

Bild 8.2-27 Kastenwiderlager, statische Teilsysteme

486

8 Berechnung

Bild 8.2-28 Beispiel für Systeme zur Berechnung von Kastenwiderlagern nach [Eibl et al., 1988]

im Schwerpunkt der Platte angesetzt und auf der Grundlage des Weggrößenverfahrens auf die einzelnen Pfähle als Horizontal- und Vertikalkräfte sowie Pfahlkopfmomente verteilt. Die Schnittgrößen in den einzelnen Pfählen werden ausschließlich an elastisch gebetteten Balken ermittelt. In den vergangenen Jahren hat sich in der Praxis mehr noch als bei den Überbauten die numerische Berechnung von Widerlagern als räumliche Faltwerkssysteme mit Hilfe der Finite-Element-Methode durchgesetzt. Der Grund ist in der im Ver-

gleich zu den Überbauten in aller Regel größerer Komplexität der Lastabtragung zu sehen, die eine Aufteilung des Gesamtsystems in einfacher zu berechnende Teilsysteme schwierig macht. Darüber hinaus hat die Berechnung von Widerlagern mit FEProgrammen in der Regel für den Aufsteller der Statischen Berechnung wirtschaftliche Vorteile, nicht zuletzt da Geometrie und Einwirkungen zumindest qualitativ oft durch Modifikation der Daten früherer Berechnungen generiert werden können. Ein Beispiel für ein geometrisch anspruchsvolles Widerlager, das mittels FEM berechnet wurde zeigt Bild 8.2-31. 8.2.3.2 Pfeiler

Bild 8.2-29 Stabwerksmodell für eine Widerlagerwand

Brückenpfeiler, insbesondere bei hohen Talbrücken mit großen Stützweiten, werden in der Regel als stabförmige Bauteile mit Massiv- oder Hohlquerschnitt ausgeführt. Bei Brücken, die in geringer Höhe über Gelände verlaufen und bei Flussbrücken werden die Pfeiler zumeist als massive Stahlbetonscheiben ausgebildet, deren Berechnung grundsätzlich analog zu der einer Widerlagerwand ohne eingespannte Flügel erfolgt, so dass hier nicht nochmals darauf

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen

487

Bild 8.2-32 Statisches System eines Brückenpfeilers

Bild 8.2-30 Pfahl- bzw. Pfahl-Platten Gründung

Bild 8.2-31 FE-System eines Widerlagers mit Pfahlgründung

eingegangen wird. Pfeiler sind durch hohe Normalkräfte aus den vertikalen Auflagerkräften des Überbaus sowie durch Biegemomente und Querkräfte aus den horizontalen und vertikalen Auflagerkräften und den Windlasten in Längs- und Querrichtung der Brücke belastet. Bei der Beschreibung des Pfeilers als in die Gründung eingespannten Kragarm wird als mechanisches Modell der Balken nach der Technischen Biegelehre verwendet. Wegen der hohen Normalkraftbeanspruchung ist dabei neben der Regelbemessung ein Nachweis unter Berücksichtigung der Zusatzschnittgrößen aus den Verformungen nach Theorie II. Ordnung zu führen. Da diese in hohem Maße von den Steifigkeiten abhängen, sind im Werkstoffmodell die Abnahme der Biegesteifigkeit infolge Rissbildung und der Einfluss des Kriechens infolge der Dauerlasten zu berücksichtigen. Für die wirklichkeitsnahe Berechnung der Verformungen und Schnittgrößen unter Berücksichtigung der Steifigkeiten im Zustand II hat sich die Verwendung von M-N-κ-Beziehungen als sinnvoll erwiesen. Für die praktische Anwendung wird für einen definierten Querschnitt und eine konstante Normalkraft an ausgezeich-

488

8 Berechnung

Bild 8.2-33 Vereinfachte Momenten-Verkrümmungs-Beziehung

neten Punkten der Zusammenhang zwischen dem Biegemoment, der Biegesteifigkeit und der Verkrümmung der Biegelinie ermittelt. Falls die Querschnittsabmessungen oder die Normalkraft über die Trägerhöhe nicht konstant ist, wird der Pfeiler in Abschnitte unterteilt, für die näherungsweise die jeweiligen Mittelwerte der Querschnittswerte und der Schnittgrößen als konstant angesetzt und so der kontinuierliche Verlauf treppenförmig angenähert wird. Dies gilt beispielsweise für die Pfeiler hoher Talbrücken, die in der Regel zum Pfeilerkopf hin schlankere Abmessungen haben und durch die Eigenlast des Pfeilers auch eine veränderliche Normalkraft aufweisen. Mit dem gem. Bild 8.2-33 erstellten Zusammenhang zwischen Biegemoment und Querschnittssteifigkeit lassen sich nun die Verformungen und daraus die Schnittgrö-

ßen unter Berücksichtigung der Theorie II. Ordnung und des wirklichkeitsnahen Materialverhaltens nach dem Prinzip der virtuellen Kräfte berechnen. x

M M1 ⋅ dx

o

EI

w( x ) = ∫

x

= ∫ κ (x ) M1 (x ) dx o

(8.2–5)

Da es sich in der Regel um nichtlineare Momenten- und Steifigkeitsverläufe handelt, kann die Integration nicht geschlossen durchgeführt werden. Daher kommen numerische Integrationsverfahren, z. B. nach Simpson zur Anwendung, bei denen die gekrümmten Verläufe abschnittsweise parabelförmig erfasst werden. Die so ermittelte Kopfverschiebung ist infolge der Zusatzmomente größer als der Wert, der in die Ermittlung von Mo eingegangen ist. Daher erfolgt die Berechnung der endgültigen Verformung w (x) inkrementell.

Bild 8.2-34 Berechnung einer Kragstütze nach Theorie II. Ordnung

8.2 Systeme, Tragverhalten, Schnittgrößen n

w ( x ) = w o ( x ) + ∑ Δ wi ( x )

(8.2–6)

i =1

mit wi (x ) = wi (x ) − wi −1 (x ) wo (x ) Verformung nach Δwi (x) Verformungszuwachs nach Theorie II. Ordnung im Rechenschritt i Die Berechnung kann abgebrochen werden, wenn der Verformungszuwachs 'wi (x) einen Toleranzwert, z. B. 5% der Verformung nach Theorie I. Ordnung, unterschreitet.

8.2.4 Gesamtsysteme Bei Rahmen-, Schrägkabel- und Hängebrücken, bei Balkenbrücken in einer Reihe von

489

Sonderfällen, wie z. B. zur Berechnung der Schienenspannungen bei Eisenbahnbrücken und bei hohen Talbrücken mit Begrenzung der Horizontalverformungen, wird die Berechnung der Haupttragwirkungen an einem Gesamtsystem erforderlich, bei dem Über- und Unterbauten miteinander verbunden sind. Bei Brücken mit geringer Steifigkeit der Unterbauten werden zur Berechnung der Schnittgrößen nach Theorie II. Ordnung Berechnungen am Gesamtsystem erforderlich, da die stützende Wirkung des Überbaus auf die Pfeiler nur so wirklichkeitsnah erfasst werden kann. Dieser Fall kann bei großen Pfeilerhöhen und bei Gründungen mit geringer Steifigkeit auftreten. Die Abbildung erfolgt im mechanischen Modell in der Regel mittels räumlicher Stabwerkselemente, die im

Bild 8.2-35 Berechnung der Schnittgrößen aus Horizontallasten in Längs- und Querrichtung am Gesamtsystem

490

geometrischen Modell in den Schwerlinien der einzelnen Bauteile angeordnet sind. Falls die Lagerwege durch konstruktive Maßnahmen begrenzt sind, ist dies durch die Berücksichtigung von Systemen mit veränderlicher Gliederung, zum Beispiel durch die Einführung verformungsabhängiger Auflagerbedingungen, zu berücksichtigen. Alternativ hierzu kann eine Modellierung mittels Faltwerks- oder Schalenelementen erfolgen, vgl. Abschnitt 8.2.2.3. Im Werkstoffmodell ist insbesondere bei den Pfeilern das nichtlineare Materialverhalten zu berücksichtigen, vgl. 8.2.3.2, z. B. durch wirklichkeitsnahe M-N-κ-Beziehungen. Die Beschreibung der Einwirkungen im Lastmodell entspricht der in 8.2.2.1 erläuterten Vorgehensweise. Dabei ist zu beachten, dass bei Verwendung nichtlinearer Materialgleichungen die Überlagerung von Einzellastfällen nicht zulässig ist. Daher sind hier die ungünstigsten horizontalen Lasten sowie Zwang gemeinsam auf das System aufzubringen.

8.3 Berechnung von Stahlbrücken Günter Ramberger, Francesco Aigner und Thomas Petraschek 8.3.1 Grundlagen Unabhängig vom Baustoff und der Bauweise werden in den Europäischen Normen (EN) Nachweise der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit der Tragwerke gefordert, bei dynamisch beanspruchten Konstruktionen bzw. Konstruktionsteilen außerdem der Nachweis der Ermüdungsfestigkeit. Die Grundlagen für die Nachweise sind in der EN 1990 niedergeschrieben. Die Nachweise beziehen sich auf Grenzzustände, die als jene Zustände definiert sind, bei deren Überschreitung die geforderten Eigenschaften nicht mehr erfüllt sind.

8 Berechnung

1. Grenzzustand der Tragfähigkeit: Unter den Einwirkungen, die bei der Errichtung, während der Nutzung einschließlich Instandsetzungsarbeiten und während der geforderten Reststandzeit auftreten, darf das Tragwerk nicht einstürzen. Grenzzustände der Tragfähigkeit sind: – Verlust des statischen Gleichgewichts (Umstürzen oder Gleiten des als starren Körper gedachten Tragwerks oder einzelner Teile: Lagesicherheitsnachweis); – Bruch oder dem Bruch gleichgestellte Verformungen von Tragwerksteilen durch Erreichen der Fließgrenze; – Verlust der Stabilität des Bauwerks oder einzelner Teile; – Entstehung eines Mechanismus des Gesamttragwerks oder von Tragwerksteilen (kinematische Kette). Diese Versagensart ist im Brückenbau allenfalls bei außergewöhnlichen Einwirkungen (Erdbeben, Anprall) von Bedeutung. 2. Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit: Um seine Funktion erfüllen zu können, muss das Tragwerk bei der geplanten Nutzung die geforderten Gebrauchseigenschaften besitzen. Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit sind unter anderem: – Verformungen, die die Nutzung oder das Erscheinungsbild beeinträchtigen; – Schwingungen, die die Nutzung beeinträchtigen; – Abheben an Lagern (ohne Umsturzgefahr). 3. Grenzzustand der Ermüdungsfestigkeit: – Bruch in einem Querschnitt infolge von Materialermüdung. Die anstelle von Großversuchen geführten rechnerischen Nachweise erfolgen unter Einbeziehung folgender mathematischer Modelle:

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

1. Einwirkungsmodell: Die für den Nachweis maßgebenden Einwirkungen (Lasten, Verschiebungen, Temperatureinwirkungen) werden aufgrund von Beobachtungen und Messungen bzw. aufgrund des vorgesehenen Betriebs festgelegt und sind in den Belastungsnormen niedergeschrieben (EN 1991). Die Norm unterscheidet ständige Einwirkungen G, veränderliche Einwirkungen Q und außergewöhnliche Einwirkungen A. Bei Brückennachrechnungen kommen zuweilen anstelle der Normen-Lastmodelle reale Betriebslastenzüge in Frage, wobei spezifische Betriebsbeschränkungen berücksichtigt werden können. 2. Widerstandsmodell: Der Widerstand eines Tragwerks ist von geometrischen Größen a und von Werkstoffeigenschaften X abhängig. Im Gegensatz zu den Einwirkungen und der sicherheitstheoretischen Beurteilung sind die Tragwerks- bzw. Bauteilwiderstände vom verwendeten Baustoff abhängig. Die Regeln zur Ermittlung der Widerstände sind in den baustoffspezifischen Normen niedergeschrieben (Stahlbau: EN 1993). 3. Sicherheitsmodell: Grundlagen und normenmäßige Aufbereitung des zugrunde liegenden semiprobabilistischen Sicherheitskonzepts siehe EN 1990. Das Sicherheitsmodell verknüpft das Einwirkungsmodell mit dem Widerstandsmodell. Es erfasst die Streuungen bei den Einwirkungen und Widerständen und Idealisierungen bei der Modellbildung und regelt das Sicherheitsniveau. Einwirkungen und Widerstände sind keine genau angebbaren Größen, sondern hängen von streuenden Größen ab (Einwirkungen, Materialwerte, Bauteilgeometrie). Daher lässt sich eine Sicherheit gegen das Erreichen der o.g. Grenzzustände durch eine Gegenüberstellung von Erwartungswerten nicht zahlenmäßig angeben. Sind die Ausgangsgrößen durch Dichtefunktionen gegeben, lassen sich mit Hilfe sta-

491

tistischer Methoden Wahrscheinlichkeiten angeben, mit denen die Grenzzustände erreicht werden (Versagenswahrscheinlichkeiten). Um die praktische Berechnung nicht mit den Dichtefunktionen durchführen zu müssen (probabilistisches Sicherheitskonzept), sondern diese mit festgelegten Größen durchführen zu können und damit wesentlich zu vereinfachen, werden die Einwirkungen und Widerstände von einander entkoppelt und es werden aus den charakteristischen Größen (95%-Fraktilwerte bei Einwirkungen, 5%-Fraktilwerte bei Widerständen) durch Berücksichtigung von Teilsicherheitsfaktoren γS ≥ 1 (für Einwirkungen) bzw. γR ≥ 1 (für Widerstände) Bemessungswerte der Einwirkungen QSd und Widerstände QRd gewonnen. Die statischen Nachweise werden mit diesen Bemessungswerten geführt (semiprobabilistisches Sicherheitskonzept). Teilsicherheitsbeiwerte γS > 1 sind für den Tragsicherheitsnachweis zu verwenden, wenn dadurch der Nachweis ungünstiger wird, anderenfalls ist γS = 1 zu setzen. Beim Nachweis der Gebrauchstauglichkeit ist γS = γR = 1. Bei der Ermittlung von QSd wird durch Einführung von Kombinationsbeiwerten ψQj ≤ 1 dem Umstand Rechnung getragen, dass bei Überlagerung sämtlicher relevanter Einzeleinwirkungen das Zusammenwirken statistisch unabhängiger Einwirkungen in voller Größe, d.h. mit den Einzelwerten QSk, j , unwahrscheinlich ist. Mit den Kombinationsbeiwerten können alle veränderlichen Einzeleinwirkungen (begleitende Einwirkungen: j ≥ 2) bis auf eine (führende Einwirkung: j = 1) abgemindert werden. Es ist nachzuweisen, dass unter den maßgebenden Einwirkungen die betrachteten Grenzzustände im Sinne der geforderten Versagenswahrscheinlichkeiten nicht erreicht bzw. überschritten werden. In der

492

8 Berechnung

EN 1990 sind die Versagenswahrscheinlichkeiten mit 106 pro Jahr für Grenzzustände der Tragfähigkeit und mit 103 pro Jahr für Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit festgelegt. Nachweisformat für den Tragfähigkeitsnachweis (Grenzzustand: Verlust des Gleichgewichts): Ed, dst ≤ Ed, stb wobei: Ed, dst Ungünstige (destabilisierende) Wirkung der Einwirkungen Ed, stb Günstige (stabilisierende) Wirkungen der Einwirkungen Der Widerstand des Tragwerks oder von Tragwerksteilen gegenüber den Einwirkungen kann über den Widerstand gegenüber den Einwirkungen, über den Querschnittswiderstand oder über den Widerstand in der Querschnittsfaser ausgedrückt werden. Nachweisformate für den Tragfähigkeitsnachweis (Grenzzustand: Fließen): QSd ≤

QRk = QRd γM

(Einwirkungsniveau) SSd ≤ SSd (QSd ) ≤

QRk = QRd γM

(Querschnittsbeanspruchung)

(Faserbeanspruchung) wobei: Q S

Einwirkungen Querschnittsbeanspruchung σv v. Mises-Vergleichsspannung fy Fließgrenze Teilsicherheitsbeiwert JM Index „Sd“ Einwirkungsseite Index „Rd“ Widerstandsseite

Bei der Ermittlung des Querschnittswiderstands muss örtliches Beulen dünnwandiger Querschnittsteile infolge von Druckspannungen berücksichtigt werden. Abhängig von den Breiten-Dicken-Verhältnissen b/t, dem Spannungsverlauf und den Randbedingungen der betrachteten Einzelbleche sind vier Querschnittsklassen definiert: Klasse 1 – plastische Querschnitte: Die Querschnitte können voll plastizieren (Fließgelenkbildung) und besitzen im durchplastizierten Zustand eine ausreichende Rotationskapazität, so dass eine Momentenumlagerung möglich ist; Klasse 2 – kompakte Querschnitte: Die Querschnitte können voll plastizieren (Fließgelenkbildung), besitzen jedoch im durchplastizierten Zustand keine Rotationskapazität, so dass eine Momentenumlagerung nicht möglich ist; Klasse 3 – halbkompakte Querschnitte: Die Querschnitte können nicht plastizieren, am höchstbeanspruchten Querschnittsrand kann jedoch die Streckgrenze fy ausgenützt werden; Klasse 4 – elastische Querschnitte: Ohne Aussteifungen kann am höchstbeanspruchten Querschnittsrand die Streckgrenze fy nicht ausgenützt werden. Je nach Ausnutzung von plastischen Reserven und der damit verbundenen Fähigkeit der Momentenumlagerung kennt die EN 1993 drei Berechnungsarten für den Tragfähigkeitsnachweis: Verfahren P-P: Fließgelenktheorie (oder Fließzonentheorie), siehe [Rubin et al., 1982]. Erfordernis: Plastische Querschnitte an den Stellen, wo sich Fließgelenke bilden bzw. kompakter Querschnitt beim letzten Fließgelenk; Verfahren E-P: Elastische Schnittgrößenberechnung, Querschnittsnachweise unter Berücksichtigung der Plastizier-

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

barkeit. Erfordernis: Kompakter Querschnitt beim Fließgelenk; Verfahren E-E: Elastische Schnittgrößenberechnung, Nachweis der elastischen Grenzlast. Bei Vollwandkonstruktionen des Brückenbaus sind hohe, aus Blechen zusammengeschweißte Querschnitte mit dünnen Stegen und gegebenenfalls dünnen Gurtungen charakteristisch. Um die elastische Grenzlast solcher Querschnitte ausnützen zu können (Fließen in der Randfaser), müssen die dünnen gedrückten Bleche ausgesteift werden. Nach ENV 1993-2 sind für den Tragfähigkeitsnachweis im Stahlbrückenbau die Verfahren E-E und E-P zugelassen, eine plastische Schnittkraftberechnung (Rechenverfahren P-P) nur bei außergewöhnlichen Einwirkungen. Neben der Spannungsbegrenzung ist bei elastischer Schnittkraftberechnung (Berechnungsverfahren E-E und E-P) die Gültigkeit des Superpositionsgesetzes von besonderer Bedeutung. Dadurch können Schnittkräfte infolge von veränderlichen Lasten (Verkehrslasten) durch Auswertung von Einflusslinien oder Einflussflächen ermittelt werden. Im Brückenbau kommen häufig Systeme vor, die aus in einander geschachtelten Einzelsystemen bestehen. So kommen beispielsweise dem Fahrbahnblech einer orthotropen Platte mit Längs- und Querträgern folgende Funktionen zu: x Örtliche Lastübertragung der auf das Fahrbahnblech wirkenden Lasten auf die Längsträger (Biegespannungen) x Obergurt der Längsträger (Membranspannungen) x Obergurt der Querträger (Membranspannungen) x Gurtung des Hauptträgers (Membranspannungen) Ähnlich zu behandeln sind Spannungszustände, die aus globalen Anteilen und aus örtlichen Lasteintragungen bestehen. In

493

solchen Fällen müssen die aus den einzelnen Tragsystemen resultierenden gleichartigen Spannungen (σx, σy , τxy) addiert werden. Der Tragsicherheitsnachweis kann nur in den Querschnittsfasern geführt werden: s v = s v (QSd ) ≤ f Rd =

fy gM

.

Das Gleiche gilt beim Nachweis der Ermüdungsfestigkeit. Bei Tragfähigkeitsnachweisen sind die Wirkungen von Imperfektionen zu berücksichtigen. Es gibt geometrische Imperfektionen (z. B. ungewollte Vorkrümmungen, Schiefstellungen, Anschlussexzentrizitäten) und strukturelle Imperfektionen (Eigenspannungen aus dem Walz- oder Schweißprozess, Inhomogenitäten, Anisotropien usw.). Für die praktische Berechnung werden strukturelle Imperfektionen zunächst durch geometrische Imperfektionen ausgedrückt und diese in der Regel durch Ersatzlasten in der statischen Berechnung berücksichtigt. Die Größen der zu berücksichtigenden Imperfektionen sind in den baustoffspezifischen Normen (z. B. EN 1993-1-1 oder 1993-2) angegeben. Die Imperfektionen sind in der Weise zu berücksichtigen, dass die Bemessungssituation dadurch ungünstiger wird. Eng mit dem Problem der Größe der Imperfektionen sind die Ausführungs- und Toleranznormen verknüpft. Bei einfachen Stabilitätsnachweisen (Knicknachweis) sind die Imperfektionen in Tabellen bereits eingearbeitet und werden beim Nachweis nicht direkt berücksichtigt. Nachweisformat für den Gebrauchstauglichkeitsnachweis (Grenzzustand: Verformungen): Ed ≤ Cd wobei: Ed Auswirkung der maßgebenden Lastkombination (z. B. Durchbiegung) Cd Grenzwert der Auswirkung (z. B. Grenzwert der Durchbiegung)

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Beim Gebrauchstauglichkeitsnachweis werden nur die Formänderungen infolge der Nutzlasten (Verkehrslasten) berücksichtigt. Formänderungen infolge ständiger Einwirkungen werden durch Überhöhung ausgeglichen und sind daher für den Nachweis der Gebrauchstauglichkeit ohne Bedeutung.

8.3.2 Berechnung von Stahlbrücken: Ausgewählte Probleme In den folgenden Abschnitten werden exemplarisch einige im Stahlbrückenbau typische statische Probleme herausgegriffen: 1. Sollform und Festlegung der Werkstattform 2. Systemvorspannung bei statisch unbestimmten Systemen 3. Berechnung von Montagezuständen 4. Ermüdungsfestigkeit 5. Nebenspannungen in Fachwerken 6. Theorie II. Ordnung bei Hängebrücken 7. Beulen ebener Bleche 8.3.2.1 Sollform und Werkstattform Ausgangspunkt für die Formgebung eines Tragwerks ist die Sollform. Darunter versteht man jene Geometrie, die das Tragwerk unter der Wirkung der Eigenlast g1 (Stahlkonstruktion) und der ständigen Lasten g2 (z. B. Schotterbett, Randbalken, Gleiskörper) aufweisen soll. Die Sollform ist durch die Angaben der Streckenplanung hinsichtlich der Fahrweggeometrie (Schienenoberkante oder Fahrbahnoberkante) vorgegeben. Durch den Fahrbahnaufbau und die Tragwerksquerschnitte ist damit die Tragwerksachse festgelegt. Anders als bei Tragwerken in Ortbetonbauweise, bei denen die Sollform durch geeignete Formgebung der Unterstützungen beim Einbringen des weichen Betons erfolgt (Lehrge-

8 Berechnung

rüstgeometrie), wird bei der Fertigteilbauweise des Stahlbaus die Sollform durch entsprechende Formgebung des einzubauenden Tragwerks bzw. der einzubauenden Tragwerksteile (Bauteile) erzielt. Die in der Werkstatt hergestellte Form des Tragwerks, die nach dem Zusammenbau (g1) und nach Aufbringung aller ständigen Einwirkungen (g2) unter der Wirkung der Schwerkraft die Sollform ergibt, wird Werkstattform genannt. Sie entspricht der Tragwerksform im spannungslosen Zustand. Die Werkstattform wird aus der Sollform erhalten, indem von dieser die Verformungen infolge von g = g1 + g2 in negativer Richtung aufgetragen werden (Überhöhung). Bezugstemperatur ist die Jahresmitteltemperatur T0 = +10 °C, auf die alle Bauwerks- und Bauteilabmessungen bezogen werden. Dies ist vor allem bei Systemen von Bedeutung, die unter Temperatureinwirkungen ihre Form verändern, z. B. bei Bogen- und Rahmenbrücken. Verwendet man beim Zuschnitt der Einzelpositionen Stahlmaßbänder, d. h. Maßbänder mit dem gleichen thermischen Ausdehnungskoeffizienten αT wie die abzumessenden Teile, braucht keine Anpassung der Längen infolge des Temperatureinflusses berücksichtigt zu werden. Es wird dann zwar „absolut falsch“, jedoch „relativ richtig“ gemessen. Anders verhält es sich, wenn Seile auf einer ortsfesten, in ihren Messmarken von der Temperatur praktisch unabhängigen Ablängbank abgelängt werden. In diesem Fall ist beim Ablängen der Seile der Temperaturunterschied zwischen der o. g. Bezugstemperatur der Konstruktion (+10 °C) und der Temperatur der Ablängbank zu berücksichtigen. Bild 8.3-1 zeigt die Werkstattform einer kleinen Schrägkabelbrücke, deren Fahrbahnoberkante in einer Kuppe mit dem Radius r = 10000 m liegt.

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

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Bild 8.3-1 Werkstattform einer Schrägkabelbrücke

8.3.2.2 Systemvorspannung bei statisch unbestimmten Systemen Bei einem n-fach statisch unbestimmten System können unter der Wirkung eines bestimmten Lastbildes n von einander unabhängige statische Größen (Schnittgrößen X*i bzw. Verformungen δ*i) frei gewählt werden und man erhält damit den Schnittkraftzustand S* . Bezeichnet man die entsprechenden Größen, die sich aus einer konventionellen statisch unbestimmten Berechnung ergeben, mit Xi bzw. δi und den daraus resultierenden Schnittkraftzustand mit S und ist Xi ≠ X*i bzw. δi ≠ δ*i , so ist auch Si ≠ S*i . Damit existiert bereits am

unbelasteten System ein von Null verschiedener Schnittkraftzustand. Die Differenz zwischen den für das gleiche Lastbild zu ermittelnden Schnittkraftzuständen S und S* entspricht einer Systemvorspannung. Die Systemvorspannung ist ein Eigenspannungszustand (Summe der Auflagerkräfte = 0). Besteht zwischen Spannungen und Dehnungen ein umkehrbar eindeutiger Zusammenhang (Elastizitätstheorie), so ist einem bestimmten Schnittkraftzustand S genau ein Verschiebungszustand G zugeordnet und umgekehrt. Daher kann man den Schnittkraftzustand S* durch entsprechende Formgebung der werkstattmäßig gefertigten Bauteile erzeugen. Somit sind

496

bei statisch unbestimmten Systemen die Schnittkräfte unmittelbar von der Geometrie abhängig und die Schnittkraftberechnung ist mit der Werkstattform untrennbar verknüpft, die Festlegung der Werkstattform ist ein äußerst wichtiger Teil jeder statischen Berechnung. Die einfache Möglichkeit einer Systemvorspannung durch die Formgebung ist insofern von besonderer wirtschaftlicher Bedeutung, als mit einem in der Regel erträglichen Mehraufwand an Material in einigen Tragwerksteilen ein Eigenspannungszustand in das Gesamttragwerk eingebracht werden kann, durch den sich für den Endzustand die Schnittkräfte optimal einstellen lassen. Bezieht man sich dabei insbesondere auf die ständig wirkende Belastung g = g1 + g2 , so braucht man bei der ohnehin notwendigen Festlegung der Werkstattform nur zusätzlich den der gewünschten Systemvorspannung zugeordneten Verformungszustand zu berücksichtigen. Der Zustand g1 + g2 + P = g + P „ständig wirkende Belastung + Systemvorspannung“ wird zu dem Zustand „ständige Last“ zusammengefasst und weiterhin mit –g bezeichnet. Die Werkstattform solcherart vorgespannter, statisch unbestimmter Systeme wird grundsätzlich genauso ermittelt wie jene nicht vorgespannter Systeme, indem das Verformungsbild des Zustandes „ständige Last“ (ohne Vorspannung: g; mit Vorspannung: –g ) ermittelt und von der Sollform in negativer Richtung aufgetragen wird. Betrachtet man z. B. die in Bild 8.3-1 dargestellte Schrägkabelbrücke, so lassen sich durch Vorspannmaßnahmen, d. h. durch Festlegung einer geeigneten, von der Werkstattform für ständig wirkende Belastungen abweichenden Werkstattform für das teuere Fahrbahndeck wesentliche Einsparungen in den Massen erzielen. Außerdem wird die werkstattmäßige Fertigung des Pylonen einfacher. Bei dem dreifach statisch unbestimmten System kann man drei voneinander unabhängige statische Größen wählen. Im vorliegenden Fall wurde gewählt:

8 Berechnung

1. M F1,g + max. M F1,q = MSt1,g + min. MSt1,q 2. M F3,g + max. M F3,q = MSt 2,g + min. MSt 2,q 3. M1 = 0 (Pylon momentenfrei) Die ersten beiden Bedingungen zielen auf eine möglichst gleichmäßige Ausnützung und damit günstige Dimensionierung des Streckträgers, die dritte Bedingung auf eine einfache Formgebung des Pylonen. Bild 8.3-2 zeigt die Momentenlinien Mg , Mq , Mp , M–g , Mg + q , M–g + q (alle auf Gebrauchslast-Niveau) sowie die zugehörige Werkstattform, die sich aus der Sollform durch Abziehen der Biegelinie w–g ergibt. Ein Vergleich mit Bild 8.3-1 zeigt, wie durch die Änderung der Werkstattform eine völlig andere Schnittkraftverteilung erzielt werden kann. Bei Bauteilen mit Normalkraft (Pylon, Streckträger, Seile) sind bei der Festlegung der Werkstattform selbstverständlich auch die entsprechenden Längenänderungen zu berücksichtigen. Seile erhalten die Kraft, die sich aus der statischen Berechnung ergibt, durch entsprechende Ablängung. Im gezeigten Fall ist der Streckträger um 6 mm länger und der Pylon um 3 mm länger zu fertigen, als es dem Nullzustand entspricht. Um die vorgesehenen Seilkräfte zu erhalten, sind die Seile sind um 108 bzw. 107 mm kürzer einzubauen, als es dem spannungslosen Zustand entspricht. Aus dem Bild erkennt man, dass durch die gewählte Systemvorspannung wesentlich geringere max./min. Schnittkräfte im Streckträger entstehen und dieser daher besser ausgenützt wird. Die Seilkräfte und Normalkräfte im Pylon werden dafür deutlich größer: Die Seilkräfte infolge g + q betragen 2630 bzw. 2490 kN, jene infolge g– + q 5230 bzw. 5120 kN. Im Pylon beträgt die Normalkraft infolge g + q 2400 kN und infolge g– + q 4700 kN. Die Mehrkosten für diese Elemente, die bei einer Schrägkabelbrücke üblicher Bauart ca. 10–20% der Gesamtmasse des Tragwerks ausmachen, stehen in kei-

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

Bild 8.3-2 Systemvorspannung bei einer Schrägkabelbrücke

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498

nem Verhältnis zu den überaus bedeutenden Ersparnissen beim konstruktiv aufwendigen Streckträger (Kastenquerschnitt mit orthotroper Fahrbahnplatte). Beispielsweise betragen bei der Rheinbrücke Oberkassel (Montage siehe Kapitel 9.2.5) die Massen von Streckträger, Pylonen und Seilen ca. 7000 t, 600 t und 500 t; ohne Systemvorspannung hätten sich ca. 11000 t, 450 t und 300 t ergeben. Außerdem verursachen bei Seilen das Ablängen, die Aufbringung der Seilköpfe und der Einbau den Hauptteil der Kosten, kaum jedoch das Seilmaterial selbst. Im gegenständlichen Fall werden durch die Systemvorspannung auch die maximalen Auflagerkräfte am linken und mittleren Auflager betragsmäßig größer. Bei Instandsetzungsarbeiten, Umbauarbeiten und schließlich bei Abbruch ist die Wirkung einer Systemvorspannung auf jeden Fall zu berücksichtigen. Wegen des Eigenspannungszustandes besteht keine Proportionalität zwischen äußeren Einwirkungen und den Bauteil- bzw. Querschnittsbeanspruchungen, d.h. es können durch das Entfernen von Lasten maßgebende Lastsituationen entstehen, für die alle Tragfähigkeitsnachweise (Querschnittsnachweise, Bauteilnachweise) erfüllt sein müssen. 8.3.2.3 Berechnung von Montagezuständen Montageberechnungen dienen der statischen Beurteilung von Systemen vor dem Endzustand, der Festlegung von Pressenwegen, Stapelkräften, Vorspannkräften in Seilen u. a. m. Die statische Untersuchung der Zwischenzustände bei der Fertigteilbauweise des Stahlbaus entspricht in ihrer Bedeutung der statischen Untersuchung der Lehrgerüste von Ortbetonbrücken. Der Umstand, dass sich die weitaus größte Anzahl an Unfällen im Bauwesen bei der Herstellung und Montage der Bauwerke ereignet [Scheer, 2000], zeigt die überragende Bedeutung der Montageberechnungen. Alle maßgebenden Zwischenzustände sind

8 Berechnung

statisch nachzuweisen, wobei es sehr zweckmäßig ist, den Montageablauf zunächst schematisch (zeichnerisch) darzustellen. Nach Beendigung der Montage und nach dem Aufbringen aller ständig wirkenden Belastungen und allfälliger Auflagerbewegungen ist der Schnittkraftzustand „ständige Last“ vorhanden. Dieser Schnittkraftzustand setzt sich aus den ständig wirkenden Belastungen g = g1 + g2 und der bei statisch unbestimmten Systemen eventuell vorhandenen Systemvorspannung P zusammen und charakterisiert vollständig das fertig montierte Tragwerk unter dem genannten Lastbild g bzw. g– = g + P. Da nach Beendigung der Montage und Aufbringung der Ausbaulasten g2 im Tragwerk der vorausberechnete Schnittkraft- und Verformungszustand infolge g bzw. g– vorhanden sind („Endzustand“), lassen sich grundsätzlich beliebige Montagezustände durch Rückrechnung aus dem Endzustand statisch nachweisen. Für die praktische Berechnung von Tragwerken, die nach den beiden im Stahlgroßbrückenbau am häufigsten angewendeten Montageverfahren – Freivorbau und Lancieren (Montage von Stahlbrücken siehe Kapitel 9.2) – errichtet werden, ist es jedoch einfacher und daher zweckmäßig, diese beiden Herstellungsmethoden unterschiedlich zu behandeln. Bei Tragwerken, die im Freivorbau hergestellt werden, sowie bei Tragwerken, bei denen die Tragelemente vorher montiert werden (z. B. Hängebrücken), sind die Montagezustände hinsichtlich der Lagerungsbedingungen Teile des Endsystems, d.h. in diesem enthalten. Daher ist in diesen Fällen der oben beschriebene Lösungsweg besonders zweckmäßig. Ausgangszustand ist der durch die ständige Last g bzw. g– und die Sollform beschriebene Endzustand. Aus dem Endzustand werden die betrachteten Montagesysteme als Teilsysteme mittels Schnittführung herausgezogen. An Stelle des noch nicht vorhandenen Teils der Konstruktion (Restsystem) sind an den Teilsys-

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

temen die Schnittkräfte aus ständiger Last mit entgegengesetztem Vorzeichen anzusetzen, da zwar für das Teilsystem dessen endgültigen Schnittkräfte angesetzt werden, das Restsystem jedoch noch nicht vorhanden ist, dieses jedoch schließlich das Teilsystem mit den Schnittkräften belasten wird. Die äußeren Einwirkungen sind im zugrundegelegten Schnittkraftzustand „ständige Last“ bereits enthalten und daher nicht eigens anzusetzen. Die Ausbaulasten g2 (Fahrbahnbelag, Schotterbett, Randbalken, Lärmschutzwände usw.) werden zu einem späteren Zeitpunkt aufgebracht, daher sind diese Lasten, die im Schnittkraftzustand „ständige Last“ vorhanden sind, tatsächlich jedoch noch nicht wirken, entgegen ihrer Wirkungsrichtung auf das Teilsystem aufzubringen. Dasselbe gilt auch für allfällige, noch nicht aufgebrachte Widerlagerverschiebungen, die im Zustand „ständige Last“ enthalten sind. Montagelasten (z. B. Hebezeuge), die im Zustand „ständige Last“ nicht enthalten sind, tatsächlich jedoch auf das Teilsystem wirken, sind für die Berechnung der Teilsysteme zusätzlich zu berücksichtigen. Somit ergeben sich die Schnittkräfte bzw. Verformungen für einen untersuchten Montagezustand M durch Überlagerung der Schnittkräfte bzw. der Verformungen folgender Systeme: 1. Endsystem unter ständigen Lasten g bzw. g– 2. M1: Montagesystem, an dessen Schnittstellen zum Restsystem die Schnittkräfte des Endzustandes mit gegengleichem Vorzeichen angreifen: –S–g. Schnittkräfte: SM1 3. M2: Montagesystem, an dem die im Endzustand enthaltenen, jedoch noch nicht aufgebrachten Lasten entgegen ihrer endgültigen Wirkungsrichtung angreifen: g2 . Schnittkräfte: SM2 4. M3: Montagesystem, an dem die im Endzustand nicht enthaltenen, jedoch im

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betrachteten Montagezustand wirkenden Lasten angreifen: gM , GM . Schnittkräfte: SM3 Zur Erläuterung der beschriebenen Vorgangsweise wird ein Durchlaufträger über vier Felder betrachtet, der von einer Seite aus im Freivorbau montiert wird. Bild 8.3-3 zeigt das bis zum Punkt E montierte Teilsystem mit dem Hebegerät K. Gesucht sind: 1. Stapelhöhe im Punkt 2, so dass im Punkt 3 das Lager erreicht wird 2. Schnittkräfte des Montagesystems Ausgegangen wird vom Tragwerk im Endzustand. Dieser Zustand ist charakterisiert durch die Schnittkräfte infolge g– = g1 + g2 + P = g + P. Durch Vorgabe von drei Schnittgrößen, z. B. der Stützmomente M–g , 1, M–g , 2, M–g , 3, kann man das dreifach statisch unbestimmte System vorspannen, siehe Abschnitt 8.3.2.2. Das Teilbild a zeigt das Ausgangssystem, das Teilbild b die Schnittkräfte M–g und V–g des Endzustandes. Das Teilbild c zeigt das bis zum Punkt E montierte Tragwerk mit dem Vorbaugerät K. Gegenüber dem Endzustand fehlen hier die Ausbaulasten g2 bzw. es wirken zusätzlich das Gewicht des Vorbaugerätes GK, das Gewicht des zu montierenden Schusses 'GE-3 sowie Montagenutzlasten qM. Das Teilbild d zeigt das Teilsystem mit den am Schnittufer mit verkehrten Vorzeichen eingetragenen Schnittgrößen des Endzustandes und die entsprechenden Schnittkräfte, das Teilbild e zeigt das Teilsystem mit den noch nicht vorhandenen und daher abzuziehenden Ausbaulasten g2 und die entsprechenden Schnittkräfte. Die Teilbilder f und g zeigen das Teilsystem mit den Gewichten GK (Hubgerät) und GE-3 (Schuss E-3) und den stetig verteilten Montagelasten qM , wiederum die Schnittkräfte sowie die Biegelinie. Damit der letzte Bauteil unter den genannten Lasten gerade auf das Lager im Punkt 4 passt, muss der Punkt 2 um das Maß Δh2

500

8 Berechnung

Bild 8.3-3 Montageberechnung durch Rückrechnung aus dem Endzustand

angehoben werden, wobei die Bedingung Δh2 · (wE, Δh2 = 1 + w'E, Δh2 = 1 · Δl ) + w3M = 0 erfüllt sein muss. Das Teilbild h zeigt die Schnittkräfte und die Biegelinie des untersuchten Teilsystems. Für die Schnittkräfte gilt allgemein: S = S–g + SM 1 + SM 2 + SM 3 . Als zweites Beispiel zeigt Bild 8.3-4 schematisch einen Bauzustand einer im Freivorbau errichteten, symmetrischen

Schrägkabelbrücke. Das Endsystem ist aus dem Teilbild a ersichtlich. Im Endsystem wirken die Schnittkräfte M–g , V–g , N–g . Das Teilbild b zeigt den betrachteten Bauzustand mit dem Hebezeug, das Teilbild a die Schnittführung. Das Teilbild c zeigt das Montagesystem mit den negativ angesetzten Schnittkräften des Endzustandes S–g (Schnittkräfte: SM 1), das Teilbild d zeigt das

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

501

Bild 8.3-4 Montageberechnung durch Rückrechnung aus dem Endzustand

Montagesystem mit den negativ angesetzten Ausbaulasten g2 (Schnittkräfte: SM 2) und das Teilbild e das Montagesystem mit den Montagelasten (Schnittkräfte: SM 1). Die Schnittkräfte dieses Montagezustandes betragen wiederum S = S–g + SM 1 + SM 2 + SM 3 . Bei Tragwerken, die durch Einschieben (Lancieren) hergestellt werden, ändern sich die Lagerungsbedingungen laufend. Unabhängig von der Endlage wird jeder Trägerquerschnitt zum Feld- bzw. Stützquerschnitt. Gerade die im Endzustand gering beanspruchten Tragwerksteile (Bereiche der Momentennullpunkte) müssen oft mit Rücksicht auf die Montage stärker dimensioniert werden als es der Endzustand erfordert. Da die Montagesysteme im Endsystem nicht enthalten sind, ist es bei der Montageberechnung im Allgemeinen zweckmäßiger, nicht – wie beim Freivorbau – vom Endzustand zurückzurechnen, sondern von der bereits bestehenden Bauteilgeometrie (Werkstattform) auszugehen und die Bauzustände direkt nachzuweisen. Ausgangszustand ist die Werkstattform, in die durch eine entsprechende Formgebung eine Systemvorspannung eingebracht werden kann. Das vorgeschobene System wird im betrachteten, vorgeschobenen Zustand auf alle zur Verfügung stehenden Lager in richtiger Hö-

henlage aufgesetzt. Auf das so gelagerte System werden alle Lasten aufgebracht (Gewicht gSt der montierten Konstruktion, Montagelasten qM ) und daraus die Schnittkräfte für den Bauzustand ermittelt. Damit ergeben sich die Schnittkräfte bzw. Verformungen für einen untersuchten Montagezustand M durch Überlagerung der Schnittkräfte bzw. der Verformungen folgender Systeme: 1. Zwängungen infolge statisch unbestimmter Lagerung des gewichtslosen Systems aufgrund statisch unbestimmter Lagerung 2. Eigengewicht gSt der Konstruktion des betrachteten Montagesystems 3. Montagelasten qM , QM Durch die ab drei Lagerpunkten vorhandene statisch unbestimmte Lagerung entstehen Zwängungskräfte in den Lagern und Zwängungsschnittgrößen im System, die sich mit jeder Lage des Lancierfortschrittes ändern und die bei den statischen Nachweisen unbedingt zu berücksichtigen sind, da die Nachweise nach dem Verfahren E-E zu führen sind und bei den dünnwandigen Querschnitten der Klasse 4 der Stabilität (Beulen) eine überragende Bedeutung zukommt. Zur Erläuterung der beschriebenen Vorgangsweise wird nochmals der im Bild

502

8 Berechnung

Bild 8.3-5 Montageberechnung durch direkte Berechnung des Bauzustands

8.3-3 behandelte Durchlaufträger über vier Felder betrachtet, der von einer Seite aus lanciert wird. Bild 8.3-5 zeigt schematisch die Schritte für die Montageberechnung. Das Teilbild a zeigt das fertige Bauwerk und die Werkstattform, das Teilbild b den untersuchten Bauzustand. Im Teilbild c sieht man den in den Punkten A und 2 gelagerten Balken. Tatsächlich liegt der Balken auch in den Punkten 0 und 1 auf den Lagern auf. Die entsprechenden Wege sind als eingeprägte Verschiebungen 'h0 , 'h1 zu behandeln. Das Teilbild d zeigt schließlich das Montagesystem mit den Lasten gSt (Gewicht des Stahlträgers) und qM (Montagelasten). 8.3.2.4 Ermüdungsfestigkeit Häufige Lastwechsel führen bei vorwiegend nicht ruhend belasteten Bauwerken bzw. Bauteilen, z. B. bei Eisenbahn- oder Straßenbrücken, infolge Materialermüdung zu Bruchversagen bei Spannungszuständen, die unterhalb der Bruchfestigkeit bzw. Streckgrenze des Materials liegen. Daher ist bei solchen Konstruktionen neben den übrigen statischen Nachweisen auch der

Nachweis der Ermüdungsfestigkeit zu führen. Vor allem bei Brücken mit kürzerer Stützweite sowie bei hochdynamisch beanspruchten Bauteilen, z. B. Fahrbahnträgern, ist der Ermüdungsnachweis vielfach maßgebend. Es gibt bis heute keine Theorie zur zahlenmäßigen Berechnung der Zeitfestigkeit oder der Ermüdungsfestigkeit aufgrund der Kerbgeometrie, d. h. es können keine Wöhlerlinien (siehe unten) aufgrund der Charakteristik eines Kerbdetails berechnet werden. Daher muss gerade beim Ermüdungsnachweis weitgehend auf Versuche zurückgegriffen werden. Grundlagen und Berechnungsverfahren im Sinne der heutigen Normung siehe [Haibach, 1989]. Der aktuelle Stand der Technik, auch im Zusammenhang mit dem Eurocode 3-1-9, ist in [Good Design Practice, 2000] zusammengestellt. Für Konstruktionen des Stahlbaus sind geschweißte Details mit entsprechend hohen Schrumpfeigenspannungen charakteristisch und es sind folgende Einflüsse für das Ermüdungsverhalten von besonderer Bedeutung: x Lastspielzahl N x Spannungsdifferenzen Δσ = σo – σu x Konstruktive Ausbildung (Kerbwirkung)

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

Vergleichsweise gering ist dagegen der Einfluss des mittleren Spannungsniveaus σo + σu σm = 02 und der Materialfestigkeit, 2 außer bei reiner Druckschwellbeanspruchung nicht geschweißter Konstruktionsdetails. Anders als im Maschinenbau, wo die Festigkeitsuntersuchungen (einschließlich Ermüdung) an 1:1-Modellen (Prototypen) durchgeführt werden, werden im Bauwesen (und im Großmaschinenbau) die Nachweise an mathematischen Modellen geführt. Besonders im Fall des Ermüdungsnachweises müssen dabei Versuchsergebnisse aus Kleinteil- und Bauteilversuchen herangezogen werden. Das Ergebnis eines Wöhlerversuches ist der Zusammenhang zwischen der Lastspielzahl N und der bei festgehaltener Unterspannung σu ertragbaren Oberspannung σo bei periodischer Beanspruchung, siehe Bild 8.3-6. Bild 8.3-7 zeigt das Ergebnis eines Wöhlerversuches in Form einer Wöhlerlinie in einfachlogarithmischer Darstellung. Man erkennt, dass sich die ertragbare Spannung mit steigender Lastspielzahl einem Grenzwert σD nähert. Als sogenannte Dauerfestigkeit σD gilt jene Spannung, die „unendlich oft“ ertragen wird (früher gene-

503

rell 2 · 106 mal, heute 5 · 106 mal, bei Schubbeanspruchung 108 mal). Spannungen oberhalb der Dauerfestigkeit ΔσR < ΔσD werden als Zeitfestigkeit bezeichnet. Typisch für alle Ermüdungsversuche sind selbst bei sorgfältigster Versuchsdurchführung große Streuungen. Um dennoch eine plausible Aussage über das Ermüdungsverhalten eines Bauteils machen zu können, muss eine hinreichend große Anzahl möglichst identischer Versuche durchgeführt werden und es müssen aus den Einzelergebnissen mittels statistischer Methoden Fraktilwerte (5%, 50%, 95%) abgeleitet werden. In doppeltlogarithmischer Darstellung und unter Berücksichtigung von Lastspielzahlen N ≥ 104 (geringere Lastspielzahlen entsprechen einem „lowcycle“-Versagen und fallen nicht unter „Ermüdung“) erhält man näherungsweise eine Gerade mit dem Anstieg 1/m, siehe Bild 8.3-8, wodurch die analytische Behandlung besonders einfach wird. Mit dem Schnittpunkt a der Wöhlerlinie mit der Abszisse log a = log ND + m · log ΔσD erhält man für Lastspiele N < ND die Zeitfestigkeit 'σR in Abhängigkeit von

冢冣

1

a –m–– der Lastspielzahl N zu 'σR = 3 bzw. die N zu der Zeitfestigkeit 'σR gehörende ertraga bare Lastspielzahl zu N = 6 . Mit Hin'σR Bild 8.3-6 Periodische Belastung

Bild 8.3-7 Wöhlerlinie in einfachlogarithmischer Darstellung

Bild 8.3-8 Normierte Wöhlerlinie in doppeltlogarithmischer Darstellung

504

Bild 8.3-9 Nichtperiodische Beanspruchung

Bild 8.3-10 Reservoir-Methode

blick auf den „Betriebsfestigkeitsnachweis“ wird die Wöhlerlinie für Spannungsdifferenzen 'σ < ΔσD weitergeführt. Das ursprüngliche, in den älteren Vorschriften verankerte und aus dem Maschinenbau kommende Konzept sah vor, sich gegen die „Dauerfestigkeit“ abzusichern, was einer „unendlich langen“ Standzeit des Bauwerkes entspricht. Tatsächlich ist die Beanspruchung realer Bauteile im Bauwesen keineswegs periodisch, siehe Bild 8.3-9. Auch werden nicht mehr „dauerschwingfeste“ Konstruktionen verlangt, d.h. Konstruktionen, die „unendlich lange“ halten, sondern Konstruktionen, die für die vorgesehene Lebensdauer (z. B. 120 Jahre) ausreichend bemessen sind. Der entsprechende Nachweis wird als „Betriebsfestigkeitsnachweis“ bezeichnet. Um die Zahl der Versuchsparameter nicht übermäßig anwachsen zu lassen, sind praktisch nur Ermüdungsversuche für periodische Belastung möglich. Die Übertragung der realen Beanspruchungen, z. B. des Querträgers einer Straßenbrücke auf den Sonderfall einer periodischen Beanspruchung, erfolgt

8 Berechnung

mittels Schadensakkumulationshypothesen, von denen jene nach Palmgren-Miner („Miner-Regel“) am häufigsten verwendet wird. Zunächst werden die durch Berechnung ermittelten oder durch Dehnungsmessungen am Bauwerk festgestellten Spannungen an der untersuchten Stelle nach einem Zählalgorithmus geordnet und in Spannungsspiele 'σ = Δε · E umgerechnet. Bei den Zählalgorithmen bleibt in der Regel die Reihenfolge des Auftretens der Spannungsspiele 'σi unberücksichtigt. Die wichtigsten Zählalgorithmen sind die im Eurocode 3-1-9 beschriebene RainflowMethode und die Reservoir-Methode (Bild 8.3-10). Bei korrekter Anwendung liefern beide Methoden identische Ergebnisse. Treten verschiedene Beanspruchungen 'σi , die nach Ni Lastspielen zum Ermüdungsbruch führen (periodische Belastung), ni-mal auf, so entspricht einem Lastspiel die Teilschädigung 1/Ni und ni Lastspielen die Teilschädigung ni /Ni. Bedingung für das Ermün dungsversagen ist ∑ i = 1 . VoraussetNi zung ist, dass das Material keine Kaltverfestigung erfahren hat und dass die Mittelspannung σm annähernd konstant ist. Bei der Miner-Regel handelt es sich um eine Näherung, im Versuch ergeben sich für n ∑ i Werte, die von 1,0 nach beiden SeiNi ten deutlich abweichen können. Ermüdungsversuche mit nichtperiodischer Belastung haben gezeigt, dass einzelne Spannungsspiele 'σR > ΔσD ein Abfallen der Dauerfestigkeit bewirken. Daher sind beim Nachweis auch Spannungsdifferenzen < ΔσD zu berücksichtigen, und zwar bis zum „Schwellenwert der Ermüdungsfestigkeit“ ΔσL . Das ist jene Spannungsdifferenz, unterhalb von der unter keinen Umständen Schädigungen erfolgen. Für den praktischen Nachweis wird die Wöhlerlinie ab ND bis NL = 108 weitergeführt, allerdings mit

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

505

der wesentlich geringeren Neigung m + 2. Spannungsspiele unterhalb des entsprechenden Wertes ΔσL haben keinen Einfluss). Die o. g. Formeln für die Umrechnung nichtperiodischer Beanspruchungen sind dann entsprechend anzupassen, siehe z. B. [Haibach, 1989]. Durch Aufsummieren der Teilschädigungen ni /Ni und Umrechnung auf die „Gesamtlastspielzahl“ ∑ ni lässt sich mit NE · ΔσEm = a die „schadensäquivalente Spannungsschwingbreite für einstufige Lastkollek1

⎛ ∑ni ⋅ Δσ i ⎞ m tive“ bestimmen: Δσ E = ⎜ ⎟ . ⎝ NE ⎠ Der rechnerische Ermüdungsnachweis lautet: Δσ R (N E ) γ Ff ⋅ Δσ E2 ≤ γ Mf bzw. Δτ (N ) γ Ff ⋅ Δτ E2 ≤ R E γ Mf . Darin bedeuten: x 'σR (NE): Schadensäquivalente Spannungsschwingbreite für einstufiges Lastkollektiv und dazugehörige Lastspielzahl x JFf : Teilsicherheitsbeiwert für die Ermüdungsbelastung x JMf : Teilsicherheitsbeiwert für die Ermüdungsfestigkeit Der Faktor JMf liegt zwischen 1,0 und 1,35 und ist davon abhängig, ob die Konstruktion als schadenstolerant oder nicht schadenstolerant eingestuft wird bzw. ob sie kontrollierbar oder nicht kontrollierbar ist. Die „Kerbgruppe“ ist die Zeitfestigkeit eines bestimmten Kerbdetails 'σC bei NC = 2 · 106 Lastspielen. Der Bezug auf NC ergibt sich aus dem Bedürfnis, die in über 100 Jahren auf 2 · 106 Lastspiele durchgeführten Dauerschwingversuche ohne Umrechnung übernehmen zu können. Die Kerbgruppe gilt für eine einzelne Faser

eines Querschnitts. Innerhalb eines Querschnitts kann es die verschiedensten Kerbgruppen geben. Unter anderem sind im Eurocode 3-1-9 folgende Konstruktionsdetails vorgesehen: x Nicht geschweißte Konstruktionsdetails x Geschweißte zusammengesetzte Querschnitte x Quernähte x Nichttragende bzw. tragende Schweißnähte x Hohlprofile und Hohlprofilanschlüsse x Orthotrope Platten von Eisenbahnbrücken Wesentlich einfacher als mit individuell bestimmten, realen Spannungsspielen ist bei Eisenbahn- und Straßenbrücken der Nachweis der Betriebsfestigkeit für die genormten Lastmodelle durch Benützung der genormten Lastmodelle (z. B. Lastmodell 71 für Eisenbahnbrücken) unter Verwendung des dynamischen Beiwertes Φ2 und des Anpassungsbeiwertes: λ = λ1 · λ2 · λ3 · λ4 ≤ λmax : 'σE 2 = λ · Φ2 · 'σp mit 'σp = | σp, max – σp, min |. Der Wert λ ist auf Lastspiele geeicht. Die Einzelfaktoren berücksichtigen folgende Effekte: λ1 … Spannweitenbeiwert (berücksichtigt den Typ der Einflusslinie und den der Schädigungsberechnung zugrunde gelegten Verkehr) λ2 … Verkehrsstärkenbeiwert (Anpassung der Größe des Verkehrsaufkommens) λ3 … Lebensdauerbeiwert (Anpassung an die Nutzungszeit der Brücke) λ4 … Berücksichtigt bei Eisenbahnbrücken die Anzahl der Gleise und bei Straßenbrücken die Effekte aus den Nebenspuren Detaillierte Angaben für die Faktoren O finden sich im Eurocode 3-1-9. Setzen sich in dem untersuchten Querschnittspunkt die Spannungen aus „globalen“ und „lokalen“ Anteilen zusammen, z. B. Fahrbahnblech einer als Hauptträgergurt mitwirkenden

506

orthotropen Platte, so ist die dem Ermüdungsnachweis zugrundezulegende Spannungsdifferenz aus den Einzelanteilen zu überlagern: 'σE 2 = λloc · Φloc · 'σloc + λglo · Φglo · 'σglo . Überlagern sich in einem Punkt mehrere der genannten Kerbfälle, so ist der ungünstigste maßgebend und wird allein berücksichtigt. Die Kerbfälle sind auf Nennspannungen bezogen. Die Nennspannungen sind durch eine elastische Berechnung nach den Regeln der elementaren Festigkeitslehre und ohne Berücksichtigung von Kerbwirkungen zu ermitteln, jedoch unter Berücksichtigung nicht eben bleibender Querschnitte infolge Schubverformungen, z. B. durch Einführung „mitwirkender Breiten“. Werden Konstruktionsdetails vorgesehen, die nicht einem der Kerbfälle zugeordnet werden können, so müssen die tatsächlichen Spannungen in dem für den Rissbeginn als maßgebend vermuteten Punkt durch die Anwendung von Spannungskonzentrationsfaktoren K oder direkt als Hot-Spot-Spannungen herangezogen werden. Hot-Spot-Spannungen können mittels elastischer FE-Berechnung ermittelt werden. Ihre Anwendung setzt entsprechende Spezialkenntnisse voraus. Da der Ermüdungsnachweis unter Benützung der zutreffenden Kerbgruppe jeweils in einer Faser geführt wird, muss keineswegs die höchstbeanspruchte Stelle (z. B. die Stelle mit dem Maximalmoment oder der Maximalspannung) maßgebend sein. Auch innerhalb eines Querschnitts können kleinere Beanspruchungen (Spannungsdifferenzen) in Bereichen ungünstiger Kerbdetails gegenüber größeren Beanspruchungen in Bereichen günstigerer Kerbdetails maßgebend sein. Von entscheidender wirtschaftlicher Bedeutung ist die Wahl von Konstruktionsdetails mit hohen Kerbgruppen bei hoher Beanspruchung bzw. die Verlegung von Konstruktionsdetails mit niedrigen Kerbgruppen an niedrig beanspruchte Stellen der Konstruktion.

8 Berechnung

Daraus resultieren ermüdungsmäßig bewährte Konstruktionsdetails, die allesamt das Ziel verfolgen, innerhalb eines Querschnitts oder eng begrenzten Bereichs den höher beanspruchten Fasern günstigere Kerbdetails zuzuordnen bzw. ungünstigere Kerbdetails an Stellen kleinerer Beanspruchung zu legen.

8.3.2.5 Berechnung von Fachwerken: Berechnet man ein ideales Gelenkfachwerk, bei dem sämtliche Lasten in den Knoten angreifen (Culmannsches Fachwerk), so erhält man nur Normalkräfte N. Berechnet man dagegen ein reales Fachwerk mit steifen Knoten, bei welchem wiederum sämtliche Lasten in den Knoten angreifen, so erhält man außer den Normalkräften N auch Biegemomente M(1) und daraus Querkräfte V(1). Die Biegemomente M(1) entstehen aus der Verschiebung der Knotenfigur infolge der Längenänderungen in den Stäben. Diese sind reine Zwängungsmomente, d. h. für das Gleichgewicht nicht notwendig und sind um so größer, je größer die Biegesteifigkeit der Fachwerkstäbe ist. Bei den üblichen Konstruktionen betragen die Biegespannungen VM(1) nicht mehr als ca. 10% der Spannungen VN infolge der Normalkräfte und werden für den Tragsicherheitsnachweis vernachlässigt (Nebenspannungen). Aus Gleichgewichtsgründen ergeben sich durch die Querkräfte V(1) Änderungen der Normalkräfte N, die jedoch vernachlässigbar klein sind. Die Vernachlässigung der Biegemomente und Querkräfte ist nach dem Statischen Satz der Plastizitätstheorie zulässig, wonach für die (plastische) Tragfähigkeit allein die Gleichgewichtsbedingungen, nicht jedoch die Verträglichkeitsbedingungen erfüllt sein müssen. Biegemomente M(2), die aus einer zwischen den Knoten wirkenden Belastung (Querträger des Fahrbahnrosts) herrühren, sind dagegen für das Gleichgewicht notwendig und

507

8.3 Berechnung von Stahlbrücken Tabelle 8.3-1 Statische Nachweise bei Fachwerken Nachweis

System

N

M(1)

M(2)

TN

N: FW M: Rahmen oder DLT

ϕ2 (FW)

–

ϕ2 (DLT)

GN (Fließen)

N: FW M: Rahmen oder DLT

ϕ2 (FW)

ϕ2 (FW)

ϕ2 (DLT)

EN

Rahmen

ϕ2 , λ1 (FW)

ϕ2 , λ1 (FW)

ϕ2 , λ1 (DLT)

daher – ebenso wie die daraus resultierenden Querkräfte V(2) – beim Tragsicherheitsnachweis zu berücksichtigen. Die Momente M(2) und Querkräfte V(2) entsprechen annähernd jenen eines Durchlaufträgers mit starren Stützen an den Gurtknoten. Die Biegemomente M(1) , die sich bei einer elastischen Berechnung als biegesteifen Rahmen ergeben, treten jedoch tatsächlich auf und sind beim Nachweis der Ermüdungsfestigkeit zu berücksichtigen, ebenso beim Nachweis der Begrenzung der Spannungen unter Gebrauchslast auf die Fließgrenze σEd, ser ≤ fy /γM, ser . Ein spezielles Problem stellt hier die korrekte Anwendung des dynamischen Beiwertes ϕ2 bzw. des Spannweitenbeiwertes λ1 dar. ϕ2 ist von der maßgebenden Länge LI abhängig, λ1 von der maßgebenden Länge LO. Für die Ermittlung von N und M(1) ist von der Stützweite des Fachwerkes auszugehen, für die Ermittlung von M(2) und V(2) jedoch von dem erwähnten Durchlaufträger. Eine Übersicht gibt die Tabelle 8.3-1.

8.3.2.6 Berechnung von Hängebrücken Die Systemskizze einer verankerten („echten“) Hängebrücke ist aus Bild 8.3-11 ersichtlich. Bei der Berechnung einer Hängebrücke üblicher Bauart können Längenänderungen und Schrägstellungen der Pylonen und Hänger stets vernachlässigt werden. Folgende Einwirkungen sind für die Berechnung von besonderer Bedeutung: 1. Ständige Lasten 2. Verkehrslasten 3. Temperatureinwirkungen Im Sinne einer wirtschaftlichen Bemessung müssen bei Hängebrücken die Schnittkräfte unter Berücksichtigung der Systemverformungen ermittelt werden (Theorie II. Ordnung), siehe Bilder 8.3-12 bis 8.3-14. Die Biegemomente im Versteifungsträger infolge einer Querbelastung g (x) und q (x) errechnen sich nach der Formel

Bild 8.3-11 Verankerte Hängebrücke

508

8 Berechnung

Bild 8.3-12 Unverformte und verformte Kabelgeometrie

MIIq = Mq – Hq · z – H · ζ = MIq – H · ζ mit H = Hg + Hq + Ht . Es bedeuten: MIIg+q Moment nach Theorie II. Ordnung I Mg+q Moment nach Theorie I. Ordnung (Balkenmoment) H Horizontalkomponente der gesamten Kabelkraft Hg Horizontalkomponente der Kabelkraft infolge ständiger Lasten Hq Horizontalkomponente der Kabelkraft infolge Verkehrslasten Ht Horizontalkomponente der Kabelkraft infolge Temperaturänderungen Üblicherweise wird der Versteifungsträger so montiert, dass er infolge ständiger Lasten g momentenfrei bleibt. Das Kabel hat dann in ausgezeichneter Näherung die Form einer quadratischen Parabel. Es gilt die Differentialgleichung E · I · ws + M(II) = 0, die man auch in der Form E · I · ws – H · w + (Mq – Hq · y) = 0 bzw. E · I · ws – H · w + M(I) = 0

Bild 8.3-13 Querbelasteter Zugstab (Analogiesystem)

Bild 8.3-14 Einflusslinien einer Hängebrücke

anschreiben kann. Das ist eine nicht lineare Differentialgleichung zweiter Ordnung mit variablen Koeffizienten. Zweimaliges Differenzieren nach x liefert für die Biegelinie die Differentialgleichung vierter Ordnung (E · I · ws s – (Hg + Hq) · ws 8·f = 0. – q – Hq · 7 l2 Durch Vergleich mit der Differentialgleichung des mit der Querbelastung q (x) belasteten Zugstabes (E · I · ws s – S · ws – q (x) = 0 ist ein Analogiesystem gefunden, wenn man nach [Chwalla, 1959] setzt: 8·f S = Hg + Hq , q– = q – Hq · 7 . l2 Somit wird von einer Querbelastung q ein Teil q– durch den biegesteifen Balken

冢

冣

8·f und ein Teil Hq · 7 durch die Zugkraftl2 und Formänderung des Kabels aufgenommen. Das zugehörige Ersatzsystem ist aus Bild 8.3-13 ersichtlich. Die Aufteilung von p ist durch die Verträglichkeitsbedingung (Durchbiegung des Kabels = Durchbiegung des Balkens für dehnsteife Hänger) festgelegt. Wegen der Nichtlinearität der Differentialgleichung gilt das Superpositionsgesetz zunächst nicht. Es bleibt jedoch gültig, wenn man die Kraft H konstant hält. Daher kann die praktische Berechnung dadurch erfolgen, dass für festgehaltene Kräfte H, z. B. H1 = Hg und H2 = Hg + Hq , die Schnittkräfte in herkömmlicher Weise mittels Einflusslinien berechnet werden. Diese Einflusslinien gelten natürlich nur für den vorgegebenen Wert H („beschränkte Einflusslinien“). Für die zu dem betrachteten Lastfall gehörenden Werte H1 ≤ H ≤ H2 können die Schnittkräfte

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

mittels linearer Interpolation zwischen H1 und H2 gewonnen werden. Genauere Werte lassen sich durch Einschaltung eines weiH1 + H2 teren Wertes für H, z. B. Hm = 03 , 2 mittels parabolischer Interpolation berechnen. Die Differentialgleichung des mit q– belasteten Zugstabes lässt sich in Sonderfällen analytisch lösen [Rubin et al., 1982]. Im allgemeinen Fall eines variablen Trägheitsmomentes ist die Lösung mittels Seilpolygongleichung besonders einfach [Stüssi et al., 1971]. Bei Abkühlung entstehen im Kabel die maximale Zugkraft und im Versteifungsträger die betragsmäßig größten negativen Momente. Bei Erwärmung entstehen im Kabel die minimalen Zugkräfte und im Versteifungsträger die größten positiven Momente. Bild 8.3-14 zeigt für den 360 m weit gespannten Versteifungsträger einer Hängebrücke die Einflusslinien für das Moment in Feldmitte.

8.3.2.7 Beulen rechteckiger Scheiben Einleitung Bei den im Brückenbau vielfach verwendeten, aus schlanken Blechen zusammengesetzten dünnwandigen Querschnitten kann infolge von Instabilitätserscheinungen (Beulen) die elastische Grenzlast oft nicht ausgenützt bzw. nur durch eine entsprechende Aussteifung erreicht werden (Querschnitte der Klasse 4 nach ENV 1993-1-1). Für das Instabilwerden des Gleichgewichts sind stets Druckspannungen verantwortlich, die durch Normalkräfte und Biegemomente bzw. durch örtliche Beanspruchungen, aber auch durch Schubspannungen, die stets paarweise auftreten und Hauptspannungen σ = ± | τ | hervorrufen, verursacht werden können. Anders als beim Stabknicken (Biegedrillknicken), bei dem mit dem Erreichen der Stabilitätsgrenze die

509

Tragfähigkeit wegen übergroßer Verformungen praktisch erschöpft ist, gibt es beim Beulen einen für praktische Belange durchaus interessanten überkritischen Bereich, der im Sinne einer wirtschaftlichen Bemessung herangezogen werden kann. Die erforderlichen konstruktiven Vorgaben und Nachweisformate für die Tragsicherheit sind in der ENV 1993-1-5: 1997 niedergeschrieben. Theoretische Hintergründe und Anwendungsbeispiele dieser Norm siehe [Johansson et al., 1999]. Eine wesentlich überarbeitete Fassung gibt es als prEN 1993-1-5: 20xx (Stage 34 draft: final draft preliminary and confidential) vom 24.2.2003. Die Regelungen dieser Norm unterscheiden sich teilweise erheblich von jenen älterer Normenwerke und werden daher in diesem Abschnitt kurz beschrieben und erläutert. Um die an idealisierten Modellen abgeleiteten Bemessungsregeln unter Berücksichtigung von Bauteilimperfektionen und unter Einbeziehung überkritischer Tragreserven an die Zuverlässigkeitsanforderungen des Eurocode anzupassen, mussten die Ergebnisse der theoretischen Ableitungen an Bauteilversuchen kalibriert werden. Da die drei verschiedenen Einwirkungsarten – längsgerichtete Normalspannungen σx , quergerichtete Normalspannungen σy infolge konzentrierter Lasten sowie Schubspannungen τxy – hinsichtlich der überkritischen Tragreserven an verschiedenen mathematischen Modellen behandelt werden, werden diese Wirkungen einzeln behandelt und am Schluss mittels Interaktionsbedingungen zusammengeführt. Folgende Abschnitte der o. g. prEN 1993-1-5 sind für den Beulnachweis unmittelbar von Bedeutung: Abschnitt 4: Beulen infolge von Längsspannungen Abschnitt 5: Schubwiderstand Abschnitt 6: Beulen infolge konzentrierter Lasten Abschnitt 7: Interaktion

510

Abschnitt 9: Konstruktive Durchbildung und Berechnung von Längsund Quersteifen Abschnitt 10: Beulnachweis mittels reduzierter Spannungen Anhang A: Beulwerte Anhang C: Hinweise zur Berechnung mit Finiten Elementen Anhang E: Flussdiagramme (schematische Berechnungsabläufe) Die rechnerische Behandlung erfolgt in allen Fällen in der gleichen Weise: Aus dem vollplastischen Querschnittswiderstand, z. B. Npl , und dem Verzweigungswert, z. B. Ncr (Euler), wird die bezogene Schlankheit – λ berechnet und daraus ein Abminderungsbeiwert, mit dem der vollplastische Wert multipliziert wird, um den Bauteilwiderstand zu erhalten. Da die prEN 1993-1-5 nicht nur für den Brückenbau sondern allgemein gilt, finden sich keine Angaben über Anforderungen an die Gebrauchstauglichkeit. Diese sind in anderen Normen angegeben. Bezüglich des Beulens fordert die ENV 1993-2: 1997 eine Begrenzung der Plattenschlankheit, um der Gefahr des Stegblechatmens zu begegnen.

8 Berechnung

Beulen als Phänomen der Gleichgewichtsverzweigung des Membranzustandes (lineare Beultheorie) und überkritisches Tragverhalten einer Rechteckscheibe unter Druckspannungen Das Phänomen des Beulens wird an einer rechteckigen Scheibe unter den Längsspannungen σx gezeigt. Bild 8.3-15 zeigt das Bauteil in dem ausgelenkten Zustand, der sich bei Erreichen der Stabilitätsgrenze einstellt und neben dem unausgelenkten Zustand existiert (Verzweigungslast). Infolge der Membrankräfte σx · t entstehen an der Biegefläche w (x, y) Abtriebskräfte qa , die für das ursprünglich ebene Flächentragwerk eine Querbelastung darstellen. Für eine homogene, isotrope, elastische Platte mit der konstanten Dicke t unter der Flächenlast q (x, y) gilt die Differentialq E · t3 gleichung ΔΔw = 3 mit N = 09 N 12 · (1 – μ2) (Plattensteifigkeit). Setzt man für die Querbelastung q (x, y) die Abtriebskräfte qa nach Bild 8.3.1-15 ein, so erhält man die Beulgleichung für die lineare Beultheorie ⎛ ∂ 4w ∂4w ∂4w ⎞ ∂2w N ⋅⎜ 4 + 2 ⋅ 2 2 + 4 ⎟ +σx⋅t ⋅ 2 = 0 . ∂x ∂y ∂y ⎠ ∂x ⎝ ∂x

Bild 8.3-15 Gleichgewicht einer Rechteckplatte bei Erreichen der Stabilitätsgrenze

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

511

Von Interesse ist das kleinste, von Null verschiedene Spannungsniveau, bei dem die Differentialgleichung erfüllt ist. An den Rändern b ist meist ein linearer Spannungsverlauf gegeben. Bezugswert ist die betragsmäßig größte Druckspannung σ1 , die Spannung am anderen Ende beträgt ψ · σ1 mit 1 ≥ ψ ≥ –∞. Die kritische Beulspannung σcr wird durch Multiplikation der Eulerschen Bezugsspannung

冢冣

E · π2 t 2 σE = 09 · mit dem Beulwert k 3 12 · (1 – μ2) b erhalten: σcr = kσ · σE . Sie entspricht jener Spannung, die sich im Augenblick der Gleichgewichtsverzweigung am höher belasteten Rand einstellt. Der Beulwert k ist abhängig von den Randbedingungen, dem Spannungsverhältnis ψ und dem Seitenverhältnis α = a/b. Unverschieblich gelagerte Blechränder werden üblicherweise auf der sicheren Seite als frei drehbar gelagert angenommen. Die Beulwerte können mit einem zweidimensionalen Fourier-Ansatz ermittelt werden. Für einige Sonderfälle kann die Beulgleichung direkt gelöst werden (Gleichgewichtsmethode), in allgemeinen Fällen (unausgesteifte bzw. ausgesteifte Scheiben unter allgemeinen Normalspannungsverteilungen bzw. unter Schubspannungen) führt die Differenzenmethode oder die Energiemethode zum Ziel. Die Energiemethode liefert Näherungslösungen, deren Genauigkeit durch einen hinreichend hohen Ansatz von Sinuswellen auf ein für praktische Anwendungen hinreichendes Maß gesteigert werden kann. Grundlagen, Aufbereitung und Beulwerttafeln für vierseitig gestützte Rechteckscheiben siehe [Klöppel et al., 1960] und [Klöppel et al., 1968]. Für Sonderfälle ausgesteifter Scheiben mit einer oder zwei Längssteifen gibt die prEN 1993-1-5 Näherungswerte für die Beulwerte an. Beim Vergleich mit den o.g. Diagrammen von Klöppel ist zu beachten, dass der Verhältniswert γ verschieden definiert ist. Bild 8.3-16 zeigt die vom Seiten-

Bild 8.3-16 Girlandenkurve für eine unausgesteifte Platte mit ψ = 1

verhältnis α abhängigen Beulwerte einer unausgesteiften Rechteckscheibe unter gleichmäßigen Druckspannungen (ψ = 1). Für jede in Längsrichtung angesetzte Anzahl m von Halbwellen erhält man eine Lösungskurve k (α), insgesamt entsteht eine Girlandenkurve. Für ein betrachtetes Seitenverhältnis α ist daraus der Minimalwert maßgebend. Die „Zwickel“ zwischen den Einzelkurven werden normalerweise vernachlässigt, d. h. für Lösungskurven mit m t 2 wird der Minimalwert der Kurve mit m = 1 angesetzt. Für unausgesteifte Scheiben betragen die minimalen Beulwerte kσ für ψ = 1 (reiner Druck), ψ = 0 und ψ = 1 (reine Biegung) der Reihe nach 4,0 , 7,81 und 23,9. Auch für ausgesteifte Scheiben ergibt sich für die Beulwerte kσ (α) eine Girlandenkurve. Der Beulwert kσ wird für die Berechnung der bezogenen Platten– schlankheit λ p herangezogen, mit welcher sich der Abminderungsbeiwert ρp ergibt. Durch Spannungsumlagerung zu den steiferen Randbereichen sowie infolge der nach Überschreitung der Stabilitätsgrenze sich einstellenden Membranspannungen σy ergibt sich ein praktisch nutzbarer, überkritischer Bereich, ohne dass die Verformungen allzu sehr anwachsen. Bild 8.3-17 zeigt Spannungsverteilungen einer ausgebeulten Rechteckscheibe im überkritischen Bereich, σx > σcr .

512

8 Berechnung

Bild 8.3-17 Spannungsumlagerung im überkritischen Bereich

Unausgesteifte und ausgesteifte Rechteckscheiben unter Längsspannungen σx . Plattenartiges und knickstabähnliches Versagen Die bei ausgesteiften Blechfeldern üblichen Bezeichnungen sind aus Bild 8.3-18 ersichtlich. Die Berechnung unausgesteifter und ausgesteifter Scheiben unter längsgerichteten Normalspannungen σx ist im Abschnitt 4 der prEN 1993-1-5 behandelt. Die prinzipielle Vorgehensweise ist aus dem Flussdiagramm im Anhang E der Norm ersichtlich, siehe Bild 8.3-19. Unausgesteifte Scheiben und Einzelfelder ausgesteifter Scheiben Zunächst werden mit den Beulwerten kσ der Einzelfelder die bezogenen Plattenschlank-

heiten λ p =

fy

σ cr , p

1 b = ⋅ t 28,4 ⋅ ε ⋅ kσ

er-

mittelt. Mit diesen Werten werden aus der modifizierten Winter-Formel ρ=

λp − 0,055 ⋅ (3 + ψ ) λp

Abminderungsfaktoren ρp bestimmt. Die Winter-Formel berücksichtigt geometrische und strukturelle Imperfektionen sowie überkritische Tragreserven. Sie ist an Versuchen geeicht. Für reinen Druck erhält man die auch für das Stabknicken zutreffende originale Winterkurve. Bild 8.3-20 zeigt die modifizierten Winter-Kurven für beidseitig gelagerte Bleche. Das Ausbeulen infolge von Normalspannungen (Druckspannungen) wird in der

Bild 8.3-18 Bezeichnungen bei ausgesteiften Blechfeldern

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

Bild 8.3-19 Beulen unter Längsspannungen σx [Johansson et al., 1999]

513

514

8 Berechnung

Ausgesteifte Scheiben Bei ausgesteiften Scheiben ist außer den Einzelfeldern auch das Gesamtfeld rechnerisch nachzuweisen. Mit dem Beulwert kσ des Gesamtfelds wird die bezogene Plattenschlankheit

λp = β A ⋅

Bild 8.3-20 Modifizierte Winterkurven

prEN 1993-1-5 durch die Einführung effektiver Breiten beff = ρ · b in der Druckzone des ausgesteiften Blechs berücksichtigt. Die effektiven Breiten sind so festgelegt, dass der nunmehr nach Querschnittsklasse 3 (d. h. ohne Beulerscheinungen) berechnete Restquerschnitt unter der vorgegebenen M-N-Kombination den gleichen Widerstand aufweist wie der Originalquerschnitt unter Berücksichtigung der Beulerscheinungen. Die Verwendung und Berechnung der Faktoren ρp ist in der Norm geregelt. Wirkt außer dem Biegemoment M auch eine Normalkraft N, so ist das Zusatzmoment infolge der Verschiebung der Schwerlinie des effektiven Querschnitts gegenüber dem Originalquerschnitt zu berücksichtigen, siehe Bild 8.3-21.

fy

σ cr , p

1 b = ⋅ t 28,4 ⋅ ε ⋅ kσ

ermittelt. Der Abminderungsbeiwert A β A = eff ergibt sich aus der Summe der Ageom mit den jeweiligen Einzelfaktoren ρp (αp , ψp) abgeminderten Einzelbleche und des Ge– samtquerschnitts. Mit λp wird aus der originalen Winter-Formel wiederum ein Abminderungsfaktor ρp bestimmt, aus dem unter Berücksichtigung des knickstabähnlichen Verhaltens der endgültige Abminderungsfaktor ρc bestimmt wird. Plattenartiges und knickstabähnliches Verhalten Scheiben mit kleinem Seitenverhältnis α < 1,0 sowie längsausgesteifte Scheiben weisen im Gegensatz zu den bisher betrachteten Scheiben beim Ausbeulen ein mehr oder weniger knickstabähnliches Verhalten auf. Dieses ist dadurch gekennzeichnet, dass sich im ausgebeulten Zustand in einem größeren Bereich an Stelle einer doppelt gekrümmten

Bild 8.3-21 Kastenträger mit effektiven Breiten beff

515

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

Fläche eine nahezu einfach gekrümmte Fläche ausbildet, wodurch die erwähnte Spannungsumlagerung sowie die Querzugspannungen geringer ausfallen bzw. praktisch ganz verschwinden (Bild 8.3-22). Das knickstabähnliche Verhalten wird durch die bezogene Schlankheit

λc = β A ⋅

fy

σ cr ,c

charakterisiert. Daraus wird unter Ansatz eines Imperfektionsbeiwerts αe der Abminderungsfaktor χc ermittelt. Für die Fläche gilt der gleiche Faktor βA wie für das plattenartige Stabilitätsversagen. σcr, c ist die Eulersche Knickspannung der an den Längsrändern ungelagerten Scheibe (Knickstab) mit ihrem vollen Querschnitt. Aus den beiden Faktoren ρp und χc , die das plattenartige bzw. das knickstabähnliche Verhalten des Gesamtfeldes charakterisieren, wird mittels Interpolation der Faktor ρc gewonnen, der das Gesamtverhalten des Bauteils erfasst und entsprechend den Angaben der Norm auf das Gesamtfeld angewendet wird. Damit erhält man ebenso wie beim Einzelfeld einen effektiven Gesamtquerschnitt mit den Querschnittswerten Aeff, Ieff und Weff . Mit diesen wird der Querschnitt für die elastische Grenzlast nachgewiesen. Durch diese Vorgehensweise können bei Zugrundelegung plastischer Querschnittswiderstände auch Hybridträger (verschiedene Fließgrenzen in den

Flanschen und im Steg) wirtschaftlich nachgewiesen werden. Unausgesteifte und ausgesteifte Rechteckscheiben unter Schubspannungen τxy Dieser Fall ist im Abschnitt 5 der prEN 1993-1-5 behandelt. Die prinzipielle Vorgehensweise ist aus dem Flussdiagramm im Anhang E der Norm ersichtlich, siehe Bild 8.3-23. Das Beulen unausgesteifter Scheiben unter reiner Schubbeanspruchung wird nach der modifizierten Spannungsfeldtheorie behandelt, die in einem großen Bereich von Seitenverhältnissen α gute Ergebnisse liefert. Literatur siehe [Johansson et al., 1999]. Die kritische Beulspannung τcr beträgt analog zum Blech unter Normalspannungen τcr = kτ · τE . Der Beulwert kτ der unausgesteiften Scheibe ist vom Seitenverhältnis α = a/b anhängig. Um die Biegefläche hinreichend genau zu beschreiben, muss ein Fourier-Ansatz mit verhältnismäßig vielen Halbwellen gewählt werden. Der Beulwert kτ setzt sich aus dem Anteil kp der Platte und dem Anteil kτst der Steifen zusammen. Zur besseren Anpassung an Versuchswerte wird der Anteil kτst gegenüber dem theoretischen Wert auf 1/3 abgemindert. kτ wird für die Berechnung der bezogenen Plattenschlankheit λw =

τy τ cr

benö-

tigt. Der Nachweis des schubbeanspruch-

Bild 8.3-22 Plattenartiges und knickstabähnliches Verhalten

516

Bild 8.3-23 Beulen unter Schubspannungen Wxy [Johansson et al., 1999]

8 Berechnung

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

ten Blechs erfolgt schließlich mit dem Abminderungsbeiwert χv = χw + χf , der auf den vollplastischen Schubwiderstand ant w ⋅ bw ⋅ f yw gewendet wird: VRd = χ v ⋅ . 3 ⋅γM Der Anteil χw gibt den Beitrag des Steges wieder, der (weniger bedeutende und zuweilen vernachlässigte) Anteil χf entspricht einem Beitrag der Flansche, die das Blech zusätzlich aussteifen. Von Bedeutung ist auch der Beitrag starrer oder verformbarer Endquersteifen. Bild 8.3-24 zeigt die Abminderungsfaktoren χw in Abhängigkeit – der bezogenen Schlankheit λp , bei deren Ermittlung je nach Ausbildung der Endquersteifen verschiedene Formeln gelten. Unausgesteifte und ausgesteifte Rechteckscheiben unter örtlichen Normalspannungen σy Dieser Fall ist im Abschnitt 6 der prEN 1993-1-5 behandelt. Die prinzipielle Vorgehensweise ist aus dem Flussdiagramm im Anhang E der Norm ersichtlich, siehe Bild 8.3-25. Der Widerstand eines unausgesteiften oder ausgesteiften Blechs gegenüber der Beanspruchung durch örtliche Druckspannungen wurde aufgrund theoretischer Überlegungen und FE-Berechnungen abgeleitet, die an Versuchen geeicht wurden.

517

Je nach Randbedingungen unterscheidet die Norm drei Fälle (siehe Bild 8.3-25), für die verschiedene Werte kF gelten. Durch die Einführung theoretischer Lasteinleitungsbreiten ly wird eine vollplastische Kraft Fy = fyw · tw · ly berechnet. Daraus wird nach der allgemeinen Definition der bezogenen Schlankheit mit Fcr nach Bild 8.3-25 die bezogene Schlankheit λ F =

Fy Fcr

ermittelt

und daraus der Abminderungsbeiwert – χ (λ p), mit dem sich die effektiven Lasteinleitungsbreiten leff = χF · ly ergeben. Damit erhält man schließlich für den Widerstand der quer beanspruchten Scheibe: FRd = fyw · tw · leff . Unausgesteifte und ausgesteifte Rechteckscheiben unter kombinierten Beanspruchungen σx , τxy und σy Der gesamte Berechnungsablauf für kombinierte Beanspruchungen ist im Abschnitt 7 der prEN 1993-1-5 behandelt. Die prinzipielle Vorgehensweise ist aus dem Flussdiagramm im Anhang E der Norm ersichtlich, siehe Bild 8.3-26. Aus den äußeren Einwirkungen und den jeweiligen Widerständen werden die Verhältniswerte η1 , η2 und η3 ermittelt. Für die Interaktion der Spannungen σx und σy ist ein lineares, für die Interaktion der Span-

Bild 8.3-24 Beitrag des Stegs an der Schubtragfähigkeit

518

Bild 8.3-25 Beulen unter örtlichen Normalspannungen [Johansson et al., 1999]

8 Berechnung

8.3 Berechnung von Stahlbrücken

519

Bild 8.3-26 Gesamtablauf der Berechnung für Querschnitte der Klasse 4 [Johansson et al., 1999]

520

8 Berechnung

nungen σx und τxy ein parabolisches Gesetz angegeben. Steifigkeitsanforderungen und statischer Nachweis der Quer- und Längssteifen Angaben über Quer- und Längssteifen finden sich im Abschnitt 9 der prEN 1993-1-5. Die angegebenen, vereinfachten Berechnungsregeln gehen davon aus, dass die Quersteifen so steif sind, dass sie für die Längssteifen eine starre Lagerung darstellen (Mindeststeifigkeit). Für die Ermittlung der erforderlichen Biegesteifigkeit findet sich eine Formel, in die auch der Tragfähigkeitsnachweis (Spannungsnachweis) eingearbeitet ist. Längssteifen sind als Knickstäbe mit dem Quersteifenabstand als Knicklänge nachzuweisen. Um das Biegedrillknicken offener Steifenquerschnitte (z. B. Winkelquerschnitte oder Flacheisen) zu vermeiden, ist zur Erzielung der notwendigen Torsionssteifigkeit für die Steifen eine Steifigkeitsbedingung angegeben. Beulnachweis durch die Einführung reduzierter Spannungen Im Abschnitt 10 der prEN 1993-1-5 sind Formeln für den Beulnachweis unausgesteifter und ausgesteifter Bleche auf der Grundlage einer Spannungsreduzierung angegeben. Im Gegensatz zu der Vorgehensweise nach den Abschnitten 4-7 wird für die Bestimmung der bezogenen Platten– schlankheit λ p der gesamte Spannungszustand, bestehend aus den Spannungen σx, Ed , σz, Ed und τxz, Ed , herangezogen. Mit den Faktoren αult, k (Abstand der v. MisesVergleichsspannung gegenüber der Fließgrenze) und αcr (Laststeigerungsfaktor gegenüber der Verzweigungslast, in der Regel nur mittels EDV berechenbar) erhält man den globalen Wert λp =

α ult ,k und mit α cr

diesem wie oben gezeigt die Abminderungsfaktoren ρx , ρz und χv . Damit erhält man schließlich die Nachweisformel

s x ,Ed rx ◊ f y /g M1 ◊

+

s y ,Ed ry ◊ f y /g M1

s y ,Ed ry ◊ f y /g M1

+ 3◊

-

s x ,Ed rx ◊ f y /g M1

◊

t Ed £1 , c v ◊ f y /g M1

die in ihrem Aufbau einer Vergleichsspannung entspricht.

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 8.4.1 Allgemeines In diesem Bemessungsbeispiel wird eine Stabbogenbrücke untersucht. Es soll aus Platzgründen nur auf die Verbundtragwirkung zwischen der Betonfahrbahnplatte und der Stahlkonstruktion eingegangen werden. Exemplarisch wird in diesem Beispiel der Endquerträger berechnet. Die gezeigten Nachweise umfassen die Querschnittsnachweise für den Verbundträger, sowie die Nachweise der Verbundfuge im Grenzzustand der Tragfähigkeit. Für weitere Nachweise, die erforderlich sind, z. B. Gebrauchstauglichkeit, Ermüdung, wird auf weiterführende Literatur verwiesen. Außerdem wird gezeigt, wie die Steifigkeit der Fahrbahn für die Haupttragwirkung unter Berücksichtigung der Rissbildung ermittelt werden kann. Die Bemessung der Verbundkonstruktion erfolgt nach [DIN-FB 104, 2003] unter Einbeziehung der [DIN-FB 101, 2003], [DIN-FB 102, 2003] und [DIN-FB 103, 2003]. Der Nachweis erfolgt mit dem Bemessungsverfahren: elastisch–elastisch.

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

521

Bild 8.4-1 Haupttragsystem: Stabbogenbrücke

Bild 8.4-2 Querschnitt: Außenliegende Versteifungsträger, Betonfahrbahn längsorientiert

8.4.2 Steifigkeit der Fahrbahnplatte Die Fahrbahnplatte ist am Fußpunkt der Bogen mit den Hauptträgern kraftschlüssig verbunden und wirkt somit für die Aufnahme der Zugkraft im Zugband mit. Der Anteil der Normalkraft, der von der Betonfahrbahn aufgenommen wird, hängt von der Steifigkeit der Platte ab. Die Steifigkeit der Betonplatte wiederum wird durch das Maß der Rissbildung im Beton bestimmt. Die auftretende Normalzugkraft (die zu Rissbildung führt) und die Steifigkeit der Betonfahrbahn sind also voneinander abhängig und müssen iterativ bestimmt werden.

1) Man wählt eine Dehnsteifigkeit (EA)c der Platte. Addiert zur Dehnsteifigkeit des Stahlprofils des Versteifungsträgers erhält man die Dehnsteifigkeit des gesamten Zugbands (EA)V = (EA)c + Ea · Aa und errechnet hiermit die Schnittgrößen im statischen System (geeigneter Startwert: (EA)c =

Ecm ⋅ 1/2 ⋅ Ac n0

).

2) Die ermittelte Normalkraft im Zugband wird entsprechend der Steifigkeitsverhältnisse (EA)c/EaAa auf Beton- und Stahlquerschnitt verteilt. Die Normalkraft im Beton gibt Auskunft darüber, ob die Rissnormalkraft unterschritten (Zu-

522

8 Berechnung

stand I) oder überschritten wird und ob bereits ein abgeschlossenes Rissbild vorliegt (Zustand III) oder nicht (Zustand II). In Abhängigkeit vom vorliegenden Zustand kann eine zugehörige Steifigkeit der Betonfahrbahn ermittelt werden. Diese wird in der Regel vom gewählten Startwert abweichen. 3) Iterativ wird nun solange mit einer angepassten Steifigkeit die Normalkraft im Beton ermittelt, bis die Eingangssteifigkeit mit der resultierenden Steifigkeit aus der Rissbildung hinreichend genau übereinstimmt. Dieses offensichtlich aufwändige Verfahren kann durch eine näherungsweise Berechnung der effektiven Steifigkeit der Betonfahrbahn nach [DIN-FB 104, 2003]-II4.7.1(3) umgangen werden. Bei diesem Verfahren wird eine vom Beanspruchungszustand unabhängige konstante Dehnsteifigkeit (EA)c,eff ermittelt. (EA)c,eff =

(Es ⋅ As ) (1 − 0,35) / (1 + ρs ⋅ no )

mit Es E-Modul des Betonstahls (nach [DINFB 104, 2003]-II-3.2(2) darf vereinfachend für Es = Ea = 210 000 N/mm2 angenommen werden) As Querschnittsfläche der Längsbewehrung in der Betonfahrbahn As ρs Bewehrungsgrad ρs = 5 Ac n0 Reduktionszahl Ea/Ecm (Hinweis: Dieser Faktor wird im Betonbau Verhältniszahl genannt) Im vorliegenden Beispiel beträgt die effektive Dehnsteifigkeit der Betonfahrbahn (je Hauptträger) nach dieser Näherung (EA)c,eff = 8,541 · 109 N Die fiktive Stahlfläche, die dieser Steifigkeit entspricht, beträgt

Ai, eff = (EA)c,eff /Ea = 8,541 · 109 N/210 000 N/mm2 = 406,72 cm2 Die Querschnittsfläche des Hauptträgers im vorliegenden Beispiel beträgt 604,1 cm2. Durch die Berücksichtigung der Lastabtragung über die Betonplatte erhöht sich die Steifigkeit des Zugbandes also um ca. 67%. Die mit diesem Näherungsverfahren ermittelte Steifigkeit ist in der Regel niedriger, als die Steifigkeit, die mit dem iterativen Verfahren ermittelt wird. Der Anteil der Stahlträgermitwirkung wird also zu hoch abgeschätzt, dies führt zu einer konservativen Bemessung des Stahlquerschnitts. Um die Normalkraft in der Betonplatte ausreichend konservativ abzuschätzen, muss sowohl im Grenzzustand der Tragfähigkeit als auch im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit eine Mindestnormalkraft im Betonquerschnitt angesetzt werden, die von der Normalkraft aus der Schnittgrößenermittlung unabhängig ist. min N s = 1,15 ⋅ Ac ⋅ f ct,eff ⋅ (1 + ρs ⋅ n0 ) min N Sd = 1,45 ⋅ Ac ⋅ f ct,eff ⋅ (1 + ρ s ⋅ n0 ) mit f ct,eff = 0,7 ⋅ f ctm Die hier betrachtete Brücke wurde aus Beton C30/37 hergestellt. Die mittlere Zugfestigkeit für diesen Beton beträgt 2,9 N/mm2. Somit ergibt sich für fct,eff = 0,7 · 2,9 N/mm2 = 2,03 N/mm2 min Ns = 1,15 · 32,8 cm · 4,65 m · 2,03 N/mm2 · (1 + 0,0157 · 6,58) = 3928,4 kN min NSd = 1,45 · 32,8 cm · 4,65 m · 2,03 N/mm2 · (1 + 0,0157 · 6,58) = 4953,2 kN Im vorliegenden Beispiel beträgt die Normalkraft in der Betonfahrbahnplatte infolge ständiger Lasten und Verkehr (Grenzzustand der Tragfähigkeit) nur 4138 kN. Die

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

für die Bemessung der erforderlichen Bewehrung relevante Kraft ist also fast 20% größer.

523

Für den Stützbereich gilt näherungsweise bei = Le/8 mit Le = Abstand der Momentennullpunkte bei = 0,25 · 2 · 5,225 m/8 = 0,327 m

8.4.3 Verbundtragwirkung Im Folgenden wird anhand der Bemessung des Endquerträgers gezeigt, wie für die Lastfälle Eigenlast, Schwinden, Kriechen und Verkehr die elastische Tragfähigkeit des Verbundquerschnitts berechnet wird. Außerdem wird die erforderliche Dübelanzahl und Dübelanordnung in der Verbundfuge ermittelt. Mittragende Breite des Betonobergurts nach [DIN-FB 104, 2003]-II-4.2.2.2

beff = 0,160 m + 2 · 0,327 m = 0,813 m Die Ermittlung der Gesamtquerschnittswerte erfolgt hier exemplarisch für den Feldquerschnitt. Die Querschnittswerte des Stützquerschnitts sind entsprechend mit der zugehörigen mittragenden Breite zu ermitteln. Im Stützbereich wird die Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen vernachlässigt. Der Gesamtquerschnitt besteht nur aus den Anteilen des Bau- und des Betonstahls.

beff = bo + 2 · bei bo = Abstand der äußersten Dübel auf dem Stahlobergurt (siehe Skizze). bei = mittragende Breite des Betongurts auf beiden Seiten des Stegs. Für den Feldbereich gilt näherungsweise bei = Le/8 mit Le = Abstand der Momentennullpunkte bei = 0,85 · 5,225 m/8 = 0,555 m beff = 0,160 m + 2 · 0,555 m = 1,27 m

Bild 8.4-3 Statisches System des Querträgers

Bild 8.4-4 Abmessungen Betongurt

524

8 Berechnung

Betonquerschnitt: Material C30/37 beff = 1,27 m hc = 32,8 cm Ac = 4165,6 cm2 beff · hc3 Ic = 02 = 373 459,9 cm4 12 N Ecm = 31 900 92 mm

Bild 8.4-5 Abmessungen Stahlprofil

Die Betonfläche und das Trägheitsmoment werden in äquivalente Stahlquerschnittswerte umgerechnet: N Ea = 210 000 92 mm Ea n0 = 7 = 6,583 Ecm A Ac0 = 5c = 632,77 cm4 n0 I c0 =

Ic = 56 730,3 cm 4 n0

Stahlquerschnitt: Material S235

Bild 8.4-6 Abmessungen Gesamtstahlquerschnitt

nom c = 4,5 cm (= Betondeckung nach [DIN-FB 102, 2003]-II-4.1.3.3(114)P) Stabdurchmesser ds = 1,2 cm hc d − nom c − s = 11,3 cm 2 2

Aa = 338,14 cm2

zs1 =

za = 45,23 cm2

zs2 = – zs1 = – 11,3 cm

Ia = 377 119

cm4

Betonstahl: ‡ 12/12,5 jeweils oben und unten cm2 as = 2 · 9,05 7 m As = as · beff = 22,99 cm2 Gesamtstahl: ASt = Aa + As = 36113 , cm2 zsa = za + zSt =

hc = 61,63 cm 2

zsa ⋅ Aa ASt

= 57,71 cm

Das Gesamtträgheitsmoment des Stahlquerschnitts beträgt ISt = 461 807,12 cm4 Gesamtverbundquerschnitt: Zeitpunkt t = 0, keine Schwind- und Kriecheinflüsse Ai0 = ASt + Ac0 = 993,90 cm2 aSt = zSt = Abstand Schwerlinie Betonquerschnitt – Gesamtstahlquerschnitt zi0 =

ASt ⋅ aSt Ai 0

= 20,97 cm

Si0 = Ac0 · zi0 = 13 267,66 cm3 Ii0 = Ic0 + ISt + Si0 · aSt = 1 284 174,77 cm4

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

Einfluss aus Schwinden und Kriechen a) Schwinddehnung εcs f = εcas f + εcds f nach [DIN-FB 102, 2003]-II-3.1.5.5(8) Zur Berechnung der Schwinddehnung wird die tatsächliche Betonfläche berücksichtigt und nicht die mitwirkende Betonbreite des Endquerträgers. Der Achsabstand zwischen den Querträgern beträgt 4,05 m. Die Betonplatte hat am Ende einen Überstand von 1,0 m. Effektive Dicke des Querschnitts: b=

4,05 m 2

+ 1,0 m = 302,5 cm

u = 2 · (b + hc) = 670,6 cm Ac, vorh = b · hc = 9922 cm3 h0 =

2 ⋅ Ac,vorh u

= 29,59 cm

Schrumpfdehnung εcas∞= –0,065 [DINFB 102, 2003]-II-3.1.5.5 Bild 3.120 Trocknungsschwinddehnung εcds∞ = –0,311 [DIN-FB 102, 2003]-II-3.1.5.5 Bild 3.121 Schwinddehnung εcs ∞= –0,376‰ b) Endkriechzahl φ nach [DIN-FB 102, 2003]-II-3.1.5.5 Bild 3.119 Feuchte Umgebungsbedingung (außen: relative Luftfeuchte = 80%) Belastungsbeginn: t0 = 1d φ1d = 3,28

525

ΨS = 0,55 nS = n0 · (1 + ΨS · φ1d) = 6,583 · (1 + 0,55 · 3,28) = 18,459 Die Reduktion für Kriechen wirkt auf den Betonquerschnitt: Zeitlich konstante Beanspruchung: AcB = I cB =

Ac = 223,04 cm2 nB

Ic = 19 996,6 cm 4 nB

Schwinden: A AcS = c = 225,67 cm2 nS I cS =

Ic = 20 231,93 cm 4 nS

Gesamtquerschnittswerte für t o ∞ Lastfall ständige Lasten AiB = AcB + ASt = 584,17 cm2 ziB =

ASt ⋅ aSt AiB

= 35,67 cm

SiB = AcB · ziB = 7956,8 cm3 IiB = IcB + ISt + SiB · aSt = 940 967,3 cm4 Lastfall Schwinden AiS = AcS + ASt = 586,80 cm2 ASt ⋅ aSt

Ausschalen und Ausbaulasten: Belastungsbeginn t = 50 d

ziS =

φ50d = 1,67

SiS = AcS · ziS = 8014,4 cm3

Kriechbeiwert für ständige Lasten nach [DIN-FB 104, 2003]-II-4.2.3(4)

IiS = IcS + ISt + SSB · aSt = 944 528,3 cm4

ΨB = 1,10 nB = n0 · (1 + ΨB · φ50d) = 6,583 · (1 + 1,1 · 1,67) = 18,676 Kriechbeiwert für Schwinden nach [DIN-FB 104, 2003]-II-4.2.3(4)

AiS

= 35,51 cm

8.4.4 Nachweise im Grenzzustand der Tragfähigkeit Im Grenzzustand der Tragfähigkeit müssen für den Verbundträger unter anderem die folgenden Nachweise geführt werden:

526

x Nachweis der Tragfähigkeit des Querschnitts für die Elemente Baustahl, Bewehrungsstahl und Beton (im vorliegenden Fall wird eine Bemessung nach dem Verfahren elastisch-elastisch durchgeführt). Nachweise der Betonplatte (z. B. Rissbildung, Mindestbewehrung, örtliche Lastabtragung, werden hier nicht durchgeführt) x Stabilitätsnachweise (Montagezustand) (wird hier nicht durchgeführt) x Nachweis der Verbundfuge: Anzahl und Verteilung der Dübel unter Traglast Anschluss des Betongurts Die folgenden vereinfachten Lasten auf den Endquerträger basieren auf dem Lastmodell 1 nach [DIN-FB 101, 2003]. Die Teilsicherheitsbeiwerte für ständige Lasten (γf = 1,35) und Verkehr (γf = 1,5) sind berücksichtigt. Im vorliegenden Beispiel sind keine Temperatur-, Wind- oder sonstigen Lasten nach [DIN-FB 101, 2003] berücksichtigt. Die Schnittgrößen werden mit dem Prinzip der virtuellen Kräfte ermittelt. Die Steifigkeitsunterschiede zwischen ungerissenem Feldquerschnitt und gerissenem Stützquerschnitt werden über spezielle Koppeltafeln berücksichtigt. Die Tafeln und Beispiele für die Anwendung können der Literatur entnommen werden, z. B. [Kuhlmann et al., 1999].

Bild 8.4-7 Laststellung SLW

8 Berechnung

Schnittgrößen Zum Zeitpunkt t = 0: 1) Aus Eigenlast: a) Last auf Stahlträger Stahleigenlast, Beton + Schalung gd = 43,6 kN/m b) zeitlich konstante Lasten aus Entschalen und Ausbau ĝd = g (Ausbau) – g (Entschalen) = 11,9 kN/m 2) aus Verkehrslasten a) Gleichstreckenlast auf Hauptspur und Nebenspur qd = 18,3 kN/m b) Gleichstreckenlast p nur im linken Feld qd = 18,3 kN/m c) SLW – Last: Laststellung Es handelt sich bei der Brücke um die Überführung eines Wirtschaftsweges. Darum wird nur 1 SLW auf Fahrstreifen 1 angesetzt, kein SLW auf Fahrstreifen 2. Vereinfachend wird für das maximale Stützmoment und das maximale Feldmoment die gleiche Laststellung angenommen: Zum Zeitpunkt t o ∞: 1) Aus konstanten Lasten: a) Last auf Stahlträger wie zum Zeitpunkt t = 0 b) zeitlich konstante Lasten aus Entschalen und Ausbau

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

Der Einfluss des Kriechens unter konstanten Lasten wird durch reduzierte Widerstandswerte berücksichtigt. 2) aus Verkehrslasten wie zum Zeitpunkt t = 0 3) Schwinden Durch das Schwinden der Fahrbahnplatte entsteht eine Zugnormalkraft im Beton. Aus Gleichgewichtsgründen muss diese Schwindnormalkraft auf den Verbundquerschnitt als Druckkraft wirken. Aus dem Versatz zur Schwerlinie resultiert das Schwindmoment MSch

Momentenverläufe [kNm]

527

ns = 18,46 Ea = 210 000 N/mm2 εcs,f= –0,376‰ = –0,000376 N Sch = ε cs,∞ ⋅

Ea ⋅Ac = −0,000376 ⋅ ns

kN cm2 ⋅ 4165,6 cm2 = 1781,9 kN 18,46

21000 ⋅

MSch = NSch · ziS = 1781,9 kN · 35,51 cm = 632,8 kNm

Querkraftverläufe [kN] am halben System

Stahlträger: Ma

Stahlträger: Va

Ständige Lasten: t = 0

Ständige Lasten: t = 0

Ständige Lasten: t o ∞

Ständige Lasten: t o ∞

Verkehr: qSt

Verkehr: qSt

Bild 8.4-8 Schnittgrößen am halben System

528

8 Berechnung

Verkehr: qF

Verkehr: qF

Verkehr: QSLW

Verkehr: QSLW

Schwinden:

Schwinden:

Schwinden: Normalkraft [ kN ] Bild 8.4-8 (Fortsetzung)

Querschnittsnachweise für den Grenzzustand der Tragfähigkeit: Stützquerschnitt: t = 0 Es wird ein komplett gerissener Betonquerschnitt angenommen. Die Schnittkräfte

müssen vom Gesamtstahlquerschnitt aufgenommen werden. Die Betonierlast wirkt auf den reinen Baustahlquerschnitt. ha = 817 m + 2 · 22 mm = 86,1 cm za = 45,23 cm

σ a ,u

M = a ⋅ (ha − za ) + ( M g ,St + M p,St + M P,St ) ⋅ Ia = −235

ha +

hc − zSt N 2 = −34,9 > f yd ,a I St mm2

N mm2

σ s = ( M g ,St + M p,St + M P,F ) ⋅

zSt + zs1 I St

= 30,41

N N < f yd ,s = 435 2 mm mm2

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

529

Feldquerschnitt: t = 0 M σ a ,u = a ⋅ (ha − za ) + ( M g ,F + M p,F + M P,F ) ⋅ Ia

σ c,o = (M g ,F + M p,F

ha +

hc − zi0 N N 2 = 32,4 < f yd ,a = 235 mm2 mm2 Ii0

hc 2 = − 1,63 N > f = 0,85 ⋅ f ck = −17,0 N + M P,F ) ⋅ cd mm2 mm2 γc I i 0 ⋅ n0 zi0 +

Stützquerschnitt: t o ∞ M σ a ,u = a ⋅ (ha − za ) + ( M B,St + M p,St + M P,St + MS,St ) ⋅ Ia N = − 235 mm2

σ s = (M B,St + M p,St + M P,St + MS,St ) ⋅

zSt + zs1 I St

= 107,3 ,

ha +

hc − zSt N 2 = − 82,4 > f yd ,a mm2 I St

N N < f yd ,s = 435 2 mm mm2

Feldquerschnitt: t o ∞

σ a ,u

M = a ⋅ (ha − za ) + M B,F ⋅ Ia + M S,F ⋅

ha +

ha +

hc h − ziB ha + c − zi 0 2 2 + ( M p,F + M P, F ) ⋅ I iB Ii0

hc − ziS N N N 2 − S = 30,4 < f yd , a = 235 mm2 mm2 I iS AiS

hc hc hc + z iB + zi0 + ziS NS N 2 2 σ c,o = M B,F ⋅ + ( M p,F + M P,F ) ⋅ + MS,F ⋅ 2 − + S I iB ⋅ nB I i 0 ⋅ n0 I iS ⋅ nS AiS ⋅ nS Ac = − 0,14

f N N > f cd = 0,85 ⋅ ck = −17,0 2 mm mm2 γc

Verbundfuge: a) Widerstandskraft der Dübel Die Betonplatte wird über Kopfbolzendübel ‡ 7/8s mit dem Stahlprofil schubfest verbunden. Die Bemessung der Kopfbolzendübel erfolgt nach [DIN-FB 104, 2003]II-6. Teilsicherheitsbeiwert im Grenzzustand der Tragfähigkeit: γv = 1,25

Abmessungen: d = 22,2 mm

Schaftdurchmesser des Dübels h = 12,5 cm Gesamthöhe des Bolzens dKopf = 35 mm Durchmesser des Dübelkopfs h/d = 5,6 Ÿ α = 1,0 für h/d > 4 fu = 360 N/mm2

530

8 Berechnung

fck = 30 N/mm2 Ecm = 31 900 N/mm2 Die Grenzscherkraft eines Kopfbolzendübels ergibt sich aus dem jeweils kleineren Wert der nachfolgenden Gleichungen [DIN-FB 104, 2003]-II-6.3.2.1(1)): a) PRd =

0,8 ⋅ f u ⋅ π ⋅ d 2 4 ⋅γ v

= 89,2 kN

b) PRd = 0,29 ⋅ α ⋅ d 2 ⋅ f ck ⋅ Ecm ⋅ = 111,9 kN

nerf =

1 γv

T1 = 194,4 kN/m T2 = 154,9 kN/m T3 = 119,23 kN/m T4 = –99,3 kN/m T5 = –122,1 kN/m T6 = –161,7 kN/m T7 = –374,7 kN/m T8 = –399,2 kN/m Anzahl der Dübel: Tdi ⋅ li PRd

Bild 8.4-9 Verlauf der max. Querkräfte

kN ⋅ 1,271 m m = 2,77 ⇒ 3 Dübel 89,2 kN

kN ⋅ 117 , m m = 2,03 ⇒ 3 Dübel 89,2 kN

kN ⋅ 0,73 m m = 1,0 ⇒ 1 Dübel 89,2 kN

l4 = 1,27 m kN ⋅ 1,27 m m = 2,3 ⇒ 33 Dübel 89,2 kN

161,7

Feld 5 nerf =

l3 = 0,73 m

−122,1

Feld 4 nerf =

l2 = 1,17 m

154,9

Feld 3 nerf =

l1 = 1,27 m

194,4

Feld 2 nerf =

Ÿ min PRd = 89,2 kN Nachweis für t = 0 V(x) für t = 0 Aufzunehmender Schubfluss in der Verbundfuge S S T ( x ) = V ( x ) ⋅ =V ( x ) ⋅ i 0 I Ii0

nerf =

Feld 1

l5 = 0,784 m kN ⋅ 0,784 m m = 3,5 ⇒ 4 Dübel 89,2 kN

−399,2

Nachweis für t o ∞ Die Schubkraft aus Schwinden wirkt der Schubkraft aus Verkehr und ständigen Lasten teilweise entgegen. Der Einfluss der Entlastung aus ständigen Lasten wird vernachlässigt. Anteil der ungünstig wirkenden Querkraft aus ständigen Lasten und Verkehr:

Bild 8.4-10 Verlauf der bemessungsrelevanten Querkräfte

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

T5 = –122,1 kN/m T8 = –399,2 kN/m Nach [DIN-FB 104, 2003]-II-6.2.4(2) darf bei Kopfbolzendübeln der Schubfluss aus Schwinden über die Lasteinleitungslänge beff (mitwirkende Breite der Betonfahrbahn) konstant angenommen werden. TN =

kN − N S −1781,9 kN , = = −14031 1,27 m m beff

531

Feld 3 l3 = 0,73 m (Vereinfachend wird hier für die ständige Last mit den Werten von t = 0 gerechnet. Die Abweichung zum Zeitpunkt t o ∞ beträgt weniger als 1%)

nerf =

kN ⋅ 0,73m m = 2,5 89,2 kN

−122,1 − 76,2

Ÿ 3 Dübel Feld 4: l3 = 1,27 m

nerf =

kN ⋅ 1,27 m m = 18,9 89,2 kN

(14031 , − 76,2)

Ÿ 19 Dübel Feld 5: l3 = 0,784 m (Vereinfachend wird hier für die ständige Last mit den Werten von t = 0 gerechnet. Die Abweichung zum Zeitpunkt t o ∞ beträgt weniger als 1%) Bild 8.4-11 Schubfluss am halben System

nerf =

Aus Querkraft VS:

kN ⋅ 0,784 m m = 3,5⇒ 89,2 kN

−399,2 − 76,2

Ÿ 4 Dübel

Bild 8.4-12 Vs am halben System

Anordnung der Dübel: Maximaler Längsabstand: e≤

cm { 6 ∙ h 80= 196,8 cm c

kN S TS = VS iS = −76,2 m I iS Anzahl der Dübel: Feld 1 nerf =

l1 = 1,27 m kN ⋅ 1,271 m m = 211 , 89,2 kN

−14031 , − 76,2

Ÿ22 Dübel Feld 2 l2 = 1,17 m Bemessungsrelevant ist der Zeitpunkt t = 0

Ÿ 80 cm wird maßgebend Minimaler Längsabstand: e ≥ 5 d = 11,1 cm Dübel im Feld 1 und 4 in 2 Reihen à 11 Stück Abstand e = 1,27 m/11 = 11,5 cm > 11,1 cm Gewählter Abstand im Feld 2 + 3: e = 0,73/3 = 0,24 m Gewählter Abstand im Feld 5: e = 0,784/4 = 0,20 m Abstände in Querrichtung: Minimaler Randabstand eRand = 2 cm

532

Bild 8.4-13 Anzahl der Dübel je Feld

8 Berechnung

Schnitt B-B wird maßgebend, da sowohl die überzuleitende Kraft größer als auch die Dübelumrissfläche kleiner als die Gurtanschnittsfläche ist und weniger Bewehrung diese kreuzt. Überzuleitende Kraft: Tmax = (14031 , + 76,2) vsd = Tmax ⋅

kN kN = 1479,3 m m

Ac − Ab−b kN = 1392,9 m Ac

Tragfähigkeit nach [DIN-FB 104, 2003]-II6.5.1 und [DIN-FB 102, 2003]-II-4.3.2.4.4

Bild 8.4-14 Querbewehrung und Dübelflächen

vRd

⎧( As1 ⋅ f yd , s ) ⋅ 2 ⋅ cot θ ⎪ = min ⎨ Ac v ⋅ 0,75 ⋅ f cd ⎪ tan θ + cot θ ⎩ mit Druckstrebenwinkel θ = 45°

Minimaler Dübelabstand emin = 2,5 · d = 2,5 · 22,2 cm = 5,55 cm gewählt: 8 cm Randabstand + 16 cm Dübelabstand + 8 cm Randabstand Ÿ b = 32 cm

vRd

2 2 ⎧ 31,42 mm /m ⋅ 435 N/mm ⋅ 2 = 2733,5 kN ⎪ ⎪ = min ⎨4450 cm2 /m ⋅ 1,0 ⋅ 0,75 ⋅ 17 N/mm2 ⎪ ⎪ = 2836,9 kN/m2 ⎩

Nachweis der Querbewehrung: Obere Stahllage ‡16/10 Ÿ as = 20,11 cm2/m

vRd = 2733,5 kN/m > vsd = 1392,9 kN/m

Untere Stahllage ‡ 20/10 Ÿ as = 31,42 cm2/m

8.4.5 Ermüdungsnachweis

Ac,eff = 4165,6 cm2 Gurtanschnittsfläche AA–A = hc · (eDübel + dKopf ) · 1 m = 639,6 cm2 Dübelumrissfläche AB–B = hDübel · (eDübel + dKopf ) · 1 m = 243,8 cm2 Anrechenbare Betonfläche 2 AA–A cv = 2 · hc/1 m = 6560 cm /m

AB–B cv = (eDübel + dKopf + 2 · hDübel)/1 m = 4450 cm2/m

Nach bisheriger in Deutschland gültiger Normung musste für Straßenbrücken kein Ermüdungsnachweis geführt werden. Dies hat sich mit Einführung der DIN-Fachberichte geändert. Folgende Nachweise müssen geführt werden: 1. Für Bau-, Beton- und Spannstahl: Nachweis der Ermüdung mit schädigungsäquivalenten Spannungsschwingbreiten [DIN-FB 104, 2003]-II-4.9.6) 2. Für druckbeanspruchte Betonquerschnitte: Nachweise nach [DIN-FB 102, 2003]-II-4.3.7. 3. Für Kopfbolzendübel: Nachweis der Ermüdung, basierend auf Spannungs-

533

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

schwingbreiten [DIN-FB 104, 2003]-II6.1.5). Zu 1.:

γ Ff ⋅ Δσ E ≤

Δσ Rk (N *)

γ Mf

mit Teilsicherheitsbeiwert für Ermüdungslasten γMf Teilsicherheitsbeiwert für die Beanspruchbarkeit unter Ermüdung 'σE schadensäquivalente Spannungsschwingbreite 'σRk (N*) charakteristischer Wert der Ermüdungsfestigkeit für die maßgebende Ermüdungsfestigkeitskurve und die Lastwechselzahl N*

γFf

Zu 3:

γ Ff ⋅ Δτ E2 ≤

Δτ c γ Mf , v

γFf Teilsicherheitsbeiwert für Ermüdungslasten JMf,v =1,25, Teilsicherheits-beiwert für die Beanspruchbarkeit der Verbundmittel unter Ermüdung 'τE schädigungsäquivalente Schubspannungsschwingbreite

'τc = 90 N/mm2, der Bezugswert der Ermüdungsfestigkeit für 'τR bei Nc = 2 × 106 Lastspielen Treten unter der nicht-häufigen Lastkombination im Betongurt Zugspannungen auf, muss auch die nachfolgende Bedingung überprüft werden:

γ Ff ⋅ Δσ E ≤ 1,0 , und Δσ c γ Mf, a γ Ff ⋅ Δσ E γ Ff ⋅ Δτ 2E + ≤ 1,3 Δσ c Δτ c γ Mf, a γ Mf , v mit γMf, a = γMf , Teilsicherheitsbeiwert für die Beanspruchbarkeit unter Ermüdung 'σc Bezugswert der Ermüdungsfestigkeit 'σR für die maßgebende Kerbfallklasse für Nc = 2 × 106 Lastwechsel Exemplarisch wird im Folgenden der Ermüdungsnachweis für die Kopfbolzendübel durchgeführt. Die Schnittgrößen müssen mit dem Ermüdungslastmodell 3 (ELM3) nach [DINFB 101, 2003] ermittelt werden.

Bild 8.4-15 Laststellung des ELM3 nach DIN-FB 101

534

8 Berechnung

Es muss die Spannungsdifferenz aus der ungünstigsten und günstigsten Laststellung von 4 Achslasten in Höhe von 120 kN ermittelt werden. Der Teilsicherheitsbeiwert für Ermüdungslasten muss nach [DINFB 103, 2003]-II-9.3 zu 1,0 gewählt werden. Die ungünstigste Laststellung wird aus der Berechnung im Grenzzustand der Tragfähigkeit übernommen. Die SLW-Lasten können nicht außerhalb des durch die Schrammborde begrenzten Fahrbahnbereichs auftreten. Die Laststellung mittig über der Mittelstütze bringt eine geringere Schubflussdifferenz als die Laststellung mittig im zweiten Feld. Die Schubflussdifferenz ist der Unterschied zwischen dem Höchstwert aus der max. Laststellung und 0. Die Schnittgrößen können somit über das Verhältnis der anzusetzenden Lasten ermittelt werden: Last aus dem Grenzzustand der Tragfähigkeit: Pk, SLW = 240 kN Q1,ELM3 = 118,7 kN ⋅

120 = 39,6 kN 1,5 ⋅ 240

Q2,ELM3 = −87,7 kN ⋅

120 = −29,2 kN 1,5 ⋅ 240

Q3,ELM3 = −293,9 kN ⋅

120 = −98,0 kN 1,5 ⋅ 240

Hieraus folgt die max. Schubflussdifferenz und die Spannungsschwingbreite im Feld 2: Si0 'v1 = 39,6 kN · 5 = 40,1 kN/m Ii0  'v1 'τp1 = 99 nDüb · ADüb 

kN 40,1 5 m = 90006 4,1(Düb/m) · π · (0,0222 m)2/4 N = 25,3 9 mm2

und im Feld 5: Si0 'v3 = –98,0 kN · 5 = – 101,3 kN/m Ii0  'v3 'τp3 = 99 nDüb · ADüb kN –101,3 5 m = 90008 5,01(Düb/m) · π · (0,0222 m)2/4



MN = –52,2 7 m Die anderen Bereiche sind nicht bemessungsrelevant. Die schädigungsäquivalente Schubspannungsschwingbreite Δτ2E ergibt sich nach [DIN-FB 104, 2003]-II-6.1.5(4) (4) zu 'τ2E = λv · Ф · 'τp mit Ф = Ф2 = 1,0 für Straßenbrücken, nach [DIN-FB 103, 2003]-II-9.4.1(5) λv = λv1 · λv2 · λv3 · λv4 ≤ λmax λv1 berücksichtigt die Spannweite, λv2 die Verkehrsstärke, λv3 die geplante Nutzungszeit und λv4 die Begegnungshäufigkeit bei Schwerverkehr auf beiden Fahrstreifen. λv1 = 1,55 nach [DIN-FB 104, 2003]-II6.1.5(3) für Straßenbrücken bis 100 m Spannweite 1

⎛ N ⎞8 Q λv 2 = m1 ⋅ ⎜ obs ⎟ Q0 ⎝ N 0 ⎠ mit Q0 = 480 kN und N0 = 0,5 · 106 als Bezugswerte [DIN-FB 103, 2003]-II-9.5.2(4), Exponent nach [DIN-FB 104, 2003]-II6.1.5(3) x Qm1 ist das durchschnittliche Gesamtgewicht der Schwerlastwagen. Für den vorliegenden Wirtschaftsweg wird das Durchschnittsgewicht zu Qm1 = 200 kN angenommen.

8.4 Ausgewählte Nachweise bei einer Verbundbrücke

x Für örtliche Straßen mit geringem LKWAnteil ist Nobs = 0,05 · 106.

535

8.4.6 Nachweis im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit

1

200 kN ⎛ 0,05 ⋅ 106 ⎞ 8 ⋅⎜ λv 2 = ⎟ = 0,312 480 kN ⎜⎝ 0,5 ⋅ 106 ⎟⎠ λv3 = 1,0

nach [DIN-FB 103, 2003]II-9.5.2(5) für eine geplante Nutzungsdauer von 100 Jahren. λv4 = 1,0 Dieser Beiwert berücksichtigt die gegenseitige Beeinflussung mehrerer Schwerlastspuren. Der vorliegende Wirtschaftsweg wird nur einspurig befahren. λmax = 2,5/1,8 für den Feldbereich/Stützbereich, nach [DIN-FB 103, 2003]-II-9.5.2(6) λv = 1,5 · 0,312 · 1,0 · 1,0 = 0,484

Die schädigungsäquivalente Schubspannungsschwingbreite im Feld 2 und 5 wird hiermit zu N N = 12,2 Δτ 2E2 = 0,484 ⋅ 1,0 ⋅ 25,3 2 mm mm2 und N N = 25,3 Δτ 2E5 = 0,484 ⋅ 1,0 ⋅ 52,2 mm2 mm2 Der Bereich 5 ist maßgebend. Der Nachweis lautet:

γ Ff ⋅ Δτ 2E ≤ 1,0 ⋅ 25,3 ≤

Δτ c γ Mf , v

90,0 = 72,0 1,25

mit 'τc = 90,0 N/mm2 nach [DIN-FB 104, 2003]-II-6.1.5(4).

Im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit müssen unter anderem die folgenden Nachweise geführt werden: 1. Rissbreitenbegrenzung im Beton 2. Spannungsbegrenzung in den Elementen Baustahl, Betonstahl und Beton 3. Begrenzung der Verformung unter Gebrauchslast (für Straßenbrücken sind geeignete Grenzwerte mit dem Bauherrn zu vereinbaren). 4. Nachweis der Verbundfuge: Anzahl und Verteilung der Dübel unter Gebrauchslast Zu 1.: Der Nachweis der Rissbreitenbegrenzung erfolgt analog zum Nachweis für Betonbrücken nach [DINFB 102, 2003]. Diese Problematik wird in diesem Buch in den Abschnitten 8.5.6 und 8.5.7 behandelt. Zu 2.: Der Nachweis der Spannungsbegrenzung und der Verformungsnachweis erfolgen über eine elastische Berechnung unter Gebrauchslast. Die Vorgehensweise entspricht der Berechnung im Traglastfall. Auf eine Ausführung wird hier darum verzichtet. Zu 3.: Nachweis der Verbundfuge: Im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit beträgt der Bemessungswert der Längsschubkrafttragfähigkeit 60% der charakteristischen Grenzscherkraft PRk des Verbundmittels. 0,6 · PRk = 0,6 · PRd · γv = 0,6 · 89,2 kN · 1,25 = 66,9 kN Der Nachweis wird analog zum Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit geführt. Offensichtlich wird für die Anzahl der Dübel der Nachweis im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit maßgebend, da der Lastanteil aus Schwinden mit γFser = γFult = 1,0 gleich bleibt.

536

8.5 Betonbrücken Gerhard Mehlhorn und Thomas Jahn 8.5.1 Vorspannung von Betonbrücken Betonbrücken mit größeren Stützweiten werden heute in der Regel vorgespannt. Der Grundgedanke der Vorspannung ist, den aus Lasten entstehenden Spannungen einen gewollten, entgegenwirkenden Spannungszustand zu überlagern. Beton weist nur eine verhältnismäßig geringe Zugfestigkeit auf. Sie beträgt etwa 1/20 bis 1/10 seiner Druckfestigkeit und ist zum Tragen von Lasten meist nicht verfügbar, weil sie durch unvermeidbare innere Spannungen (infolge ungleichmäßigem Austrocknens, Temperaturunterschieden) teilweise oder ganz aufgebraucht wird. Daher lag es mit der Entwicklung des Stahlbetons nahe, die Idee der Vorspannung auf diesen Werkstoff anzuwenden. Durch das Vorspannen soll der Spannungszustand im Tragwerk aus Beton im Gebrauchszustand so beeinflusst werden, dass im Beton keine Risse oder nur solche mit sehr geringen Rissbreiten auftreten. Dies lässt sich dadurch erreichen, dass vorgedehnte und dadurch vorgespannte Stähle sich gegen den Beton abstützen und damit auf den Beton Druckkräfte ausüben. Da die Vorspannung einer Platte oder eines Trägers nicht ohne Verformung erfolgen kann, treten am statisch unbestimmt gelagerten Tragwerk wegen der Verformungsbehinderung zusätzlich Zwangschnittgrößen auf. Diese sind bei den Schnittgrößenermittlungen und bei den Nachweisen in den Grenzzuständen zu berücksichtigen. Die infolge äußerer Last und Zwang im Tragwerk entstehenden Zugspannungen werden durch die Vorspannung überdrückt. Die Vorspannung kann verschiedenartig aufgebracht werden. In den meisten Fällen

8 Berechnung

wird sie erzeugt, indem Spannglieder aus Stahl oder aus Faserverbundwerkstoffen vorgedehnt und im gespannten Zustand mit dem Beton verbunden werden. Man kann die Vorspannung aber auch durch eine zweckmäßige Wahl des Bauvorgangs erzielen, z. B. durch Vorbelastung, durch planmäßige Auflagersenkung bei durchlaufenden Trägern oder durch Pressen, die von Widerlagern aus Druckkräfte auf das vorzuspannende Bauteil ausüben. Eine weitere Möglichkeit stellt die elektrothermische Vordehnung von Spanngliedern aus Stahl dar. Hier soll ausschließlich die Erzeugung der Vorspannung mittels Spanngliedern aus hochfestem Stahl (Spannstahl) betrachtet werden. Spannverfahren unterscheiden sich hinsichtlich der Anordnung der Spannglieder, des Zeitpunkts der Erzeugung der Vorspannung und der Art des Verbunds. 1. in Abhängigkeit von der Verbundwirkung: 1.1 Vorspannung ohne Verbund: externe Vorspannung: Spannglieder liegen außerhalb des Betonquerschnitts und tragen an den Umlenk- und Verankerungsstellen die Vorspannkräfte in das Bauteil ein. interne Vorspannung: Spannglieder liegen innerhalb des Betonquerschnitts, Drähte, Stäbe oder Litzen werden in einer Korrosionsschutzumhüllung geführt (der Spannstahl kann sich in der Längsrichtung frei bewegen und ist nur an den Verankerungsstellen fest mit dem Tragwerk verbunden). 1.2 Vorspannung mit sofortigem Verbund: Spannglieder werden nach dem Vorspannen so in den Beton eingebettet, dass gleichzeitig mit dem Erhärten des Betons Verbund zwischen beiden Materialien entsteht (glatte

8.5 Betonbrücken

Einzeldrähte sind dafür ungeeignet und deshalb nicht zulässig). 1.3 Vorspannung mit nachträglichem Verbund: Beton wird zunächst ohne Verbundwirkung zwischen Spanngliedern und Beton vorgespannt, später wird die Verbundwirkung hergestellt. 2. in Abhängigkeit von der Art der Verankerung: 2.1 Endverankerungen mit besonderen Ankerkörpern, 2.2 Endverankerungen durch den Verbund zwischen Spannstahl und Beton (Verankerung durch Haftungs-, Reibungs- und Scherverbund). 3. in Abhängigkeit vom Zeitpunkt des Vorspannens der Spannglieder: 3.1 Spannen vor dem Erhärten des Betons, 3.2 Spannen nach dem Erhärten des Betons. Beim Vorspannen vor dem Erhärten des Betons, der sogenannten Spannbettvor-

537

spannung, Bild 8.5-1, der Vorspannung mit sofortigem Verbund, wird der Spannstahl im „Spannbett“ vor dem Betonieren vorgespannt. Der vorgespannte Spannstahl wird an den Enden in ortsfesten Blöcken verankert. Mit dem Erhärten des in die Schalung eingebrachten Betons wird der Verbund zwischen Spannstahl und Beton wirksam. Nach ausreichender Erhärtung des Betons wird die Verankerung des Spannstahls gelöst. Wegen der Verbundwirkung kann sich der Spannstahl nicht auf seine ursprüngliche Länge, die er vor dem Spannen hatte, verkürzen. Bei idealem (perfektem) Verbund zwischen Spannstahl und Beton müssen der Spannstahl und der Beton sich um das gleiche Maß verkürzen. Die verbleibende Zugkraft im Spannstahl und die Druckkraft im Beton sind gleich groß. Dieses Verfahren wird ausschließlich bei Bauteilen in Fertigteilwerken angewendet. Durch bereichsweises Umwickeln der Spannglieder mit Kunststoff-Umhüllungen (abisolieren) wird in diesen Bereichen der Verbund ver-

Bild 8.5-1 Prinzip der Vorspannung mit sofortigem Verbund

538

hindert, wodurch bei Vorspannung im Spannbett die eingetragene Vorspannkraft über die Bauteillänge variiert werden kann. Bei Spannverfahren mit nachträglichem Verbund werden Spannstähle in Hüllrohren (Hüllrohre aus Kunststoff oder Stahl), ungespannt, innerhalb der Schalung verlegt (Bild 8.5-2a). Die Spannstähle, die aus Drähten, Stäben oder Litzen bestehen, bleiben innerhalb der Hüllrohre in Längsrichtung beweglich und werden nach dem Betonieren gegen den erhärteten Beton unter Verwendung besonderer Spanneinrichtungen gespannt und verankert (Bild 8.5-2b). Anschließend wird zu Erzeugung der Verbundwirkung und zum Schutz des Spannstahls vor Korrosion der noch vorhandene Luftraum in den Hüllrohren mit Einpressmörtel ausgefüllt (Bild 8.5-2c). Ein wesentliches Merkmal der Spannverfahren mit nachträglichem Verbund ist,

8 Berechnung

dass die Spannglieder weitgehend beliebige Spanngliedführung erlauben. Lediglich durch die einzuhaltenden Krümmungsradien wird der Spanngliedverlauf beschränkt. Es ist auch möglich, die Spannglieder an beliebigen Stellen innerhalb des Tragwerks enden zu lassen. Dadurch können, für beliebige Stellen Größe, Lage und Richtung der erforderlichen Vorspannkräfte sowie der Zeitpunkt ihrer Aufbringung den Erfordernissen angepasst werden. Die Anspannstellen müssen jedoch während des Spannvorgangs zugänglich sein. Bei der externen Vorspannung, Bild 8.5-3, werden die Spannglieder außerhalb des Betonquerschnitts angeordnet. Die Vorspannung erfolgt gegen das Betonbauteil, wobei die Vorspannkräfte an den Verankerungs- und Umlenkstellen in das Bauteil eingetragen werden. Diese Vorspannart wird ohne Verbund ausgeführt, mit den Vorteilen der Nachspannbarkeit und der Austauschbarkeit der Spannstähle.

Bild 8.5-2 Prinzip der Vorspannung mit nachträglichem Verbund

8.5 Betonbrücken

Die Verwendung externer und interner Spannglieder führt zur sogenannten Mischbauweise, die in der Regel wirtschaftlicher als die rein-externe Vorspannung ist. Vor allem bei im Freivorbauverfahren errichteten Brücken und bei im Grundriss stark gekrümmten Brücken kann bei der Verwendung externer Spannglieder auf die Mischbauweise kaum verzichtet werden. Auch bei im Taktschiebeverfahren hergestellten Brücken und bei sehr schlanken Brücken kann die Verwendung der reinexternen Vorspannung zu konstruktiven Schwierigkeiten führen. Bei der Mischbauweise ist zu unterscheiden, ob es sich bei den internen Spanngliedern um solche mit oder ohne Verbund handelt. Die internen Spannglieder ohne Verbund, die wegen der Austauschbarkeit eine zweifache Umhüllung (inneres und äußeres Hüllrohr) haben müssen, sind wie die externen Spannglieder kontrollier-, austausch- und nachspannbar. Austauschbar sein muss dabei der Spannstahl zusammen mit dem inneren Hüllrohr und dem Korrosionsschutzfett. Es ist selbstverständlich, dass bei den rechnerischen Nachweisen mit Nettoquerschnittswerten zu rechnen ist. Handelt es sich bei der Mischbauweise für die Längsvorspannung der Brücke um die Kombination von externen Spanngliedern mit Spanngliedern im Verbund, muss nach [DIN-FB 102, 2003]-III, Abschnitt 3.2 der Anteil der mit externer Vorspannung aufgebrachten Vorspannkraft mindestens 20% der gesamten erforderlichen Vorspannkraft betragen. Außerdem sind erhöhte An-

Bild 8.5-3 Prinzip der externen Vorspannung

539

forderungen für Nachrüstungsmaßnahmen zur Instandhaltung und zur eventuellen späteren Verstärkung zu beachten [DINFB 102, 2003]-III, Abschnitt 3.4 (1) P.

8.5.2 Schnittgrößen infolge Vorspannung Die Schnittgrößen (Spannungen, Kräfte und Verformungen) werden an Balken in rechtwinklig zur Balkenachse liegenden Schnitten ermittelt. Bei gegen die Balkenachse gekrümmt oder schräg verlaufenden Spanngliedern kann man wegen der sehr geringen Neigung α der Spanngliedachse (bei i. d. R. schlanken vorgespannten Platten und Balken, gilt nicht für Querträgerscheiben), die vertikale Komponente der Vorspannkraft P ·sin (α) vernachlässigen. Für die gesamte Tragwerkslänge kann mit guter Näherung PH | P gesetzt werden.

8.5.2.1 Querschnittswerte Bei Berechnungen an vorgespannten Tragwerken dürfen keine Querschnittsanteile vernachlässigt werden, da sonst unzutreffende Schnittgrößenverläufe ermittelt werden. Bei Druckplatten von Plattenbalkenund Kastenquerschnitten ist die tatsächlich mitwirkende Plattenbreite, z. B. nach [Brendel, 1959], zu berücksichtigen. Für die statische Berechnung von Bauteilen, die vor dem Erhärten des Betons vorgespannt werden, benötigt man ideelle Querschnittswerte, weil bereits vor dem Ab-

540

setzen der Vorspannkraft Verbund zwischen Spannstahl und Beton besteht. Auch zur Ermittlung von Beanspruchungen an Bauteilen, die mit nachträglichem Verbund vorgespannt werden, sind für die nach der Herstellung des Verbunds aufgebrachten Belastungen die ideellen Querschnittswerte maßgebend. An Querschnitten, die nach dem Erhärten des Betons vorgespannt werden, kann für die Bestimmung der vor der Herstellung des Verbunds entstehenden Beanspruchungen, also auch für Beanspruchungen infolge der Vorspannung, bei in der Regel im Verhältnis zum Betonquerschnitt der Zugzone geringem Stahlquerschnitt, mit Beton-Brutto-Querschnittswerten gerechnet werden. Bei großem Spannstahlbewehrungsgrad oder bei genaueren, materialsparenden Berechnungen benötigt man neben den ideellen Querschnittswerten noch die Querschnittswerte des Betonquerschnitts, bei dem die Querschnittsflächen der Hüllrohre der Spannglieder abgezogen werden (BetonNetto-Querschnittswerte). Der Stahlquerschnitt bleibt hierbei unberücksichtigt. Diese Querschnittswerte sind für die Eigenlasten sowie die Vorspannkräfte maßgebend. Der Ansatz von Beton-Netto-Querschnittswerten sollte insbesondere für Nachweise an Querschnitten mit Spanngliedkopplungen (Berücksichtigung aller vor dem Verpressen vorhandener Hohlräume) erfolgen. Bei der Ermittlung der ideellen Querschnittswerte am Verbundquerschnitt sind zu den Beton-Brutto-Querschnittswerten nur die (αp – 1)-fachen Querschnittsflächen des Stahls (αp = Ep /Ec) anzusetzen, da die mit Verpressmörtel ausgefüllten Hohlräume in den Hüllrohren näherungsweise als Betonquerschnitte behandelt werden, siehe z. B. Gl. (8.5-25). Ideelle Querschnittswerte gelten für alle Lasten, die zeitlich nach Herstellung des Verbundquerschnitts aufgebracht werden. Bei vorgespannten Bauteilen mit internen Spanngliedern ohne Verbund wirken

8 Berechnung

die Vorspannkräfte auf den Beton-NettoQuerschnitt. Wegen des fehlenden Verbunds dürfen ideelle Querschnittswerte nicht verwendet werden. Das Spannglied wird als reibungslos im Hüllrohr liegendes Zugband betrachtet, dessen Spannungsänderungen unter Last sich aus der Gesamtverzerrung der Betonfaser in Höhe der Spanngliedachse ergibt. Im Folgenden werden Gleichungen zur Ermittlung von Querschnittswerten des Betonquerschnitts, des Spannstahlquerschnitts sowie des Verbundquerschnitts angegeben. a) Spannstahl – Querschnittswerte (Index p): Die Gesamtquerschnittsfläche der Spannstähle wird aus der Summe der Einzelflächen der Spannstähle ermittelt: m

Ap = ∑ Ap, j j =1

(8.5-1)

Apj … Fläche des einzelnen Spannglieds m … Anzahl der Spannglieder

Bild 8.5-4 Vorgespannter Betonquerschnitt, Bezeichnungen

8.5 Betonbrücken

541

Die Abstände y–p und z–p der geometrischen Schwerachsen des Gesamt-Spannstahlquerschnitts bezogen auf das globale y–-z–Koordinatensystem ergeben sich zu: yp = zp =

m

1 ⋅ ∑ y p, j ⋅ Ap, j Ap j =1 1 ⋅ ∑ z p, j ⋅ Ap, j Ap j =1

(8.5-3)

Für die Trägheitsmomente der GesamtSpannstahlfläche bezüglich des Schwerachsenkoordinatensystems folgt: m

I yp = ∑ I yp, j + Ap, j ⋅ (z p − z p, j

)2

zb =

1 m ⋅ ∑ z j ⋅ Acb, j Acb j =1

(8.5-8)

y–-Koordinate des Schwerpunkts des Teilquerschnitts z–-Koordinate des Schwerpunkts des Teilquerschnitts

z–j

Für die Flächenmomente 2. Grades (Trägheitsmomente) bzgl. der globalen Achsen gilt: m

I ycb = ∑ I ycb, j + z j2 ⋅ Acb j =1

I zp = ∑ I zp, j + Ap, j ⋅ ( y p − y p, j j =1

)2

j =1

(8.5-5) Iycb, j

Eigenträgheitsmomente des j-ten Spannglieds

Die Eigenträgheitsmomente der Spannglieder werden in den Gln. (8.5-4) und (8.5-5) i. d. R. vernachlässigt, weil sie um Größenordnungen kleiner sind als die Steiner’schen Anteile. Die angegebenen Gleichungen gelten auch für Betonstahlquerschnitte (Index s) und für die Querschnittsflächen von Hüllrohren (Index h). b) Beton – Brutto – Querschnittswerte (Index cb): Für den in Bild 8.5-4 dargestellten Querschnitt lässt sich die Beton-Bruttoquerschnittsfläche aus der Summe der Teilquerschnittsflächen bestimmen. m

Acb = ∑ Acb, j

(8.5-9)

m

I zcb = ∑ I zcb, j + y 2j ⋅ Acb

m

j =1

(8.5-7)

(8.5-4)

j =1

Iyp, j , Izp, j

1 m ⋅ ∑ y j ⋅ Acb, j Acb j =1

y–j

Abstand des Schwerpunkts des Spannglieds von der z–-Achse Abstand des Schwerpunkts des Spannglieds von der y–-Achse

z–p, j

yb = (8.5-2)

m

y–p, j

Acb, j m

Die Abstände der Schwerachsen des Brutto-Querschnitts von der globalen y–- bzw. z–-Achse betragen:

(8.5-6)

Teilquerschnittsfläche Anzahl der Teilquerschnittsflächen

Izcb, j

(8.5-10)

Flächenmoment 2. Grades j-ten Teilquerschnitts bzgl. y-Schwerachse Flächenmoment 2. Grades j-ten Teilquerschnitts bzgl. z-Schwerachse

des der des der

Die Flächenmomente 2. Grades bzgl. der Schwerachsen des Bruttoquerschnitts sind: I ycb = I ycb − z b2 ⋅ Ab

(8.5-11)

I zcb = I zcb − y b2 ⋅ Ab

(8.5-12)

Nach [Fleßner, 1962] lassen sich die BruttoQuerschnittswerte polygonal berandeter Querschnitte, wie sie vor allem bei Brückenüberbauten anzutreffen sind, einfach mit Hilfe der Eckpunkt-Koordinaten des Rands bestimmen (siehe Bild 8.5-5). Für die vorgegebenen Richtungen der Koordinatenachsen ist der Rand des Querschnitts so zu umfahren, dass die Querschnittsfläche immer rechts des Rands liegt. Damit der Polygonzug geschlossen ist, entspricht

542

8 Berechnung

I ycb =

1 k ⋅ ∑ ( y j ⋅ z j+1 − y j+1 ⋅ z j ) 12 j =1 ⋅ (z j2 + zj ⋅ zj+1 + z 2j+1)

I zcb =

1 k ⋅ ∑ ( y j ⋅ z j+1 − y j+1 ⋅ z j ) 12 j =1 ⋅ ( y 2j + y j ⋅ y j+1 + y 2j+1)

Iy–cb , I–z cb

Bild 8.5-5 Knotennummerierung und Richtungssinn der Koordinatenachsen

der letzte Eckpunkt dem ersten. Dieses Verfahren eignet sich besonders gut für die rechnergestützte Berechnung von Querschnittswerten. 1 k Acb = ⋅ ∑ y j ⋅ z j+1 − y j+1 ⋅ z j 2 j =1 y–j, z–j k

(8.5-13)

globale Koordinaten der Eckpunkte, j = 1, 2, … , k Anzahl der Eckpunkte + 1

(8.5-18)

(8.5-19)

Flächenmomente 2. Grades des Querschnitts bezogen auf die globalen Achsen.

Die Trägheitsmomente bezüglich des Schwerpunkt-Koordinatensystems lassen sich nach den Gln. (8.5-11) und (8.5-12) bestimmen. [Käuffler, 1989] gibt Gleichungen an, mit denen Querschnittswerte polygonal berandeter Querschnitte mit kreisförmigen Randabschnitten bestimmt werden können. c) Beton – Netto – Querschnittswerte (Index cn): Die in den Gln. (8.5-20) bis (8.5-24) enthaltenen Werte Ap, y–p und y–p können bei Berechnungen an Beton-Querschnitten mit unverpressten Hüllrohren durch den Hüllrohrquerschnitt Ah bzw. die globalen Koordinaten y–h und z–h ersetzt werden. Acn = Acb − Ap

(8.5-20)

k

1 Sycb = ⋅ ∑ ( y j ⋅ z j+1 − y j+1 ⋅ z j ) ⋅ (z j + z j+1) 6 j =1 (8.5-14)

yn =

1 ⋅ ( Acb ⋅ y b − Ap ⋅ y p ) Acn

(8.5-21)

1 k S zcb = ⋅ ∑ ( y j ⋅ z j+1 − y j+1 ⋅ z j ) ⋅ ( y j + y j+1) 6 j=1 (8.5-15)

zn =

1 ⋅ ( Acb ⋅ z b − Ap ⋅ z p ) Acn

(8.5-22)

Sy–cb , S–z cb

statische Momente des Querschnitts bezogen auf die globalen Achsen.

y b = S zcb Acb

(8.5-16)

z b = Sycb Acb

(8.5-17)

y–b, z–b

globale Koordinaten Schwerpunkts

des

I ycn = I ycb + Acb ⋅ (z b −z n )2 − (I yp + Ap ⋅ (z p − z n)2 )

(8.5-23)

I zcn = I zcb + Acb ⋅ ( y b − yn)2 − (I yp + Ap ⋅ ( y p − yn)2 )

(8.5-24)

d) Ideelle Querschnittswerte (Index ci): Die ideellen Querschnittswerte gelten am Gesamtquerschnitt. Unter Ansatz der Bie-

8.5 Betonbrücken

543

ge- und Dehnsteifigkeiten werden aus den Spannstahlflächenkennwerten äquivalente Betonflächenkennwerte ermittelt und zu den Querschnittswerten der tatsächlichen Betonfläche addiert. Die angegebenen Gleichungen treffen nur unter der Annahme des linear elastischen Materialverhaltens im Bereich der untersuchten Schnittgrößen zu. Aci = Acb + (α p − 1) ⋅ Ap (8.5-25) mit: αp = Ep/Ec Die anderen Querschnittswerte werden analog berechnet. Für die globalen Koordinaten des ideellen Schwerpunkts folgt: 1 ( Acb ⋅ y b + (α p − 1) ⋅ Ap ⋅ y p ) Aci (8.5-26) 1 zi = ( Acb ⋅ z b + (α p − 1) ⋅ Ap ⋅ z p ) Aci (8.5-27) yi =

Die Trägheitsmomente bzgl. der ideellen Schwerachsen ergeben sich aus: I yci = I ycb + Acb ⋅ (zi − z b )2 + (α p −1) ⋅ (I yp + Ap ⋅ (zi − z p )2 )

zur Überlagerung von Biegezugspannungen eingesetzt wird, werden die maßgebenden Gleichungen zur Bestimmung der Schnittgrößen infolge Vorspannung am Biegebalken angegeben. Ausführliche Herleitungen der Bestimmungsgleichungen für Schnittgrößen an mit sofortigem Verbund vorgespannten Querschnitten sind in [Mehlhorn, 1998] und [Mehlhorn et al., 2002] enthalten. Gleichungen für die Schnittgrößen an zentrisch vorgespannten Querschnitten erhält man, indem der Abstand der Spanngliedlage zur Schwerachse zcp zu null gesetzt wird. Nach dem Aufbringen der SpannbettVorspannkraft P(0) ergibt sich die Größe der Dehnung des Spannstahls ε(0) p, p (Vordehnung im Spannbett) zu:

ε p(0,p) =

(8.5-29)

ε(0) p, p δ(0) p, p

lp σ(0) p, p P(0)

8.5.2.2 Schnittgrößen am statisch bestimmt gelagerten Tragwerk

lp

=

σ p(0,p) Ep

=

P (0) Ep ⋅ Ap

(8.5-30)

In Gl. (8.5-30) bedeuten:

(8.5-28) I zci = I zcb + Acb ⋅ ( yi − y b )2 + (α p − 1) ⋅ (I zp + Ap ⋅ ( yi − y p )2 )

δ p(0,p)

Spannbettdehnung des Spannstahls, Verlängerung des Spannstahls infolge der im Spannbett auf den Stahl aufgebrachten Vorspannkraft P(0), Länge des Spannstahls im unbelasteten Zustand, Spannbettspannung im Spannstahl, über die Spannpresse in den Spannstahl im Spannbett eingetragene Vorspannkraft, Elastizitätsmodul des Spannstahls, Querschnittsfläche des Spannstahls.

8.5.2.2.1 Spannen vor dem Erhärten des Betons

Ep Ap

Das Spannen des Spannstahls erfolgt im Spannbett. Sofort nach dem Einbringen des Betons tritt mit der Erhärtung des Betons der Verbund zwischen Beton und vorgespanntem Stahl ein. Da im BetonBrückenbau die Vorspannung vor allem

Nach dem Lösen der Spannbettverankerung, siehe Bild 8.5.1 c), wirkt die Vorspannkraft an der Stelle des Spannglieds auf das Bauteil. Der Balken verkürzt sich, und wegen der exzentrischen Spanngliedlage erfährt er zudem eine Verkrümmung. Die verbleibenden

544

8 Berechnung

Schnittgrößen des Betons und des Spannstahls werden mit einem Querstrich versehen. Die Eigenlast, die durch das Abheben des Balkens von der Schalung infolge Verkrümmung wirksam wird, bleibt bei den Gleichungen zur Bestimmung der nach dem Absetzen der Vorspannung verbleibenden Vorspannkraft zunächst unberücksichtigt. Es liegt somit aus Vorspannung ein reiner Eigenspannungszustand vor. Zur Ermittlung der tatsächlichen Schnittgrößen muss die Eigenlast auf den Verbundquerschnitt wirkend angesetzt werden. Vor und nach dem Lösen der Spannbettverankerung wirken im Element mit der infinitesimalen Länge dx = 1 des Verbundquerschnitts die im Bild 8.5-6 angegebenen Schnittgrößen. Unter der Voraussetzung perfekten Verbunds zwischen Beton und Stahl gilt die Verträglichkeitsbedingung: –ε = Δε– cp, p

–ε cp, p Δε–p, p

p, p

durch Lösen der Verankerung verursachte Betonstauchung in Höhe der Spannstahlfaser, Änderung der Spannstahldehnung infolge Lösen der Verankerung.

Die verbleibende Stahldehnung nach dem Lösen der Verankerung ergibt sich zu:

ε p,p = ε p(0,p) + ε cp,p = ε p(0,p) + Δε p,p .

(8.5-31)

Diesen Verzerrungen entsprechen die Spannungen:

σ p,p = σ p(0,p) + α p ⋅ σ cp,p .

(8.5-32)

σ–p, p

nach dem Lösen der Verankerung verbleibende Spannung im Spannstahl, σ(0) Spannbett-Spannung im Spannp, p stahl, σ–cp, p Spannung im Beton nach Lösen der Verankerung. Die im Spannstahl verbleibende Vorspannkraft ist: – P = A · σ– . p

p, p

Im Beton wirken: – – – – N c, p = –P und M c, p = –P · zcp . Zwischen den Kräften im Spannstahl vor und nach dem Lösen der Spannbettverankerung bestehen die Beziehungen: ⎡ Ep ⋅ Ap P (0) = P ⋅ ⎢1 + ⎢⎣ Ec ⋅ Ac

⎛ A 2 ⎞⎤ ⋅ ⎜1 + c ⋅ z cp ⎟⎥ Ic ⎝ ⎠ ⎥⎦ (8.5-33)

Bild 8.5-6 Infinitesimales Element mit der Länge dx = 1; Schnittgrößen und Verzerrungen aus Vorspannung bei Aufbringung der Spannbettvorspannkraft P(0) und nach dem Lösen der Spannbettverankerung

8.5 Betonbrücken

545 −1

⎡ Ep ⋅ Ap ⎛ Ac 2 ⎞⎤ P = P (0) ⋅ ⎢1 + ⋅ ⎜1 + ⋅ z cp ⎟⎥ Ic ⎢⎣ Ec ⋅ Ac ⎝ ⎠⎥⎦ (8.5-34) Ac, Ic und zcp stellen Netto-Beton-Querschnittswerte entsprechend den Gln. (8.520), (8.5-22) und (8.5-23) dar. Bei Spannbetonbauteilen, bei denen die Spannglieder vor dem Erhärten des Betons vorgespannt werden, wirken alle äußeren Lasten - auch die beim Aufbringen der Vorspannkraft gleichzeitig wirksam werdende Eigenlast - auf den Verbundquerschnitt. Zur Ermittlung der Spannungsverteilung im Querschnitt werden perfekter Verbund zwischen Beton und Stahl sowie die Bernoullische Hypothese vom Ebenbleiben der Querschnitte vorausgesetzt. Die Annahme des perfekten Verbunds bedingt, dass die aus äußeren Lasten (G + Q) herrührenden Verzerrungen in Höhe der Stahlfaser im Beton und im Stahl gleich sind. εp, g + q = εcp, g + q Die Spannungsverteilung im Balken aus äußeren Lasten kann somit nach den für nicht vorgespannten und vorgespannten bewehrten Beton allgemeingültigen Beziehungen für den Zustand I ermittelt werden. Die Spannungen im Verbundquerschnitt infolge äußerer Lasten Ng +q und Mg + q ergeben sich zu:

σ c ,g + q =

Ng + q Aci

+

M g +q I ci

⋅ z ci

(8.5-35)

⎛ N g +q M g +q ⎞ σ p,g +q = α p ⋅ ⎜⎜ + ⋅ zip ⎟ . ⎟ I ci ⎝ Aci ⎠ 8.5.2.2.2 Spannen nach dem Erhärten des Betons Beim Spannen nach dem Erhärten des Betons werden nach der Art des Verbunds zwei Verfahren unterschieden:

a) Spannbeton ohne Verbund: Die Spannglieder liegen hierbei entweder außerhalb des Betons (externe Vorspannung) oder sie werden längsverschieblich in mit Fett gefüllten Kunststoffummantelungen innerhalb des Betons geführt. b) Spannbeton mit nachträglichem Verbund: Die Spannglieder werden in Hüllrohren geführt. Nach dem Vorspannen erfolgt das Auspressen der Hüllrohre mit Zementmörtel. In den vorgenannten Fällen erfolgt das Spannen erst, wenn der Beton genügend erhärtet ist und zwar gegen den erhärteten Beton. Beim Spannen nach dem Erhärten des Betons wird in der Regel gleichzeitig mit dem Aufbringen der Vorspannung die Beanspruchung aus Eigenlast wirksam. Das Aufbringen der Vorspannung erfolgt i. d. R. mit Spannpressen, die sich gegen das vorzuspannende Bauteil abstützen. Die eingetragene Vorspannkraft wird am Manometer der Presse abgelesen. Zur Kontrolle werden zusätzlich die Spannwege gemessen. Hierbei ist zu beachten, dass sowohl am Manometer als auch bei der Spannwegmessung stets nur die Werte aus Vorspannung und der gleichzeitig wirkenden Eigenlast zusammen abgelesen werden können. Aus diesem Grund wird für die folgenden Betrachtungen die Vorspannkraft P als die Kraft definiert, die am Ende des Spannvorgangs am Manometer der Spannpresse abgelesen wird und die sich an einer beliebigen Stelle des Spannglieds mit Hilfe des Reibungsgesetzes aus der an der Anspannstelle aufgebrachten Vorspannkraft bestimmen lässt. Schnittgrößen, die während des Spannvorgangs wirksam werden, sind auf den reinen Betonquerschnitt zu beziehen, d. h. auf das statisch bestimmte Hauptsystem des aus dem Betontragwerk

546

8 Berechnung

und dem Zugband bestehenden innerlich statisch unbestimmten Systems. Bei Spannbeton mit nachträglichem Verbund werden nach dem Vorspannen die Hüllrohre verpresst. Die nachträglich auf das Bauteil aufgebrachten Lasten (Ausbaulasten, Verkehrslasten) wirken auf den Verbundquerschnitt; entsprechend sind bei der Berechnung dieser Schnittgrößen ideelle Querschnittwerte anzusetzen. Somit kann für die Spannungen im Beton infolge P und der gleichzeitig mit dem Anspannen wirksam werdenden Eigenlast angeschrieben werden:

σ c,g1+ p =

M g1 Ic

⋅ zc −

P P ⋅ z cp − ⋅ zc . Ac Ic (8.5-36)

Die Spannung im Spannstahl ergibt sich zu: P σ p,g1+ p = . (8.5-37) Ap Ac , Ic und zc sind Netto-Beton- Querschnittswerte. (Bei Vorbemessungen werden Beton-Brutto-Querschnittswerte verwendet, da der Spannstahlquerschnitt erst ermittelt werden muss). Für die Ermittlung der Spannungen infolge Belastungen, die bei Vorspannung mit nachträglichem Verbund nach dem Herstellen des Verbunds aufgebracht werden, gelten die Gl. (8.5-35). Die Betonspannungen infolge Vorspannung besitzen dann eine sinnvolle Größenordnung, wenn ihre Beträge etwa der Größe der Spannungen infolge äußerer Lasten entsprechen. Deshalb ist es besonders wichtig, die während des Spannvorgangs aufgebrachten Vorspannkräfte sorgfältig zu kontrollieren. Hierzu stehen zwei Möglichkeiten zur Verfügung: 1. Ablesen der Spannkraft P0 an der Anspannstelle (Manometer), 2. Kontrolle der berechneten Spannwege.

Beide Kontrollmöglichkeiten zusammen ergeben einen Beurteilungsmaßstab für die Höhe der aufgebrachten Spannkraft P0 und die Verteilung von P (x) über die Spanngliedlänge l. Für die nachträgliche Kontrolle der im Spannbett vorhandenen Kraft, besteht die Möglichkeit das Spannglied innerhalb einer definierten Länge in Querrichtung auszulenken und aus der für eine bestimmte Auslenkung erforderlichen Kraft auf die vorhandene Spannkraft zu schließen. Bei sehr langen im Beton liegenden Spanngliedern kann die Spannstahldehnung bzw. der Spannweg an Zwischenstellen (Fenstern) kontrolliert werden. Es wird hier vorausgesetzt, dass die Verteilung der Spannkraft P (x) (Spannkraft an der Anspannstelle P0 = P (x = 0) und der Reibungseinfluss (vgl. Abschnitt 8.5.2.2.3)) sowie die beim Spannen wirkenden Schnittgrößen Nc,p (x), Mc,p (x) und Mc,g1 (x) berechnet wurden. Im Bild 8.5-7 sind die Verläufe qualitativ für den vorgespannten Einfeldträger mit einem Spannglied angegeben. Der Spannweg δSp an der Anspannstelle des Spannglieds setzt sich im wesentlichen aus zwei Anteilen zusammen (Schlupf vernachlässigt): δp, p δcp, p + g1

Anteil aus Spannstahldehnung, Anteil aus Betonstauchung in Höhe des Spannglieds.

Für die einsträngige Vorspannung ergibt sich der Spannweg zu: δSp = δp, p – δcp, p + g1 .

(8.5-38)

Die „Schlupfwerte“ (missverständliche Bezeichnung), die in den einzelnen allgemein bauaufsichtlichen Zulassungen der Spannverfahren angegeben sind, setzen sich in der Regel aus zwei Anteilen zusammen. Der eine Anteil ergibt sich beim Vorspannen aus der Eindrückung der Verankerung unter der Pressenkraft in den Beton. Der zweite Anteil ist als ein für das jeweilige Spannverfahren spezifischer Nachlassweg

8.5 Betonbrücken

547

Bild 8.5-7 Schnittgrößenverlauf aus Vorspannung im von einer Seite vorgespannten Träger

zu betrachten und berücksichtigt z. B. bei Keilverankerungen den Keilschlupf (bei Gewindeverankerungen entsprechend die Verschiebung aus dem Gewindespiel) und die Verformungen der Verankerungsteile beim Umsetzen der Vorspannkraft von der Presse auf die Verankerung. Zur Berechnung der Auswirkungen des Schlupfs auf den Verlauf der Vorspannkraft siehe z. B. [Mehlhorn et al., 2002]. Die beiden Spannweg-Anteile nach der Gl. (8.5-38) ergeben sich zu:

⎫ dx ⎪ 0 0 Ep ⋅ Ap ⎪ ⎪ l l ⎪ P(x ) dx ⎬ δ cp,p+g1 = ∫ ε cp,p+g1(x ) dx = − ∫ ⎪ 0 0 Ec ⋅ Ac ⎪ l −P (x ) ⋅ z cp (x ) + M g1 (x ) ⎪ +∫ ⋅ z cp (x ) dx ⎪⎭ Ec ⋅ I c 0 l

δ p,p

= ∫ ε p,p (x ) dx

l

=∫

P(x )

(8.5-39)

Damit wird: l

δ Sp = ∫ 0

l

P(x ) P (x ) dx dx + ∫ E Ep ⋅ Ap 0 c ⋅ Ac l

+∫ 0

P ( x ) ⋅ z cp ( x ) − M g1 ( x ) Ec ⋅ I c

⋅ z cp (x ) dx .

(8.5-40) Es sei hier darauf hingewiesen, dass bei den meisten in der Baupraxis vorkommenden Anwendungen das letzte Integral in Gln. (8.5-39,40) im Verhältnis zu den übrigen Integralen vernachlässigbar klein ist, weil der Minuend und der Subtrahend im Zähler des Integrals die gleiche Größenordnung haben. Näherungslösungen der Integrale Gln. (8.5-39, 40) zur Berechnung der Verformungen erhält man z. B. mit der Simpson’schen Regel. Dazu wird die Fläche unter der zu integrierenden Funktion in eine gerade Anzahl n gleich breiter Streifen parallel zur y-Achse unterteilt (siehe Bild 8.5-8).

548

8 Berechnung

Bild 8.5-8 Unterteilung der gesuchten Fläche unter der zu integrierenden Funktion

Das bestimmte Integral ergibt sich näherungsweise zu: A≈

Δ ⋅ ( y0 + 4 ⋅ y1 + 2 ⋅ y2 + 4 ⋅ y3 3 + … + 2 ⋅ y n−2 + 4 ⋅ yn−1 + y n ) . (8.5-41)

Bei mehrsträngiger Vorspannung werden die Vorspannkräfte auf die einzelnen Spannglieder nacheinander aufgebracht. Hierbei ist zu berücksichtigen, dass die anfängliche Vorspannkraft (Initialkraft P(i)) der vorher gespannten Spannglieder infolge Betonverkürzung beim Vorspannen der nachfolgenden Spannglieder abnimmt. Allgemein gilt für den Spannweg bzw. die beim Vorspannen aufzubringende Initialkraft des j-ten Spannglieds von insgesamt n Spanngliedern: n−1

δ Spj = δ pj,pj − δ cpj,pj − ∑ δ cpj,p ( j+1) , j =1

Ep ⋅ Apj n−1 P0(ij),p = P0 j,pj − ⋅ ∑ δ cpj,p ( j+1) . l j =1 (8.5-42) 8.5.2.2.3 Einfluss des Reibungswiderstands beim Vorspannen Bei allen Arten des Vorspannens nach dem Erhärten des Betons treten beim Vorspannen infolge Reibung Behinderungen der

Spannbewegung auf, welche die an der Anspannstelle eingetragene Vorspannkraft verringern. Selbst bei planmäßig gerade geführten Spanngliedern entstehen wegen der unvermeidlichen Abweichung der Spannglieder von der Soll-Lage (Abweichung von der theoretisch vorausgesetzten Geraden) Reibungsbehinderungen beim Vorspannen. Die Ermittlung der infolge Reibung eintretenden Größe der Vorspannkraft P (x) an jeder beliebigen Stelle x in Bezug auf die an der Anspannstelle aufgebrachte Kraft P0 ergibt sich nach Gl. (8.5-43): P (x ) = P0 ⋅ e − μ ⋅ϑ (x) .

(8.5-43)

mit: -(x) = Θges + k · x Gesamtumlenkwinkel, Umlenkwinkel im Bogenmaß [rad], Θges planmäßiger Gesamt-Umlenkwinkel, k·x unplanmäßiger Umlenkwinkel. Die planmäßigen Umlenkwinkel sind bei Spanngliedführungen mit Gegenkrümmungen jeweils zwischen benachbarten Wendepunkten sukzessive zu bestimmen und die Absolutbeträge der Winkel sind bis zur betrachteten Stelle zu addieren. In manchen Büchern wird angegeben, dass bei der Ermittlung des Umlenkwinkels - nur der größere der beiden Anteile, entweder Θ

8.5 Betonbrücken

oder k·x berücksichtigt zu werden braucht. Diese Aussage ist nach Auffassung der Autoren falsch. Es liegt auf der Hand, dass der planmäßige geometrische Umlenkwinkel Θ immer zu berücksichtigen ist. Der unplanmäßige Umlenkwinkel soll unvermeidbare Umlenkungen (z. B. horizontale Abweichungen eines in vertikaler Ebene gekrümmten Spannglieds, Durchhänge zwischen den Spanngliedunterstützungen) erfassen. Üblicherweise wird angenommen, dass der Reibungsbeiwert μ längs des Spannglieds konstant bleibt. Diese Voraussetzung gilt aber nur näherungsweise. Der Reibungsbeiwert ist vielmehr durch die örtlichen Gegebenheiten verschieden. Dies ist durch die lokal unterschiedlichen Beschaffenheiten der aufeinandergleitenden Materialien bedingt. Bei der Kontrolle der Spannwege treten mitunter Abweichungen zwischen den Soll- und den Ist-Werten auf, die auch auf die vorausgesetzte Näherungsannahme zurückzuführen sind. Treten unerklärlich große Abweichungen auf, sind die Ursachen unbedingt festzustellen. Bei in zwei Ebenen gekrümmten Spanngliedern, sind die maßgebenden Umlenkwinkel vektoriell zu bestimmen. Werte für μ und k sind den Zulassungsbescheiden des jeweiligen Spannverfahrens zu entnehmen. Zum Ausgleich der Reibungsverluste beim Vorspannen können die Vorspannkräfte vorübergehend beim Anspannen erhöht aufgebracht werden (Abschnitt 8.7.2 (2) der [DIN 1045-1, 2001]). Anschließend erfolgt vor der Verankerung der Spannglieder ein Nachlassen der Anspannkraft. Für die Berechnung des Verlaufs der nach Abschluss des Spannvorgangs verbleibenden Spannkraft wird auf [Mehlhorn et al., 2002] verwiesen. 8.5.2.3 Schnittgrößen an statisch unbestimmt gelagerten Balkentragwerken Wie bei der Vorspannung statisch bestimmt gelagerter Balkentragwerke bereits festge-

549

stellt wurde, verformen die Vorspannkräfte das Tragwerk. Bei statisch bestimmter Lagerung sind diese Verformungen frei möglich; sie werden also durch die Lagerung nicht behindert und verändern die Auflagerkräfte nicht. An Tragwerken mit statisch unbestimmter Lagerung können sich die Verformungen nicht unbehindert einstellen. Dem Tragwerk werden durch die Festhaltungen Zwänge auferlegt, die wiederum Zwangskräfte und Auflagerreaktionen hervorrufen. Zur Berechnung der Zwangskräfte stehen verschiedene Methoden zur Verfügung. Im Folgenden sollen dazu das aus der Statik bekannte Kraftgrößenverfahren und das Verfahren unter Ansatz der Umlenkkräfte bei gekrümmt geführten Spanngliedern erläutert werden. a) Das Kraftgrößenverfahren Beim r-fach statisch unbestimmten System werden r Zwangskräfte Xr geweckt. Es gilt: P* = P

(8.5-44) r

N c*,p = N0c,p + ∑ Xi ,p ⋅ N ci

(8.5-45)

i =1 r

M c*,p = M c0,p + ∑ Xi ,p ⋅ M ci

(8.5-46)

i =1

r

Qc*,p = Qc0,p + ∑ Xi ,p ⋅ Qci i =1

(8.5-47)

Xi,p sind die statisch Überzähligen. Die Vorspannkraft P unter Beachtung des Reibungsgesetzes nach Gleichung (8.5-43) 0 , M 0 , Q0 – also die ist bekannt, und N c,p c,p c,p Schnittgrößen des Eigenspannungszustands am statisch bestimmten Hauptsystem – lassen sich daraus in einfacher Weise errechnen. Die Größen Nci , Mci und Qci sind die Schnittgrößen am statisch bestimmten Hauptsystem infolge der statisch Überzähligen Xi = 1. Die Zwangskräfte Xi,p folgen aus den Kontinuitätsforderungen zur Schließung der im statisch bestimmten Hauptsystem auftretenden Klaffungen als Folge des Lastfalls Vorspannung (Bild 8.5-9).

550

8 Berechnung

Bild 8.5-9 Vorgehensweise bei der Bestimmung der Zwangsschnittgröße infolge Vorspannung

b) Ansatz der Umlenkkräfte Die meisten vorgespannten Konstruktionen sind schlanke, auf Biegung beanspruchte Balken, z. B. Durchlaufträger oder Platten. Hier bietet sich eine wesentliche Vereinfachung zur rechnerischen Behandlung des Lastfalls Vorspannung am statisch unbestimmten System an, indem man die vom Spannglied auf den Beton wirkenden Umlenkkräfte näherungsweise lotrecht wirkend annimmt. Die Umlenkkräfte u, können näherungsweise ermittelt werden zu: ′′ (x ) u ≈ P (x ) ⋅ z cp Bei parabelförmigem Spanngliedverlauf ergibt sich die gleichmäßig verteilte Umlenkkraft näherungsweise zu: u≈P⋅

8⋅f l2

(8.5-49)

mit: f l

Parabelstich Abstand der Wendepunkte.

Bei der Ermittlung des Verlaufs des Biegemoments M*c, p am statisch unbestimmten System aus den Umlenkkräften kann man nun Einflusslinien benutzen, die man im Allgemeinen für die Ermittlung der Biegemomente aus den anderen Lastfällen sowieso braucht. Wenn die Endverankerun-

gen des Spannglieds in der Schwerachse liegt, erhält man auf diese Weise sofort M*c,p insgesamt. Wenn die Endverankerungen nicht in der Balkenschwerachse liegen, müssen die daraus resultierenden Endmomente gesondert berücksichtigt werden. Im Bild 8.5-10 sind ein über mehrere Felder durchlaufender Balken mit Kragarm und die zur Ermittlung des Verlaufs des Vorspannmoments M*c,p anzusetzenden Umlenkkräfte und Endmomente dargestellt. Die Berechnung des Systems kann nach den bekannten Methoden der Stabstatik erfolgen. Hier soll nicht näher darauf eingegangen werden. Bei den normalerweise in der Baupraxis vorkommenden Spanngliedführungen werden die Spannglieder nicht einer mathematischen Form gehorchend verlegt. Die Integrale zur Berechnung von Verformungen am statisch bestimmten Hauptsystem können deshalb in der Regel nicht mit Hilfe von Integraltafeln gelöst werden, sondern es muss ein Näherungsverfahren angewendet werden. Dafür empfiehlt sich besonders das Simpson‘sche Verfahren (s. Seiten 547/548) zur numerischen Integration. Das Vorspannen der Träger hat den Sinn, den Beton so zu überdrücken, dass unter den gesamten Einwirkungen keine oder geringere Zugspannungen auftreten. Hieraus ergibt sich bei einer oberflächli-

8.5 Betonbrücken

551

Bild 8.5-10 Ansatz der Umlenk- und Verankerungskräfte zur Bestimmung der Schnittkräfte infolge Vorspannung am Durchlaufträger

chen Betrachtung scheinbar eine einfache und selbstverständliche Lösung für die Spanngliedführung: 1. Die Spannglieder sind auf der aus äußerer Belastung herrührenden Biegezugseite anzuordnen. 2. Die Spannglieder sind so zu führen, dass die Umlenkkräfte aus Vorspannung der äußeren Querbelastung entgegenwirken, damit die Querkraft aus Vorspannung der Querkraft aus äußerer Belastung entgegenwirkt. 3. Die Höhe der Vorspannkraft wird nach oben und unten so begrenzt, dass insgesamt keine zu hohen Zug- und Druckspannungen auftreten. Aus der Erfüllung der drei Forderungen ergibt sich für den Balken auf zwei Stützen die im Bild 8.5-2 skizzierte Spanngliedführung. Bei statisch unbestimmter Lagerung sind wegen der zusätzlich auftretenden Zwangsbeanspruchungen die Verhältnisse aber nicht so einfach. Um ein Gefühl für die aus Vorspannung herrührenden Zwangsmomente zu bekommen, werden einige Spanngliedführungen beim einseitig eingespannten, auf der anderen Seite gelenkig gelagerten Balken betrachtet. Zur Vereinfachung dieser grundsätzlichen Betrachtungen wird der Einfluss der Reibung vernachlässigt.

Bild 8.5-11 An einem Ende gelenkig gelagerter, am anderen Ende eingespannter Träger mit gerader Spannliedführung und exzentrischer Lage des Spannglieds am eingespannten Ende.

Fall 1: gerades Spannglied mit einer Exzentrizität an der Einspannstelle (Bild 8.5-11) Es ergibt sich: 1 Ec ⋅ I c ⋅ δ10 = − ⋅ P ⋅ z B ⋅ l ⋅ 1 , zB < 0 3 1 Ec ⋅ I c ⋅ δ11 = − ⋅ l ⋅ 12 3

552

8 Berechnung

Die Vorzeichen der Exzentrizitäten z werden entsprechend der Richtung der Koordinatenachse angesetzt. Zwangsmoment: Xp = –δ10/δ11 = P · zB M c*,p (x ) = M c0,p (x ) + Mc,1 (x ) ⋅ X p = 0 Der Wert des Moments infolge Vorspannung ist Null. Es ergibt sich also für den ganzen Träger eine zentrische Vorspannung.

Bild 8.5-12 An einem Ende gelenkig gelagerter, am anderen Ende eingespannter Träger mit gerader Spannliedführung und exzentrischer Lage des Spannglieds am gelenkigen Auflager

Fall 2: gerades Spannglied mit einer Exzentrizität am gelenkigen Lager (Bild 8.5-12) 1 Ec ⋅ I c ⋅ δ10 = − ⋅ P ⋅ z A ⋅ l ⋅ 1 , zA > 0 6 1 Ec ⋅ I c ⋅ δ11 = ⋅ l ⋅ 12 3 1 Xp = ⋅ P ⋅ zA 2 3 x M c*,p (x ) = − P ⋅ z A ⋅ ⎛⎜1 − ⋅ ⎞⎟ ⎝ 2 l⎠ M A* ,p = −P ⋅ z A

M B*,p = P ⋅ z A 2

Fall 3: gekrümmter Spanngliedverlauf (Bild 8.5-13) M c*,p (x = l ) = u1 ⋅ A1 − u2 ⋅ A2 M c*,p (x = l ) > 0, wenn A1 ⋅ u1 > A2 ⋅ u2 M c*,p (x = l ) < 0,

wenn

A1 ⋅ u1 < A2 ⋅ u2

Andere Spanngliedführungen lassen sich auf die Fälle 1–3 zurückführen.

Bild 8.5-13 An einem Ende gelenkig gelagerter, am anderen Ende eingespannter Träger mit gekrümmter Spanngliedführung

Man erkennt, dass eine Vergrößerung des positiven Vorspannmoments bei B erzielt wird, wenn die Exzentrizität bei A vergrößert bzw. wenn der Bereich 2 verkleinert und der Bereich 1 vergrößert wird. Die Vergrößerung der Exzentrizität bei B hat dagegen keinen direkten Einfluss auf das Vorspannmoment M*c, p (indirekt jedoch durch entsprechende Krümmungsveränderungen). Abschließend sind noch zwei polygonale Spanngliedlagen, wie sie z. B. bei Vorspannung mit externen Spanngliedern üblich sind, und die zugehörigen Momente am statisch bestimmten Hauptsystem, die Momen-

8.5 Betonbrücken

553

te infolge der Einheitslast sowie die Größe der statisch Überzähligen angegeben.

Bild 8.5-14 An einem Ende gelenkig gelagerter, am anderen Ende eingespannter Träger mit polygonaler Spannliedführung und exzentrischer Lage des Spannglieds am gelenkigen Auflager und an der Einspannstelle

1 2 ⋅ l2 ⋅ ⎡⎣z A ⋅ l12 + z1 ⋅ l ⋅ (l + l1) + z B ⋅ l2 ⋅ (2 ⋅ l + l1)⎤⎦

M A0 ,p = −P ⋅ z A M10,p = −P ⋅ z1 M20,p = −P ⋅ z2 M B0 ,p = −P ⋅ z B

M A ,1 = 0 M1,1 = 1 l ⋅ l1 M2,1 = 1 l ⋅ (ll1 + l2 ) M B ,1 = 1

Es sei noch darauf hingewiesen, dass in der Regel bei der Vorspannung statisch unbestimmter Systeme neben den Zwangsmomenten und Auflagerkräften auch, aus dem Zwangsmoment herrührend, neben den statisch bestimmten Anteilen, die sich aus der Spanngliedführung (Neigung und Krümmung der Spanngliedführung) ergeben, zusätzliche Anteile für die Querkräfte entstehen.

8.5.3 Einleitung konzentrierter Kräfte

Xp = P ⋅

M A0 ,p = −P ⋅ z A M10,p = −P ⋅ z1 M B0 ,p = −P ⋅ z B

M A ,1 = 0 M1,1 = 1 l ⋅ l1 M B ,1 = 1

Bild 8.5-15 An einem Ende gelenkig gelagerter, am anderen Ende eingespannter Träger mit polygonaler Spannliedführung und exzentrischer Lage des Spannglieds am gelenkigen Auflager und an der Einspannstelle

1 2 ⋅ l2 ⋅ [z A ⋅ l12 + z1 ⋅ l ⋅ (l + l1) + z2 ⋅ l2 ⋅ (2 ⋅ l + l1)

8.5.3.1 Allgemeine Betrachtungen An Stellen der Eintragung konzentrierter Kräfte bzw. Lasten in Tragwerke, z. B. Eintragung und Übertragung von Auflagerkräften A, B oder Einzellasten F (siehe Bild 8.5-16), entstehen in den Eintragungsbereichen hohe örtliche Beanspruchungen. Zu diesen Bereichen zählen in ganz besonderem Maße auch die Stellen der Eintragung von Vorspannkräften P. Die Schnittkräfte an den Stellen der konzentrierten Lasteintragung können nicht auf Grundlage der vereinfachten Technischen Biegetheorie bestimmt werden, da es sich in der Regel um dreidimensionale Spannungszustände handelt. Die Beanspruchungen sind nach der Elastizitätsthe-

Xp = P ⋅

+ 3 ⋅ (z2 + z B ) ⋅ l ⋅ l3 + (z2 + 2 ⋅ z B ) ⋅ l 32 ]

Bild 8.5-16 Beispiele zur Eintragung konzentrierter Kräfte

554

orie zu ermitteln. Selbst unter der vereinfachten Annahme, dass ideal-elastisches Materialverhalten (Hooke‘scher Werkstoff ) vorausgesetzt wird, ist die Erfassung des Spannungszustandes für allgemeine Fälle schwierig und erst in jüngster Zeit durch die Entwicklung geeigneter numerischer Verfahren (Finite Element Methode und Methode der Randelemente) ermöglicht worden. Die sich aus den anzustellenden Betrachtungen ergebenden Zugkräfte sind durch Bewehrung aufzunehmen, die so auszubilden ist, dass eine ausreichende Rissverteilung mit entsprechend kleinen Rissbreiten entsteht. Es ist deshalb zweckmäßig in diesen Bereichen eine gleichmäßig verteilte Bewehrung mit guten Verbundeigenschaften anzuordnen, wobei zu empfehlen ist, bei der Dimensionierung die sonst üblichen Stahlspannungen bei Betonstählen nicht auszunutzen. Weiterhin sei angemerkt, dass die Ausbreitung der konzentriert angreifenden Ankerkraft im sogenannten St. Venant’schen Störbereich erfolgt, dessen Länge bei Einzelverankerungen etwa der Balkenhöhe bzw. -breite und bei mehreren Verankerungen zwischen diesen auch etwa den Entfernungen der Achsabstände benachbarter Ankerkräfte entspricht. In den folgenden Kapiteln werden einige Erkenntnisse aus der Scheibentheorie für die Eintragung konzentrierter Kräfte [Girkmann, 1963], [Mang, 1995], [Mehlhorn, 1998] angegeben.

8 Berechnung

den meisten Fällen als unendlich weit entfernt betrachtet werden. Für den Angriff einer mittigen Einzellast bzw. einer Teilstreckenlast gegenüber dem unendlich weit entfernten Rand (Bild 8.5-17), interessieren vor allem die zur Lastwirkungslinie normal gerichteten Spannungen σz . Parallel zur Angriffsrichtung der Last geführte Schnitte geben einen deutlichen Einblick in die Verteilung der Druck- und Zugspannungen im jeweiligen Schnitt. Im Bild 8.5-18 ist als Beispiel der qualitative Verlauf der σz-Spannungen im Schnitt z = 0 infolge einer Teilstreckenlast gezeigt. Die resultierende Druck- bzw. Zugkraft erhält man durch bereichsweise Integration über diese Kurve. Die quer zur Lastrichtung wirkende Zugkraft wird als Querzugkraft oder Spaltzugkraft bezeichnet. Anhand des Bilds 8.5-18 ist zu erkennen, dass die Spaltzugspannungen im Abstand h vom belasteten Rand nahezu verschwinden. In den Bildern 8.5-19 a) und b) sind die für mittigen Lastangriff von [Guyon, 1960] und [Iyengar, 1960] angegebenen Ergebnis-

8.5.3.2 Einleitung von Ankerkräften am Trägerrand Bei der Ermittlung der Beanspruchungen von konzentrierten Lasten, z. B. Vorspannkräften, an den Stirnseiten von Trägerenden hat man es in der Regel mit Bauteilen zu tun, die hinsichtlich der Lasteintragungsstelle dreiseitig berandet sind. Der der Lasteintragungsstelle gegenüberliegende Rand kann in

Bild 8.5-17 Durch a) eine Einzellast bzw. b) eine Teilstreckenlast belasteter Bauteilrand (in der Ansicht)

8.5 Betonbrücken

555

Bild 8.5-18 σz-Verlauf aus Teilstreckenlast im Schnitt z = 0

se für die resultierende Spaltzugkraft Z, der Verlauf der Querzugspannungen σz , die Lagen der sich für z = 0 ergebenden Punkte, in denen die Spannungen max σz und σz = 0 auftreten, dargestellt. Auf Grundlage rechnerisch und experimentell ermittelter Hauptspannungen, für die mittig bzw. am Rand angreifenden Randstreckenlasten, lassen sich sehr einfache Ersatzmodelle (Bilder 8.5-20 und 8.5-21) entwickeln, mit denen die resultierende Spaltzugkraft auf einfache Weise bestimmt werden kann. Für eine mittig am Trägerende eingetragene Einzelstreckenlast ergibt sich aus Bild 5.5-20: Z=

P ⎛ a⎞ ⋅ ⎜1 − ⎟ 4 ⎝ h⎠

(8.5-50)

Ober- und unterhalb der Ankerplatte treten am belasteten Rand ebenfalls Zugspannungen auf [Mehlhorn et al., 2002], die durch Bewehrung abzudecken sind. Die Bewehrung ist deshalb wie in Bild 8.5-20 dargestellt auszubilden. Für die exzentrisch am Trägerrand eingetragene Einzellast ist der Verlauf der Normalspannungen am Ende der Störzone linear. Aus der äußeren Belastung ergibt sich das Moment auf die Mittellinie bezogen zu: M = P ⋅ (h − a) 2 Damit ergeben sich die Randspannungen und die Lage der Spannungsnulllinie zu:

σ xo = −

P ⎡ a ⎤ ⋅ ⎢1 + 3 ⋅ ⎛⎜1 − ⎞⎟⎥ h ⋅b ⎣ ⎝ h ⎠⎦

σ xu = −

P ⎡ a ⎤ ⋅ ⎢1 − 3 ⋅ ⎛⎜1 − ⎞⎟⎥ h ⋅b ⎣ ⎝ h ⎠⎦

h a z o = ⋅ ⎛⎜1 − ⎞⎟ 6 ⎝ h⎠ Das maximale Biegemoment im von Mehmel vorgeschlagenen Ersatzbalken ergibt sich zu: max M = −

P ⋅h ⎛ a 3 a 2 ⋅ ⎜ 2 − 3 ⋅ ⎞⎟ ⎛⎜1 − ⎞⎟ 54 ⎝ h⎠ ⎝ h⎠

Bild 8.5-19 a) Verlauf der Querzugspannungen σz , b) resultierende Spaltzugkraft Z und Lagen für max σz und σz = 0

556

8 Berechnung

Bild 8.5-20 a) Ersatzmodell für mittige Teilstreckenlast am Trägerende, b) Bewehrungsanordnung bei zentrischer Lasteintragung

Für die Scheibe kann der Hebelarm der inneren Kräfte mit h/2 angenommen werden. Damit ergibt sich die Spaltzugkraft zu: Z=−

P ⎛ a 3 a 2 ⋅ ⎜ 2 − 3 ⋅ ⎞⎟ ⎛⎜1 − ⎞⎟ 27 ⎝ h⎠ ⎝ h⎠

(8.5-51)

Unter Beachtung des Verlaufs der Spannungen empfiehlt sich die im Bild 8.5-21 dargestellte Bewehrung. Bei der Ermittlung der erforderlichen Bewehrung zur Aufnahme der Spaltzugkräfte infolge zentrischer oder exzentrischer Eintragung der Vorspannkräfte sollte zur Begrenzung der Rissbreiten die Stahldehnung auf εs ≤ 1 ‰ begrenzt werden.

Auf eine gute Verankerung der Bewehrung ist zu achten! Diese Empfehlungen gelten auch für die nachfolgend betrachteten Verankerungsfälle. Wird die Einzellast exzentrisch eingetragen, d. h. sie liegt zwischen den beiden eben besprochenen Extremlagen, kann man die auftretenden Spaltzugkräfte in Abhängigkeit von e/h entsprechend den folgenden von [Guyon, 1960] vorgeschlagenen Modellvorstellungen (Bild 8.5-22) ermitteln. Statt des Verhältnisses a/h ist in diesem Fall a/h' in der Gl. (8.5-50) zu setzen. Bei gegen die Trägerachse geneigt geführten Spanngliedern werden die Verankerungen ebenfalls entsprechend geneigt

Bild 8.5-21 a) Ersatzmodell für ein exzentrisch am Rand belastetes Trägerende nach [Mehmel, 1957]; b) Bewehrungsanordnung bei exzentrischer Randlast

8.5 Betonbrücken

557

Bild 8.5-22 Ersatzmodelle nach Guyon für a) e/h < 0,3, b) e/h > 0,3

angeordnet. Untersuchungen zur Spannungsverteilung zur Abschätzung der erforderlichen Bewehrung sind in [Sargious, 1960] angeführt. Werden am Trägerende mehrere Spannglieder verankert, können die für auf zwei oder mehr Stützen gelagerte Scheiben bekannten Lösungen zur Abschätzung der Zugkraftresultierenden verwendet werden. Es sei hier auf die diesbezüglichen Veröffentlichungen von [Bay, 1960], [Theimer, 1958] und [Thon, 1958] hingewiesen.

8.5.3.3 Einleitung von Kräften im Inneren eines Bauteils Zur besseren Anpassung der Momentenverläufe aus der Vorspannung an die aus der äußeren Einwirkung und zur Einsparung von Spannstahl werden Spannglieder häufig im Inneren eines Bauteils verankert. Beispiele dafür sind Spannglieder für die Quervorspannung von Platten in Plattenbalken (Bild 8.5-23) und nicht durchgehende Spannglieder der Längsvorspannung bei Durchlaufträgern (Bild 8.5-24) genannt. Zunächst werden die sich nach der Elastizitätstheorie ergebenden Spannungen σx eines im Inneren verankerten Spannglieds betrachtet, wie sie von [Haberland, 1968] für den Scheibenstreifen ermittelt wurden.

Bild 8.5-23 Quervorspannung mit interner Spanngliedverankerung

Bild 8.5-24 Längsvorspannung mit interner Spanngliedverankerung

Im Bild 8.5-25 ist der Spannungsverlauf in Abhängigkeit von x/h angegeben, wobei der linke Plattenrand gestützt (entspricht der Anspannstelle) und der rechte frei ist. Die im Bauteilinneren eingetragene konzentrierte Kraft hat sich im Abstand h von der Einleitungsstelle gleichmäßig verteilt. Für den Fall der Reaktion zu P in x o –∞ der dem Problem der Verankerung eines Spanngliedes im Inneren entspricht, sind außerdem die Hauptspannungen im Bild 8.5-26 angegeben. Aus dem Spannungsverlauf wird ersichtlich, dass bei uneingeschränkter Gültigkeit der Elastizitätstheorie, im Krafteinleitungs-

558

8 Berechnung

Bild 8.5-25 Spannungen σx infolge einer Last P im Punkt x = 0, y = 0 mit der Reaktion bei x o –∞ nach [Haberland, 1968]

Bild 8.5-26 Hauptspannungen bei Innenverankerung mit Reaktion P bei x o –∞

bereich zunächst die halbe Ankerkraft als Zugkraft nach hinten zu verankern ist. Dieser Kraftanteil klingt jedoch sehr schnell ab. Im Bild 8.5-26 sieht man sehr gut den Kraftverlauf. Die zweckmäßige Ausbildung der Bewehrung ist somit leicht möglich. Werden Spannbetonbauteile in einzeln hintereinander liegenden Bauabschnitten hergestellt, erfolgt das Vorspannen des jeweils fertiggestellten Abschnittes an der Bauabschnittsgrenze. Anschließend werden die vorgespannten Spannglieder mittels Kopplungselementen verlängert und nach Fertigstellung des nächsten Bauabschnitts am anderen Spanngliedende vorgespannt. Die ursprünglich in der vorherigen Arbeitsfuge („Koppelfuge“) angeordneten Verankerungen werden dabei weitgehend entlastet; die

Spanngliedkraft wird über das Koppelungselement übertragen. Erläuterungen zur Verteilung der Spannungen in der Koppelfuge werden im Abschnitt 5.2 gegeben. Auf weiterführende Literatur zur Problematik der Kopplung einzelner Bauabschnitte durch Vorspannen [Baur/Göhler, 1972], [Hoshino, 1974], [Kordina, 1979], [Mehlhorn/Hoshino, 1974], [Mehlhorn et al., 1983], und [Pfohl, 1973] wird verwiesen.

8.5.4 Vorspannkraftverluste infolge des Kriechens und Schwindens des Betons und der Relaxation des Spannstahls Infolge des Kriechens und Schwindens des Betons entsteht bekanntlich unter langzei-

8.5 Betonbrücken

tig wirkender Beanspruchung zusätzlich zum elastischen auch ein plastischer, beanspruchungsabhängiger Verformungsanteil, dessen Größe u. a. vom Zeitpunkt der Lastaufbringung und von der Dauer der Lasteinwirkung abhängt und sich erst nach langer Zeit einem Endwert annähert. Gleichzeitig, aber unabhängig von den Lasteinwirkungen, schwindet der Beton. Beide zeitabhängigen Betonverkürzungen haben eine Verkürzung des Spannstahls und damit eine Verringerung der Größe der Vorspannkraft zur Folge. Auf diese Zusammenhänge wird ausführlich u. a. in [Kupfer, 1984], [Mehlhorn, 1998], [Mehlhorn et al., 2002], [Rüsch/Jungwirth, 1976], [Trost, 1967], [Wolff/Mainz, 1972] und [Zerna/ Stangenberg, 1987] eingegangen.

8.5.4.1 Vorgespannte äußerlich statisch bestimmte Tragwerke ohne Verbund Bei Vorspannung ohne Verbund, z. B. bei externen Spanngliedern, bei der verbundfreien Quervorspannung von Fahrbahnplatten und bei Tragwerken mit nachträglichem Verbund mit noch nicht verpressten Spanngliedern, muss beim Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit der vergleichsweise zum Endzustand kleinere Querschnittswiderstand beachtet werden. Darauf ist ganz besonders bei auf Vorschubrüstungen herzustellenden Brücken, bei Freivorbaubrücken und beim Taktschiebe-

559

verfahren zu achten. Der wesentliche Unterschied zwischen der Vorspannung mit und ohne Verbund besteht darin, dass sich bei der Vorspannung mit Verbund die Spannungsänderung im Spannstahl im betrachteten Querschnitt aus der Änderung des Verzerrungszustands ergibt, während bei Vorspannung ohne Verbund sich die Spannungsänderung im Spannstahl, die bei Vernachlässigung der Reibung über die Länge annähernd konstant verläuft, aus den Längenänderungen der Betonfasern jeweils in der Höhe des Spannglieds über die ganze Länge des Spannglieds zwischen den Verankerungen ergibt. Bei der konstruktiven Durchbildung von vorgespannten Tragwerken ohne Verbund sollten die Spannglieder deshalb stets so angeordnet werden, dass schon bei kleinen Balkenverformungen ein nennenswerter Spannungszuwachs im Spannglied entsteht. Es ist nicht sinnvoll, externe Spannglieder kontinuierlich über mehrere Felder durchlaufen zu lassen. Bei Brücken mit externer Vorspannung ist, wie bereits gesagt, der Spannkraftverlauf auf der ganzen Spanngliedlänge zwischen den Verankerungen nahezu konstant, wenn die Reibung an den Umlenkstellen vernachlässigt wird. Für den im Bild 8.5-27 dargestellten innerlich einfach statisch unbestimmten Einfeldbalken mit einem Strang externer Spannglieder (das statisch bestimmte Hauptsystem ergibt sich, wie dargestellt, durch Aufschneiden des Spannglieds) werden beispielhaft die Spannglied-

Bild 8.5-27 System des unterspannten Trägers, dargestellt als offenes System

560

8 Berechnung

kräfte aus den Einwirkungen aus äußeren Lasten, Vorspannung und aus Kriechen und Schwinden des Betons sowie der Relaxation des Spannstahls angegeben. Als äußere Einwirkungen sind hier nur die kriecherzeugenden dauernd wirkenden Lasten g und die zum Zeitpunkt t = t0 aufgebrachte anfängliche Vorspannkraft Pm0 zu betrachten. Diese Kraft ist bei Vernachlässigung der Reibung über die ganze Länge des Spannstrangs konstant. Die Schnittgrößen im Betontragwerk betragen: N c,P0 (t = t 0 ) ≈ −Pm 0

(8.5-53)

M c,P0 (x,t = t 0 ) ≈ −Pm0 ⋅ z cp (x ) .

(8.5-54)

Die sich aus den Einwirkungen aus äußeren Lasten ergebenden Schnittgrößen erhält man aus einer statisch unbestimmten Rechnung nach dem Kraftgrößenverfahren, wobei ein linear elastisches Verhalten des Tragwerks vorausgesetzt wird. Die Schnittgrößen am statisch bestimmten Hauptsystem erhalten den Kopfzeiger 0. Die Verschiebungsgrößen für dauernd wirkende Lasten g aus dem Schwinden des Betons εs (beachten: εs < 0, weshalb auch Ps < 0) ergeben sich zu: 1 ⋅l δ p1,1 ≈ (8.5-55) Ep ⋅ Ap l z 2 (x ) l cp +∫ dx Ecm ⋅ Ac 0 Ecm ⋅ I c

δ c1,1 ≈

δ11 ≈

(8.5-56)

l l l z 2cp (x ) dx + +∫ Ep ⋅ Ap Ecm ⋅ Ac 0 Ecm ⋅ I c

(8. l

δ c1,g ≈ − ∫ 0

N c0,g Ecm ⋅ Ac

l

dx − ∫ 0

5-57)

M c0,g (x ) ⋅ z cp (x ) Ecm ⋅ I c

dx

(8.5-58)

δ c1,s = − ε s ⋅ l

(8.5-59)

Die Verschiebungsgrößen aus der Verkehrslast ergeben sich analog, wenn in der Gleichung (8.5-58) der Fußzeiger g durch q ersetzt wird, worauf hier nicht weiter eingegangen wird. Es wird noch der Steifigkeitsbeiwert α eingeführt:

α=

δ c1,1 δ p1,1 + δ c1,1

=

δ c1,1 δ1,1

(8.5-60)

Der Steifigkeitsbeiwert α gibt an, mit welchem Anteil sich das Spannglied an der Gesamttragwirkung des unterspannten Trägers beteiligt, er ist stets kleiner als 1. In der Regel liegt der Wert α unter 0,1. Die Belastung aus äußeren Einwirkungen wird also bei normal bemessenen Tragwerken zu mehr als 90% vom Betonbalken getragen, und das Spannglied beteiligt sich durch die Hängewirkung nur in einer Größenordnung um 10% an der Abtragung der Lasten aus den äußeren Einwirkungen. Der Zuwachs der Kraft im Spannglied aus der andauernd wirkenden Belastung g ergibt sich zum Zeitpunkt t = t0 zu: Pg = −

δ c1,g δ11

(8.5-61)

Mit den Schnittgrößen aus den Einwirkungen aus der dauernd wirkenden Belastung und der Spanngliedkraft können die Spannungen und Verzerrungen im Betontragwerk und im Spannglied zum Zeitpunkt der Lastaufbringung t = t0 nach den üblichen Berechnungsmethoden bestimmt werden. Die zeitabhängigen Spannkraftverluste im Spannglied ergeben sich dann unter Berücksichtigung der Mittelwerte der Betonverzerrungen und der Betonspannungen über die Länge des Spannglieds nach der Gleichung (8.5-62):

8.5 Betonbrücken

Δσ p,c+s +r (t , t 0) ≈

561

⎛1 l ⎞ 1 l α p ⋅ ϕ (t,t 0) ⋅ ⎜ ⋅ ∫ σ c,g (x,z cp ) dx + ⋅ ∫ σ c,Pm0 (x, z cp ) dx ⎟ + ε c,s (t,t 0 ) ⋅ Ep + Δσ p,r l 0 ⎝l 0 ⎠ 1 + αp⋅

Ap ⎛ Ac l 2 ⎞ ⋅ ⎜1 + ⋅ ∫ z cp (x ) dx ⎟ ⋅ ⎡⎣1 + χ ⋅ ϕ (t,t 0 )⎤⎦ Ac ⎝ Ic 0 ⎠

(8.5-62)

In der Gleichung (8.5-62) bedeuten: Δσp, c + s + r (t, t0) Spannungsänderung im Spannglied aus Kriechen und Schwinden des Betons und aus der Relaxation des Spannstahls zum Zeitpunkt t αp = Ep/Ecm Verhältnis der Elastizitätsmoduln des Spannstahls Ep und des Betons Ecm Ecm Mittelwert als Sekantenmodul der Betonspannungsfunktion vom Koordinatenursprung zur Betonspannung σc = 0,4 · fc 1 1 2 · ∫ σc, g (x, zcp) dx Mittelwert der Bel 0 tonspannungen aus den ständigen Einwirkungen in Höhe des Spannglieds. Der Mittelwert ist aus den Werten über die gesamte Länge des Spannglieds zu bestimmen. 1 1 2 · ∫ σc, p0 (x, zcp) dx Mittelwert der Bel 0 tonspannungen aus dem Anfangswert der Vorspannkraft in Höhe des Spannglieds. Der Mittelwert ist aus den Werten über die gesamte Länge des Spannglieds zu bestimmen. εs (t, t0) geschätztes Schwindmaß des Betons zum Zeitpunkt t seit Belastungsbeginn t0 Δσp, r Spannungsänderung im Spannglied aus der Relaxation des Spannstahls, abhängig von der Spannstahlspannung Querschnittsflächen des SpannAp , Ac glieds und des Betons Ic Flächenmoment 2. Grades des Betonquerschnitts Abstand der Schwerpunkte des zcp (x) Betonquerschnitts und des

χ

Spannglieds im Querschnitt an der Stelle x Relaxationskennwert (darf im allgemeinen 0,8 gesetzt werden)

Weil ΔPr = Ap · Δσp, r von der Größe der endgültigen Vorspannung abhängig ist, muss zunächst für ΔPr ein Anfangswert geschätzt werden, der durch eine Iterationsrechnung zu verbessern ist bis die Gl. (8.5-62) mit dem sich für die endgültige Vorspannung ergebenden Wert für den Relaxationsverlust erfüllt ist. Die Spannungsänderung Δσp, r ist in Abhängigkeit von der Größe der Spannstahlspannung σp0 infolge dauernd wirkenden Lasten und Vorspannung dem allgemein bauaufsichtlichen Zulassungsbescheid des Spannstahls zu entnehmen. Anhaltswerte sind im Bild 8.5-28 angegeben. Nach [DIN-FB 102, 2003] darf für die Ermittlung von Δσp, r als Ausgangsspannung σp0 für das Verhältnis Ausgangsspannung zur charakteristischen Zugfestigkeit angenommen werden: σp0 ≈ σp, g + pm0 – 0,3 · 冷Δσp, c + s + r 冷, wobei σp, g + pm0 die anfängliche Spannung in den Spanngliedern aus dauernd wirkenden, äußeren ständigen Einwirkungen g und Vorspannung ist. Für den zeitlichen Verlauf der Kriechverformungen des Betons wird nach Eurocode 2, T. 1-1 ein Produktansatz aus dem Produkt des Grundwerts φ0 und der Zeitfunktion βc (t – t0) gewählt:

ϕ (t,t 0 ) = ϕ0 ⋅ β c (t − t 0 )

(8.5-63)

Die Schwindverformung εcs (t – ts) eines Betons bei einem Alter t, der ab einem Alter ts austrocknen konnte, ergibt sich bei An-

562

8 Berechnung

Bild 8.5-28 Schätzwerte für den Relaxationsverlust in Abhängigkeit vom Vorspanngrad

wendung des Produktansatzes nach dem Eurocode 2, T. 1-1 aus dem Produkt des Grundwerts des Schwindens εcs0 und der Zeitfunktion βs (t – ts):

ε cs (t − t s ) = ε cs0 ⋅ βs (t − t s )

(8.5-64)

Die Grundwerte φ0 , εcs0 und die Zeitfunktionen βc (t – t0) und βs (t – ts) für das Kriechen und Schwinden des Betons sind im Eurocode 2, T. 1-1 [DIN V ENV 1992-2], in der [[DIN 1045-1, 2001] und im [DIN-FB 102, 2003] angegeben und mit den für ihre Ermittlung maßgebenden Einflüssen erläutert, worauf hier verwiesen wird. Nach [DIN-FB 102, 2003] dürfen für Normalbetone die Endkriechzahlen φ∞ = φ (∞, t0) und die Schwinddehnungen εcs∞ vereinfachend nach den Bildern 8.5-29 bis 8.5-31 ermittelt werden. Die angegebenen Werte gelten für kriecherzeugende Betondruckspannungen von nicht mehr als 45% der vorhanden charakteristischen Zylinderdruckfestigkeit zum Zeitpunkt des Aufbringens der kriecherzeugenden Spannung und für Bauteile, die den üblichen Umgebungsbedingungen mit einer mittleren relativen Luftfeuchte zwischen 40%

und 100% und mittleren Temperaturen zwischen 10°C und 30°C ausgesetzt sind. Die Kriechverzerrung des Betons εc, c (∞, t0) zum Zeitpunkt t o ∞ darf dann, bei zeitlich konstanter kriecherzeugender Spannung, nach Gleichung (8.5-65) berechnet werden. σ (8.5-65) ε c,c (∞ ,t 0 ) = ϕ (∞, t 0 ) ⋅ c Ec 0 In Gleichung (8.5-65) bedeuten: φ (∞, t0) Endkriechzahl für mittlere relative Luftfeuchten von 80% nach Bild 8.5-30 oder zwischen 50% und 80% durch lineare Extrapolation unter Verwendung der Bilder 8.5-29 und 8.5-30. Die Anwendung der Betonfestigkeitsklassen C55/67 bis C100/115 ist nach dem [DINFB 102, 2003] zur Zeit in Deutschland nicht vorgesehen. Die Anwendung dieser Festigkeitsklassen in Deutschland bedarf deshalb einer Zustimmung im Einzelfall. Elastizitätsmodul des Betons als Ec0 Anstieg der Tangente im Ursprung der Spannungs-Stauchungs-Linie nach 28 Tagen

8.5 Betonbrücken

563

Bild 8.5-29 Endkriechzahl φ (∞, t0) für Normalbeton und hochfesten Beton bei trockenen Umgebungsbedingungen (relative Luftfeuchte RH = 50%), nach [DIN-Fachbericht 102, 2003]

Bild 8.5-30 Endkriechzahl φ (∞, t0) für Normalbeton und Hochleistungsbeton bei feuchten Umgebungsbedingungen (relative Luftfeuchte RH = 80%, für Brücken in der Regel maßgebend), nach [DIN-FB 102, 2003]

564

σc t0

8 Berechnung

über die betrachtete Zeit konstante kriecherzeugende Betonspannung Betonalter bei Belastungsbeginn in Tagen

zerrung und Trocknungsschwindverzerrung hervor: ε cs∞ = ε cas∞ + ε cds∞ (8.5-66) In Gleichung (8.5-66) bedeuten: εcas∞

Die Schwindverzerrung des Betons εcs∞ zum Zeitpunkt t o ∞ geht nach dem in [DIN 1045-1, 2001] gewählten Ansatz aus einer Addition der Anteile Schrumpfver-

εcas∞

Schrumpfverzerrung zum Zeitpunkt t o ∞ nach Bild 8.5-31 Trocknungsschwindverzerrung zum Zeitpunkt t o ∞ nach Bild 8.5-32

Bild 8.5-31 Schrumpfverzerrung εcas f zur Zeit t o ∞ für Normalbeton

Bild 8.5-32 Trocknungsschwindverzerrung εcds∞ zur Zeit t o ∞ für Normalbeton

8.5 Betonbrücken

565

8.5.4.2 Ermittlung der Spannkraftverluste bei Vorspannung mit Verbund Bei Vorspannung mit Verbund werden die Spannungsverluste aus Kriechen und Schwinden des Betons und der Relaxation des Spannstahls grundsätzlich ebenfalls wie vor ermittelt. Der Unterschied besteht aber darin, dass querschnittsweise vorgegangen wird und die jeweiligen Spannungs- und Verzerrungszustände für die Ermittlung maßgebend sind. Die Berechnung erfolgt nach der Gleichung (8.5-67): Δσ p,c+s +r (t,t 0 ) ≈

entstehen und deshalb bereits während ihres Entstehens durch das Kriechen des Betons teilweise abgebaut werden. Diese Erscheinung wird „Schwindkriechen“ genannt. Hier werden nur die Schnittgrößenumlagerungen bei Systemänderungen infolge der Behinderung der Kriechverformungen des Betons betrachtet. Wird das Schwinden des Betons vernachlässigt und der Elastizitätsmodul als konstant (nicht zeitabhängig) vorausgesetzt, vereinfacht sich die auf [Dischinger, 1939] zurückzuführende Diffe-

α p ⋅ ϕ (t,t 0) ⋅ (σ c,g + σ c,pm0 ) + ε c,s (t,t 0 ) ⋅ Ep + Δσ p,r 1 + αp⋅

Ap ⎛ Ac 2 ⎞ ⋅ ⎜1 + ⋅ z cp ⎟ ⋅ ⎡⎣1 + χ ⋅ ϕ (t,t 0 )⎤⎦ Ac ⎝ Ic ⎠

8.5.5 Schnittgrößenumlagerungen bei Systemänderungen und abschnittsweisem Bauen Es ist bekannt, dass durch das Schwinden des Betons beim innerlich oder äußerlich statisch unbestimmten System infolge Behinderung der Verformungen Zwangsschnittgrößen entstehen. Wird die Behinderung der Schwindverformungen durch die Bewehrung vernachlässigt, so werden die Schnittgrößen von vorgespannten Durchlaufträgern infolge Schwinden des Betons nicht geändert, sofern ordnungsgemäß bewegliche Lager eingebaut sind und deren Reaktionen auf die Schwindverkürzung infolge Lagerreibung als vernachlässigbar angesehen werden können. Bei Rahmen, Bogen und anderen Tragwerken mit unverschieblichen Auflagern entstehen infolge Behinderung der Schwindverformungen des Betons Zwangsschnittgrößen, die analog zu denjenigen aus Temperaturänderung berechnet werden können und deshalb auf deren Ermittlung hier nicht eingegangen wird. Allerdings sei hier darauf hingewiesen, dass diese Schnittgrößen im Laufe der Zeit

(8.5-67)

rentialgleichung für das Kriechen und Schwinden des Betons: dε c dϕ

=

1 Ec

⎡dσ c (ϕ ) ⎤ ⋅⎢ + σ c (ϕ )⎥ ⎢⎣ dϕ ⎥⎦

(8.5-68)

Von dieser Gleichung, einer zeitabhängigen σc-εc-Beziehung infolge Kriechen des Betons, wird bei den folgenden Betrachtungen ausgegangen und dabei auch in allen Fällen näherungsweise der geringe Einfluss der Behinderung der Verformung durch die Stahleinlagen vernachlässigt. Es ist festzuhalten: Ohne Änderung der Belastung oder des Systems entstehen keine zusätzlichen Kräfte infolge Kriechens des Betons. Da jedoch die Vorspannkraft P durch Kriechen und Schwinden des Betons abnimmt (Änderung der Belastung) ändern sich sämtliche aus der Vorspannung resultierenden Schnittgrößen (z. B. Mc, p , Vc, p , Tc, p). Da diese Abnahme von P in jedem Schnitt verschieden ist und die statisch Überzähligen durch P beeinflusst werden, ist eine genaue Ermittlung der Änderung von Mc, p und Vc, p langwierig und nur auf iterativem Wege möglich.

566

In der Praxis ermittelt man den Spannkraftverlust infolge Kriechens und Schwindens des Betons für die maßgebenden Schnitte und verändert alle aus der Vorspannung resultierenden Schnittgrößen proportional dem Spannkraftverlust aus Kriechen und Schwinden in dem jeweils betrachteten Schnitt. Schnittgrößenumlagerung infolge Behinderung der Kriechverzerrungen bei Zusammenfügen zweier gleichalter Fertigteilträger zu einem Zweifeldträger Im Brückenbau werden häufig Fertigteilträger zu Durchlaufträgern zusammengespannt. Dies erfolgt z. B., um Fugen zu vermeiden, um die Lasten am statisch unbestimmten System abzutragen, was gegenüber statisch bestimmt gelagerten Trägern eine wirtschaftlichere Dimensionierung ermöglicht, um Wartungskosten zu senken oder um vor Allem eine kontinuierliche Biegelinie ohne Knickpunkte zu erreichen. Im Bild 8.5-33 sind zwei Ein-

8 Berechnung

feldträger und ihre Verformungen dargestellt. Würden die beiden Träger an der Stützung B nicht verbunden, könnten sich beide Träger unabhängig voneinander verformen; d. h., die zum Zeitpunkt t = 0 vorhandenen Verformungen würden sich infolge Kriechens des Betons vergrößern. Diese Kriechverformungen könnten nahezu unbehindert erfolgen, weil die Behinderung der Kriechverformungen durch die Bewehrung innerhalb der beiden Einzelsysteme und durch die Lagerreibung vernachlässigbar gering ist. Es läge also voraussetzungsgemäß unbehindertes Kriechen des Betons vor. Über der Stütze entstünde eine Zunahme der Klaffung, die erst nach einem längeren Zeitraum einem Endwert zustreben würde. Stellt man über der Stütze B die Kontinuität durch Anordnung einer Kontinuitätsbewehrung im Zugbereich und Ortbetonverguss, der auch die Übertragung der Druckkräfte gewährleistet, her, so werden die Kriechverformungen des Betons be-

Bild 8.5-33 Nicht miteinander verbundene Einfeldträger (unverformt und verformt)

Bild 8.5-34 Zeitliche Änderung des Verlaufs der Biegemomente My (x, t)

8.5 Betonbrücken

567

hindert. Es muss sich also ein Stützenmoment X1 über der Stützung aufbauen (Bild 8.5-34), das am Träger oben Zug und unten Druck erzeugt. Die Biegemomente zum Zeitpunkt t ergeben sich zu: M y (x,t ) = M y ,0 (x ) + M y ,1 (x ) ⋅ X1 (t ) (8.5-69) Es bedeuten: My, 0 (x)

Biegemoment zum Zeitpunkt t=0, d. h. unmittelbar nach Herstellen des kontinuierlichen Systems (wenn kein Zwangsmoment aus Vorspannung bei Erzeugen der Kontinuität entsteht, ist My, 0 (x) identisch mit dem Zustand vor der Herstellung der Kontinuität) Biegemoment infolge der statisch Überzähligen X1 = 1 Zeitabhängige Zwangsschnittgröße

My, 1 (x) X1 (t)

Die zeitabhängige Zwangsschnittgröße X1 (t) ist zu bestimmen. Für die Herleitung wird auf [Mehlhorn, 1998 und Mehlhorn et al., 2002] verwiesen. Mit

δ10 =

1 ⋅ ∫ M1 ⋅ M0 dx , Ecm ⋅ I c x

δ11 =

1 ⋅ ∫ M12 dx Ecm ⋅ I c x

X1 = −

und

δ10 δ11

ergibt sich die Lösung: X1 = X1 ⋅ (1 − e −ϕ )

(8.5-70)

– X1 ist die ideelle Schnittgröße, die entstanden wäre, hätte man das System sofort als Durchlaufträger hergestellt. Die Gleichung (8.5-70) stellt die Lösung des Problems nach der Theorie von Dischinger dar.

Es wird nun die Lösung nach der Theorie von Trost angegeben. Hierzu wird der Zweifeldträger in zwei Einfeldträger getrennt und das Stützenmoment als statisch Überzählige eingeführt. Im statisch bestimmten Grundsystem entsteht aus Kriechen des Betons die gegenseitige Klaffung der beiden Schnittufer: * = δ10 · φ δ10 Sie muss durch das allmählich entstehende Stützenmoment rückgängig gemacht werden (Voraussetzung ist, dass das Stützenmoment im Zustand I aufgenommen werden kann). * = δ11 · (1 + χ · φ) δ11 Es ergibt sich somit für das Stützenmoment: δ* X1 = − 10 * δ11 X1 = X1 ⋅

ϕ 1 + χ ⋅ϕ

(8.5-71)

Die beiden Lösungen (8.5-70) und (8.5-71) des Problems werden in der Tabelle 8.5-1 zahlenmäßig miteinander verglichen. Dabei werden die Kriechbeiwerte für den Zeitpunk t o ∞ von φ∞ = 0 bis φ∞ = 3,0 variiert. Der Relaxationskennwert wird vereinfacht, wie allgemein üblich zu χ = 0,8 angenommen. Man erkennt, dass sich für die Kräfteumlagerungen nach der Theorie von Dischinger stets etwas größere Werte als nach der wirklichkeitsnäheren Lösung von Trost ergeben. Schnittgrößenumlagerungen bei abschnittsweisem Bauen Bei Brücken mit großem Betonbedarf ist es oft betontechnologisch oder aus arbeitstechnischen oder wirtschaftlichen Gründen nicht möglich, die Brücke in einem Arbeitsgang zu betonieren. Man baut deshalb in diesen Fällen in Bauabschnitten.

568

8 Berechnung

Tabelle 8.5-1 Vergleich der Entwicklung des Stützmoments infolge des Kriechens des Betons nach den Theorien von Dischinger und Trost. Verlauf von e–φ 1 – e–φ∞

φ∞ 98 1 + χ  φ∞

e–φ∞

Gl. (8.5-70) Dischinger

Gl. (8.5-71) Trost

Gl. (8.5-75)

0,0

0,000

0,000

1,000

0,5

0,393

0,357

0,607

1,0

0,632

0,556

0,368

1,5

0,777

0,682

0,223

2,0

0,865

0,769

0,135

2,5

0,918

0,833

0,082

3,0

0,950

0,882

0,050

φ∞

Natürlich legt man die Bauabschnittsgrenzen nicht wie oben über die Unterstützungen, sondern betoniert in das anschließende Feld einen Kragarm von einer Länge, die etwa 1/5 bis 1/4 der Feldweite entspricht. Dadurch wird erreicht, dass bereits im Bauzustand über der Stütze ein Biegemoment entsteht, dessen Größenordnung möglichst nahe demjenigen des Endmoments ist und die Betonierfuge in der Gegend des Momentennullpunkts des endgültigen Systems liegt. Es werden die Verhältnisse für einen abschnittsweise hergestellten Zweifeldträger gemäß Bild 8.5-35 betrachtet. Die Differentialgleichung und ihre Lösung lauten: dX1 + X1 = X1 dϕ

(8.5-72)

X1 = X1 + C ⋅ e −ϕ .

(8.5-73)

Bild 8.5-35 Biegemomente zu den Zeiten t = 0 und t o ∞ bei der Herstellung eines Zweifeldträgers in zwei Abschnitten

8.5 Betonbrücken

569

Mit der Randbedingung φ = 0 ergibt sich: X1 = X1 + C ⋅ 1 = X1B → C = X1B − X1 und daraus folgt: X1 = X1 − ( X1 − X1B ) ⋅ e −ϕ

(8.5-74)

Entsprechend ergibt sich: M = M L − ( M L − M B ) ⋅ e −ϕ

(8.5-75)

Die Differenzen zwischen dem „Lehrgerüstzustand“ ML (Biegemoment, das entstanden wäre, hätte man das Bauwerk sofort in einem Betoniervorgang auf einem Lehrgerüst hergestellt und wäre das Lehrgerüst gleichmäßig abgesenkt worden) und dem Bauzustand MB werden im Laufe der Zeit abgebaut, d. h. die Schnittgrößen des in Abschnitten hergestellten Bauwerks nähern sich denen, die entstanden wären, wenn man das Bauwerk sofort in „einem Guss“ errichtet hätte. Es ist deshalb sinnvoll, die Bauabschnittsgrenzen von vornherein so zu wählen, dass die Umlagerung der Schnittgrößen möglichst gering wird. Die Werte e–φ sind mit in der Tabelle 8.5-1 angegeben. Es ist meistens vertretbar, wenn man das in Abschnitten hergestellte Bauwerk nach den beiden Grenzzuständen: „Lehrgerüstzustand“ und Bauzustand bemisst.

8.5.6 Bemessungsgrundlagen Für die Bemessung, also die Festlegung der Querschnittsabmessungen, den Bedarf an Spann- und Betonstahl, deren Lage, Verteilung und Festigkeitsklassen sind vor allem die Untersuchungen in den Grenzzuständen der Gebrauchstauglichkeit maßgebend. Danach sind selbstverständlich noch die Nachweise in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit zu führen. Auf die Einwirkungen auf Brücken wird im Abschnitt 8.1 eingegangen. Auf Temperaturbeanspruchungen, Schwingungspro-

bleme und Erdbebenbeanspruchungen wird im Abschnitt 8.7 ergänzend eingegangen. Für die Grenzzustände der Tragfähigkeit sind die Nachweise zu führen, die die Standsicherheit betreffen. Dazu gehören, dass das Tragwerk oder Teile davon nicht durch Bruch, kritische Verformungen oder Ermüdung versagt. Auch der Nachweis, dass das Versagen ohne Vorankündigung und der Verlust der Lagesicherheit ausgeschlossen sind, gehört dazu. Die Bemessungsregeln für die Tragfähigkeitsnachweise nach dem [DIN-FB 102, 2003] sind praktisch identisch mit den entsprechenden Nachweisen nach [DIN 1045-1, 2001], weshalb hier nicht näher darauf eingegangen wird. Dazu wird auf [Mehlhorn et al., 2002] verwiesen. Für die Bemessung und die konstruktive Ausbildung der Brücken ist die Gebrauchstauglichkeit von besonderer Bedeutung, weshalb hier darauf besonders eingegangen wird und dabei einige wesentliche Bemessungsbedingungen genannt seien. Um mit hinreichender Zuverlässigkeit ein für den vorgesehenen Nutzungszweck dauerhaftes, gebrauchstaugliches Verhalten des Bauwerks erwarten zu lassen, sind die Betondruckspannungen, die Betonstahl- und Spannstahlspannungen, die Rissbreiten und die Tragwerksverformungen durch die Nachweise der Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit zu begrenzen. Bei vorgespannten Brücken und deren Bauteilen ist auch die Einhaltung des Grenzzustands der Dekompression nachzuweisen. Die sich aus den Umweltbedingungen ergebenden Anforderungen an die konstruktive Durchbildung sind bereits beim Entwurf zu berücksichtigen, um die für die Dauerhaftigkeit erforderlichen Vorkehrungen zum Schutz der Baustoffe rechtzeitig treffen zu können. In Abhängigkeit von den Umwelteinwirkungen, denen ein Bauwerk ausgesetzt ist, die nicht von der mechanischen Bean-

570

8 Berechnung

Tabelle 8.5-2 Expositionsklassen für Bewehrungskorrosion und Betonangriff sowie Mindestanforderungen an die Betonfestigkeitsklassen nach [DIN-FB 100, 2001], Tabellen 1, F2.1 und F2.2 a Klasse

Beschreibung der Umgebung

Beispiele für die Zuordnung von Expositionsklassen

Mindestanforderungen an die Betonfestigkeitsklassen und den Wasserzementwert w/z

1. Bewehrungskorrosion, ausgelöst durch Karbonatisierung XC1 und XC2

– Trocken oder ständig nass – Nass und selten trocken

– Beton, der ständig unter Wasser ist – Erdberührte Gründungsbauteile, die nicht in der Nähe der Geländeoberfläche liegen

C16/20 LC16/18 w/z ≤ 0,75

XC3

Mäßige Feuchte

Durchlüftete Innenbereiche von Bauteilen mit Hohlquerschnitten, z. B. von Kastenträgern

C20/25 LC20/22 w/z ≤ 0,65

XC4

Wechselnd nass und trocken

– Luftberührte Außenbauteile (Beregnung ausgesetzt), z. B. Brückenüberbauten und Pfeiler – erdberührte Gründungsbauteile in der Nähe der Erdoberfläche (bis 50 cm unter der Geländeoberfläche)

C25/30 LC25/28 w/z ≤ 0,60

2. Bewehrungskorrosion, ausgelöst durch Chloride aus Taumitteln XD1

Mäßige Feuchte

Bauteile im Sprühnebelbereich, z. B. bei Überbauten

C30/37 LC30/33 w/z ≤ 0,55

XD2

Nass und selten trocken

Vertikale Flächen im Spritzwasserbereich, bei denen das Spritzwasser abgeleitet wird, z. B. Widerlager und Pfeiler

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,50

XD3

Wechselnd nass und trocken

Horizontale Flächen im Spritzwasserbereich taumittelbehandelter Verkehrsflächen, z. B. Fahrbahndecken, Kappen

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,45

3. Bewehrungskorrosion, ausgelöst durch Chloride aus Meerwasser XS1

Salzhaltige Luft

Alle Bauteile in Küstennähe

C30/37 LC30/33 w/z ≤ 0,55

XS2

Unter Wasser

Bauteile, die ständig unter Meerwasser liegen

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,50

8.5 Betonbrücken

571

Tabelle 8.5-2 (Fortsetzung) Klasse

Beschreibung der Umgebung

Beispiele für die Zuordnung von Expositionsklassen

Mindestanforderungen an die Betonfestigkeitsklassen und den Wasserzementwert w/z

3. Bewehrungskorrosion, ausgelöst durch Chloride aus Meerwasser XS3

Im Spritzwasserund Sprühnebelbereich

Bauteile im aus Sturm herrührendem Sprühnebel- und Spritzwasserbereich

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,45

4. Betonangriff durch Frost mit und ohne Taumitteln XF2

– Mäßige Wassersättigung mit Taumittel

– Bauteile im Sprühnebel- oder Spritzwasserbereich von taumittelbehandelten Verkehrsflächen – Bauteile im Sprühnebelbereich von Meerwasser

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,50

XF3

– Hohe Wassersättigung ohne Taumittel

– Vertikale Flächen im Spritzwasserbereich, bei denen das Spritzwasser abgeleitet wird, z. B. bei Widerlagern und Pfeilern – Bauteile in der Wasserwechselzone von Süßwasser

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,50

XF4

Hohe Wassersättigung mit Taumittel

– Mit Taumitteln behandelte horizontale Flächen, z. B. Kappen, – Bauteile in der Wasserwechselzone von Meerwasser

C30/37 LP-Beton b LC30/33 w/z ≤ 0,50

5. Betonangriff von Gründungen durch chemische Bestandteile

a b c

XA1

Chemisch schwach angreifend c

Unterbauten in betonangreifenden Böden

C25/30 LC25/28 w/z ≤ 0,60

XA2 und XA3

Chemisch mäßig oder stark angreifend 3

– Unterbauten in betonangreifenden Böden – Mit Meerwasser in Berührung kommende Unterbauten

C35/45 LC35/38 w/z ≤ 0,45

Nach [DIN-FB 100, 2001] ist nur die Verwendung von Normalbeton vorgesehen. Die Angaben zu Leichtbeton entsprechen den Angaben der [DIN 1045-1, 2001] 4% Mindestluftgehalt bei einem Größtkorn von 32 mm und einer Konsistenz C1 Grenzwerte für den Angriff zur Einstufung in die Expositionsklassen XA sind der Tabelle 8.5-3 zu entnehmen.

572

8 Berechnung

spruchung (also durch Schnittgrößen), sondern durch physikalische und chemische Angriffe verursacht werden, werden nach [DIN 1045-1 und -2, 2001] und [DINFB 100, 2001] die in der Tabelle 8.5-2 angegebenen Expositionsklassen unterschieden. Für die Herstellung des Betons sind in [DIN 1045-1, 2001] und [DIN-FB 100, 2001] Mindestbetonfestigkeitsklassen abhängig von den Expositionsklassen festgelegt (s. Tabellen 8.5-2 und -3). Auf die in [DIN EN 206-1, 2001] und [DIN 1045-2, 2001] zur Sicherstellung der Dauerhaftigkeit gestellten Anforderungen an die Betonzusammensetzung, insbesondere die Grenzwerte hinsichtlich des minimalen Zementgehalts, des höchstzulässigen Wasser-Zementwertes w/z, sowie gegebenenfalls des Mindestluftgehalts und anderer Anforderungen, wird hingewiesen. Die Festlegung der Expositionsklassen dient auch für die Festlegung der Mindestanforderungen an die Betondeckung hinsichtlich des Schutzes vor Korrosion. Die Mindestbetondeckung hat darüber hi-

naus die Aufgabe, eine sichere Übertragung von Verbundkräften zu gewährleisten. Eine eventuell angeordnete konstruktive Bewehrung in ansonsten als unbewehrt anzusehenden Bauteilen muss auch dann den Anforderungen nach den Tabellen 8.5-4 genügen, wenn diese Bewehrung nicht bei Nachweisen in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit oder der Gebrauchstauglichkeit herangezogen wird. Die Betondeckung c (c: cover o bedecken, schützen) ist der Abstand zwischen der äußeren Oberfläche der Bewehrung und der nächstgelegenen Betonoberfläche. Eine Mindestbetondeckung muss zur Sicherstellung der Verbundkraftübertragung, der Verhinderung des Abplatzens der Betonoberfläche, des Korrosionsschutzes und des angemessenen Brandschutzes vorhanden sein. Der Schutz der Bewehrung vor Korrosion erfolgt durch das im Beton vorhandene alkalische Milieu, das im Bereich der Bewehrung nur durch ausreichende Betondeckung dauerhaft aufrecht erhalten werden kann. Außerdem ist eine ausreichende Nachbehandlung des Betons, der eine hohe

Tabelle 8.5-3 Grenzwerte der chemischen Bestandteile im Boden und Wasser für den Betonangriff zur Einstufung in die Expositionsklassen XA nach [DIN-FB 100, 2001], Tabelle 2

a b

Betonangriff durch

Expositionsklasse XA1

Expositionsklassen XA2 und XA3

SO42– in mg/l im Wasser

≥ 200 und ≤ 600

> 600 und ≤ 6000

SO42– in mg/kg im Bodena

≥ 2000 und ≤ 3000 b

> 3000 b und ≤ 24000

pH-Wert

≥ 5,5 und ≤ 6,5

≥ 4,0 und < 505

CO2 in mg/l kalklösend im Wasser

≥ 15 und ≤ 40

> 40

NH+4 in mg/l im Wasser

≥ 15 und ≤ 30

> 30 und ≤ 100

Mg2+ in mg/l im Wasser

≥ 300 und ≤ 1000

> 1000

Tonböden mit einer Durchlässigkeit unter 10-5 m/s dürfen in eine niedrigere Klasse eingestuft werden. Wenn durch wechselndes Trocknen und Durchfeuchten oder durch kapillares Saugen die Gefahr der Anhäufung von Sulfationen im Beton besteht, ist der obere Grenzwert von 3000 mg/kg auf 2000 mg/kg herabzusetzen.

8.5 Betonbrücken

573

Qualität und Dichtigkeit haben muss, notwendig. Die erforderliche Betondeckung ist von den Umweltbedingungen und der Betonfestigkeit abhängig. Da es nicht möglich ist, ideal ohne Abweichungen von den Sollwerten zu bauen, sind zur Gewährleistung der vorgeschriebenen Mindestbetondeckungen der Bewehrung bei der konstruktiven Planung diese unvermeidlichen Abweichungen durch Vorhaltemaße zu berücksichtigen. Die Vorhaltemaße hängen von der Art des Bauteils, der Bauausführung, der baulichen Durchbildung (Bewehrungsführung) und dem Qualitätsmanagement ab. Die Werte nach [DIN 1045-1, 2001] für Vorhaltemaße sind in den Tabellen 8.5-4 angegeben. Das Nennmaß der Betondeckung cnom setzt sich aus dem Mindestmaß cmin und einem zusätzlichen Vorhaltemaß 'c zusammen: cnom = cmin + Δc

Die Werte cnom sind der Bemessung der Bauteile bei der Festlegung der statischen Nutzhöhe zugrunde zu legen und in den Bewehrungszeichnungen anzugeben. Die Mindestbetondeckung cmin darf in Abhängigkeit von der maßgebenden Expositionsklasse nach der Tabelle 8.5-2 nicht kleiner als der entsprechende Wert nach den Tabellen 8.5-4 sein. Die Werte cmin müssen bei der Bauausführung auch noch nach dem Betonieren gewährleistet sein. Die Werte für das Vorhaltemaß dürfen um 5 mm abgemindert werden, wenn dies durch eine entsprechende Qualitätskontrolle bei Planung, Entwurf, Herstellung und Bauausführung gerechtfertigt ist. Die aufnehmbaren Verbundkräfte zwischen Stahl und Beton sind neben der Betonfestigkeit und der Stahlfestigkeit auch vom Bewehrungsdurchmesser abhängig. Um ausreichende Verbundkräfte sicher zu

Tabelle 8.5-4 a Mindestwerte für die Betondeckung nach Tabelle 4 aus [DIN 1045-1, 2001] Expositionsklasse

a

b

c d

Mindestbetondeckung cmin [mm]

Vorhaltemaß 'c [mm]

Betonstahl

Spannglieder im sofortigen und im nachträglichen Verbund c

XC1

10

20

10

XC2 und XC3 a, b

20

30

15

XC4 a, b

25

35

XD1 bis XD3 a, b, d XS1 bis XS3 a, b

40

50

Die Werte dürfen für Bauteile, deren Betonfestigkeit um 2 Festigkeitsklassen höher liegt, als nach Tab. 8.5-2 mindestens erforderlich ist, um 5 mm vermindert werden. Für Bauteile der Expositionsklasse XC1 ist diese Abminderung nicht zulässig. Wird Ortbeton kraftschlüssig mit einem Fertigteil verbunden, dürfen die Werte an den der Fuge zugewandten Rändern auf 5 mm im Fertigteil und auf 10 mm im Ortbeton verringert werden. Die Bedingungen zur Sicherstellung des Verbunds müssen jedoch eingehalten werden, sofern die Bewehrung im Bauzustand ausgenutzt wird. Die Mindestbetondeckung bezieht sich bei Spanngliedern mit nachträglichem Verbund auf die Oberfläche des Hüllrohrs. Im Einzelfall können bei XD3 besondere Maßnahmen zum Korrosionsschutz der Bewehrung nötig sein.

574

8 Berechnung

Tabelle 8.5-4 b Mindestwerte für die Betondeckung nach Abschnitt 4.1.3.3 und Tabelle 4.101 des [DIN-FB 102, 2003]-II Bauteil

Mindestbetondeckung cmin [mm] Betonstahl

Überbau aus vorgespanntem Stahlbeton mit sofortigem Verbund

40

Spannstahl n‡

‡:

Nenndurchmesser des Spanndrahts n = 2: bei Litzen n = 3: bei gerippten Drähten Liegen Spannglieder unter der Oberfläche der Fahrbahnplatte oder der Deckplatte von Fußgängerbrücken, muss cmin ≥ 100 mm bei Längsspanngliedern und cmin ≥ 80 mm bei Querspanngliedern sein

‡A und ≥ 50 mm ‡A: Außendurchmesser des

Überbau aus vorgespanntem Stahlbeton mit nachträglichem Verbund

Hüllrohrs Liegen Spannglieder unter der Oberfläche der Fahrbahnplatte oder der Deckplatte von Fußgängerbrücken, muss cmin ≥ 100 mm bei Längsspanngliedern und cmin ≥ 80 mm bei Querspanngliedern betragen.

Kappen und dgl., an nicht betonberührten Flächen bei Straßenbrücken

40

–

Kappen und dgl., an nicht betonberührten Flächen bei Eisenbahnbrücken

30

–

Kappen und dgl., an betonberührten Flächen bei Straßen- und Eisenbahnbrücken

20

–

An nicht erdberührten Flächen von Unterbauten

40

–

An erdberührten Flächen von Unterbauten

50

–

Vorhaltemaß 'c [mm] 5a

8.5 Betonbrücken

575

Tabelle 8.5-4 b (Fortsetzung) Bauteil

Mindestbetondeckung cmin [mm] Betonstahl

Spannstahl

Gegen Strukturschalung oder auf vorbereiteten Untergrund gegen unebene Oberflächen geschütteter Beton

40

–

Direkt gegen die Erde geschütteter Beton

75

–

Vorhaltemaß 'c [mm] 5a

Ist die Betonoberfläche aggressiven Wirkungen durch chemische Einflüsse, z. B. Taumitteln im Spritz- oder Sprühbereich, oder Meerwasser ausgesetzt, muss die Mindestbetondeckung cmin = 50 mm betragen [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitt 4.1.3.3 (114) P. Bei chemisch stark angreifender Umgebung sind zusätzliche Schutzmaßnahmen vorzusehen, um einen direkten Kontakt mit chemisch angreifenden Stoffen zu verhindern. Zur Sicherstellung des Verbunds und der erforderlichen Verdichtung des Betons darf die Betondeckung nicht kleiner sein als: – der Stabdurchmesser des Betonstahls, der Vergleichsdurchmesser eines Stabbündels (Stabbündel dürfen nur mit Zustimmung des Bauherrn verwendet werden) – der Nennwert des Größtkorndurchmessers des Zuschlags – der um 5 mm erhöhte Wert des Stabdurchmessers des Betonstahls, des Vergleichsdurchmessers eines Stabbündels oder des Außendurchmessers des Hüllrohrs des Spannglieds, wenn der Größtkorndurchmessers des Zuschlags mehr als 32 mm beträgt a

Das nach [DIN 1045-1, 2001] erforderliche Vorhaltemaß von 'c = 15 mm ist nach [DIN-FB 102, 2003] nicht gefordert. Es ist deshalb unbedingt auf eine besonders sorgfältige Qualitätskontrolle bei Entwurf und Bauausführung zu achten! Andernfalls, und dies wird von den Autoren empfohlen, sollte das größere Vorhaltemaß nach der [DIN 1045-1, 2001] für die unten liegende Bewehrung in Brücken-Überbauten eingehalten werden.

übertragen und eine gute Betonverdichtung zu gewährleisten, soll die Mindestbetondeckung der Bewehrungsstäbe daher nicht kleiner sein als: x der Stabdurchmesser ds der Betonstahlbewehrung oder der Vergleichsdurchmesser eines Stabbündels dsV , (Der Vergleichsdurchmesser ergibt sich zu: dsV = ds · √3 ns, mit ns : Anzahl der Bewehrungsstäbe eines Stabbündels) x der 2,5-fache Nenndurchmesser dp einer Litze oder der 3fache Nenndurchmesser dp eines gerippten Drahts in Spannbetonbauteilen mit sofortigem Verbund,

x der äußere Hüllrohrdurchmesser eines Spannglieds mit nachträglichem Verbund. Für Spannbetonbauteile mit internen Spanngliedern ohne Verbund gelten für die Mindestbetondeckung in den Verankerungsbereichen und im Bereich der freien Länge des ummantelten Spannglieds die Angaben in den allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassungen. Oberflächenbewehrungen und Bewehrungen in ansonsten als unbewehrt anzusehenden Bauteilen müssen den Anforderungen an die Betondeckung genügen, auch wenn die Bewehrung für die Nachweise in

576

8 Berechnung

den Grenzzuständen der Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit nicht in Anspruch genommen wird. Weitere Regelungen zur Betondeckung hinsichtlich von Bauteilen aus Leichtbeton und verschleißbeanspruchten Bauteilen sind der [DIN 1045-1, 2001], Abschnitt 6.3 zu entnehmen. Im [DIN-FB 102, 2003] sind Anforderungen hinsichtlich der Begrenzungen der Spannungen und der Rissbreite sowie der Dekompression festgelegt. Die Bauwerke und Bauteile müssen einer Expositionsklasse nach [DIN-FB 100, 2001] (Tabelle 8.5-2) zugeordnet werden. Im [ARS 11/2003] sind

für Betonüberbauten Anforderungsklassen festgelegt, Tabelle 8.5-5. In [DIN 1045-1, 2001] sind die in der Tabelle 8.5-6 angegebenen Mindestanforderungsklassen in Abhängigkeit von der Expositionsklasse zusammen gestellt. Nach dem [DIN-FB 102, 2003] ist vom Auftraggeber festzulegen, in welche Anforderungsklasse die Einstufung für den Entwurf und die Bauausführung der Brücke zu erfolgen hat. Dies kann als erfüllt gelten, wenn die Einstufung nach den Tabellen 8.5-6 und –7 erfolgt. Für den Bau- und Endzustand gilt dieselbe Anforderungsklasse. In Sonderfällen kann eine Einzelfallentscheidung sinnvoll sein, die

Tabelle 8.5-5 Mindestanforderungsklassen für Betonüberbauten nach [ARS 11/2003]

a

b

c d

Längssystem, Art der Vorspannung

Anforderungsklassen Für die Längsrichtung

Für die Querrichtung, wenn in der Querrichtung nicht vorgespannt wird

Für die Querrichtung, wenn in der Querrichtung vorgespannt wird a

Stahlbetonüberbau: in Längsrichtung nicht vorgespannt

D

D

Db

Spannbetonüberbau mit Spanngliedern im Verbund oder Mischbauweise

Cc

D

B

Kastenträger mit ausschließlich externen Spanngliedern

Cd

D

Db

Für die Quervorspannung von Fahrbahnplatten dürfen nach [DIN-FB 102, 2003]-III, 3.3 (1) P nur austauschbare, interne Spannglieder ohne Verbund angewendet werden. Die Ankerkörper der Querspannglieder sind an den Plattenrändern so anzuordnen, dass ein beidseitiges späteres Nachspannen möglich ist. Teile der Verankerungen dürfen nicht in den Kappenbeton einbinden [ZTV-ING-3, 2003], 2.3.2 (5). Die in der Tabelle 8.5-10 angegebene Begrenzung der Betonrandzugspannungen in der Brückenquerrichtung sind einzuhalten. Zusätzlich ist der Nachweis der Rissbreitenbegrenzung in Brückenquerrichtung unter den gleichen Bedingungen wie in der Brückenlängsrichtung zu führen. Für statisch bestimmte Längstragsysteme ist bei vorgespanntem Stahlbeton mit Spanngliedern im Verbund oder bei der Mischbauweise die Anforderungsklasse B anstatt C zu wählen. Die Mindestanforderungsklasse D darf für Spannbeton-Kastenbrücken gewählt werden, wenn für die Festlegung der Vorspannung der Nachweis der Dekompression für die Einwirkungskombination mit dem Beiwert ψ2 = 0,3 für alle Einwirkungen aus Verkehr geführt wird. Die Einwirkungen aus Temperatur und Bauwerkssetzungen brauchen dabei nicht berücksichtigt zu werden.

8.5 Betonbrücken

577

Tabelle 8.5-6 Mindestanforderungsklassen in Abhängigkeit von der Expositionsklasse gemäß Tabelle 19 der [DIN 1045-1, 2001] Expositionsklasse

a b

Mindestanforderungsklassen für die Vorspannarten

Stahlbetonbauteile

Vorspannung mit nachträglichem Verbund

Vorspannung mit sofortigem Verbund

Vorspannung ohne Verbund

XC1

D

D

F

F

XC2-XC4

Ca

C

E

E

XD1, XD2, XD3 b, XS1-3

Ca

B

E

E

Wird der Korrosionsschutz anderweitig sichergestellt, darf Anforderungsklasse D verwendet werden (s. Allgemeine bauaufsichtliche Zulassungen der Spannverfahren). Im Einzelfall können zusätzlich besondere Maßnahmen für den Korrosionsschutz notwendig sein.

zwischen dem Tragwerksplaner und dem Bauherrn abzustimmen ist. Für Gründungen und Unterbauten aus bewehrtem Beton gilt die Mindestanforderungsklasse D. Die Anforderungsklasse E hat im Brückenbau keine Bedeutung. In der Tabelle 8.5-7 sind die im [DINFB 102, 2003] einzuhaltenden Nachweisbedingungen für den Grenzzustand der Dekompression und die Begrenzung der Rissbreiten angegeben. Die Anforderungen

entsprechen etwa den bisher als Vorspanngrad (voll, beschränkt, teilweise und nicht vorgespannter Beton) bezeichneten Einteilungen. Der Dekompressionsnachweis ist für vorgespannte Brücken von vorrangiger Bedeutung. Durch diesen Nachweis wird die Auftretenswahrscheinlichkeit von Rissen minimiert, vereinzelte Risse können aber nicht verhindert werden. Auch bei sehr hoch vorgespannten Konstruktionen können singuläre Risse nicht mit Sicherheit

Tabelle 8.5-7 Anforderungen in den Grenzzuständen der Gebrauchstauglichkeit an die Begrenzung der Rissbreiten und die Dekompression nach der Tabelle 4.118 des [DIN-FB 102, 2003]-II Anforderungsklasse

a

Einwirkungskombination für den Nachweis der Dekompression

Rissbreitenbegrenzung

A

nicht häufig

selten

B

häufig

nicht häufig

Ca

quasi ständig

häufig

D

–

häufig

E

–

quasi ständig

Rechenwert der charakteristischen Rissbreite wk [mm] 0,2 a

0,3

Für Brücken der Anforderungsklasse C mit ausschließlich externen Spanngliedern darf mit Zustimmung der zuständigen Behörde der Rechenwert der zulässigen charakteristischen Rissbreite wk = 0,3 mm betragen.

578

8 Berechnung

Tabelle 8.5-8 Begrenzung der Betondruckspannungen für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nach [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitte 4.4.1.2 und 4.4.2.2 Wenn die im ungerissenen Zustand berechneten Zugspannungen unter der seltenen Lastkombination den Wert fctm (fctm nach Tabelle 3.1 im [DIN-FB 102, 2003]-II) überschreiten, sind die Spannungen für den gerissenen Zustand zu ermitteln. Bei Zugrundelegung des gerissenen Betonquerschnitts darf angenommen werden, dass sich der Beton elastisch verhält, jedoch keine Zugspannungen aufnehmen kann. Der versteifende Einfluss aus der Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen ist unter diesen Annahmen zur Berechnung der Spannungsbegrenzung zu vernachlässigen.

Regel

Beanspruchung

zul σc

Ausnahmen, zusätzliche Bedingungen und Anmerkungen

Nicht-häufige Einwirkungskombination und Mittelwert der Vorspannung

≥ –0,6  fck

Diese Begrenzung ist zur Vermeidung von übermäßiger Mikrorissbildungen und von Längsrissen im Beton einzuhalten. Bei mit ρ ≥ 1,0% umschnürter Druckzone dürfen die Absolutwerte der Druckspannungen um 10% überschritten werden. ρ ist die auf die Querschnittsfläche der Druckzone bezogene Menge der Umschnürungsbewehrung.

4.4.1.2, (103) P

Bei quasi-ständiger Einwirkungskombination und bei Eintragung des Mittelwerts der Vorspannung zur Zeit t.

≥ –0,6  fc (t) a

Bei der Herstellung von Fertigteilen darf bei strengen, unabhängigen Überprüfungen der zeitlichen Entwicklungen der Betondruckfestigkeit und der Vorspannverluste während der Bauausführung der Wert –0,6  fc (t) um 10% unterschritten (also 10% höhere zulässige Druckspannung) werden. fc (t) ist der Mittelwert der Betondruckfestigkeit zur Zeit t der Eintragung der Vorspannung.

4.4.1.2, (103) P

Bei quasi-ständiger Einwirkungskombination und bei Eintragung des Mittelwerts der Vorspannung zur Zeit t.

≥ –0,6  fc (t) a

Übersteigt der Betrag der Betondruckspannung den Wert 0,45  fc (t), ist die Nichtlinearität des Kriechens zu berücksichtigen. fc (t) ist der Mittelwert der Betondruckfestigkeit (Absolutwert) zum Zeitpunkt t der Eintragung der Vorspannkraft.

4.4.1.2, (102) P

8.5 Betonbrücken

579

Tabelle 8.5-8 (Fortsetzung) Wenn die im ungerissenen Zustand berechneten Zugspannungen unter der seltenen Lastkombination den Wert fctm (fctm nach Tabelle 3.1 im [DIN-FB 102, 2003]-II) überschreiten, sind die Spannungen für den gerissenen Zustand zu ermitteln. Bei Zugrundelegung des gerissenen Betonquerschnitts darf angenommen werden, dass sich der Beton linerar elastisch verhält, jedoch keine Zugspannungen aufnehmen kann. Der versteifende Einfluss aus der Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen ist unter diesen Annahmen zur Berechnung der Spannungsbegrenzung zu vernachlässigen.

a

Regel

Beanspruchung

zul σc

Ausnahmen, zusätzliche Bedingungen und Anmerkungen

Bei quasi-ständiger Einwirkungskombination und dem Mittelwert der Vorspannung, wenn die Gebrauchstauglichkeit, die Tragfähigkeit oder die Dauerhaftigkeit des Bauwerks wesentlich durch das Kriechen beeinflusst wird.

≥ –0,45  fck

Durch diese Begrenzung sollen überproportionale Kriechverformungen vermieden werden.

4.4.1.2, (104)* P

Bei seltener Einwirkungskombination und den maßgebenden charakteristischen Werten der Vorspannung.

< –1,0 N/mm2

In diesen Bereichen ist bei Bauteilen mit Vorspannung mit Verbund die Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung nicht erforderlich. Dies gilt aber nicht für die Bereiche an Arbeitsfugen, in denen stets eine Mindestbewehrung erforderlich ist. Diese ergibt sich aus Gl. (8.5-81). Parallel zur Arbeitsfuge ist diese Bewehrung mit kc = 1 zu ermitteln und auf einer Länge anzuordnen, die der Überbauhöhe, jedoch nicht mehr als 2 m, entspricht. Senkrecht zur Arbeitsfuge ist die Mindestbewehrung beiderseits der Arbeitsfuge auf eine Länge gleich der Überbauhöhe zuzüglich der Verankerungslänge, jedoch nicht mehr als 4 m, anzuordnen. Ist die Arbeitsfuge eine Koppelfuge, ist dort der Mittelwert der Vorspannkraft auf 75% abzumindern. Diese Abminderung gilt auch für den Nachweis der Begrenzung der Rissbreiten.

4.4.2.2, (3)* und [ARS 11/2003] (14)

Bei vorgespannten Fertigteilen mit sofortigem Verbund darf der Spannungsgrenzwert auf 0,7  fct angehoben werden, sofern dies durch Versuche oder Erfahrungen gerechtfertigt ist [DIN-FB 102, 2003]-IV, 4.4.1.2 (102) P.

580

8 Berechnung

verhindert werden. Es ist deshalb sinnvoll, nicht zu hoch vorzuspannen, sondern zur Begrenzung der Rissbreiten genügend Betonstahl anzuordnen [Leonhardt, 1979], [Menn, 1986]. Rissbildungen sind in Betontragwerken unter Zugbeanspruchung, Biegung, Querkraft, Torsion und Zwang wegen der verhältnismäßig geringen Zugfestigkeit des Betons praktisch unvermeidbar und sind deshalb kein Mangel, wenn die Rissbreiten und -tiefen so begrenzt sind, dass die Nutzung, die Dauerhaftigkeit und das Erschei-

nungsbild des Tragwerks nicht als Folge der Rissbildungen unangemessen beeinträchtigt werden. Dazu ist es erforderlich, dass der Verbund zwischen Beton und Stahl gewährleistet und der Korrosionsschutz sicher gestellt ist. An Stelle weniger breiter und tiefer Risse mit großen Rissabständen sollen sich viele Risse mit kleinen Rissabständen und geringen Rissbreiten und -tiefen ausbilden. Für den Grenzzustand der Dekompression dürfen bei den Anforderungsklassen A bis C unter der maßgebenden Einwirkungskombination keine

Tabelle 8.5-9 Zulässige Betonzugspannungen in den Grenzzuständen der Gebrauchstauglichkeit nach dem [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitte 4.4.1.1 und 4.4.2.1

a b

Ort und Beanspruchung

zul σc

Anmerkungen

Regel

In der Zug- und Druckzone a unter seltener Einwirkungskombination und dem Mittelwert der Vorspannung mit der Berechnung im ungerissenen Zustand (Zustand I).

≤ fctm

Wird fctm überschritten, ist im gerissenen Zustand (Zustand II) zu rechnen. fctm ist in der Tabelle 3.1 des [DIN-FB 102, 2003]-II angegeben.

4.4.1.1, (5)

Unter der maßgebenden Einwirkungskombination, entsprechend Tabelle 8.5-7, [DIN-FB 102, 2003]-II und dem charakteristischen Wert der Vorspannung für den Grenzzustand der Dekompression an dem Rand, der dem Spannglied am nächsten liegt, bei den Anforderungsklassen A, B oder C

≤0

Für den Grenzzustand der Dekompression, wenn für die Anforderungsklassen A, B und C nach der Tabelle 4.118 des [DIN-FB 102, 2003]-II (Tabelle 8.5-7) bemessen wird.

4.4.2.1, (106) P

Zugspannungen am unteren Bauteilrand bei Straßen, Gehund Radwegbrücken unter der maßgebenden Einwirkungskombination und dem charakteristischen Wert der Vorspannung b

≤ 0,85  fctk; 0,05

fctk; 0,05 ist in der Tabelle 3.1 des [DIN-FB 102, 2003]-II angegeben.

4.4.2.1, (107) P

Als Zug- und Druckzone werden die Bereiche verstanden, in denen aus äußeren Einwirkungen Zug- oder Druckspannungen entstehen. Die mögliche Streuung der Vorspannkraft ist durch einen oberen und unteren charakteristischen Wert der Vorspannkraft zu berücksichtigen (Faktoren rsup, rinf s. [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitte 2.5.4.2 (4) und für den Bauzustand 4.4.2.1 (107) P).

8.5 Betonbrücken

581

Betonzugspannungen an dem dem Spannglied am nächsten liegenden Rand auftreten. Die Anforderungen an die Dauerhaftigkeit und das Erscheinungsbild eines Bauteils gelten als erfüllt, wenn die in den Tabellen 8.5.6 bis 8.5-12 angegebenen Anforderungen eingehalten werden. Die Begrenzung der Betonspannungen nach [DIN-FB 102, 2003] ist in den Tabellen 8.5-8 bis 8.5-10 und die der Beton- und Spannstahlspannungen in den Tabellen 8.5-11 und 8.5-12 kompakt zusammengestellt. In den Tabellen sind einige Erläuterungen und Begründungen enthalten. Wird eine in Längsrichtung vorgespannte Brücke in der Querrichtung nicht vorgespannt, sind die im Zustand I zu ermittelnden Betonzugspannungen am Querschnittsrand in der Brückenquerrichtung unter der seltenen Einwirkungskombination auf die in der Tabelle 8.5-10 angegebenen Werte zu begrenzen. Diese Begrenzung der Zugspannungen dient nicht

der notwendigen Begrenzung der Rissbreiten. Der Nachweis der Rissbreitenbegrenzung in Brückenquerrichtung ist vielmehr unter den gleichen Nachweisbedingungen wie in der Brückenlängsrichtung zu führen. Die mechanischen Grundlagen des Zusammenwirkens von Beton und Stahl vor und nach der Rissbildung im Beton und die Herleitung der Gleichungen zur Berechnung der Rissbreiten und -abstände sind in entsprechenden Lehrbüchern, z. B. [Mehlhorn et al., 2002], dargestellt. Danach ergeben sich die unter Berücksichtigung lang andauernder Einwirkung sowohl für den Einzelriss als auch für die abgeschlossene Rissbildung in [DIN 1045-1, 2001] und im [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitt 4.4.2.4 angegebenen Gleichungen zur Ermittlung des Rechenwerts der Rissbreite und des Rissabstands: w k = sr ,max ⋅ (ε sm − ε cm )

(8.5-76)

Tabelle 8.5-10 Zulässige Betonrandzugspannungen a in der Brückenquerrichtung nach Tabelle 4.118 a) des [DIN-FB 102, 2003]-II bei in Längsrichtung vorgespannten Brücken ohne Vorspannung in Querrichtung

a

Betonfestigkeitsklasse

C 30/37

C35/45

C40/50

C45/55

C50/60

zul σc [N/mm2]

4,0

5,0

5,5

6,0

6,5

unter seltener Einwirkungskombination und dem Mittelwert der Vorspannung, im Zustand I ermittelt.

Tabelle 8.5-11 Betonstahlspannungen im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nach [DINFB 102, 2003]-II, Abschnitte 4.4.1.3 und 3.2.2

a

Beanspruchung aus

zul σc

Anmerkungen

Regeln

Unter nicht-häufiger Einwirkungskombination und dem charakteristischen Wert der Vorspannung a

≤ 0,8  fyk

Im Betonstahl dürfen keine nichtelastische Dehnungen auftreten. Es darf nur Betonstahl mit hoher Duktilität verwendet werden.

4.4.1.3, (1) P und (105) sowie 3.2.2, (109)P

Die mögliche Streuung der Vorspannkraft ist durch einen oberen und unteren charakteristischen Wert der Vorspannkraft zu berücksichtigen (zusätzliche Sicherheitselemente rsup , rinf als Faktoren, s. [DIN-FB 102,2003]).

zul σp

≤ 0,65  fpk

⎧0,8 ⋅ f pk ≤⎨ ⎩0,9 ⋅ f p0,1k

⎧0,8 ⋅ f pk ⋅ e − μ ⋅ γ ⋅(κ −1) ≤⎨ − μ ⋅γ ⋅(κ −1) ⎩0,9 ⋅ f p0,1k ⋅ e

Beanspruchung

Unter quasi-ständiger Einwirkungskombination mit dem Mittelwert der Vorspannung nach Abzug der Spannkraftverluste t o ∞ in jedem Querschnitt (maßgebend sind die am höchsten beanspruchten Querschnitte im Feld und über den Stützen)

1. Spannung σ0, max beim Vorspannen am Spannanker während des Vorspannvorgangs unter der aufgebrachten Höchstkraft (Pressenkraft) einschließlich des Überspannens 2. Unter seltener Einwirkungskombination zu jedem Zeitpunkt t

Abgeminderte Spannung σ0, max bei Spanngliedern mit nachträglichem Verbund unter der planmäßigen Höchstkraft am Spannanker während des Vorspannvorgangs (Vorhaltemaß), damit auch im Fall eines notwendigen, Überspannens der Spannglieder wegen nicht vorhergesehener, erhöhter Reibungsverluste die gewünschte Vorspannung über die Bauteillänge erreicht werden kann und die zulässige Spannung nicht überschritten wird.

Der kleinere Wert ist maßgebend. μ … Reibungsbeiwert k … ungewollter Umlenkwinkel pro Längeneinheit μ und k nach der Allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung des Spannverfahrens γ = Θ + k  x mit Θ a Summe der planmäßigen Umlenkwinkel bis zur Länge x. x ist die Spanngliedlänge vom Spannanker aus gemessen, über die die Reibung beim ersten Anspannen spannkraftmindernd wirkt.

4.2.3.5.4, (2)*P

Zu 2. nach [DIN 1045-1, 2001], 11.1.4 (2)

Zu 1. nach 4.2.3.5.4, (2)*P

4.4.1.4, (1)*P

Für externe und auswechselbare interne Spannglieder ohne Verbund, wenn deren Auswechselbarkeit zweifellos sichergestellt ist, gilt diese Begrenzung nicht. Die Begrenzung σp ≤ 0,65  fpk unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination dient dazu, der Gefahr der Spannungsrisskorrosion zu begegnen. Der kleinere Wert ist jeweils maßgebend. Spannbettkraft P(0) max oder Anspannkraft (Pressenkraft) am Spannanker P0, max . Das Überspannen ist nur zulässig, wenn die Spannpresse eine Messgenauigkeit der aufgebrachten Vorspannkraft von ± 5%, bezogen auf den Endwert der Vorspannkraft, sicherstellt.

Regel

Ausnahmen, Erläuterungen

Tabelle 8.5-12 Spannstahlspannungen im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nach [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitt 4.4.1.4 und [DIN 1045-1, 2001] und während des Spannvorgangs (einschließlich des eventuellen Überspannens zum Ausgleich der Spannkraftverluste) nach [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitt 4.2.3.5.4

582 8 Berechnung

a

⎧0,75 ⋅ f pk ≤⎨ ⎩0,85 ⋅ f p0,1k

Der kleinere Wert ist maßgebend. Das Vorspannen ist unter Aufsicht sorgfältig zu kontrollieren und zu protokollieren. Um zul σp = 0,65  fpk bei Vorspannung mit nachträglichem Verbund in den relevanten Querschnitten auszunutzen, wird Überspannen mit Ablassen (eventuell mehrmals) beim Vorspannen empfohlen. Damit kann diese schärfere Begrenzung gegenüber den Vorstehenden meistens vermieden werden.

4.2.3.5.4, (3)*P

Θvert. und Θhor. : → Θ = ∑ Θ2vert. + Θ2hor .

Bei in zwei Ebenen gekrümmten Spanngliedern, sind die maßgebenden Umlenkwinkel vektoriell zu bestimmen. Die Summe der planmäßigen Umlenkwinkel bis zum betrachteten Querschnitt ergibt sich bei räumlich gekrümmten Spanngliedern aus den vertikalen und horizontalen Umlenkwinkeln

Mittelwert der Spanngliedspannung σpm, 0 zum Zeitpunkt t = 0, unmittelbar nach dem Absetzen der Vorspannkraft auf den Beton

κ … Vorhaltemaß zur Sicherung der Überspannreserve – für Spannglieder ohne Verbund: κ = 1,0 – bei ungeschützter Lage der Spannglieder im Hüllrohr (Bauablauf beachten!): κ = 1,5 bis zu 3 Wochen ungeschützt κ = 2,0 mehr als 3 Wochen ungeschützt Auf das Vorhaltemaß sollte bei vorgespanntem Stahlbeton mit nachträglichem Verbund nicht verzichtet werden. Wird darauf verzichtet, sind mit der Bauherrschaft abzustimmende konstruktive Maßnahmen zu treffen.

8.5 Betonbrücken 583

584

8 Berechnung

mit:

σ sII − 0,4 ⋅ ε sm − ε cm = σ ≥ 0,6 ⋅ s Es sr ,max =

f ct ,eff

ρeff

⋅ ⎡⎣1 + α E ⋅ ρeff ⎤⎦

Es (8.5-77)

σ s ⋅ ds ds ≤ 3,6 ⋅ ρeff 3,6 ⋅ f ct ,eff

(8.5-78)

Es bedeuten: wk sr, max εsm

εcm σsII

der Rechenwert der Rissbreite der größte Rissabstand bei abgeschlossenem Rissbild der Mittelwert der Dehnung der Bewehrung bei Berücksichtigung der Mitwirkung des Betons zwischen den Rissen der Mittelwert der Dehnung des Betons zwischen den Rissen die Spannung im Betonstahl im betrachteten gerissenen Querschnitt

Es αE = 7 Verhältnis der ElastizitätsEcm moduln fct, eff die wirksame Zugfestigkeit zum betrachteten Zeitpunkt. Dabei ist die Festigkeitsklasse maßgebend, bei der das Auftreten der Risse zu erwarten ist. Wenn der Zeitpunkt

ρeff

der zu erwartenden Rissbildung nicht mit Sicherheit innerhalb der ersten 28 Tage festgelegt werden kann, ist mindestens eine Zugfestigkeit von 3 N/mm2 anzusetzen. der effektive Bewehrungsgrad unter Berücksichtigung des unterschiedlichen Verbundverhaltens des Beton- und Spannstahls ergibt sich aus:

ρeff =

As + ξ 12 ⋅Ap As = Ac,eff Ac,eff

(8.5-79)

mit:

ξ1 = ξ ⋅

ds dp

As und Ap sind die Querschnittsflächen des Betonstahls bzw. des sich im Verbund befindlichen Spannstahls innerhalb der wirksamen Betonzugzone Ac,eff . ξ1 ist das Verhältnis ξ der mittleren Verbundfestigkeiten von Spannstahl und Betonstahl (Tabelle 8.5-13) unter Berücksichtigung der unterschiedlichen Durchmesser. Ac,eff kennzeichnet den Wirkungsbereich, in dem die Bewehrung die Rissbreiten so beeinflusst, wie bei einem Stahlbetonzugstab mit gleichmäßig verteilter Längsbewehrung. Die wirksame Fläche Ac,eff darf gemäß Bild 8.5-36 mit Hilfe des 2,5fachen Ab-

Tabelle 8.5-13 Verhältnis ξ der Verbundfestigkeit des Spannstahls zu der des Betonrippenstahls nach [DIN-FB 102, 2003]-II, Tabelle 4.115 a Spannglieder mit sofortigem Verbund

Spannglieder mit nachträglichem Verbund

Glatte Stäbe

–

0,3

Litzen

0,6

0,5

Profilierte Drähte

0,7

0,6

Gerippte Stäbe

0,8

0,7

Signifikante unterschiedliche Höhenlagen von Beton- und Spannstahl sollten berücksichtigt werden.

8.5 Betonbrücken

585

Bild 8.5-36 Definitionen der wirksamen Zugzonen des Betons Ac,eff zur Ermittlung des effektiven Bewehrungsgrads Ueff

stands der Randzugfaser vom Schwerpunkt der Bewehrung bestimmt werden. Der Nachweis der Begrenzung der Rissbreite kann auch indirekt, ohne direkte Berechnung der Rissbreite, durch die Begrenzung der Durchmesser und der gegenseitigen Abstände der Bewehrungsstäbe geführt werden. Hierbei sind zunächst die Stahlspannungen σsII für den betrachteten gerissenen Querschnitt (Zustand II) unter der maßgebenden Einwirkungskombination und bei vorgespannten Bauteilen mit den maßgebenden charakteristischen Werten der Vorspannung zu ermitteln. Der Grenzdurchmesser ds* und der zulässige Abstand der Bewehrungsstäbe ergeben sich zur ermittelten Stahlspannung σsII aus der Tabelle 8.5-14 und sind in Abhängigkeit von der wirksamen Betonzugfestigkeit fct, eff und der Bauteilhöhe h wie folgt umzurechnen: ds = ds* ⋅

f ct ,eff σ s ⋅ As ≥ ds* ⋅ f ct ,0 4 ⋅ (h − d ) ⋅ b ⋅ f ct ,0 (8.5-80)

In der Gleichung 8.5-80 bedeuten: ds d*s

umgerechneter Grenzdurchmesser der Grenzdurchmesser nach Tabelle 8.5-14

σsII

As h d b fct, 0 fct, eff

die Betonstahlspannung im Zustand II, bei Bauteilen mit im Verbund liegenden Spanngliedern ist σsII nach Gleichung (8.5-81) zu ermitteln die Querschnittsfläche des Betonstahls in der Zugzone die Bauteilhöhe die statische Nutzhöhe die Breite der Zugzone die Zugfestigkeit des Betons, auf die die Werte nach der Tabelle 8.8-14 bezogen sind, beträgt fct, 0 = 3,0 N/mm die wirksame Zugfestigkeit zum betrachteten Zeitpunkt, wie bei Gleichung (8.5-78)

Die angegebenen Gleichungen zur Bestimmung der Rissbreiten und -abstände gelten nur für Bereiche, die sich genügend nahe zur im Verbund liegenden Bewehrung befinden, d. h. innerhalb der wirksamen Betonzugzone. Außerhalb dieser Bereiche können größere Risse auftreten, wenn diese Bereiche auf Zug beansprucht sind. Deshalb sind alle Betonteile in der Nähe aller Außenflächen ausreichend zu bewehren. Im Brückenbau dürfen nur gerippte Betonstähle mit Stabdurchmessern von mindestens 10 mm verwendet werden, und der gegenseitige Abstand der Betonstähle darf

586

8 Berechnung

Tabelle 8.5-14 Grenzdurchmesser d*s und größte Stababstände bei Betonstählen nach [DINFB 102]-II, Tabellen 4.120 und 4.121 Stahlspannung σsII in N/mm2

Einzuhaltender Rechenwert der Rissbreite: wk = 0,2 mm

Einzuhaltender Rechenwert der Rissbreite: wk = 0,3 mm Grenzdurchmesser der Betonstähle in mm

Höchstwerte für die zulässigen Stababstände in mm

Grenzdurchmesser der Betonstähle in mm

Höchstwerte für die zulässigen Stababstände in mm

160

42

300

28

200

200

28

250

18

150

240

19

200

13

100

280

14

150

9

50

320

11

100

7

–

360

8

50

6

–

Im Brückenbau sind gerippte Betonstähle mit mindestens 10 mm Durchmesser zu verwenden. Ihr gegenseitiger Abstand darf nicht größer als 20 cm sein, [DIN-FB 102, 2003]-II, Abschnitt 5.1, (4) P und (5).

nicht größer als 20 cm sein. Der lichte Abstand zwischen parallelen Stäben muss mindestens 20 mm betragen. Die waagerechten und senkrechten lichten Abstände der Betonstähle müssen mindestens so groß wie der größte Durchmesser der Stäbe und mindestens 5 mm mehr als der Größtkorndurchmesser des Zuschlags sein. Bei der konstruktiven Durchbildung ist bei hohen Bewehrungskonzentrationen, insbesondere bei sich kreuzender Bewehrung, bei der Festlegung der gegenseitigen Abstände der Bewehrungsstäbe darauf zu achten, dass die Durchmesser der Bewehrungsstähle Abweichungen von ihren Sollwerten haben. Die Höhen der Schräg- und Längsrippen haben zur Folge, dass die Bewehrungsstähle einen größeren Platz benötigen als der Nenndurchmesser erfordert. In diesen Fällen sollte beachtet werden, dass die äußeren Querschnittsabmessungen, ausgedrückt durch dmax , einschließlich der Rippen, 20% größer als die Nenndurchmesser ds sein können (dmax ≈

1,2 · ds). Bei Bewehrungsanordnungen in mehreren horizontalen Lagen sollen die Stäbe der einzelnen Lagen vertikal übereinander liegen. Ausreichende Betonierlücken sind bei der Bewehrungsanordnung vorzusehen. Sofern die Bemessung keine höheren Werte ergibt, ist nach dem [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.4.2.2 als Mindestbewehrung (Ausnahme siehe Tabelle 8.5-8) zur Vermeidung breiter Einzelrisse aus Zwangsoder Eigenspannungen erforderlich: As ≥ kc ⋅ k ⋅ f ct ,eff ⋅

Act σ s

(8.5-81)

σsII ist die zulässige Spannung im Betonstahl in Abhängigkeit vom Grenzdurchmesser d*s nach der Tabelle 8.5-14. fct, eff ist nach Gl. (8.5-79) zu ermitteln. Act ist die Querschnittsfläche, die vor der Erstrissbildung rechnerisch unter Zugspannung steht. Mit dem Beiwert kc wird der Einfluss der Spannungsverteilung innerhalb der Zugzone Act vor der Erstrissbildung berücksichtigt.

8.5 Betonbrücken

⎛ σc ⎞ ⎟ ≤1 kc = 0,4 ⋅ ⎜1 + ⎜ k1 ⋅ f ct ,eff ⎟ ⎝ ⎠ σc ist die Betonspannung im ungerissenen Zustand (negativ bei Längsdruck) in der Faser der Schwerachse des Querschnitts oder Teilquerschnitts (bei Platten und Balken in der Regel die Betonspannung aus dem Längskraftanteil der Vorspannung, mit zunehmender Vorspannung wird kc kleiner) unter der Einwirkungskombination, die am Gesamtquerschnitt zur Erstrissbildung führt. Es ist zu beachten, dass der Beiwert kc und die Fläche der Betonzugzone Act nur für die betreffende Bewehrungslage gilt. Z. B. ist deshalb bei zugbeanspruchten Gurtplatten kc nur auf die äußere Bewehrungslage zu beziehen und bei der Ermittlung von Act nur die halbe Gurtplattendicke zu berücksichtigen. Mit dem Beiwert k1 wird der Längskrafteinfluss berücksichtigt. In der Regel ist bei vorgespannten Konstruktionen die Längskraft eine Druckkraft. Dafür gilt: 1,5 · h k1 = 91 hc mit: h

Höhe des Querschnitts oder des Teilquerschnitts hc = h für h < 1 m hc = 1 m für h ≥ 1 m

Mit dem Beiwert k wird der Einfluss des nichtlinearen Verlaufs der Betonzugspannungen berücksichtigt. Brücken sind Außenbauteile. Deshalb treten in der Regel Eigenspannungen infolge der nichtlinearen Temperaturfelder auf. Hierfür ist bei im Bauteil selbst hervorgerufenem Zwang (z. B. Abfließen der Hydratationswärme) für: k = 0,8 k = 0,5

für h ≤ 300 mm für h ≥ 800 mm

zu setzen. Zwischenwerte dürfen linear interpoliert werden.

587

Bei von außerhalb des Bauteils hervorgerufenem Zwang (z. B. bei Stützensenkung) ist k = 1,0 zu setzen. Für einen Wirkungsbereich in einem Quadrat mit 300 mm Seitenlänge um die Achse des Spannglieds herum darf der Spannstahl im Verbund bei der Ermittlung der erforderlichen Bewehrung berücksichtigt werden, wobei das unterschiedliche Verbundverhalten zu beachten ist (s. o.). Bei profilierten Querschnitten (Plattenbalken, Kastenträgern) ist die Mindestbewehrung für jeden Teilquerschnitt (Stege und Gurte) zu bestimmen. Bei vorgespannten Konstruktionen mit Vorspannung im Verbund ist in den Bereichen, in denen unter der seltenen Einwirkungskombination Betondruckspannungen über –1 N/mm2 vorhanden sind, die Mindestbewehrung entsprechend [DIN-FB 102, 2003] nicht erforderlich. Die konstruktive Mindestbewehrung nach [DIN 1045-1, 2001], dort die Tabellen 29 und 30, muss aber stets vorhanden sein. In Arbeitsfugen ist die Betonzugfestigkeit deutlich geringer als in ungestörten Bereichen. Deshalb gelten dort andere Bedingungen. An Arbeitsfugen ist stets eine Mindestbewehrung erforderlich. Diese ergibt sich aus Gl. (8.5-81). Parallel zur Arbeitsfuge ist diese Bewehrung mit kc = 1 zu ermitteln und auf einer Länge anzuordnen, die der Überbauhöhe, jedoch nicht mehr als 2 m, entspricht. Senkrecht zur Arbeitsfuge ist die Mindestbewehrung beiderseits der Arbeitsfuge auf eine Länge gleich der Überbauhöhe zuzüglich der Verankerungslänge, jedoch nicht mehr als 4 m, anzuordnen. Ist die Arbeitsfuge gleichzeitig eine Koppelfuge, ist durch genauere Untersuchung der Spannungszustände die erforderliche Bewehrung zu ermitteln. Es ist auch zu beachten, dass an der Koppelfuge die Vorspannkraft herabgesetzt ist. Der Mittelwert der Vorspannkraft ist dort auf 75% abzumindern. Diese Abminderung gilt auch für

588

8 Berechnung

den Nachweis der Begrenzung der Rissbreiten. Als Mindestbewehrung ist die für Arbeitsfugen parallel und senkrecht zur Fuge erforderliche (s. o.) maßgebend. Kastenträger sind große gegliederte Querschnitte. Bei ihnen treten deshalb hohe Eigenspannungen auf. Aus der Überlagerung der Eigen- und Zwangsspannungen wird in der Bodenplatte, in der praktisch eine zentrische Zugbeanspruchung auftritt, die Betonzugfestigkeit häufig überschritten. Für Kastenträger mit externer Vorspannung sollte daher die erforderliche Mindestbewehrung in allen Fällen nach der Gleichung (8.5-81) ermittelt werden. Die waagerechten und senkrechten lichten Abstände der Spannglieder mit nachträglichem Verbund müssen größer als 80% des äußeren Hüllrohrdurchmessers sein, sie dürfen aber nicht kleiner als 40 mm in vertikaler und 50 mm in horizontaler Richtung sein. Bei Vorspannung mit sofortigem Verbund muss der horizontale lichte Abstand der Litzen mindestens so groß wie der Durchmesser der Litzen sein, er darf aber nicht kleiner als 20 mm und muss mindestens 5 mm mehr als das Größtkorn des Zuschlags betragen. Der vertikale lichte Abstand muss mindestens so groß sein wie der Durchmesser der Litzen, und er muss mindestens 10 mm und so groß wie das Größtkorn des Zuschlags sein.

8.5.7 Berechnungsbeispiel, über drei Felder durchlaufende, vorgespannte Plattenbrücke 8.5.7.1 Einleitung Die durchlaufende Platte des Berechnungsbeispiels soll in Längsrichtung vorgespannt werden. Für den Überbau wird eine mittlere Konstruktionshöhe von h = 0,80 m gewählt. Ausgewählte Nachweise in den Grenzzuständen der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit werden exemplarisch für Biegung mit Längskraft geführt.

Bild 8.5-37 Geometrie des Überbaus

8.5 Betonbrücken

589

8.5.7.1.1 Weitere Annahmen In Brückenlängsrichtung wurde die Anforderungsklasse C und in Querrichtung die Anforderungsklasse D gewählt (Tabelle 8.5-5). Hinsichtlich der Anforderungen an die Dauerhaftigkeit ist der StahlbetonÜberbau der Expositionsklasse XD 3 und XF 2 zuzuordnen (Tabelle 8.5-2).

8.5.7.1.2 Betondeckung und statische Höhe Nach [DIN-FB 102, 2003] ist das Vorhaltemaß mit 0,5 cm zu berücksichtigen. Dieser Wert erscheint den Autoren für den unten liegenden Betonstahl im Brückenbau zu klein. Durch montagebedingtes Betreten bereits verlegter Bewehrung treten bleibende Verformungen ein, die 0,5 cm überschreiten können. Das Vorhaltemaß wird deshalb für die untere Bewehrungslage nach [DIN 1045-1, 2001] mit 1,5 cm angesetzt (Tabelle 8.5-4b, Fußnote). x für den Betonstahl oben: min cs = 4,0 cm, nom cs = 4,5 cm Damit folgt für die statisch nutzbare Höhe des Betonstahls: dslo = h – nom c – ‡sq – ‡sl /2 = 80 – 4,5 – 1,4 –1,4/2 = 73,4 cm ≈ 73,0 cm Abstand der geometrischen Schwerachse des Überbaus von der des Betonstahls: zcso = dslo – zco = 0,730 – 0,368 = 0,362 m x für den Betonstahl unten: dslu = 80 – 5,5 – 1,4 –1,4/2 = 72,4 cm ≈ 72,0 cm zcsu = dslu – zcu = 0,720 –0,432 = 0,288 m x für die Hüllrohre der Spannglieder oben: Unter der Fahrbahn muss aus Gründen des Schutzes der Spannglieder vor Kor-

Bild 8.5-38 Betondeckungen der Hüllrohre und Spanngliedlagen

rosion (Tabelle 8.5-4b) die Betondeckung der Hüllrohre betragen: min cH ≥ 10,0 cm, nom cH = 10,5 cm Das in diesem Beispiel verwendete Hüllrohr besitzt einen Außendurchmesser von 7,2 cm (siehe Abschnitt 8.5.7.3.3). Für die statisch nutzbare Höhe der Spannglieder gilt: dpo = h – nom cH – ‡H/2 + e = 80,0 – 10,5 – 7,2/2 + 1,2 = 67,1 cm  0,671 m zcpo = dpo – zcu = 0,671 – 0,432 = 0,239 m x für die Hüllrohre der Spannglieder unten: min cH ≥ ‡H = 7,2 cm, nom cH = 7,7 cm dpu = h – nom cH – ‡H/2 – e = 80,0 – 7,7 – 7,2/2 – 1,2 = 67,5 cm  0,675 m zcpu = dpu – zco = 0,675 – 0,368 = 0,307 m ‡sq , ‡sl , ‡H Durchmesser der Quer-, Längsbewehrung, Hüllrohraußendurchmesser e Exzentrizität der Spanngliedachse zur Hüllrohrachse (hier 1,2 cm) statische Höhe des Betonstahls dsl

590

dpu , dpo zcsu , zcso

zcpu , zcpo

8 Berechnung

statische Höhe der unteren bzw. oberen Spannglieder Abstand der Schwerachse des Überbaus von der Schwerachse desunten bzw. oben liegenden Betonstahls Abstand der Schwerachse des Überbaus von der Schwerachse desunten bzw. oben liegenden Spannstahls

(Tabelle 8.5-15) zu rechnen. Die Bestimmung der Brutto-Querschnittswerte erfolgte nach den in Abschnitt 8.5.2.1 angegebenen Gleichungen (8.5-6 bis 12).

8.5.7.2 Charakteristische Werte der Einwirkungen Grundlage für die Ermittlung der Einwirkungen ist der [DIN-FB 101, 2003].

8.5.7.1.3 Querschnittswerte der Überbau-Platte 8.5.7.2.1 Ständige Einwirkungen Für die Ermittlung von Schnittgrößen am nach dem Erhärten des Betons vorgespannten Querschnitt werden in Abhängigkeit vom Fertigungsgrad Netto- und ideelle Querschnittswerte (Verbundquerschnittswerte) benötigt. Zum Zeitpunkt der Vorbemessung ist der einzulegende Spannstahlquerschnitt jedoch noch unbekannt. Für die Schnittgrößenermittlung in dieser Planungsphase ist es ausreichend, mit den Brutto-Querschnittswerten des Überbaus

Eigenlast Überbau g1 Die Eigenlast des Überbaus wird im FEProgramm ermittelt. Die Wichte des Stahlbetons beträgt 25 kN/m3. Ausbaulasten g2 Eigenlast des Fahrbahnbelags (Dicke 8 cm) und Gradientenausgleich (0,5 kN/m2) gBel = 24 · 0,08 + 0,5 = 2,4 kN/m2

Tabelle 8.5-15 Brutto-Querschnittswerte des Überbaus Querschnittswerte

Brutto-Querschnittswerte

Stelle

Stützen B/C

8,60

8,60

Abstand SA oberer Rand zco

[m]

–0,368

–0,368

Abstand SA unterer Rand zcu

[m]

0,432

0,432

z-Koord. Spannstahl oben zcpo

[m]

–

–0,239

z-Koord. Spannstahl unten zcpu

[m]

0,307

–

Trägheitsmoment Iyc a

[m4]

0,450

0,450

Widerstandsmoment Wco

[m3]

–1,222

–1,222

Widerstandsmoment Wcpo

[m3]

–

–1,882

Widerstandsmoment Wcpu

[m3]

1,466

–

Widerstandsmoment Wcu

[m3]

1,042

1,042

Betonfläche Ac

a

Felder 1/2 [m2]

a

Der Index b (entspr. Gln. 8.5-6 bzw. 8-5-12) wurde hier weggelassen.

8.5 Betonbrücken

591

Eigenlast der Kappe gKap = 25 · 0,23 = 5,75 kN/m2 Lasten aus dem Kappenüberstand – A Kap = 0,205 m2 g– = 25 · 0,205 = 5,12 kN/m Kap

–1 – 1 = 0,176 · 5,12 = 0,903 kNm/m m Kap Bild 8.5-39 Kappengeometrie

Last aus dem Geländer gGel = 0,5 kN/m –1 = 0,15 · 0,5 = 0,075 kNm/m m1Gel

8.5.7.2.2 Veränderliche Einwirkungen

Linienlast und Moment aus dem Kappenüberstand beziehen sich auf das Kragarmende, Schitt1-1, (Bild 8.5-39). Last aus den Leitplanken gLsp = 0,8 kN/m Die Ausbaulasten aus Fahrbahnbelag, Kappen, Geländer und Leitplanken wirken erst nach dem Aufbringen der Vorspannkraft und dem Verpressen der Hüllrohre. Lasten infolge Stützensenkung 's Die Brückenpfeiler sind auf Fels gegründet. Zwangsschnittgrößen infolge Stützensenkung werden deshalb nicht erwartet. Vorspannung P Der Überbau wird mit nachträglichem Verbund vorgespannt. Um die Wirkung der Reibung zu vermindern, werden die Spannglieder beidseitig angespannt. Die näherungsweise Ermittlung der erforderlichen Vorspannkraft erfolgt im Abschnitt 8.5.7.3.3.

Spur 1:

Spur 2:

αQ1 = 0,8

Verkehrslasten qUDL, qTS Der Ermittlung der Beanspruchungen aus Verkehrslast wird das Lastmodell 1 (Abschnitt 8.1.4.1) zugrunde gelegt. Beidseitig der Fahrbahn sind Gehwege vorgesehen. Die Fahrbahn ist entsprechend [DINFB 101, 2003] als der Teil der gesamten Straßenfläche definiert, der zwischen den Schrammborden liegt, falls diese eine Mindesthöhe von 7 cm über dem Straßenbelag aufweisen. Damit ergibt sich in diesem Beispiel eine Fahrbahnbreite von 7,50 m. Bei zwei rechnerischen Fahrspurbreiten von 3,00 m beträgt die Breite der Restfläche 1,50 m. Das Lastmodell besteht aus zwei Teilen. Einem Doppelachsfahrzeug (Tandem-System, TS) mit einer charakteristischen Achslast von Qik = αQi · Qi und einer gleichmäßig verteilten charakteristischen Belastung (Uniform Distributed Load, UDL) von qik = αqi · qi . Der dynamische Erhöhungsfaktor ist bereits in Qk und qk enthalten.

Q1 = 300 kN/Achse kN/m2

Q1k = 0,8 · 300 = 240 kN/Achse q1k = 1,0 · 9,0 = 9,0 kN/m2

αq1 = 1,0

q1 = 9,0

αQ2 = 0,8

Q2 = 200 kN/Achse

Q2k = 0,8 · 200 = 160 kN/Achse

αq2 = 1,0

q2 = 2,5 kN/m2

q2k = 1,0 · 2,5 = 2,5 kN/m2

592

8 Berechnung

Auf den Kappen wird für die Gehwege eine Verkehrslast von 2,5 kN/m2 angesetzt. Bei der Schnittgrößenermittlung werden in Querrichtung zwei Laststellungen untersucht, siehe Bilder 8.5-40 und 8.5-41.

Achslasten der Regelfahrzeuge wirken zusätzlich zu den UDL-Lasten. Brems- und Anfahrlasten brauchen bei Nachweisen am zwängungsfrei gelagerten Überbau nicht berücksichtigt zu werden.

Ersatzflächenlasten für Radlasten Die Radlasten der Doppelachsfahrzeuge wirken auf einer Aufstandsfläche von 40 cm u 40 cm. Der Lastverteilungswinkel durch den Straßenaufbau bis zur Mittellinie der Betonplatte wird mit 45° angenommen. Die Lastverteilungsflächen und gleichmäßig verteilten Flächenlasten ergeben sich entsprechend Bild 8.5-42. Zur Vereinfachung der Lasteingabe in der FE-Rechnung wird das untersuchte Brückenfeld mit einer Grundlast von 2,5kN/m2 belastet. In der Fahrspur 1 ergibt sich für die gleichmäßige Restflächenlast UDL: q–1k = 9,0 – 2,5 = 6,5 kN/m2. Die

Temperatureinwirkungen 'T Der Überbau ist so gelagert, dass sich für den konstanten Temperaturanteil 'TN keine bemessungsrelevanten Zwangsschnittgrößen ergeben. Die charakteristischen Werte der linear veränderlichen Temperaturanteile 'TM folgen unter Beachtung der möglichen Abminderung nach [DIN-FB 101, 2003]-V, Tabelle 6.2 durch den 8cm dicken Belag zu: 'TM = 15,0 · 0,82 = 12,3 K oben wärmer als unten 'TM = –8,0 · 1,00 = –8,0 K unten wärmer als oben

Bild 8.5-40 Laststellung 1, TS- und UDL-Lasten werden in Querrichtung mittig angeordnet

Bild 8.5-41 Laststellung 2, die Räder des Doppelachsfahrzeugs (TS) sowie die UDL-Last der Fahrspur 1 befinden sich am Schrammbord

8.5 Betonbrücken

593

Bild 8.5-42 Ersatzflächenlasten benachbarter Räder in Querrichtung

Windlasten w Windlasten werden bei den hier angestellten Nachweisen des Überbaus nicht berücksichtigt.

Beton: C 35/45 (mit Zement der Festigkeitsklasse 42,5R) fck = 35 MN/m2, fcd = 0,85 · 35/1,5 ≈ 19,8 MN/m2, fctm = 3,2 MN/m2

8.5.7.3 Schnittgrößenermittlung

fctk; 0,05 = 2,2 MN/m2,

8.5.7.3.1 FE-Modell

fctk; 0,95 = 4,2 MN/m2 ,

Der Überbau wurde mittels isoparametrischer, kombinierter Platten- und Scheibenelemente nach der Theorie von Reissner/Mindlin (schubnachgiebige Platte, Schubverzerrungen näherungsweise berücksichtigt) diskretisiert. Die Ansatzfunktionen für die Durchbiegungen und die Rotationen sind mit einem symmetrischen quadratischen (d. h. nichtkonformen) Ansatz nach Wilson/Taylor und Bathe/Dvorkin bilinear erweitert [Hartmann/ Katz, 2002]. Das Element besitzt vier Gaußpunkte. Der geometrische Verlauf der Spannglieder wird durch Splinefunktionen beschrieben. Die Vorspannung wird als Vorspannsteifigkeit in der Steifigkeitsmatrix berücksichtigt. Die den FE-Materialmodellen zugrunde gelegten Materialkennwerte entsprechen der [DIN 1045-1, 2001] und der [EN 10138, 1991]:

Ecm = 33,3 · 103 MN/m2 . Betonstahl: BST 500 S (hohe Duktilität) fyk = 500 MN/m2, fyd = 500/1,15 = 435 MN/m2, Es = 200 · 103 MN/m2. Spannstahl: St 1770 fpk = 1770 MN/m2 , fp0, 1k = 1522 MN/m2, fpd = 1522/1,15 = 1323 MN/m2 Ep = 195 · 103 MN/m2 . 8.5.7.3.2 Schnittgrößen der Einzellastfälle In den Bildern 8.5-44 bis 8.5-49 sind die Verläufe der Momente in der Platte infolge der Einzellastfälle an den maßgebenden Stellen als Ergebnis der FE-Rechnung angegeben. Mittels Simpson-Regel werden die resultierenden Momente über die Quer-

594

8 Berechnung

Bild 8.5-43 Elementierung des Überbaus in Längs- und Querrichtung

Bild 8.5-44 Maßgebende Momente mx,g1 und resultierende Momente Mx, g1 in der Platte infolge Eigenlasten g1

8.5 Betonbrücken

595

Bild 8.5-45 Maßgebende Momente mx,g2 und resultierende Momente Mx, g2 in der Platte infolge Ausbaulasten g2

Bild 8.5-46 Maßgebende Momente mx,UDL und resultierende Momente Mx,UDL in der Platte infolge UDL-Verkehrslasten qUDL

Bild 8.5-47 Maßgebende Momente mx,TS und resultierende Momente Mx,TS in der Platte infolge TS-Verkehrslasten qTS

596

8 Berechnung

Bild 8.5-48 Maßgebende Momente mx,T+ und resultierende Momente Mx,T+ in der Platte infolge linearem Temperaturunterschied (Plattenoberseite 12,3 K wärmer, als Plattenunterseite)

Bild 8.5-49 Maßgebende Momente mx,T– und resultierende Momente Mx,T– in der Platte infolge linearem Temperaturunterschied (Plattenunterseite 8,0 K wärmer, als Plattenoberseite)

schnittshälfte ermittelt. Der Index x weist darauf hin, dass das Moment (um die y-Achse) drehend Normalspannungen in der x-Richtung hervorruft.

8.5.7.3.3 Bestimmung der erforderlichen Vorspannkraft Der Bestimmung der erforderlichen Vorspannkraft wird der Nachweis der Dekompression zugrundegelegt. Dieser Nachweis fordert, dass unter der maßgebenden Ein-

wirkungskombination zur Zeit t o ∞ keine Betonzugspannungen (zul σc ≤ 0) an dem Rand auftreten dürfen, der dem Spannglied am nächsten liegt (Tabelle 8.5-9). Für die Anforderungsklasse C (in Brückenlängsrichtung) ist dieser Nachweis unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination (Tabellen 8.5-7 und 8.5-27) zu führen. Die Kombinationsbeiwerte für die quasi-ständigen Werte veränderlicher Einwirkungen sind in der Tabelle 8.5-28 angegeben. Die Vorspannkraft ist mit den charakteristischen Werten Pk, sup/inf = rsup/inf · Pm, t an-

8.5 Betonbrücken

597

Tabelle 8.5-16 Maßgebende, resultierende Momente für eine Querschnittshälfte infolge Eigenlasten, Verkehrslasten (UDL + TS) und Temperatur Stelle

resultierende Momente Mx, g 1 [MNm]

Feld 1

(x = 5,6 m)

Stütze B (x = 16,0 m) Feld 2 1 2

(x = 26,0 m)

Mx, q [MNm]

Mx, T [MNm]

2,102

1,777

0,450/–0,293 2

–4,100

–1,701

1,348/–0,936

1,995

1,875

1,230/–0,800

Der Index x weist darauf hin, dass das Moment (um die y-Achse) drehend Normalspannungen in x-Richtung hervorruft. Plattenoberseite wärmer ΔT = 12,3 K bzw. Plattenunterseite wärmer ΔT = –8,0 K.

Bild 8.5-50 Grenzmomente infolge Verkehrslasten (UDL + TS)

zusetzen. Bei Vorspannung mit nachträglichem Verbund gilt: rsup = 1,10 und rinf = 0,90, [DIN-FB 192, 2003], Abschnitt 2.5.4.2 (4). Die Bestimmung der maßgebenden Schnittgrößen infolge Verkehrslasten erfolgt, indem die Last der Regelfahrzeuge schrittweise in Brückenlängsrichtung über das FE-Modell „gefahren“ wird. Die UDLLasten werden entsprechend der zu berechnenden maßgebenden Schnittgröße feldweise angeordnet. Die maßgebenden, resultierenden Momente einer Überbauhälfte infolge Eigen- und Verkehrslasten

sind in der Tabelle 8.5-16 angegeben. Hierbei wird für die Momente infolge Verkehrslasten nur die Hälfte des Überbaus in Querrichtung betrachtet, auf dem die größten TS-Lasten wirken (Laststellung 2, Bild 8.5-41). Die Grenzmomentenlinien infolge Verkehrslasten (UDL+TS) in Brückenlängsrichtung sind im Bild 8.5-50 dargestellt. Die Größe der erforderlichen Vorspannkraft hängt vom gewählten Spanngliedverlauf ab, siehe Abschnitt 8.5.2.3. In einer ersten Nährung (Vorbemessung) lässt sich die erforderliche Vorspannkraft mit Hilfe der Gl. (8.5-82) bestimmen:

⎛ ⎞ 1 M F,G+∑ψ ⋅Q Wcu − zul σ cu MS,G+∑ψ ⋅Q Wco − zul σ co ⎟ erf Pt→∞ ≈ 1,30 ⋅ ⋅ ⎜ + ⎟⎟ 2 ⎜⎜ 1 Ac + z cpF Wcu 1 Ac + z cpS Wco ⎝ ⎠

(8.5-82)

598

8 Berechnung Tabelle 8.5-17 Ermittlung der Reibungsverluste in Achse 20 (Stütze B)

mit: MF, G + ∑ ψ · Q MS, G + ∑ ψ · Q

Moment im Feld 1 infolge quasi-ständiger Einwirkungskombination Moment über der Stütze infolge quasi-ständiger Einwirkungskombination

1 erf Pt→∞ ≈ 1,30 ⋅ ⋅ 2

©

[rad]

e–μ · [–]

16,0

0,280

0,084

0,364

0,93

planmäßiger Umlenkwinkel des Spannglieds von der Anspannstelle bis zur betrachteten Stelle = Θ + k · x, Summe der planmäßigen und unplanmäßigen Umlenkwinkel

2

2

Wcu Ac + z cpF

k·x [rad]

-

M B,G + ∑ ψ 2i ⋅ M B,Qi

M F,G + ∑ ψ 2i ⋅ M F,Qi i =1

Θ [rad]

Θ

Unter Zugrundelegung der getroffenen Voraussetzungen lässt sich Gl. (8.5-82) in einfacherer Form anschreiben:

§

x [m]

+

§

i =1

Wco Ac + z cpB

©

1 ⎛ 2,101 + 0,2 ⋅ 1,777 + 0,5 ⋅ 0,450 4,101 + 0,2 ⋅ 1,701 + 0,5 ⋅ 0,936 ⎞ = 1,30 ⋅ ⋅ ⎜ + ⎟⎟ 2 ⎜⎝ 1,042 8,6 + 0,307 1,222 8,6 + 0,239 ⎠ = 12,44 MN Für den weiteren Verlauf der Berechnungen wird ein Spanngliedtyp gewählt. gewählt: BBV L 9 (150 mm2/Litze, bbv-Litzenspannverfahren), Apl = 13,5 cm2/Spannglied, Kennwerte der Litze entsprechend der Allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung, Zulassungsbescheid [Z-13.1-77, 2004]: Hüllrohr ‡Hi/‡Ha: ungewollter Umlenkwinkel: Reibungsbeiwert: Schlupf am Spannanker:

65/72 mm k = 0,30°/m μ = 0,20 'ssl = 3 mm

Wegen der zu erwartenden Verluste infolge Reibung von ca. 7% (siehe Tabelle 8.5-17) und infolge Schlupfs von ca. 3% wird der Wert der Spannkraft für den gesamten Überbau an der Anspannstelle mit ges P (x = 0)t o ∞ = 2 · 12,44/(0,93 · 0,97) = 27,60 MN gewählt. Die Koordinaten des gewählten Spanngliedverlaufs sind im Bild 8.5-51 angege-

ben. Um das Stützmoment infolge ständiger Lasten durch die Vorspannung günstig zu beeinflussen, wird das Spannglied an der Anspannstelle exzentrisch zur Schwerachse verlegt (siehe Abschnitt 8.5.2.3). In den Feldern erhält der Spanngliedverlauf entsprechend dem Grenzmomentenverlauf eine „bauchige“ Form. Im Rahmen der Vorbemessung wurde das aus dem Verlauf des vorgespannten Spannglieds, unter Berücksichtigung der Reibung, resultierende Zwangsmoment mit Hilfe der Simpson‘schen Regel, Gleichung (8.5-41), bestimmt. Die statisch Überzähligen ergeben sich aus den Gleichungen (8.5-83). Die Ermittlung des Gesamtmoments infolge Vorspannung erfolgte entsprechend Gleichung (8.5-48). X1 = X2 =

−δ10 ⋅ δ 22 + δ 20 ⋅ δ12 2 δ11 ⋅ δ 22 − δ12

−δ 20 ⋅ δ11 + δ10 ⋅ δ12 2 δ11 ⋅ δ 22 − δ12

(8.5-83)

599

8.5 Betonbrücken

Bild 8.5-51 x-, z-Koordinaten des Spanngliedverlaufs im Überbau Tabelle 8.5-18 Momente infolge Vorspannkraft P (0)t o ∞ („Handrechnung“ ohne Schlupf) und maximale Spannungen infolge quasi-ständiger EWK (FE-Rechnung) Stelle

Feld 1

(x = 5,6 m)

Stütze B (x = 16,0 m) Feld 2

(x = 26,0 m)

σco, g + p + 0,2 · q + 0,5 · T

σcu, g + p + 0,2 · q + 0,5 · T

–7,232

–0,30

–4,93

9,158

–2,44

–0,59

–4,398

–2,88

–1,30

Die unter quasi-ständiger Einwirkungskombination (keine Berücksichtigung des Schlupfs) auftretenden Spannungen an den maßgebenden Stellen sind in der Tabelle 8.5-18 angegeben. 8.5.7.3.4 Ermittlung des erforderlichen Spannstahlquerschnitts Die maximale Spannung im Spannstahl, die unmittelbar nach dem Spannen auf den Beton aufgebracht werden darf (Tabelle 8.5-12) beträgt: ⎧0,75 ⋅ f pk ⎪ ⎪ zul σ pm,0 ≤ ⎨ ⎪0,85 ⋅ f p0,1k ⎪ ⎩

Betonspannungen [MN/m2], t o ∞

Moment infolge Vorspannung Mcp, t o ∞ [MN/m2]

= 0,75 ⋅ 1770 = 1327 MN m2 = 0,85 ⋅ 1522 = 1294 MN m2

Die Spannung σ0, max beim Vorspannen am Spannanker während des Vorspannvorgangs unter der aufgebrachten Höchstkraft (Pressenkraft) darf einschließlich des Überspannens den kleineren der beiden Werte: σ0, max ≤ (0,80 · fpk; 0,90 · fp0,1k) nicht überschreiten. Damit auch im Fall eines notwendigen, unplanmäßigen Überspannens der Spannglieder bei erhöhten Reibungsverlusten die gewünschte Vorspannung über die Bauteillänge erreicht werden kann, ist darüber hinaus die Spannstahlspannung abzumindern (Tabelle 8.5-12): zul σ 0,max ⎧0,80 ⋅ f pk = 0,80 ⋅ 1770 ≤ e − μ ⋅γ ⋅(κ −1) ⋅ ⎨0,90 ⋅ f p0,1k = 0,90 ⋅ 1522 ⎩ ⎧1416 MN m2 = e − μ ⋅γ ⋅(κ −1) ⋅ ⎨ 2 (8.5-85) ⎩1370 MN m

600

8 Berechnung

Tabelle 8.5-19 Zulässige Spannstahlspannung x [m]

Θ [rad]

k · x [rad]

γ [rad]

e–μ · γ · (κ – 1) [–]

zul σ0, max [MN/m2]

26,0

0,528

0,134

0,662

0,936

1282

Es wird davon ausgegangen, dass der Spannstahl maximal drei Wochen unverpresst (ungeschützt) im Hüllrohr verbleibt oκ = 1,5. Der Wert x zur Bestimmung des Gesamtumlenkwinkels γ (x) = Θ (x) + k · x entspricht bei beidseitiger Vorspannung der Strecke, über die die Vorspannkraft beim ersten Anspannen infolge Reibung abnimmt. In der Tabelle 8.5-19 ist die zulässige Spannstahlspannung angegeben. Die Überspannreserve (1 – e–μ · k · (κ – 1)) beträgt in diesem Beispiel ca. 6%. Unter der Annahme von 10% Spannkraftverlust infolge Kriechens, Schwindens und Relaxation folgt für den Wert der anfänglichen Vorspannkraft: erf Pto0   01 und für den erforderlichen Spannstahlquerschnitt am Gesamtüberbau: erf Ap =

Pm ,0 zul σ pm,0

=

30,7 ⋅ 104 1282

= 239,5 cm2

Anspannkraft pro Spannglied: 30,7/18 = 1,706 MN Die Anordnung der Spannglieder im Brücken-Querschnitt ist im Bild 8.5-52 angegeben 8.5.7.3.5 Verlauf der Vorspannkraft Die Vorspannung erfolgt über beidseitig an den Enden des Überbaus angeordnete Spannanker. Der rechnerische Verlauf der Spannkräfte nach Eintreten des Schlupfs ist im Bild 8.5-53 dargestellt. 8.5.7.3.6 Momente infolge Vorspannung Bild 8.5-54 siehe Seite 602. 8.5.7.3.7 Spannkraftverlust infolge Kriechens, Schwindens und Relaxation

(8.5-86) erf n =

erf Ap Ap1

=

239,5 = 17,7 13,5

(8.5-87)

gewählt: 18 Litzenspannglieder, BBV L 9 (150 mm2/ Litze, bbv-Litzenspannverfahren), Ap1 = 13,5 cm2/Spannglied, vorh Ap = 18 · 13,5 = 243,0 cm2

Bild 8.5-52 Ansicht Spannanker

Für die Ermittlung der Spannkraftverluste sind die Betonspannungen in Höhe der Spanngliedachse unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination maßgebend. Für die Ermittlung der Betonspannungen unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination zur Bestimmung der Kriechverluste ist es ausreichend, BruttoQuerschnittswerte anzusetzen.

8.5 Betonbrücken

601

Bild 8.5-53 Spannkraftverlauf nach dem Umsetzen der Pressenkraft zur Zeit t = 0, unter Berücksichtigung des Schlupfs von Δs = 3 mm (FE-Rechung)

Bild 8.5-54 Momente mx, p in der Platte infolge Vorspannung (FE-Rechnung) und resultierende Momente Mx, p (Ermittlung mittels Simpson-Regel)

σ cp

= σ cp,g + 0,2 ⋅ σ cp,q + 0,5 ⋅ σ cp,T + σ cp,p ≈ ( M cp,g1 + M cp,g 2 + 0,2 ⋅ M cp,q + 0,5 ⋅ M cp,T ) Wcp + ( M cp,p Wcp +N c,p Ac ) = 2 ⋅ (1,653 + 0,448 − 0,2 ⋅ (0,169 + 0,209) − 0,5 ⋅ 0,293) 1,466 − 2 ⋅ (3,355 1,466 + 14,382 8,60) = −5,36 MN m2

(8.5-88)

602

8 Berechnung

Tabelle 8.5-20 Betonspannungen einzelner Lastfälle sowie unter quasi-ständiger Einwirkungskombination in Höhe der Spanngliedachse, zur Zeit t = 0 Stelle x [m]

Wcp [m]

σcp,g1 [MNm]

σcp,g2 [MNm]

σcp,p [MN]

σcp,q [MNm]

σcp,T [MNm]

σcp [MN/m2]

5,6

1,466

2,26

0,61

–7,92

–0,52

–0,40

–5,36

16,0

–1,882

3,41

0,95

–8,24

–0,27

–1,53

–4,70

26,0

1,466

2,15

0,57

–6,07

–0,60

–1,09

–4,01

Die Betonspannungen zur Zeit t = 0 in Höhe der Spanngliedachse sind in der Tabelle 8.5-20 angegeben. Die Verluste an Vorspannkraft infolge Kriechens, Schwindens und Relaxation zur Zeit t o ∞ werden mit Gleichung (8.5-67), siehe Abschnitt 8.5.4.2, berechnet.

Δσ p,c+s+r (∞, t 0 ) ≈

Ap = 243,0 cm2, αp = Ep/Ec = 195/33,3 = 5,86

α p ⋅ ϕ (∞, t 0 ) ⋅ (σ c,g + σ c,pm0 ) + ε c, s (∞, t 0 ) ⋅ Ep + Δσ p,r Ap ⎛ Ac 2 ⎞ 1 + αp ⋅ ⋅ ⎜1 + ⋅ z cp ⎟ ⋅ ⎡⎣1 + χ ⋅ ϕ (∞, t 0 )⎤⎦ Ac ⎝ Ic ⎠

Das Aufbringen der Vorspannkraft und das gleichzeitige Absenken der Traggerüste erfolgt nach t0 = 10 Tagen. Zu dieser Zeit muss der Mittelwert der Zylinderdruckfestigkeit des Überbau-Betons mindestens 34 N/mm2 betragen [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.2.3.5.2, Tabelle 4.102. Für den Beton des Überbaus wird ein Zement der Festigkeitsklasse 42,5 R verwendet. Der Wert der relativen Luftfeuchte beträgt RH = 80%. Weiterhin ist gegeben: Ac = 8,6 m2 uc = 2 · (12,5 + 8,0) = 26,6 m h0 = 2 · Ac/uc = 2 · 8,6/26,6 = 0,647 m  64,7 cm φ (∞, t0) = 1,7

εcs, ∞ = εcas ∞ + εcds ∞ Endschwindmaß = –0,07‰ – 0,30‰ (Bilder 8.5-31 und 8.5-32)  –0,00037

Endkriechzahl (Bild 8.5-30)

(8.5-89)

Die Ermittlung der Spannungsänderung im Spannstahl Δσp, r infolge Relaxation erfolgt auf Grundlage der Gleichung σpm0 ≈ σp, g + pm0 – 0,3 · | Δσp, c + s + r | und des Bildes 8.5-28 iterativ. Während des Anspannens wird bei gleichzeitigem Absenken des Lehrgerüsts sichergestellt, dass der Eigenlastanteil der Platte wirksam wird. Die vorhandene Spannung im Spannglied berechnet sich zu: σp, g + pm0 = Pt = 0/Ap Für die Bemessungsstelle im Feld 1, x = 5,6 m, wird die Ermittlung der Spannungsverluste im Spannstahl infolge Kriechens, Schwindens und Relaxation beispielhaft angegeben. Für die vorhandene Spannung im Spannglied (Feld 1) ergibt sich: σp, g + pm0 = 2 · 14,38/243 · 104 = 1184 MN/m2 Der Wert für die Spannungsverluste wird mit Δσp, c + s + r = –131 MN/m2 abgeschätzt.

8.5 Betonbrücken

603

Tabelle 8.5-21 Spannungsverluste im Spannstahl infolge Kriechens, Schwindens und Relaxation Stelle

σp, g + pm0 [MN/m2]

Δσp, r [MN/m2]

Δσp, c + s + r [MN/m2]

σp, g + pm, ∞ [MN/m2]

Spannkraftverlust [%]

1184

–19

–131

1053

11,0

Stütze B (x = 16,0 m)

1162

–17

–126

1036

10,8

Feld 2

1101

–12

–112

989

10,1

Feld 1

(x = 5,6 m)

(x = 26,0 m)

Stimmt der letztendlich mit Gleichung (8.5-67) berechnete Wert für Δσp, c + s + r nicht mit dem geschätzten Wert überein, muss der Wert für Δσp, c + s + r iterativ angepasst werden. σp0 ≈ 1184 – 0,3 · 131 = 1145 MN/m2 Mit Hilfe des Bildes 8.5-28 erhält man für σp0/fpk = 1145/1770 = 0,65 den Wert Δσpr/ σp0 ≈ 0,017 und damit den Relaxationsverlust zu Δσpr = –19 MN/m2. Δσ p,c+s +r (∞, t 0) ≈

sichtigen, dass sich die Spannglieder im Krümmungsbereich an die Hüllrohrwandung anschmiegen. Beispielhaft sind die Netto- und ideellen Querschnittswerte der untersuchten Schnitte in der Tabelle 8.5-22 angegeben. In der Tabelle 8.5-24 sind die charakteristischen Werte der vertikalen Auflagerreaktionen zusammengestellt.

5,86 ⋅ 1,7 ⋅ (2,48 − 7,77) − 0,00037 ⋅ 195000 − 19 243 ⋅ 10−4 ⎛ 8,6 ⎞ ⋅ ⎜1 + ⋅ 0,3072 ⎟ ⋅ ⎡⎣1 + 0,8 ⋅ 1,7⎤⎦ 1 + 5,86 ⋅ 8,6 0 45 , ⎝ ⎠

Die berechneten maximalen Verluste an Vorspannkraft infolge K + S + R (Tabelle 8.5-21) liegen in der Größenordnung des angenommenen Werts (10%), der der Ermittlung der erforderlichen Spannkraft und des erforderlichen Spannstahlquerschnitts zugrunde gelegt wurde. Deshalb braucht die Schnittgrößenermittlung nicht korrigiert zu werden.

8.5.7.4 Querschnittswerte der Überbauplatte unter Berücksichtigung der Hüllrohre und der Spannglieder im Verbund Die Berechnung der Querschnittswerte erfolgt nach den in Abschnitt 8.5.2.1 angegebenen Gleichungen (8.5.20-29). Bei der Bestimmung der Netto-Querschnittswerte wird mit dem Außendurchmesser der Hüllrohre gerechnet. Außerdem ist zu berück-

= −131 MN N m2

8.5.7.5 Nachweise für Biegung mit Längskraft im Grenzzustand der Tragfähigkeit 8.5.7.5.1 Ermittlung der maßgebenden Bemessungsmomente Der Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit auf Biegung erfolgt für die ständige und vorübergehende Bemessungssituation.

∑ γ Gj ⋅ Gkj " + " γ p ⋅ Pk j =2

" + " γ Q1 ⋅ Qk1 " + " ∑ γ Qi ⋅ψ 0,i ⋅ Qki

(8.5-90)

i =1

Die maßgebenden Bemessungswerte der Momente infolge äußerer Einwirkungen ergeben sich wie folgt:

604

8 Berechnung

Tabelle 8.5-22 Netto- und ideelle Querschnittswerte des Überbaus Querschnittswerte

Netto-Querschnittswerte

ideelle Querschnittswerte

Stelle

Felder 1/2

Felder 1/2

Betonfläche Ac

[m2]

Abstand SA oberer Rand zco

[m]

Abstand SA unterer Rand zcu

[m]

z-Koord. Spannstahl oben zcpo

[m]

z-Koord. Spannstahl unten zcpu

[m]

Trägheitsmoment Iyc

[m4]

Widerstandsmoment Wco

[m3]

Widerstandsmoment Wcpo

[m3]

Widerstandsmoment Wcpu

[m3]

Widerstandsmoment Wcu

[m3]

Stützen B/C

8,53

8,53

8,72

8,72

–0,365

–0,370

–0,372

–0,365

0,435

0,430

0,428

0,435

–

–0,253

–

–0,236

0,322

–

0,303

–

0,442

0,445

0,461

0,457

–1,211

–1,202

–1,238

–1,251

–

–1,758

–

–1,936

1,375

–

1,522

–

1,018

1,036

1,078

1,049

Im Feld 1: MEd

= γg1 · Mc, gk1 = 1,35 · 1,653 = + γg2 · Mc, gk2 = 1,35 · 0,448 = + γq1 · Mc, qk1 = 1,50 · (0,593 + 1,184) = + γΔTM · ψ0 · Mc,ΔTk = 1,50 · 0,80 · 0,450 =

MEd =

2,232 MNm 0,605 MNm 2,666 MNm 0,540 MNm 992 6,042 MNm

Über der Stütze: MEd

= γg1 · Mc, gk1 = 1,35 · (–3,211) = + γg2 · Mc, gk2 = 1,35 · (–0,890) = + γq1 · Mc, qk1 = 1,50 · (–0,968 – 0,733) = + γΔTM · ψ0 · Mc,ΔTk = 1,50 · 0,80 · 0,450 =

MEd =

Stütze B/C

–4,335 MNm –1,202 MNm –2,552 MNm –1,123 MNm 994 –9,211 MNm

8.5 Betonbrücken

605

Tabelle 8.5-23 Schnittgrößen der Einzellastfälle für eine Querschnittshälfte an den Stellen der untersuchten Schnitte als charakteristische Werte Stelle Einwirkung

Felder 1/2 x = 5,60 m

Feld 2 x = 26,00 m

Eigenlast Konstruktion Mc, g1k

[MNm]

1,653 a

–3,211

1,580

Ausbaulasten Mc, g2k

[MNm]

0,448

–0,890

0,415

–14,382

–14,121

–13,374

–12,814

–12,610

–12,023

–3,355

4,667

–2,170

–2,989

4,168

–1,951

–0,169

–0,968

–0,246

0,593

–0,101

0,652

–0,209

–0,733

–0,193

1,184

0,151

1,223

–0,293

–0,936

–0,800

0,450

1,439

1,230

Vorspannkraft Nc, pk

t=0

Moment aus Vorspannung Mc, pk

t=0

UDL Mc, qk, UDL

min

TS Mc, qk, TS

min

Temperatur

'TM, neg, –8,0

[MN]

to∞ [MNm]

to∞ [MNm]

max [MNm]

max [MNm]

'TM, pos, +12,3 a

Stützen B/C x = 16,00 m

positive Momente erzeugen Zug auf der Plattenunterseite in x-Richtung.

Tabelle 8.5-24 Vertikale Auflagerreaktionen unter den charakteristischen Werten der Einwirkungen Stelle Einwirkung

Achse 20

Achse 30

Achse 40

Eigenlast Konstruktion g1

[MN]

–0,683 a

–2,157

–2,157

–0,683

Ausbaulasten g2

[MN]

–0,176

–0,601

–0,601

–0,176

[MN]

–0,105

0,105

0,105

–0,105

–0,095

0,095

0,095

–0,095

–

–0,683

–0,683

–

–0,234

–

–

–0,234

–

–0,426

–0,426

–

–0,309

–

–

–0,309

0,056

–0,056

–0,056

0,056

–0,086

0,086

0,086

–0,086

Vorspannkraft Pm

t=0 to∞

UDL qUDL

min MB, C

[MN]

max M1, 3 TS qTS

min MB, C

[MN]

max M1, 3 Temperatur

'TM, neg, –8,0 'TM, pos, +12,3

a

Achse 10

positiv in Richtung der z-Achse.

[MN]

606

8 Berechnung

Das Stützmoment wird um den Betrag 'MEd reduziert [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 2.5.3.3: ΔM Ed = FEd ,sup ⋅ bsup 8

(8.5-91)

dabei sind: FEd, sup Bemessungswert der zugehörigen Auflagerreaktion bsup Auflagerbreite Die Auflagerbreite bsup darf unter einem Lastausbreitungswinkel von 45° in Höhe der Schwerachse der Überbauplatte berechnet werden. Bei einer Lagerbreite von 0,40 m ergibt sich bsup = 0,40 + 0,80 = 1,20 m. Die Auflagerkraft FEd,sup ergibt sich zu: FEd, sup = γg1 · Fc, gk1 = 1,35 · 2,157 = + γg2 · Fc, gk2 = 1,35 · 0,601 = + γq1 · Fc, qk1 = 1,50 · 1,110 = + γΔTM · ψ0 · Fc,ΔTk = 1,50 · 0,80 · 0,056 = FEd, sup=

2,912 MN 0,811 MN 1,665 MN 0,067 MN 992 5,455 MN

ΔMEd = 5,445 · 1,20/8 = 0,818 (ausgerundetes Stützmoment) MEd = –9,211 + 0,818 = –8,393 MNm Im Feld 2: MEd

= γg1 · Mc, gk1 = 1,35 · 1,580 = + γg2 · Mc, gk2 = 1,35 · 0,415 = + γq1 · Mc, qk1 = 1,50 · (0,652 + 1,223) = + γΔTM · ψ0 · Mc,ΔTk = 1,50 · 0,80 · 1,230 =

MEd = 8.5.7.5.2 Ermittlung der Dehnung des Spannstahls im Grenzzustand der Tragfähigkeit im Feld 1, an der Stelle x = 5,6 m (Plattenunterseite):

μEd ,p =

M Ed ,p b ⋅ d2p ⋅ f cd

=

6,042 = 0,149 4,5 ⋅ 0,6752 ⋅ 19,8

(8.5-92) Aus dem Allgemeinen Bemessungsdiagramm kann die Dehnung des Spannstahls im Grenzzustand der Tragfähigkeit abgelesen werden.

2,133 MNm 0,560 MNm 2,813 MNm 1,476 MNm 992 6,982 MNm

Δεp1 = εs1 = 14,0‰ ζ = 0,92 Für die Spannstahldehnung ergibt sich bei Fließbeginn im Grenzzustand der Tragfähigkeit: εpd = fpd/Ep = 1323/195 · 10–3 = 6,78 · 10–3 6,78‰ .

(8.5-93)

Die ermittelte Stahldehnung Δεp1 infolge äußerer Beanspruchung überschreitet die Fließdehnung εpd . Der Spannstahl fließt im Grenzuzstand der Tragfähigkeit schon un-

8.5 Betonbrücken

607

ter alleiniger Wirkung der äußeren Bemessungslast. Die Vordehnung braucht deshalb nicht ermittelt zu werden. erf Ap1 =

1

σ p1d

⋅

M Ed ,p z

(8.5-94)

1 6,042 ⋅ ⋅ 104 = 73,5 cm2 1323 0,92 ⋅ 0,675 < 121,5 cm2 = 243 2 = vorh Ap1 Im Feld 1 ist an der Stelle der größten Biegebeanspruchung rechnerisch kein Betonstahl erforderlich. Der Spannstahlquerschnitt besitzt genügend Reserven um die Bemessungslasten aufnehmen zu können. über der Stütze (Plattenoberseite):

μEd ,p =

8,393 = 0,209 4,5 ⋅ 0,6712 ⋅ 19,8

Δεp1 = 8,5‰ > 6,78‰ = εpd (Spannstahl fließt im GZT) ζ = 0,88 erf Ap1 =

1 8,393 ⋅ ⋅ 104 = 107,4 cm2 1323 0,88 ⋅ 0,671 < 121,5 cm2 = vorh Ap1

maximaler Stababstand

Δεp1 = 11,4‰ > 6,78‰ = εpd (Spannstahl fließt im GZT) ζ = 0,90 erf Ap1 =

1 6,982 ⋅ ⋅ 104 1323 0,90 ⋅ 0,675

= 86,9 cm2 < 121,5 cm2 = vorh Ap1

Um die Dauerhaftigkeit und das äußere Erscheinungsbild des Betonüberbaus zu gewährleisten, ist eine Mindestbewehrung anzuordnen. Mit ihr wird verhindert, dass sich infolge rechnerisch nicht berücksichtigten Zwangs, Eigenspannungen oder bei Abweichungen der Vorspannung vom angenommenen Wert breite Einzelrisse bilden [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.4.2.2.

smax = 200 mm

im Feld 2, an der Stelle x = 26,0 m (Plattenunterseite): 6,982 = 0,172 4,5 ⋅ 0,6752 ⋅ 19,8

8.5.7.6 Mindestbewehrung

8.5.7.6.1 konstruktive Mindestbewehrung

Bewehrungsdurchmesser ds

μEd ,p =

Auch über der Stütze und im Feld 2 wird die Zugkraft infolge des Moments im Grenzzustand der Tragfähigkeit durch den vorhandenen Spannstahlquerschnitt aufgenommen. In dem Fall, dass der Spannstahlquerschnitt nicht ausreicht, ist zusätzlich Betonstahl einzulegen. Sowohl der Spannstahl als auch der Betonstahl beteiligen sich dann am Lastabtrag. Die Ermittlung des erforderlichen Betonstahlquerschnitts ist z. B. in [Mehlhorn et al., 2002] angegeben.

≥ 10 mm

冧

 as = 3,93 cm2/m

(8.5-95)

8.5.7.6.2 Mindestbewehrung zur Vermeidung des Versagens ohne Vorankündigung Bei Entstehen eines Risses muss im Querschnitt mindestens so viel Betonstahl vorhanden sein (Robustheitsbewehrung), dass dieser die zuvor im Beton vorhandene Zugkraft aufnehmen kann [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.3.1.3. Damit soll ein sprödes Versagen ohne Vorankündigung bei der Erstrissbildung vermieden werden. Das Rissmoment wird unter der Annnahme, dass die Vorspannung im betrachteten

608

8 Berechnung

Tabelle 8.5-25 Mindestbewehrung zur Vermeidung des Versagens ohne Vorankündigung Stelle

Wc [m3]

Mr,eq [kNm]

ds [m]

as [cm2/m]

gewählt

Feld 1

(x = 5,6 m)

1,042

2292

0,72

7,9

‡14/15

Stütze B

(x = 16,0 m)

1,222

2688

0,73

9,1

‡14/15

Feld 2

(x = 26,0 m)

1,042

2292

0,72

7,9

‡14/15

Querschnitt vollständig ausgefallen ist, durch Betonstahl unter Ausnutzung des charakteristischen Werts der Streckgrenze des Betonstahls (Sicherheit von 1,0) abgedeckt. Mr ,ep as = mit zs ≈ 0,9 · d , f ⋅ z ⋅b yk

s

Mr, ep = Wc · fctk; 0,05 as =

1,042 ⋅ 2,2 ⋅ 104 500 ⋅ 0,9 ⋅ 0,72 ⋅ 9,0

(8.5-96) = 7,9cm2 m

Entsprechend [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.3.1.3 (107) sollte die Mindestbewehrung in den Bereichen angeordnet werden, in denen unter der nicht-häufigen Einwirkungskombination Zugspannungen im Beton auftreten. Für diesen Nachweis sollte die statisch bestimmte Wirkung der Vorspannung nicht, die statisch unbestimmte Wirkung jedoch berücksichtigt werden.

liegend werden in diesem Berechnungsbeispiel die Spannstahlflächen nicht angesetzt. Ermittlung der Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung: – im Feld 1 an der Stelle x = 5,60 m: Pk, inf, t o ∞ = 0,9 · (–12,814) = –11,533 MN Ac = 8,6/2 = 4,3 m2 σc = –11,533/4,3 = –2,68 N/mm2 h' = h = 0,80 m k1 = 1,5 fct, eff = fctm = 3,2 N/mm2 ⎡ 2,68 ⎤ kc = 0,4 ⋅ ⎢1 − ⎥ = 0,18 ⎢⎣ 1,5 ⋅ 3,2 ⎥⎦ k = 0,5

σ c2 =

z2 ⋅ (σ c −σ c1) + σ c z1

8.5.7.6.3 Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung In Bereichen, in welchen unter der seltenen Einwirkungskombination Betonzugspannungen oder Betondruckspannungen |σc| < 1,0 N/mm2 auftreten, ist eine Mindestbewehrung nach Gleichung 8.5-81 einzulegen. Hierbei darf der Spannstahl, der in einem Bereich von höchstens 300 mm um die Bewehrung aus Betonstahl angeordnet ist, berücksichtigt werden. Auf der sicheren Seite

Bild 8.5-55 Spannungsverteilung im BetonQuerschnitt unmittelbar vor der Erstrissbildung

609

8.5 Betonbrücken

ht = z1 ⋅

σ c1 σ c1 − σ c

= 0,432 ⋅

Somit ergibt sich der Grenzdurchmesser zu: f ct ,0 3,0 ds* = ds ⋅ = 14 ⋅ = 131 , mm f ct ,eff 3,2

3,2 = 0,235 m 3,2 + 2,68

Act = 1,0 · 0,235 = 0,235 m2/m Die zulässige Spannung σsII im Betonstahl zur Sicherstellung der zulässigen Rissbreite ist abhängig vom Durchmesser der Bewehrung. Die Werte in der Tabelle 8.5-14 sind auf die Betonzugfestigkeit von fct, 0 = 3,0 N/mm2 bezogen. Der zulässige Durchmesser muss deshalb nach Gleichung (8.5-97) ([DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 4.4.2.2 (6)*) angepasst werden: ds = ds*⋅

kc ⋅ k ⋅ ht

⋅

f ct ,eff

4 ⋅ (h − d ) f ct ,0

≥ ds* ⋅

ds* Grenzdurchmesser der Bewehrung nach Tabelle 8.5-14 h Bauteilhöhe d statische Nutzhöhe ht Höhe der Betonzugzone unmittelbar vor der Erstrissbildung f ct ,eff 0,18 ⋅ 0,5 ⋅ 0,235 f ct ,eff ≥ ds* ⋅ ⋅ f ct ,0 4 ⋅ (0,80 − 0,72) f ct ,0 f ct ,eff f ct ,0

≥ ds* ⋅

Der Querschnitt der Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung folgt aus Gleichung 8.5-81: 0,235 239  3,0 cm2 m

as = 0,18 ⋅ 0,5 ⋅ 3,2 ⋅ = 2,8 ⋅ 10−4

f ct ,0

mit:

ds = 0,07 ⋅

σs = 239 N/mm2 .

f ct ,eff (8.5-97)

ds = ds* ⋅

und die zulässige Betonstahlspannung aus Tabelle 8.5-14 für den Rechenwert der Rissbreite wk = 0,2 mm zu:

f ct ,eff f ct ,0

Der Durchmesser der Bewehrung wird mit ds = 14 mm gewählt.

Die Querschnitte der Mindestbewehrung über den Stützen (Achsen 20/30) und im Feld 2 sind in der Tabelle 8.5-26 zusammengestellt.

8.5.7.7 Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit 8.5.7.7.1 Bemessungswerte der Einwirkungen im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit (Längsrichtung) Die Nachweise im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit gewährleisten, dass die festgelegten Anforderungen an die Nutzungsbedingungen eines Bauwerks rechnerisch erfüllt sind.

Tabelle 8.5-26 Mindestbewehrung zur Rissbreitenbegrenzung Pk, inf,t o ∞ [MN]

σc2 [MN/m2]

σc [MN/m2]

kc

hf [m]

as [cm2/m]

–11,533

–7,69

–2,68

0,18

0,235

2,8

Stütze B (x = 16,0 m)

–11,349

–9,49

–2,64

0,18

0,202

2,4

Feld 2

–10,821

–8,07

–2,52

0,19

0,242

3,1

Stelle Feld 1

(x = 5,6 m)

(x = 26,0 m)

610

8 Berechnung

Tabelle 8.5-27 Einwirkungskombinationen für die Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit nach [DIN-FB 101, 2003]-II, Abschnitt 9.5.2 (2) Einwirkungskombination

Bildungsvorschrift

charakteristische (seltene)

∑ Gkj " + " Pk " + " Qk1 " + " ∑ ψ 0,i ⋅ Qki

nicht-häufige

∑ Gkj " + " Pk " + "ψ 1′,1 ⋅ Qk1 " + " ∑ ψ 1, i ⋅ Qki

j ≥1

i >1

j ≥1

i >1

∑ Gkj " + " Pk " + " ψ 1,1 ⋅ Qk1 " + " ∑ ψ 2,i ⋅ Qki

häufige

j ≥1

i >1

∑ Gkj " + " Pk " + " ∑ ψ 2,i ⋅ Qki

quasi-ständige

j ≥1

i ≥1

Anmerkung: " + " Pbedeutet in Kombination mit. Tabelle 8.5-28 ψ-Faktoren für Straßenbrücken nach [DIN-FB 101, 2003]-IV, Tabelle C.2

a

Einwirkung

Verkehrslast

Temperatur

Bezeichnung

TS

UDL

Tk

ψ0

0,75

0,40

0,80 a

ψ1

0,75

0,40

0,60

ψ2

0,20

0,20

0,50

ψ1c

0,80

0,80

0,80

im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nachweisrelevant.

Die in der Tabelle 8.5-27 angegebenen Einwirkungskombinationen werden für die Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit unterschieden. Die benötigten ψ-Faktoren sind in der Tabelle 8.5-28 angegeben.

Beispielhaft wird die Momentenbeanspruchung für die seltene Einwirkungskombination im Feld 1 (x = 5,60 m) ermittelt. Die Schnittgrößen infolge Vorspannung sind nicht mit angegeben, da für die verschiedenen Nachweise entweder deren charakteristischen Werte Pk, sup/inf = rsup/inf ∙ Pm, t (entsprechend [DIN-FB 102, 2003], Abschnitt 2.5.4.2) oder der Mittelwert Pm, t zu berücksichtigen ist. Sämtliche Spannungsnachweise für den Querschnitt über der Innenstütze werden mit dem ausgerundeten Stützmoment (siehe Tabelle 8.5-29) durchgeführt. Von den Autoren wird empfohlen, für die Einwirkungskombination g1 + p das Stützmoment aus der Einwirkung g1 stets auszurunden, weil aus dieser Einwirkungskombination bei zu großem Moment Mg1 (ohne Ausrundung) an der Konstruktionsunterseite scheinbar zu hohe Druckspannungen infolge g1 + p auftreten würden, die in Realität gar nicht wirken. Zumindest sollte dies stets überprüft werden.

ME, selten = Mc, gk1 = + Mc, gk2 = + Mc, qk1 = + ψ0 ∙ Mc, ΔTk = ME, selten =

0,593 + 1,184 = 0,80 ∙ 0,450 =

1,653 MNm 0,448 MNm 1,777 MNm 0,360 MNm 992 4,238 MNm

8.5 Betonbrücken

611

Tabelle 8.5-29 Momente an den Nachweisstellen infolge der Einwirkungskombination Stelle

seltene ME [MNm]

nicht-häufige ME [MNm]

häufige ME [MNm]

quasi-ständige ME [MNm]

4,238

3,793

3,245

2,682

Stütze B (x = 16,0 m)

–6,551/–5,964 a

–6,023/–5,471

–5,588/–5,067

–4,909/–4,458

Feld 2

4,854

4,233

3,588

2,985

Feld 1

a

Einwirkungskombination

(x = 5,6 m)

(x = 26,0 m)

nicht ausgerundetes Moment/ausgerundetes Moment.

8.5.7.7.2 Nachweise in den Grenzzuständen der Gebrauchstauglichkeit in Brückenlängsrichtung 8.5.7.7.2.1 Begrenzung der Spannungen Nachweise am gerissenen oder ungerissenen Querschnitt Die Spannungen werden je nach Beanspruchung am gerissenen (Zustand II) oder ungerissenen (Zustand I) Querschnitt ermittelt [DIN-FB 02, 003], Abschnitt 4.4.1.1. Im Allgemeinen sollte der gerissene Zustand angenommen werden, wenn die im ungerissenen Zustand berechneten Zug-

spannungen unter der seltenen Einwirkungskombination den Wert fctm überschreiten. Für den verwendeten Beton gilt: fctm = 3,2 N/mm2. Befindet sich der Querschnitt im Zustand I, werden die Spannungen infolge Eigenlast g1 und Vorspannkraft Pm, t = 0 mittels der Netto-Querschnitte (siehe Tabelle 8.5-22) berechnet. Die Berechnung der Spannungen infolge der Einwirkungen, die nach Herstellung des Verbunds zwischen Spannstahl und Beton aufgebracht werden, erfolgt mit ideellen Querschnittswerten. Wie im Bild 8.5-56 zu erkennen ist, geht der Querschnitt in der Mitte des Felds 2

Bild 8.5-56 Maximale Querschnitts-Randspannungen σc [N/mm2] infolge seltener Einwirkungskombination und charakteristischer Vorspannkräfte Pkt o∞

612

8 Berechnung

Bild 8.5-57 Minimale Querschnitts-Randspannungen σc [N/mm2] infolge nicht-häufiger sowie quasi-ständiger Einwirkungskombination und der mittleren Vorspannkraft Pm, t 0 unmittelbar nach dem Umsetzen der Vorspannkraft auf das Bauteil

Bild 8.5-58 Minimale Querschnitts-Randspannungen σc [N/mm2] infolge nicht-häufiger sowie quasi-ständiger Einwirkungskombination und der mittleren Vorspannkaft Pm, t o∞ nach Eintreten der Spannkraftverluste

(von x = 24,8 bis 26,0 m) in den Zustand II über. Nachweis der zulässigen Betondruckspannungen Bei Spannbetonbauteilen sind die Betondruckspannungen unter der nicht-häufigen sowie unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination und dem Mittelwert der Vorspannung Pm, t zu begrenzen.

0,6 ∙ fck = 0,6 ∙ 35 = 21 N/mm2 (8.5-98) (für nicht-häufige Einwirkungskombination) 0,45 ∙ fck = 0,45 ∙ 35 = 15 N/mm2 (8.5-99) (für quasi-ständige Einwirkungskombination) Die Bilder 8.5-57, 58 zeigen, dass die Beträge der Betonrandspannungen bei Ansatz

8.5 Betonbrücken

des Mittelwerts der Vorspannung zu keinem Zeitpunkt, weder unter der nicht-häufigen noch unter der quasi-ständigen Einwirkungskombination, die zulässigen Spannungen überschreiten. Nachweis der zulässigen Betonstahlspannungen Zur Verhinderung nichtelastischer Dehnungen im Betonstahl, sollten die Zugspannungen im Stahl unter der nicht-häufigen Einwirkungskombination und den charakteristischen Werten der Vorspannung unter Berücksichtigung der zeitabhängigen Spannkraftverluste den Wert 0,8 ∙ fyk nicht überschreiten (Tabelle 8.5-11). σs ≤ 0,8 ∙ fyk = 0,8 ∙ 500 = 400 N/mm2 (8.5-100) Der Nachweis der Betonstahlspannungen wird im gerissenen Querschnitt geführt. Das Materialverhalten sowohl des Betons als auch des Betonstahls wird linear elastisch angenommen. Weiterhin wird das Ebenbleiben des verformten Querschnitts und perfekter Verbund zwischen Spannstahl bzw. Betonstahl und Beton vorausgesetzt. Im Folgenden werden die im Querschnitt wirkenden Kräfte, Bild 8.5-59, sowie die Gleichungen zur Berechnung der resultierenden Stahlkräfte angegeben. Es bedeuten: σc1, σc2 Betonspannungen am gezogenen bzw. gedrückten Rand Fct , Fc resultierende Zugkraft bzw. Druckkraft im Beton Fs1 , Fs2 resultierende Zugkraft bzw. Druckkraft im Betonstahl Fp resultierende Zugkraft im Spannstahl ME Moment infolge äußerer Einwirkungen M*c, p statisch unbestimmter Anteil des Moments aus Vorspannung εc1, εc2 Verzerrungen des Betons am gezogenen bzw. gedrückten Rand

613

εs1, εs2 Verzerrungen des Betonstahls infolge äußerer Einwirkungen Δεp Dehnung des Spannstahls infolge äußerer Einwirkungen ε(0) Vordehnung des Spannstahls p,p x Höhe der Betondruckzone h – x Höhe der Betonzugzone Resultierende Kräfte: Fs1 = εs1 ∙ Es ∙ As1

(8.5-101)

Fs2 = –εs2 ∙ Es ∙ As2

(8.5-102)

Fp = (Δεp +

ε(0) p,p)

∙ Ep ∙ Ap

(8.5-103)

Fc = –εc2 ∙ Ec ∙ x/2 ∙ b

(8.5-104)

Fct = –εc1 ∙ Ec ∙ (h – x)/2 ∙ b

(8.5-105)

mit: x

= εc2 ∙ ds1/(εc2 – εs1)

(8.5-106)

εc1 = εc2 + h/ds1 ∙ (εs1 – εc2)

(8.5-107)

εs2 = εc2 + ds2/ds1 ∙ (εs1 – εc2) (8.5-108) Δεp = εc2 + dp/ds1 ∙ (εs1 – εc2)

(8.5-109)

Gleichgewichtsbedingungen:

∑ F = 0 = Fs1 + Fp + Fct – Fc – Fs2 (8.5-110)

∑ M = 0 = Fs1 ∙ (ds1 – dp) + Fct ∙ ((2 ∙ h + x )/3 – dp) + Fc ∙ (dp – x/3) + Fs2 ∙ (dp – ds2) – ME – M*c, p (8.5-111) Je nachdem, ob die Berechnungen am ungerissenen oder gerissenen Querschnitt erfolgen, sind die Betonzugspannungen Gl. (8.5-105) zu berücksichtigen oder nicht. Der statisch unbestimmte Anteil des Moments infolge Vorspannung lässt sich aus dem Gesamtmoment wie folgt bestimmen: M*c, p = Mc, p – zcp ∙ P

(8.5-112)

Durch Berechnung des Verzerrungspaars εs1 und εc2, bei dem die Gleichgewichtsbe-

614

8 Berechnung

Bild 8.5-59 Betonspannungen, resultierende Kräfte und Verzerrungen am vorgespannten Querschnitt

dingungen am Querschnitt erfüllt werden, erhält man die resultierenden Kräfte. Die Betonstahlspannung folgt aus: σs1 = Fs1/As1 = εs1 ∙ Es

(8.5-113)

Im Bild 8.5-60 ist erkennbar, dass der Nachweis der Betonstahlspannungen nur in der Mitte des Felds 2 erbracht werden muss. Maximales Moment infolge nicht-häufiger Einwirkungskombination ME = 4,233/4,5 = 0,941 MNm/m

statisch unbestimmter Anteil des Moments aus Vorspannung 0,9 ∙ M*c, p = 0,9 ∙ 1,742/4,5 = 0,348 MNm/m Vorspannkraft 0,9 ∙ Pm,to∞ = 0,9 ∙ 12,037/4,5 = 2,407 MN/m statische Höhe Betonstahl

ds1 = 0,720 m

statische Höhe Spannstahl

dp = 0,675 m

Bild 8.5-60 Maximale Querschnitts-Randspannungen σcu [N/mm2] infolge nicht-häufiger Einwirkungskombination und charakteristischer Vorspannkraft 0,9 ∙ Pk, t o∞

8.5 Betonbrücken

615

Querschnittsfläche Betonstahl As1 = 10,26 ∙ 10–4 cm2/m Querschnittsfläche Spannstahl Ap = 243, 0/9 = 27,0 ∙ 10–4 cm2/m Lösung des Gleichungssystems Gleichungen (8.5-110, 8.5-111): Betonstahldehnung

εs1 = 0,153‰

Betonstauchung εc2 = –0,312‰ Gesamtdehnung des Spannstahls εp = ε(0) p,p + Δεp = 4,57 + 0,12 = 4,69‰ Betonrandspannung σc2 = –10,4 N/mm2 Betonstahlspannung σs1 = 31 N/mm2 < 400 N/mm2 Spannstahlspannung

σp = 916 N/mm

Die Spannung im Betonstahl ist wesentlich kleiner, als der zulässige Wert. Einfacher können die Betonstahlspannungen am ungerissenen Querschnitt ermittelt werden, wenn von der Annahme ausgegangen wird, dass die Betonstahlfaser unter Belastung die gleiche Verzerrung erfährt, wie die benachbarte Betonfaser: εcs1 = εs1 . Die Betonverzerrungen ergeben sich an einer beliebigen Stelle am Querschnitt bei Vorspannung mit nachträglichem Verbund zu:

εc =

ständigen Einwirkungskombination nach Abzug der Spannkraftverluste auf den Wert 0,65 ∙ fpk zu begrenzen (Tabelle 8.5-12).

σ p ≤ 0,65 ⋅ f pk = 0,65 ⋅ 1770 = 1150 N mm2 (8.5-115) Das oben angegebene Gleichungssystem, Gln. 8.5-109, 110, lässt sich auch für die Bestimmung der Spannstahlspannungen im gerissen Querschnitt verwenden. In diesem Beispiel treten rechnerisch Zugspannungen unter der maßgebenden Einwirkungskombination nur am unteren Bauteilrand unmittelbar rechts und links neben der Stützung (Achse 20 bzw. Achse 30) auf (Bild 8.5-61). Die maximale Zugspannung beträgt max σcu = 0,37 N/mm2. Das Spannglied liegt in diesem Bereich oberhalb der Schwerachse des Bauteils, also in der Druckzone. Es ist deshalb keine wesentliche Zunahme der Spannstahlspannungen zu erwarten.

8.5.7.7.2.2 Grenzzustände der Dekompression und der Rissbildung Nachweis der Dekompression Bei Brückenüberbauten dürfen unter der maßgebenden Einwirkungskombination keine Betonzugspannungen an dem Rand auftreten, der dem Spannglied am nächsten liegt (Tabelle 8.5-9).

σ c ⎛ N c , p M c , g1 + M c , p N c , E M c , g 2 + M c , q + M c , T ⎞ =⎜ + + + ⎟ Ec Ec ⎝ Acn Wcn Aci Wci ⎠

Die Spannung im Betonstahl folgt aus der Gleichung (8.5-113). Nachweis der zulässigen Spannstahlspannungen Die Zugspannungen im Spannstahl sind in jedem Querschnitt mit dem Mittelwert der Vorspannung Pm,to∞ unter der quasi-

(8.5-114)

In diesem Berechnungsbeispiel wurde die Forderung der Dekompression der Ermittlung der Spanngliedlage und der Bestimmung der Größe der erforderlichen Vorspannkraft zugrunde gelegt, siehe Abschnitt 8.5.7.3.3. Die maßgebende Einwirkungskombination für den Nachweis der

616

8 Berechnung

Bild 8.5-61 Maximale Querschnitts-Randspannungen σc [N/mm2] infolge quasi-ständiger Einwirkungskombination und der mittleren Vorspannkaft Pm, t o∞ nach Eintreten der Spannkraftverluste

Dekompression ist in diesem Fall die quasiständige. Die Vorspannkraft ist mit den charakteristischen Werten anzusetzen. Zusätzlich ist für Straßenbrücken nachzuweisen, dass unter der maßgebenden Einwirkungskombination am unteren Bauteilrand

keine Zugspannungen auftreten, die den Wert 0,85 ∙ fctk; 0,05 überschreiten (Tabelle 8.5-9). Für dieses Beispiel gilt:

σ c ≤ 0,85 ⋅ f ck = 0,85 ⋅ 2,2 = 1,8 N mm2 (8.5-116)

Bild 8.5-62 a) Spanngliedlage im Längsschnitt, b) maximale Querschnitts-Randspannungen σc [N/mm2] infolge quasi-ständiger Einwirkungskombination und charakteristischer Vorspannkraft Pk, t o∞

8.5 Betonbrücken

Im Bild 8.5-62 sind die Lage des Spannglieds im Längsschnitt und die maximalen Querschnittsrandspannungen dargestellt. Es ist zu erkennen, dass Betonzugspannungen immer an dem Bauteilrand auftreten, der den größeren Abstand zum Spannglied aufweist. Weiterhin überschreiten die Betonzugspannungen am unteren Rand nicht den zulässigen Wert von σc = 1,8 N/mm2. Nachweis der Begrenzung der Rissbreite in Längsrichtung Die Begrenzung der Rissbreite wird beispielhaft, um den Rechengang aufzuzeigen, zusätzlich durch eine direkte Berechnung nachgewiesen. Der Rechenwert der Rissbreite wk ≤ 0,2 mm ist nachzuweisen. Berechnung der Rissbreite im Feld 1 an der Stelle x = 5,60 m:

ξ1 = ξ ⋅ ds dp

617

Maximales Moment infolge häufiger Einwirkungskombination ME = 3,588/4,5 = 0,797 MNm/m statisch unbestimmter Anteil des Moments aus Vorspannung 0,9 ∙ M*c, p = 0,9 ∙ 1,742/4,5 = 0,348 MNm/m Vorspannkraft 0,9 ∙ Pm,t o∞ = 0,9 ∙ 12,037/4,5 = 2,407 MN/m statische Höhe Betonstahl

ds1 = 0,720 m

statische Höhe Spannstahl

dp = 0,675 m

Querschnittsfläche Betonstahl As1 = 10,26 ∙ 10–4 cm2/m Querschnittsfläche Spannstahl Ap = 243,0/9 = 27,0 ∙ 10–4 cm2/m

dp = 1,6 ⋅ Ap1 = 1,6 ⋅ 13,5 = 5,88 cm ds = 1,4 cm ξ = 0,5

(für Litzen im nachträglichen Verbund [DIN-FB 102, 2003], Tabelle 4.115 a)

ξ1 = 0,5 ⋅ 1,4 5,88 = 0,35 Wirkungsbereich der Bewehrung: 2,5 ∙ d1 = 2,5 ∙ (5,5 + 1,4 + 1,4/2) = 19 cm  0,19 m h−x 2

=

80 − 67 2

≈ 7 cm  0,07 m < 0,19 m

Die Höhe der Betondruckzone x wird am gerissenen Querschnitt im entsprechend der Anforderungsklasse C unter der häufigen Einwirkungskombination und mit 0,9 ∙ Pm, t o∞ nach Eintreten der Spannkraftverluste mittels der Gl. 8.5-105 berechnet.

Zum Vergleich werden die Schnittgrößen am Querschnitt im Zustand I und II bestimmt, siehe Tabelle 8.5-30. Ac,eff = 4,5 ⋅ 0,07 = 0,315 m2 As1 = 4,5 ⋅ 10,26 ⋅ 10−4 = 46,17 ⋅ 10−4 m2 Ap = 243,0 ⋅ 4,5 9,0 = 121,5 ⋅ 10−4 m2 eff ρ = =

As1 + ξ 12 ⋅ Ap Ac,eff

46,17 ⋅ 10−4 + 0,352 ⋅ 121,5 ⋅ 10−4 0,315

ρ tot = =

= 0,019

As1 + Ap Ac,eff 46,17 ⋅ 10−4 + 121,5 ⋅ 10−4 0,315

= 0,053

σ s2 = 0,0088 10,26 ⋅ 104 = 8,6 MN m2

618

8 Berechnung

Tabelle 8.5-30 Schnittgrößen am Querschnitt an der Stelle x = 26,0 m unter häufiger Einwirkungskombination und Pm, t o ∞ im Zustand I und II Schnittgrößen

Querschnitt im Zustand I

Zustand II

Betonstauchung εc2

[‰]

–0,2263

–0,2389

Dehnung am gezogenen Rand εc1

[‰]

0,0452

0,0741

Betonstahldehnung εs1

[‰]

0,0180

0,0428

Dehnung des Spannstahls εp

[‰]

4,5752

4,5976

Höhe der Betondruckzone x

[m]

0,667

0,611

resultierende Betondruckkraft Fc

[MN/m]

2,5127

2,4294

resultierende Betonzugkraft Fct

[MN/m]

0,1001

0

resultierende Kraft im Betonstahl Fs1

[MN/m]

0,0037

0,0088

resultierende Kraft im Spannstahl Fp

[MN/m]

2,4089

2,4206

⎛ 1 1 ⎞ σ s = σ s2 + 0,4 ⋅ f ct ,eff ⋅ ⎜ − ⎜ eff ρ ρ tot ⎟⎟ ⎝ ⎠ 1 ⎞ ⎛ 1 = 8,6 + 0,4 ⋅ 3,2 ⋅ ⎜ − ⎟ 0 , 053 0 , 019 ⎝ ⎠ = 52 MN m2 αe = 195/33,3 = 5,86 εsm – εcm = (σs – 0,4 ∙ fct, eff /eff ρ ∙ (1 + αs ∙ eff ))/Es = (52 – 0,4 ∙ 3,2/0,019 ∙ (1 + 5,86 ∙ 0,019))/200 000 = –0,11 ∙ 10–3 < 0,16 ∙ 10–3 = 0,6 ∙ 52/200 000 = 0,6 ∙ σs/Es smax =

ds 1,4 = 3,6 ⋅ eff ρ 3,6 ⋅ 0,007

= 56 cm > 6 cm =

52 ⋅ 1,4 3,6 ⋅ 3,2

=

σ s ⋅ ds 3,6 ⋅ f ct ,eff

wk = sr, max ∙ (εsm – εcm) = 60 ∙ 0,16 ∙ = 0,01 mm < 0,2 mm

10–3

Nachweis der Begrenzung der Rissbreite in Querrichtung Für die Brückenquerrichtung gilt die Anforderungsklasse D. Der Nachweis der Rissbreitenbegrenzung ist somit unter der häufigen Einwirkungskombination zu führen (Tabelle 8.5-5). Die Überlagerung der Momente my der einzelnen Lastfälle unter Berücksichtigung der entsprechenden Kombinationsfaktoren (Tabelle 8.5-28) ergibt die in Tabelle 8.5-31 angegeben maßgebenden Momente. Der Nachweis der Begrenzung der Rissbreite erfolgt mit dem maximalen Moment in der Platte über der Stütze ohne direkte Berechnung. Die aus der Einwirkungskombination resultierende Stahlspannung wird am gerissenen Querschnitt über das Kräfteund Momentengleichgewicht Gleichungen (8.5-110, 8.5-111) bestimmt. Maximales Moment infolge häufiger Einwirkungskombination my = 0,167 MNm/m

8.5 Betonbrücken

619

Tabelle 8.5-31 maßgebende Momente infolge häufiger Einwirkungskombination Einwirkung

ψ

my [kNm/m] Felder 1/3 max

min

Stützen B/C

Feld 2

max

min

max

min

Eigenlast g1

1,00

–97,5

6,4

–123,0

–124,3

16,4

9,7

Ausbaulast g2

1,00

–30,5

–30,0

–32,3

–38,8

–32,8

–32,7

Vorspannkraft Pm, t o ∞

1,00

168,0

–94,0

183,5

176,8

–74,8

–84,3

UDL qUDL

0,40

–5,7

–4,6

4,1

3,9

6,0

–2,3

TS qTS

0,75

11,3

–6,1

6,0

5,9

52,9

0,0

'TM

0,50

240,2

–52,2

265,1

–143,2

51,9

–41,2

166,3

–150,2

166,9

–94,8

–23,2

–128,8

häufige EWK

statische Höhe Betonstahl

Fc = –5,3 N/mm2

dsq1 = 0,730 m Querschnittsfläche Betonstahl, ‡ 14/15 asq1 = 10,26 ∙ 10–4 cm2/m Lösung des Systems der Gleichungen (8.5-110, 8.5-111): Betonstahldehnung

εs1 = 1,155‰

Betonstauchung εc2 = –0,160‰ Höhe der Betondruckzone x = 0,089 m Hebelarm der inneren Kräfte zs1 = 0,700 m

resultierende Betondruckkraft Betonrandspannung σc2 = –5,3 N/ mm2 Kraft im Betonstahl Betonstahlspannung

Fs1 = 0,237 MN/m σsq1 = 231 M/mm2

Die Rissbreite ist auf zulässige Werte begrenzt, wenn der Durchmesser oder die Abstände der Bewehrungsstäbe in Abhängigkeit von der Spannung begrenzt werden. Hier wird der Durchmesser der vorhandenen Bewehrung in Querrichtung (‡ 14/15) überprüft. Zur Anwendung der Tabelle 8.5-14 wird der Grenzdurchmesser d*s aus der Bedingung Gl. (8.5-80) ermittelt.

f ct ,eff ⎧ ⎫ 3,2 = ds* ⋅ = ds* ⋅ 1,07 ⎪ds* ⋅ ⎪ f ct ,0 3,0 ⎪ ⎪ ds ≥ ⎨ ⎬ ⇒ ds* = 1,4 1,07 II −4 A ⋅ σ 231⋅ 10,26 ⋅1 0 s s ⎪ds* ⋅ * * = 1,3 cm = ds ⋅ = ds ⋅ 0,28⎪ ⎪ 4 ⋅ (h − d ) ⋅ b ⋅ f ct ,0 ⎪ 4 ⋅ 0,80 − 0,73 ⋅ 1 0 ⋅ 3 0 ( ) , , ⎩ ⎭

620

Für den ermittelten Grenzdurchmesser folgt unter Berücksichtigung des angenommenen Rechenwerts der Rissbreite wk = 0,2 mm aus Tabelle 8.5-14 die zulässige Betonstahlspannung: zul σs = 240 N/mm2 > 231 N/mm2 = vorh σsq1 Der Nachweis der Rissbreite ist erbracht. Für die anderen Werte my unter häufiger Einwirkungskombination entsprechend Tabelle 8.5-31 erübrigt sich der Nachweis.

8 Berechnung

Tabelle 8.6.1-1 zu entnehmen. Dabei werden die europäischen Regelwerke und der aktuelle Stand für den Brücken- und Grundbau in Deutschland aufgeführt. Gegenwärtig scheinen die Festlegungen der einzelnen Fachgebiete an den Schnittstellen noch nicht ganz konsistent, deshalb sind teilweise Übergangsregelungen getroffen worden. Das Nachweiskonzept des Rechnens in Grenzzuständen ist aber die durchgängige Basis.

8.6.2 Berechnung von Widerlagern

8.6 Berechnung von Unterbauten

8.6.2.1 Einwirkungen auf Widerlager

Ursula Freundt

Unabhängig von der Bauart der Widerlager sind die wesentlichen Einwirkungen:

8.6.1 Einführung

x ständige Einwirkungen – Eigenlasten des Widerlagers selbst – Eigenlasten des Überbaus einschließlich seiner Ausbaulasten – Lasten aus dem Erddruck x veränderliche Einwirkungen – vertikale und horizontale Verkehrslasten auf dem Überbau und den – Kappen im Flügelbereich – Erddruck aus der Verkehrsauflast auf der Hinterfüllung – aus Verformungen resultierende Kräfte in der Lagerfuge x außergewöhnliche Einwirkungen – Anpralllasten an Schramborde und Schutzeinrichtungen

Liegt der Entwurf und damit die Konstruktion der Unterbauten vor, ist der Nachweis zu erbringen, dass der Baukörper unter den äußeren Einwirkungen immer ein stabiles Gleichgewicht hat und die Festigkeiten der verwendeten Materialien nicht überschritten werden. Der Nachweis des Gleichgewichts wird über den Vergleich der stabilisierenden und der destabilisierenden Kräfte erbracht und der Festigkeitsnachweis über den Vergleich der aufnehmbaren Beanspruchungen und den Beanspruchungen infolge äußerer Einwirkungen. Für beide Nachweisgruppen müssen die äußeren Einwirkungen und die Tragfähigkeit des Baugrunds bekannt sein. Für den Festigkeitsnachweis ist die Wahl eines geeigneten Modells zur Schnittgrößenermittlung erforderlich. Die Schnittgrößenermittlung und die Nachweisführung von Unterbauten erfordert ausreichende Kenntnisse über die Grundlagen der Einwirkungen, der Tragwerksplanung, des Betonbaus und des Grundbaus. In gleicher Weise sind Konstruktionsprinzipien der genannten Fachgebiete erforderlich. Eine Zusammenstellung des gegenwärtig aktuellen Regelwerks ist

Die prinzipielle Einwirkungsanordnung für eine einfache Widerlagerwand mit angehängten Flügeln wird am Beispiel unter 8.6.2.3 gezeigt. Die Einwirkungen sind in [DIN V ENV 1991-2, 1996]und [DIN-FB 101, 2003] beschrieben. Bei Straßenbrücken gelten für die Verkehrslast auf der Hinterfüllung die charakteristischen Lasten der Lastmodelle des Überbaus. Vereinfachend können die Lasten der Doppelachse durch eine gleichmäßig ver-

8.6 Berechnung von Unterbauten Tabelle 8.6.1-1 Überblick über aktuelle Regelwerke

621

622

teilte Belastung auf einer Belastungsfläche von 3,0 m (Querrichtung) mal 5,0 m (Längsrichtung) ersetzt werden. Die Lastausbreitung darf unter einem Winkel von 30° zur Vertikalen angenommen werden. Bei Eisenbahnbrücken dürfen die Ersatzlasten zur Berechnung der Erddrücke unter den Gleisen gleichmäßig verteilt über eine Breite von 3,00 m in einer Tiefe von 0,7 m unter Oberkante Gleis angenommen werden, wobei dynamische Wirkungen nicht berücksichtigt sind. Die Größe des Erddrucks hängt nicht nur von den Eigenschaften der Hinterfüllung, sondern auch von den Steifigkeiten des Bauwerks und des Baugrunds ab. Eine Darstellung zur Erddruckberechnung würde den Rahmen dieses Kapitels überschreiten. Im Merkblatt über den Einfluss der Hinterfüllung auf Bauwerke [Arbeitsausschuss: Einfluss der Hinterfüllung auf Bauwerke, 1994] werden Regelungen empfohlen, die mit wirtschaftlichen Überlegungen begründet werden. Danach sollte bei Bauwerken, deren Bewegung in Erddruckrichtung nicht beschränkt werden muss, bei: x nachgiebiger Gründung für den Nachweis des stabilen Gleichgewichts und für die Festigkeitsnachweise der aktive Erddruck x unnachgiebiger Gründung für den Nachweis des stabilen Gleichgewichts der aktive Erddruck und für die Festigkeitsnachweise der Erdruhedruck berücksichtigt werden.

8 Berechnung

Bei Bauteilen, bei denen eine Bewegung in Erddruckrichtung nicht möglich ist, sollte unabhängig von der Gründung, für beide Nachweisgruppen der Erdruhedruck angesetzt werden.

8.6.2.2 Schnittgrößenermittlung von Widerlagern Für die Schnittgrößenermittlung ist ein geeignetes Tragmodell erforderlich. Widerlager sind räumlich wirkende Tragwerke, die aus drei Flächentragsystemen mit Dicken von 0,6 bis 1,0 m bestehen. Die verfügbare Rechentechnik und Software gestattet eine Modellierung mittels Volumenelementen, der Berücksichtigung geeigneter Bodenmodelle und des Ansatzes physikalisch nichtlinearer Arbeitslinien und somit eine wirklichkeitsnahe Berechnung. Für die Praxis müssen Berechnungsergebnisse und Aufwand in einem akzeptablen Verhältnis stehen. Widerlager sind nach unserem heutigen Erfahrungsbereich standsicher und haben eine geringe Schadensanfälligkeit. Das komplexe Tragverhalten wurde demnach auch bisher gut erfasst. Deshalb folgen ein kurzer Abriss zu den Berechnungsverfahren und eine Empfehlung für die aktuelle Berechnung. Die Literatur zum Problemkreis der Berechnung von Widerlagern ist nicht umfänglich. 1973 wurde eine in sich geschlossene Abhandlung [Eibl et al., 1973] zur Berechnung von Widerlagern veröffentlicht

Bild 8.6.2-1 Tragmodell für einfache Widerlagerwand

8.6 Berechnung von Unterbauten

und in den Auflagen von 1979 und 1988 [Eibl et al., 1988] ergänzt. Für die Widerlagerwand mit auskragenden Flügeln wird in [Eibl et al., 1988] davon ausgegangen, dass die Scheiben- und Plattenwirkungen voneinander getrennt behandelt werden können. Das entsprechende Tragmodell ist eine in der Fundamentebene eingespannte Platte, wie im Bild 8.6.2-1 gezeigt. Die Beanspruchungen der Kragflügel werden als Randbelastungsfälle der eingespannten Platte behandelt. Für die gängigen Belastungsfälle und Geometrien stehen Momententafeln bereit. Es ist die Kirchhoff ’sche Plattentheorie vorausgesetzt worden. Für das Kastenwiderlager werden die in [Eibl et al., 1988] genannten Voraussetzungen, getrennte Behandlung von Scheibenund Plattenwirkung und die Gültigkeit der Kirchhoff ’schen Plattentheorie, beibehalten. Als Tragmodell werden für den gegründeten Flügel eine zweiseitig eingespannte Platte und für die Widerlagerwand eine dreiseitig eingespannte Platte gewählt, siehe Bild 8.6.2-2. Zwischen den Einspannmomenten des Flügels und der Widerlagerwand wird ein Momentenausgleich vorgeschlagen. Die elastische Einspannung der Widerlagerwand und der Flügel im Fundament wird durch eine Abminderung der Starreinspannmomente in Abhängigkeit von der Fundament- und Bodensteifigkeit berücksichtigt. Für die Kammerwand wird als Tragmodell ein zweiseitig eingespannter unendlich langer Halbstreifen gewählt. Für die praktische Anwendung liegen ebenfalls Momententafeln vor.

Bild 8.6.2-2 Tragmodell für Kastenwiderlager

623

Holst veröffentlichte 1990 [Holst, 1990b] und 1993 [Holst, 1993] ebenfalls ein in sich geschlossenes Werk zur Schnittgrößenermittlung von Widerlagern. Als Tragmodell für das Kastenwiderlager wird ein Faltwerk gewählt. Faltwerke sind aus ebenen Flächen zusammengefügt, die je nach ihrer Beanspruchung als Platten- und/oder Scheiben wirken. Da die Dicke der Widerlagerwände im Verhältnis zu ihrer Länge und Breite nicht mehr als klein betrachtet werden kann, kommt die erweiterte Plattentheorie nach Reissner zur Anwendung. Das bedeutet die näherungsweise Berücksichtigung der Schubverformungen der Platte. In der Fundamentebene wird eine starre Einspannung vorausgesetzt. Für die praktische Ermittlung der Momente und Scheibenkräfte infolge zentrischer und exzentrischer Belastungen sind in Abhängigkeit von der Geometrie von Widerlagerwand und Flügel Tafelwerte in graphischer Form bereitgestellt. Es wird linear-elastisches Materialverhalten vorausgesetzt. In [Holst, 1993] und in [Holst, 1990b] sind Berechnungstafeln für die Schnittgrößen von Brückenwiderlagern veröffentlicht. Somit stehen in der Literatur Hilfsmittel zur Verfügung, die eine ökonomische Berechnung erlauben. Das Tragverhalten von Kastenwiderlagern wird mit dem Tragmodell des dickwandigen Faltwerks deshalb gut erfasst, da: x die interaktive Platten- und Scheibenwirkung der einzelnen ebenen Flächen wie Flügelwand und Widerlagerwand berücksichtigt wird

624

x die äußeren Einwirkungen hinsichtlich ihres Lastangriffes differenziert sind x die Theorie dicker Platten die realen Abmessungen berücksichtigt und somit den Verformungszustand gut widerspiegelt Ein „wirklichkeitsnahes“ Modell zur Ermittlung der Schnittgrößen ist deshalb ein dickwandiges Faltwerk, das z. B. bei Flachgründungen in einen Fundamentbalken eingespannt ist, der wiederum elastisch gelagert ist. Der praktisch tätige Ingenieur modelliert das kastenförmige Widerlager in der Regel zwar als Faltwerk, allerdings auf der Basis der Kirchhoff ’schen Plattentheorie. Dies entspricht der verbreiteten kommerziellen Software. Mit der Einführung des Rechnens nach Grenzzuständen wird einerseits die Auswirkung der Berücksichtigung nichtlinearen Materialverhaltens und andererseits der Einfluss unterschiedlicher Modellannahmen zur Schnittgrößenermittlung interessant. In [Lerchner et al., 2001] werden für rechtwinklige Kastenwiderlager mit vereinfachten Lastansätzen entsprechende

8 Berechnung

Vergleichsrechnungen vorgestellt. Aus den dabei berücksichtigten Annahmen lassen sich folgende wesentliche Ergebnisse ableiten: Berücksichtigung der Schubverzerrung der Platten (Theorie dicker Platten) Werden die Schubverzerrungen der Platten nicht berücksichtigt, dann ist die Verformungsverträglichkeit an den gemeinsamen Kanten von Widerlagerwand und Flügeln nicht gegeben. Als Folge steigt das Einspannmoment an der Verbindungsstelle stark an. Durch die Vernachlässigung der Schubverzerrungen werden die Momente somit in der gründungsnahen Einspannecke Widerlagerwand-Flügel lokal überschätzt. Die Größenordnung ist jedoch für die Bewehrungsermittlung nicht von relevantem Einfluss. Berücksichtigung der Fundament- und Bodensteifigkeit Die starre Lagerung des Fundaments bewirkt eine große Einspannung zwischen Widerlagerwand und Fundament. Real wird nur eine mäßige Einspannung der Widerlagerwand ins Fundament erreicht.

Bild 8.6.2-3 Berücksichtigung der Einspannverhältnisse nach [Lerchner/Hartl, 2001]

8.6 Berechnung von Unterbauten

Bild 8.6.2-3 zeigt die prinzipiellen Verhältnisse für unterschiedliche Annahmen. Schnittgrößen bei Annahme nichtlinearen Materialverhaltens In [Lerchner et al., 2001] wurde ein Kastenwiderlager mit Außenabmessungen der Widerlagerwand von 9 m und der Flügel von 4,5 m mit Eigenlast und einem gleichmäßigen Erddruck von 0,05 MN/m2 von innen belastet und unter Annahme nichtlinearen Materialverhaltens berechnet. Als Ergebnis wird festgestellt, dass die resultierenden Druckspannungen klein bleiben und auch die Zugspannungen nicht zur Rissbildung führen. Das entspricht den eigenen Erfahrungen und dem bekannten Sachverhalt, dass Widerlager selten und meist nur bei schiefwinkliger Ausführung mehr als die Mindestbewehrung erhalten. Im Kapitel 7 wurde schon darauf aufmerksam gemacht, dass die Geometrie oft von der Bauweise des Überbaus und der Lagerung bestimmt wird. Des Weiteren wird gezeigt, dass aus der Lastbeanspruchung die Flügelverformungen allein aus Kriechen und Schwinden des Betons durch das nichtlineare Verhalten des Materials um das dreifache gegenüber linear elastischem Verhalten zunehmen ohne dass eine Rissbildung eintritt. Es findet deshalb eine geringe Schnittgrößenumlagerung vom Flügel in die Widerlagerwand statt, und die Einspannmomente ins Fundament vergrößern sich leicht. Es kann gefolgert werden, dass ein physikalisch nichtlineares Tragverhalten von Widerlagern im Grenzzustand der Tragfähigkeit für praktische Berechnungen nicht berücksichtigt werden muss. Als Tragwerksmodell liefert das Faltwerk unter Ansatz der Kirchhoff ’schen Theorie und unter Berücksichtigung von Fundament- und Bodensteifigkeit praktisch hinreichend genaue Bemessungsschnittgrößen. Die Ergebnisse der Randeinspannmomente zwischen Widerlagerwand und Flügel können auf das Einspannmoment des

625

Mittelbereichs der Widerlagerwand reduziert werden. Für Widerlager mit angehängten, nicht selbständig gegründeten Flügelwänden gelten für die Modellbildung zur Schnittgrößenermittlung die gleichen Aussagen. Da Flügel und Widerlagerwand nicht auf die gesamte Höhe verbunden sind, werden die Interaktionen geringer und somit wird der Schnittgrößenverlauf nicht so stark durch die Modellbildung beeinflusst. Die dargestellte Modellbildung ist für die Schnittgrößenermittlung des Endzustands und der Bauzustände zutreffend. Ein typischer Bauzustand ist die teilweise Hinterfüllung der Widerlager oder die Lehrgerüstabstützung für den Überbau auf dem Fundamentvorsprung. Die Modellkomponenten gestatten diese Abbildung. Beim Neubau von Brücken im Zuge neuer Verkehrstrassen wird häufig die komplette Brücke fertig gestellt und die Hinterfüllung erst im Zuge des Erdbaus der Trasse vorgenommen. Das Tragwerk ist bereits eingelagert und auch die Fahrbahnübergänge sind montiert. In diesen Fällen sind die Verformungen des Widerlagers infolge Hinterfüllung zwingend zu beachten. Ein ebenfalls zu beachtender Bauzustand ist die Betonage der Widerlagerwand auf dem bereits erhärteten Fundament. Die abklingende Hydratationswärme führt zur Verkürzung der Widerlagerwand, die durch das Fundament behindert wird. Die Folge sind aufgehende Risse in der Wand. Die dargestellte Modellbildung ist zwar prinzipiell geeignet diesen Sachverhalt zu erfassen, was aber zwingend die Modellierung des Fundaments voraussetzt. Einfacher ist ein Modell gekoppelter Scheiben. In der Regel liegen Konstruktionsregeln [ZTV-ING] zur Berücksichtigung dieses Problems vor. Damit ist nur bei abweichenden Geometrien eine Berechnung erforderlich. Die Darstellung zur Bildung der Tragwerksmodelle war bisher auf die Ermittlung der globalen Schnittgrößen orientiert.

626

8 Berechnung

zueinander orthogonalen Richtungen als ebenes Problem nach der Scheibentheorie erfolgen. Damit lassen sich die Beanspruchungen überschaubar ermitteln. Experimentell gewonnene Ergebnisse sind nach wie vor unter Beachtung der dem Versuch zugrunde liegenden Randbedingungen die beste Vergleichsbasis. Im Bild 8.6.2-4 sind gemessene und rechnerisch ermittelte Spaltzugspannungen und Spaltzugkräfte aus [Mildner, 1984] gegenüber gestellt. Die quantitativ und qualitativ gute Erfassung über die Scheibentheorie wird deutlich. 8.6.2.3 Berechnungsbeispiel – Nachweisführung für Widerlager

Bild 8.6.2-4 Gegenüberstellung von Spaltzugspannungen/-kräften

Daneben sind lokale Wirkungen zu beachten. Das obere Ende der Widerlagerwand ist bei mit Lagern gelagerten Überbauten als Auflagerbank ausgebildet. Die über die Lagerfläche eingetragenen Auflagerlasten des Überbaus erzeugen in der Auflagerbank Querzugspannungen, auch Spaltzugspannungen genannt, die durch die sich ausbreitenden Druckspannungen verursacht werden. Wenn die Teilflächenlast im Bauteil sich gleichmäßig ausbreiten kann, entsteht ein räumlicher Spannungszustand mit Querzugspannungen in allen Richtungen. Vereinfachend kann die Ermittlung in zwei

Mit den Schnittgrößen erfolgt die Nachweisführung für das Widerlager. Die im nachfolgenden verwendeten Bezeichnungen und Symbole entsprechen [DINFB 101, 2003] und [DIN-FB 102, 2003]. Dabei sind die Nachweise für die Gründung und für den Widerlagerkörper zu führen. Die Nachweise der Gründung und damit auch der Standsicherheit des Widerlagers werden im Abschnitt 8.6.4 behandelt. In diesem Abschnitt wird die Führung der Festigkeitsnachweise der Widerlager- und Flügelwände, sowie der Kammerwand anhand des Beispiels einer einfachen Widerlagerwand mit angehängten Flügeln behandelt. 1. Einwirkungen Zusätzlich zu berücksichtigen sind je nach Bauwerk, Herstellungsverfahren sowie Baufortschritt unterschiedliche Einwirkun-

Tabelle 8.6.2-1 Bodenkennwerte für Hinterfüllung und Gründung des Berechnungsbeispiels Bodenschicht

Wichte γ [kN/m3]

Wichte γc [kN/m3]

Reibungswinkel φc

Hinterfüllung

19

9

34°

Gründung

19

9

30°

Steifemodul Es [MN/m2]

80

8.6 Berechnung von Unterbauten

627

Bild 8.6.2-5 Geometrie des Berechnungsbeispiels

Tabelle 8.6.2-2 Materialkennwerte für das Widerlager Beton C 25/30

fck = 25 N/mm2 Ecm = 30 500 N/mm2

Betonstahl BSt 500 S

fyk = 500 N/mm2 Es = 200 000 N/mm2

gen aus den Bauzuständen, wie Belastungen aus dem Traggerüst und der Schalung für den Überbau, Teilhinterfüllung des Widerlagers vor dem Einlagern des Überbaus und Verkehrslasten, die sich aus dem technologischen Bauablauf ergeben (Verdichtungserddruck, Baufahrzeuge, Zwischenlagerung von Baumaterialien).

628 Tabelle 8.6.2-3 Berechnungsbeispiel – Ständige Einwirkungen

8 Berechnung

8.6 Berechnung von Unterbauten Tabelle 8.6.2-3 Fortsetzung

629

630 Tabelle 8.6.2-4 Berechnungsbeispiel – Veränderliche Einwirkungen

8 Berechnung

8.6 Berechnung von Unterbauten Tabelle 8.6.2-4 Fortsetzung

631

632 Tabelle 8.6.2-4 Fortsetzung

8 Berechnung

8.6 Berechnung von Unterbauten

633

Tabelle 8.6.2-5 Berechnungsbeispiel – Außergewöhnliche Einwirkungen

Die Belastungen sind jeweils nach sorgfältiger Abstimmung mit dem Baubetrieb zu berücksichtigen. 2. Schnittgrößenermittlung Die maßgebenden Stellen für die Ermittlung der erforderlichen Bewehrung im

Grenzzustand der Tragfähigkeit sind in Bild 8.6.2-6 dargestellt. Zusätzliche Berechnungsorte sind bei größeren Wandhöhen sinnvoll, um die Bewehrung abzustufen. Im Bereich der Flügeleinspannung am Rand der Widerlagerwand verlaufen die Hauptmomente und -normal-

Bild 8.6.2-6 Maßgebende Stellen für Schnittgrößenermittlung

634

8 Berechnung

kräfte nicht orthogonal zu den Rändern. Die Bemessungsschnittgrößen für die Bewehrung sind aus den Hauptschnittgrößen in die Bewehrungsrichtung umzurechnen. Die Schnittkraftermittlung für das Berechnungsbeispiel wird entsprechend der Empfehlung in Abschnitt 8.6.2.2 als Faltwerk unter Ansatz der Kirchhoff ’schen Theorie und unter Berücksichtigung von Fundament- und Bodensteifigkeit modelliert. Auf eine Darstellung der Schnittgrößen der einzelnen Einwirkungen wird an dieser Stelle verzichtet.

– EWK (Einwirkungskombination) 1: Verkehrslast auf Hinterfüllung (Verkehrslastgruppe gr1, Tabelle 8.6.2-6) MSd, gr1 = γG1*MG1 + γG2*MG2 + γE,G* ME,G + γQ*MQgr1, H NSd, gr1 = γG1*NG1 + γG2*NG2 + γE,G* NE,G + γQ*NQgr1, H – EWK 2: Verkehrslast auf Überbau (Verkehrslastgruppe gr2, Tabelle 8.6.2-7) MSd, gr2 = γG1*MG1 + γG2*MG2 + γE,G* ME,G + γQ*[MQlk + ψ1, TS*MQ, TS + ψ1,UDL*MQ, UDL]

3. Nachweisführung für das Widerlager Es sind die Nachweise für den Grenzzustand der Tragfähigkeit und den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit zu führen. Nachweis für Biegung mit Längskraft Die Nachweise für Biegung mit Längskraft im Grenzzustand der Tragfähigkeit werden für die ständige und vorübergehende Bemessungssituation sowie die außergewöhnliche Bemessungssituation (Anprall auf Schrammbord) in den jeweiligen maßgebenden Bemessungsschnitten geführt. Für die Einspannstelle (Ort 2/4) der Widerlagerwand im Fundament werden folgende mögliche Einwirkungskombinationen maßgebend:

NSd,gr2 = γG1*NG1 + γG2*NG2 + γE,G* NE,G + γQ*[NQlk + ψ1,TS*NQ,TS + ψ1,UDL*NQ,UDL] Für die Flügeleinspannung (Ort 3/5) sind folgende Nachweiskombinationen zu untersuchen: – EWK 3: Verkehrslast auf Hinterfüllung (Verkehrslastgruppe gr1, Tabelle 8.6.2-8) MSd, gr1 = γG1*MG1 + γG2*MG2 + γE,G* ME,G + γQ*MQgr1,H NSd, gr1 = γG1*NG1 + γG2*NG2 + γE,G* ME,G + γQ*NQgr1,H

Tabelle 8.6.2-6 Berechnungsbeispiel – Bemessungsschnittgrößen, EWK 1 mx [kNm/m]

my [kNm/m]

∑ Ort 2

51,09

291,79

∑ Ort 4

29,94

406,19

mxy [kNm/m]

nx [kNm/m]

ny [kNm/m]

nxy [kNm/m]

2,43

–44,71

–213,88

–0,92

46,24

–11,81

–602,89

36,54

Tabelle 8.6.2-7 Berechnungsbeispiel – Bemessungsschnittgrößen, EWK 2 mx [kNm/m]

my [kNm/m]

∑ Ort 2

42,69

241,3

∑ Ort 4

11,76

185,82

mxy [kNm/m]

nx [kNm/m]

ny [kNm/m]

nxy [kNm/m]

24,85

–47,72

–222,39

–0,9

–25,19

–10,14

–500,56

30,15

8.6 Berechnung von Unterbauten

635

– EWK 4: Anprall auf Schrammbord am Flügelende (Tabelle 8.6.2-9) MSd,A = γG1*MG1 + γG2*MG2 + γE,G* ME,G + MAd NSd,A = γG1*NG1 + γG2*NG2 + γE,G* NE,G + NAd EWK 1 mit: γG1, inf = 1,0 für Eigenlast des Widerlagers γG2, inf = 1,0 für Eigenlast des Überbaus γG,E, sup = 1,5 für Erddruck aus Hinterfüllung γQ = 1,5 für Verkehr auf Hinterfüllung (zentrische Laststellung) EWK 2 mit: γG1, inf = 1,0 für Eigenlast des Widerlagers γG2, inf = 1,0 für Eigenlast des Überbaus γE,G, sup = 1,5 für Erddruck aus Hinterfüllung γQ = 1,5 für Bremslast auf Überbau gr2 ψ1 = 0,4 für zugehörige Vertikallast aus Verkehr für Bremslast (UDL) = 0,75 für zugehörige Vertikallast aus ψ1 Verkehr für Bremslast (TS)

EWK 3 mit: γG1 = 1,35 für Eigenlast des Widerlagers γG2 = 1,35 für Eigenlast des Überbaus γE,G = 1,5 für Erddruck aus Hinterfüllung γQ = 1,5 für Verkehr auf Hinterfüllung (exzentrische Laststellung) EWK (außergewöhnliche Kombination) 4 mit: γG1 = 1,00 für Eigenlast des Widerlagers γG2 = 1,00 für Eigenlast des Überbaus γG3 = 1,00 für Erddruck aus Hinterfüllung γQ = 1,00 für Seitenstoß auf Flügel Unter Berücksichtigung der Bemessungsschnittgrößen ergibt sich in den maßgebenden Bemessungsquerschnitten die in der Tabelle 8.6.2-10 ausgegebene statisch erforderliche Bewehrung im Grenzzustand der Tragfähigkeit. Nachweis für Querkraft VSd < VRd1 bzw. VRd, ct (BauteilohneSchubbewehrung) VSd < VRd, sy (Bauteil mit Schubbewehrung) VSd < VRd, max (Höchster Bemessungswert der Querkraft, die ohne Versagen der Druckstreben aufgenommen werden kann)

Tabelle 8.6.2-8 Berechnungsbeispiel – Bemessungsschnittgrößen, EWK 3 mx [kNm/m]

my [kNm/m]

mxy [kNm/m]

nx [kNm/m]

∑ Ort 3

244,28

–1,04

23,14

229,03

9,05

–20,31

∑ Ort 5

177,03

27,57

59,34

131,34

–15,69

–14,33

ny [kNm/m]

nxy [kNm/m]

Tabelle 8.6.2-9 Berechnungsbeispiel – Bemessungsschnittgrößen, EWK 4 mx [kNm/m]

my [kNm/m]

mxy [kNm/m]

nx [kNm/m]

ny [kNm/m]

nxy [kNm/m]

∑ Ort 3

226,15

–10,29

14,74

148,7

28,07

–7,96

∑ Ort 5

164,26

28,84

56,84

154,41

16,13

0,89

636

8 Berechnung

Tabelle 8.6.2-10 Berechnungsbeispiel – Biegebewehrung Luftseite Ort

as, x

[cm2/m]

Erdseite as, y

[cm2/m]

as, x [cm2/m]

as, y [cm2/m]

1 2

–

–

1,64 (1)

4,56 (1)

0,89 (2)

–

2,16 (1)

4,47 (1)

3 4 5

Die maßgebenden Stellen für den Nachweis der Querkraft sind der Fundamentanschluss der Widerlagerwand und der Anschluss der Flügelwände an die Widerlagerwand. Nachweis für Torsion Ein Nachweis für Torsion kann bei üblichen Widerlagerabmessungen in der Regel entfallen. Nachweis für konzentrierte Lasteinleitung Im Bereich der Auflagerbank unter den Lagern ist der Nachweis der konzentrierten Lasteinleitung zu führen. Die aufnehmbare Teilflächenbelastung kann wie folgt ermittelt werden: FRdu = Ac0 ⋅ f cd ⋅

Acl ≤ 3,0 f cd ⋅ Ac0 Ac0

fck mit fcd = α ∙ 6 und Acl bzw. Ac0 nach γc Bild 8.6.2-7 Für die entsprechende Einwirkungskombination sind zu berücksichtigen:

Spaltzugkraft und die erforderliche Spaltzugbewehrung ergibt sich näherungsweise jeweils für die betrachtete Schnittebene entsprechend Bild 8.6.2-8 zu: ⎡ d ⎤ ZSd = 0,25 ⋅ FSd ⎢1 − c0 ⎥ ⎣ dcl ⎦ Daraus folgt die erforderliche Spaltzugbewehrung: As, Z =

ZSd f yk /γ s

Nachweis der Ermüdung Der Nachweis für Ermüdung entfällt im Allgemeinen bei Widerlagern von Straßenbrücken, die nicht biegesteif mit dem Überbau verbunden und nicht begehbar sind. Bei Eisenbahnbrücken ist der Nachweis für Ermüdung zu führen.

– Eigenlast des Überbaus – Verkehrslasten auf Überbau FSd = 1,35 FG + 1,5 FQgr1 Die Spaltzugkräfte in der Auflagerbank sind durch Bewehrung in Form von Wendeln bzw. Bügeln aufzunehmen. Die vorhandene

Bild 8.6.2-7 Flächen zur Ermittlung der aufnehmbaren Teilflächenbelastung

8.6 Berechnung von Unterbauten

637

ser- und Abstandsbegrenzung der Bewehrungsstähle in Abhängigkeit von der Stahlspannung oder durch eine direkte Berechnung der Rissbreite. Zur Vermeidung breiter Einzelrisse ist in den oberflächennahen Bereichen des Widerlagerquerschnitts eine Mindestbewehrung anzuordnen.

ρs = ρs

Bild 8.6.2-8 Spaltzugbewehrung in der Auflagerbank

kc σS

Im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit sind Spannungsbegrenzungen und die Begrenzung der Rissbreiten nachzuweisen.

fct, eff

Spannungsbegrenzungen Die Betonspannungen sind unter der nicht häufigen Kombination auf 0,6 fck zu begrenzen. Die Zugspannung in der Betonstahlbewehrung ist für die nicht-häufige Einwirkungskombination auf den Wert 0,8 fyk zu begrenzen.

k

Nachweis der Begrenzung der Rissbreiten Die Rissbildung in den Widerlagerbauteilen ist so zu begrenzen, dass die ordnungsgemäße Nutzung und das Erscheinungsbild nicht beeinträchtigt werden. Für Stahlbetonkonstruktionen beträgt der Bemessungswert der Rissbreite 0,2 mm, soweit keine weitergehenden Forderungen bestehen. Zur Begrenzung der Rissbreite sind zwei Nachweise erforderlich: x der Nachweis einer Mindestbewehrung x der Nachweis der Begrenzung der Rissbreite entweder durch eine Durchmes-

kc ⋅ k ⋅ f ct ,eff

σs

der auf den gezogenen Querschnittsteil Act des betrachteten Querschnitts As bezogene Bewehrungsgehalt 6 Act Beiwert zur Berücksichtigung der Spannungsverteilung im Querschnitt zulässige Stahlspannung in der Mindestbewehrung – bei Rissbildung im jungen Beton, z. B. Hydratation, gleich 0,5 fctm – bei Rissbildung nach 28 Tagen: fctm = 3 N/mm2 abhängig von der Art des Zwangs (intern, extern) und von der Bauteilabmessung ist der Wert zwischen 1 und 0,5.

Die Begrenzung der Rissbreite der so ermittelten Bewehrung darf dabei durch eine Begrenzung des Stabdurchmessers nachgewiesen werden. Die Herstellung des Widerlagers erfolgt durch die nacheinander folgende Betonage von Fundament, Widerlager- und Flügelwänden. Während des Abkühlungsprozesses der Wände unterliegen diese immer Zwängungen, da der Fundamentbalken schon erhärtet ist. Deshalb sind für die Unterbauten, die an bestehende Bauteile betoniert werden, eine definierte konstruktive Bewehrung [DIN-FB 102, 2003], 5.4.7.3 erforderlich. Neben den aufgeführten Schnittgrößenermittlungen und Nachweisführungen für Widerlagerwände und Flügelwände ist die

638

Kammerwand zu beachten. Die Kammerwand ist in die Widerlagerwand und in die Flügelwand elastisch eingespannt. Sie erhält Einwirkungen aus Erddruck aus Hinterfüllung, aus Erddruck aus Verkehr auf der Hinterfüllung oder aus einer Bremslast in Längsrichtung bei einer gleichzeitigen vertikalen Achslast und Rückstellkräfte vom Fahrbahnübergang.

8.6.3 Berechnung von Pfeilern und Stützen 8.6.3.1 Einwirkungen auf Pfeiler und Stützen Stützen und Pfeiler erhalten Beanspruchungen infolge: x ständiger Einwirkungen – Auflagerreaktion infolge Eigenlast des Überbaus – Auflagerreaktion infolge Vorspannung – Eigenlast von Stütze/Pfeiler x veränderlicher Einwirkungen – Auflagerreaktion infolge Verkehr (vertikal, horizontal) – Auflagerreaktion infolge Wind auf den Überbau (horizontal) – Auflagerreaktion infolge linearem Temperaturunterschied im Überbau – Auflagereaktion infolge Längenänderungen des Überbaus – Wind auf Stütze/Pfeiler – linearer Temperaturunterschied im Pfeilerschaft x außergewöhnlicher Einwirkungen – Auflagerreaktion infolge Anprallsituation auf Überbau – direkter Anprall auf Stütze/Pfeiler

8.6.3.2 Schnittgrößenermittlung und Nachweise von Pfeilern und Stützen Für die Schnittgrößenermittlung ist ein geeignetes Tragsystem erforderlich. In den Kapiteln 6 (Abschnitt 6.2) und 8 (Ab-

8 Berechnung

schnitt 8.2) werden die Sachverhalte und Beurteilungskriterien aufgeführt, die eine Schnittgrößenermittlung am Gesamtsystem erfordern. Im Sinne der Berechnung werden zu diesem Zweck Tragwerke und Tragwerksteile als verschieblich oder unverschieblich (besser entsprechend [Kordina/Quast, 2003] verformungsbeeinflusst oder verformungsunbeeinflusst) eingeteilt. Allgemein gilt: Tragwerke, bei denen der Einfluss der Pfeilerkopfverschiebungen auf die Schnittgrößen vernachlässigt werden kann, gelten als unverschieblich. Stützen und Pfeiler sind zudem Bauteile, die vorwiegend auf Druck beansprucht werden und deren Tragfähigkeit (auch im getrennten System) durch ihre horizontalen Verformungen entlang der Pfeilerachse beeinflusst werden kann (Auswirkungen der Theorie II. Ordnung). Im Sinne der Berechnung werden die Einzelbauteile in verschiebliche oder unverschiebliche und in schlanke und nicht schlanke Einzelbauteile eingeteilt. Auch hier gilt: Kann der Einfluss der Verformungen auf die Schnittgrößen vernachlässigt werden, dann brauchen die Auswirkungen der Theorie II. Ordnung nicht berücksichtigt zu werden. Für die praktische Handhabung ist eine Quantifizierung von „vernachlässigbar“ und „schlank“ wünschenswert. Im [DINFB 102, 2003] wird dies geregelt. Danach müssen die Auswirkungen nach der Theorie II. Ordnung berücksichtigt werden, wenn diese die Tragfähigkeit um mehr als 10% verringern. Einzeldruckglieder gelten als schlank, wenn sie nachfolgende Grenzwerte der Schlankheit λ λmax = 25

für |vEd| > 0,41

31

λmax = 16/ √|vEd|

für |vEd| < 0,41

8.6 Berechnung von Unterbauten

639

übersteigen und sind dann unter Berücksichtigung der Auswirkungen nach Th. II. Ordnung nachzuweisen. mit λ = l0/i l0 i vEd

31

NEd Ac fcd

Ersatzlänge des lotrechten Bauteils Flächenträgheitsradius: i = √ I/A bezogene Längskraft des Bauteils NEd vEd = 92 Ac ∙ fcd Bemessungswert der mittleren Längskraft des Einzeldruckglieds Querschnittsfläche des Druckglieds Bemessungswert der Betondruckfestigkeit

Die Verwendung der Ersatzlänge l0 erinnert dabei noch an das Knickproblem mit Gleichgewichtsverzweigung, obwohl die Nachweisführung im Betonbau konsequent als verformungsbeeinflusstes Traglastproblem konzipiert ist. Nahe liegender wäre es Ersatzlängen nicht nach Maßgabe gleicher Knicklasten, sondern nach Maßgabe gleicher Verformungen zu bestimmen. Entsprechende Anmerkungen sind in [Quast/ Pfeiffer, 2003] enthalten. Bei der Festlegung der Ersatzlänge l0 sind wiederum die Interaktionen zwischen Bauwerk und Baugrund und die Lagerungsbedingungen am Fuß und Kopf der Stütze zu berücksichtigen. Für die Schnittgrößenermittlung sind Unsicherheiten bezüglich der Lage und Richtung der Längskräfte durch Ansatz geometrischer Ersatzimperfektionen zu berücksichtigen. Für Einzeldruckglieder darf die geometrische Ersatzimperfektion durch eine Erhöhung der vorhandenen Lastausmitte der Längskräfte e0 um eine Zusatzausmitte ea , in ungünstiger Richtung wirkend eingeführt werden. ea =

1 l ⋅ 0 100 ⋅ l 2

mit l Gesamthöhe des Tragwerks in m

Verformungen infolge von linearen Temperaturunterschieden über den Pfeilerquerschnitt aus thermischen Einflüssen dürfen als zusätzliche Anfangsimperfektion betrachtet werden. Unverschiebliche Tragwerke oder Einzeldruckglieder, die nicht als schlank gelten, brauchen nicht nach der Theorie II. Ordnung nachgewiesen werden. Die Nachweisführung für die Schnittgrößen nach Theorie I. Ordnung erfolgt dann z.B. nach [DIN FB102, 2003, 4.3.1]. Allgemein sind die Auswirkungen der Theorie II. Ordnung mittels physikalischer und geometrisch nichtlinearer Schnittgrößenermittlung zu ermitteln. Vereinfachte Annahmen für den versteifenden Einfluss aus der Mitwirkung des Betons auf Zug zwischen den Rissen und zur Momenten – Verkrümmungs – Beziehung sind im Anhang II von [DIN-FB 102, 2003] gegeben. Für die Ermittlung der Auswirkungen der Theorie II. Ordnung am Gesamtsystem sind im Abschnitt 8.2 und in [DAfStb 525, 2003] Erläuterungen zu finden. Für schlanke Stützen oder Pfeiler, die als Einzeltragsystem abgebildet werden können, dürfen die Auswirkungen nach Theorie II. Ordnung vereinfachend nach dem Modellstützenverfahren ermittelt werden, wenn der Querschnitt rechteckig oder rund ist und die planmäßige Lastausmitte nach Theorie I. Ordnung e0 mindestens h/10 ist. Da in der Entwurfspraxis dieser Sachverhalt 80% der Brücken betrifft, wird an dieser Stelle das Modellstützenverfahren erläutert. Modellstützenverfahren Ausführliche Erläuterungen zu den Grundlagen des Modellstützenverfahrens sind in [Kordina/Quast, 2003] enthalten. Das im [DIN-FB 102, 2003] beschriebene Modellstützenverfahren überführt die Nachweise nach Theorie II. Ordnung in eine Querschnittsbemessung. Dabei dient die Ersatzlänge l0 nur zur Berechnung der zusätzlichen Lastausmitte aus Verformungen nach Theorie II. Ordnung.

640

8 Berechnung

Als Modellstütze wird eine am Fuß eingespannte Kragstütze definiert, die unter den äußeren Einwirkungen eine einfach gekrümmte Verformungsfigur aufweist, wobei das maximale Moment am Stützenfuß auftritt. Der reale Verkrümmungsverlauf nähert sich mehr der Rechteckform, je kleiner die H-Last und die bezogene Zusatzausmitte e2/h ist, der Dreiecksform je größer die H-Last ist und wird umso mehr parabelförmig, je größer die bezogene Zusatzausmitte ist. Für große Schlankheiten mit großer Zusatzausmitte ergibt sich ein annähernd parabelförmiger Verkrümmungsverlauf, so dass dieser Verlauf zugrunde gelegt wird. Die zweite Vereinfachung des Modellstützenverfahrens besteht darin, dass grundsätzlich mit der zum Fließzustand gehörenden Verkrümmung gerechnet wird. Diese ergibt sich näherungsweise zu: 1 = r

2 ⋅ K 2 ⋅ ε yd 0,9 ⋅ d

mit εyd Bemessungswert der Dehnung der Bewehrung an der Streckgrenze d Nutzhöhe des Querschnitts in Richtung Stabilitätsversagen Innerhalb der Gleichung berücksichtigt der Beiwert K2 die Verkrümmungsabnahme bei gleichzeitigem Anstieg der Längskräfte. K2 =

N ud − N Ed N ud − N bal

mit Nud Bemessungswert der Grenztragfähigkeit des durch zentrischen Druck beanspruchten Querschnitts NEd Bemessungswert der aufzunehmenden Längskraft Nbal aufnehmbare Längsdruckkraft bei größter Momententragfähigkeit des Querschnitts

Die Zusatzausmitte e2 ergibt sich in Abhän1 gigkeit von der Verkrümmung 3 des am r meisten gedehnten Querschnitts (Einspannstelle) zu: e2 = K ⋅ l 2 ⋅

1 r

In dieser Formulierung ist K der Beiwert für die Verkrümmung. Dieser beträgt für den vorausgesetzten parabelförmigen Verlauf ca. 4/10 bezogen auf l bzw. 1/10 bezogen auf l0 . Zusätzlich wird noch ein Faktor K1 eingeführt, der den Übergang zwischen der reinen Querschnittstragfähigkeit bis λ = 25 und der ab λ = 35 maßgebenden Stützentragfähigkeit regelt. Somit ergibt sich die Zusatzausmitte e2 zu: e2 ≈ K1 ⋅

4 l2 l2 1 ⋅ = K1 ⋅ 0 ⋅ 10 r 10 r

mit λ K1 = 4 – 2,5 für 25 ≤ λ ≤ 35 10 =1 für λ > 35 Für weitere Hinweise sei auf [Kordina/ Quast, 2003] verwiesen. Die wesentlichen Randbedingungen des Modellstützenverfahrens bestehen im Verzicht der genauen Bestimmung der Verkrümmung und der Verformungsfigur. Die Verformungen sind somit näherungsweise unabhängig von der Art der Beanspruchung und insbesondere von der noch unbekannten Bewehrung. Es wird darauf hingewiesen, dass infolge der grundsätzlichen Annahme der zum Fließzustand gehörenden Verkrümmung es sich bei der Zusatzausmitte e2 nicht um die im Grenzzustand der Tragfähigkeit tatsächlich auftretende Stützenverformung handelt. Hierzu siehe auch [Kordina/ Quast, 2003]. Somit kann auch die ermittelte Stützenverformung nicht zur Beurteilung von Lagerwegen herangezogen werden.

8.6 Berechnung von Unterbauten

Das auf die Modellstütze einwirkende Gesamtmoment setzt sich aus dem Momentenanteil M1 nach Theorie I. Ordnung und dem Momentenanteil M2 nach Theorie II. Ordnung zusammen. M = M1 + M2 = M1 + N ∙ etot Die Gesamtausmitte etot setzt sich aus den drei Anteilen e0 , ea und e2 zusammen: etot = e0 + ea + e2 mit e0 = Lastausmitte nach Theorie I. Ordnung ea = Zusatzausmitte infolge geometrischer Ersatzimperfektion e2 = Lastausmitte nach Th. II. Ordnung Damit ist das Gesamtbiegemoment im verformten Zustand bekannt. Die Ermittlung des Bewehrungsanteils kann dann mit Hilfe von Interaktionsdiagrammen, z. B. entsprechend [DAfStb 525, 2003], erfolgen. Die Ansätze des Modellstützenverfahrens lassen sich grundsätzlich auch auf Druckglieder mit zweiachsiger Lastausmitte übertragen, jedoch verbleiben zusätzliche Parameter, wie die Seitenverhältnisse des Querschnitts, der Verlauf der bezogenen Lastausmitten und die Lagerungsbedingungen in beiden Hauptebenen, die es nicht gestatten, vereinfachte Verfahren anzuwenden. Mit abnehmender Lastausmitte und zunehmender Schlankheit ergeben sich größere Abweichungen des Modellstützenverfahrens zur Realität. Entsprechende Vergleichsbetrachtungen sind in [Kordina/ Quast, 2003] enthalten. Danach sind geringe Abweichungen nur bei einem ausgeprägten Abknicken der Momenten- bzw. Verkrümmungslinie im Bereich des Fließpunkts zu erwarten, d. h. bei hohen Bewehrungsgraden und randnaher Bewehrung. Verallgemeinerbare Untersuchungen hinsichtlich der Abweichungen des Modellstützenverfahrens wurden bislang nicht durchgeführt. Die Realitätsnähe der mittels

641

Modellstützenverfahren gefundenen Lösung kann verbessert werden, in dem die Spitzenausbiegung in Abhängigkeit von den einwirkenden Lasten und unter Berücksichtigung der Pfeilereigenlast und der Gründungssteifigkeit korrigiert und somit der Momentenanteil M2 verbessert wird. Anwendung nichtlinearer Verfahren der Schnittgrößenermittlung Für Systembetrachtungen und insbesondere, wenn die zugehörigen Verformungen zur Beurteilung von Lagerwegen bekannt sein müssen, sind nichtlineare Verfahren anzuwenden. Bei der Anwendung nichtlinearer Verfahren sind die Verformungen und die daraus resultierenden Schnittgrößen auf der Grundlage der Spannungs-Verzerrungs-Linien für Beton und Betonstahl zu berechnen. Zur realitätsnahen Verformungsberechnung sind Baustoffmittelwerte zu verwenden, da die Verformung als integrale Größe nur geringfügig von lokalen Schwachstellen abhängt. Da der Nachweis der Querschnittstragfähigkeit mit Bemessungswerten erfolgt, ergibt sich somit eine iterative Vorgehensweise. Im [DIN-FB 102, 2003] ist das sogenannte „Rechenwertverfahren“ aufgenommen. Dabei werden rechnerische Mittelwerte der Baustofffestigkeiten für Beton und Stahl definiert, die anschließend die Anwendung eines einheitlichen Teilsicherheitsfaktors von γR = 1,3 ermöglichen. Rechnerische Mittelwerte der Baustofffestigkeiten: fyR = 1,1 ∙ fyk (Streckgrenze des Betonstahls) ftR = 1,08 ∙ fyR (Zugfestigkeit des Betonstahls) fcR = 0,85 ∙ α ∙ fck = 0,852 ∙ fck (Betondruckfestigkeit) Der Grenzzustand der Tragfähigkeit gilt als erreicht, wenn in einem beliebigen Querschnitt,

642

x die kritische Stahldehnung von εsu = 0,025 oder x die kritische Betonstauchung von εc1u = –0,0035 oder x am Gesamtsystem oder Teilen davon der kritische Zustand des indifferenten Gleichgewichts erreicht ist. Quast erläutert in [Quast, 2000], dass dieses Verfahren für die zutreffende Berechnung ungeeignet sei, da unnötigerweise auch der Elastizitätsmodul des Betonstahls reduziert wird und es somit zu unwirtschaftlichen Ergebnissen führen kann. So können sich unter Anwendung des „Rechenwertverfahrens“ in besonderen Fällen Abminderungen der zulässigen Stützenlasten auf bis zu 70% gegenüber der Verwendung geteilter Teilsicherheitsbeiwerte ergeben. Der Anwender sollte sich der Abweichungen des Rechenwertverfahrens bewußt sein. Der versteifende Einfluß aus der Mitwirkung des Betons auf Zug zwischen den Rissen (tension stiffening) ist zu berücksichtigen. Er darf vernachlässigt werden, wenn dies auf der sicheren Seite liegt. Zur Berücksichtigung ist ein geeignetes Verfahren auszuwählen. Nach [DIN-FB 102, 2003], Anhang 2 darf der versteifende Einfluß aus der Mitwirkung des Betons auf Zug zwischen den Rissen durch Ansatz einer wirksamen mittleren Spannungs-Dehnungs-Linie für den Stahl im Verbund bei Annahme einer gerissenen Betonzugzone berücksichtigt werden. Die Berücksichtigung der Gründungssteifigkeiten, kann durch Feder – Modelle erfolgen. Angaben zu Feder-Modellen für verschiedene Gründungsvarianten und die Ermittlung der jeweiligen Federsteifigkeiten finden sich z. B. in [Klöker, 1997]. Mindestbewehrung Unabhängig von der Methode der Schnittgrößenermittlung und Nachweisführung ist eine konstruktive Mindestbewehrung vorzusehen. Für die einzulegende Mindest-

8 Berechnung

bewehrung sind nachfolgende Kriterien einzuhalten: x Die Mindestlängsbewehrung der gesamten Querschnittsfläche ergibt sich zu: As ,min =

0,15 N Ed f yd

≥ 0,003 Ac

≤ ‡ 16 mm, s = 150 mm fyk mit fyd = 8 γS x Der Bewehrungsquerschnitt darf, auch im Bereich von Bewehrungsstößen 9% der Fläche des Betonquerschnitts nicht überschreiten. Der Durchmesser der Querbewehrung muss mindestens 25% des Größtdurchmessers der Längsbewehrung und mindestens 10 mm betragen. Nachweis gegen Anprall: Stützen, die Einwirkungen aus Fahrzeuganprall ausgesetzt sind, sind entweder als auszufallende Bauteile zu betrachten oder müssen einen hinreichenden Widerstand besitzen, der die Aufnahme der kinetischen Energie ermöglicht. Bei einer Gefährdung durch Straßenverkehr ist der Nachweis auf Anprall in folgenden Fällen nicht erforderlich: x volle rechteckige Stahlbetonquerschnitte mit einer Länge l von mind. 1,6 m in Fahrtrichtung und einer Breite b quer zur Fahrtrichtung von b = 1,6 – 0,2 ∙ l ≥ 0,9 m x bei Stahlbetonhohlpfeilern mit einer Mindestwandddicke von 0,60 m. Wird das stützende Bauteil als ausfallendes Bauteil betrachtet, sind zur Sicherung des Lichtraumprofils die daraus resultierenden Verformungen unter der häufigen Einwirkungskombination nachzuweisen. Die Aufnahme der Anprallasten ist durch das elastische Tragvermögen der Stütze

8.6 Berechnung von Unterbauten

nachzuweisen, wobei der Ausfall einer Zerschellschicht in Rechnung zu stellen ist. Desweiteren ist die Schubdeckung nachzuweisen, wobei eine abgeminderte Bewehrungsmenge eingelegt werden kann, wenn die Längsbewehrung vom Anprallbereich bis zur Einspannstelle zweilagig geführt wird. Konstruktive Bewehrungsvorgaben sind im [DIN-FB 102, 2003] enthalten. Für die Nachweisführung sind folgende Einwirkungskombinationen maßgebend: Sd = 1,0 ∙ Gk + 1,0 ∙ Pk + Ad + 1,0 ∙ (0,75 ∙ Ql,TS + 0,4 ∙ Ql,UDL) oder Sd = 1,0 ∙ Gk + 1,0 ∙ Pk + Ad + 1,0 ∙ 0,3 ∙ QFw oder Sd = 1,0 ∙ Gk + 1,0 ∙ Pk + Ad Nachweispflichtige anprallgefährdete Stützen und Pfeiler sind außerhalb geschlossener Ortschaften und bei untergeordneten Straßen durch besondere Maßnahmen

Bild 8.6.3-1 Pfeilergeometrie

643

zu sichern. Dazu gehören durchgehende Schutzeinrichtungen mit mindestens 1 m Abstand vor der zu schützenden Konstruktion oder Betonsockel mit einer Mindesthöhe von 80 cm, die über die Außenkante des zu schützenden Bauteils um mindestens 2 m in Fahrtrichtung und 0,5 m quer dazu hinausragen. Einleitung der Stützenkräfte in das Fundament Bei der Ausführung von Flachgründungen werden die Pfeiler/Stützenkräfte in der Regel ohne zusätzliche Fußverstärkung in die Fundamentsplatte eingeleitet und auf Biegung abgetragen. Regelungen zur Nachweisführung des Fundaments sind im Abschnitt 8.6.4 enthalten. 8.6.3.3 Berechnungsbeispiel – Nachweisführung für schlanken Pfeiler Am Beispiel eines schlanken Brückenpfeilers erfolgt die Nachweisführung im Grenz-

644

8 Berechnung

Baustoffkennwerte, System und Abmessungen Baustoffkennwerte: Beton: C30/37 mit Bild 8.6.3-2 Pfeilerquerschnitt

fcd = 0,85 ∙ 30 000/1,5 = 17 000 kN/m2 Stahl: BSt 500 S mit

zustand der Tragfähigkeit unter Berücksichtigung der Verformungen zum einen auf der Grundlage des Modellstützenverfahrens und vergleichsweise mittels einer nichtlinearen Schnittgrößenermittlung. Die Einwirkungen auf die Stütze wurden vorab unter Berücksichtigung des Systemtragverhaltens ermittelt, die Betrachtung des Pfeilers als Einzeldruckglied im Sinne der Nachweisführung ist zulässig.

fyd = 500 000/1,15 = 434 800 kN/m2 ftd = 525 000/1,15 = 456 500 kN/m2 Stützenlänge: L = 25,0 m Querschnittsabmessungen: b/dy /dy1 = 5,0/4,92/0,08 m h/dx/dx1 = 1,5/1,42/0,08 m

charakteristische Werte der Einwirkungen: 1 2 3.1 3.2 3.3 4 5 6 7

Auflagerkraft infolge ständiger Einwirkungen Auflagerkraft infolge Vorspannung Auflagerkraft infolge Verkehr (gr1) Auflagerkraft infolge Verkehr (Achslast TS) Auflagerkraft infolge Verkehr (Flächenlast UDL) Horizontalkraft infolge Bremsen/Anfahren Horizontalkraft aus Windangriff auf Brückenüberbau (ohne Verkehr) Horizontalkraft aus Windangriff auf Brückenüberbau (mit Verkehr) aus Windangriff auf Stütze

BV, G BV, P BV, gr1 BV, TS BV, UDL BH, lk BH, W1

= 10 595 kN = 180 kN = 3260 kN = 800 kN = 2460 kN = 514 kN = 296 kN

BH, W2 = 541 kN w

= 1,2 kN/m

Annahmen: Stützenfuß starr eingespannt Stützenkopf frei verschieblich l0 = 2 * L ungewollte Ausmitte ea infolge Imperfektion ea =

l 1 l 25 ⋅ 0= = = 0,05 m 100 ⋅ l 2 100 100

8.6 Berechnung von Unterbauten

645

Tabelle 8.6.3-1 Berechnungsbeispiel - Zusatzmomente infolge ea und e2

zusätzliche Lastausmitte e2 infolge Auswirkungen nach Theorie II. Ordnung

EWK 2 – Verkehrslastgruppe gr2 als Leiteinwirkung Ed = 1,35 ∙ G + 1,0 ∙ P + 1,5 ∙ Qgr2 = 1,35 ∙ LF1 + 1,0 ∙ LF2 + 1,5 ∙ (LF4 + 0,75 ∙ LF3.2 + 0,40 ∙ LF3.3) NSd

Ermittlung der maßgebenden Einwirkungskombinationen: a) Beanspruchung in Längsrichtung: EWK (Einwirkungskombination) 1 – Verkehrslastgruppe gr1 als Leiteinwirkung Ed

= 1,35 ∙ G + 1,0 ∙ P + 1,5 ∙ Qgr1 = 1,35 ∙ LF1 + 1,0 ∙ LF2 + 1,5 ∙ LF3.1

NSd

= –1,35 ∙ 10595 – 1,0 ∙ 180 – 1,5 ∙ 3260 = –19 373 kN

MSd,y = 1,35 ∙ 9541 + 1,0 ∙ 162 + 1,5 ∙ 2936 = 17 446 kNm

= –1,35 ∙ 10 595 – 1,0 ∙ 180 – 1,5 ∙ (0,75 ∙ 800 + 0,40 ∙ 2460) = –16 859 kN

MSd,y = 1,35 ∙ 9541 + 1,0 ∙ 162 + 1,5 ∙ (12 850 + 0,75 ∙ 720 + 0,40 ∙ 2215) = 34 457,0 kNm b) Beanspruchung in Querrichtung EWK 3 – Verkehrslastgruppe gr1 als Leiteinwirkung = 1,35 ∙ G + 1,0 ∙ P + 1,5 ∙ Qgr1 Ed + 1,5 ∙ 0,3 ∙ (QW2 + Qw) = 1,35 ∙ LF1 + 1,0 ∙ LF2 + 1,5 ∙ LF3.1 + 0,45 (LF6 + LF7) NSd

= –1,35 ∙ 10595 – 1,0 ∙ 180 – 1,5 ∙ 3260 = –19 373 kN

MSd,y = 1,35 ∙ 3131 + 1,0 ∙ 53 + 1,5 ∙ 963 + 0,45 ∙ (18375 + 938) = 14 415 kNm

646

8 Berechnung

EW K 4 – Wind als Leiteinwirkung Ed

NSd

= −10775,0 ⋅

5,0 ⎛ 10775 ⋅⎜ − 1⎞⎟ 2 ⎝ 127500 ⎠

= 1,0 ∙ G + 1,0 ∙ P + 1,5 ∙ QW1 = 1,0 ∙ LF1 + 1,0 ∙ LF2 + 1,5 ∙ (LF5 + LF7)

= 24661 kNm

= –1,0 ∙ 10595 – 1,0 ∙ 180 = –10 775 kN

As ,erf =

MSd, y = 1,0 ∙ 3131 + 1,0 ∙ 53 + 1,5 ∙ (13750 + 938) = 25 215 kNm Dimensionsloser Bemessungswert der größten Längskraft: Ac ∙ fcd = 1,5 ∙ 5,0 ∙ 0,85 ∙ 30 000/1,5 = –127500 kN

=

MSd ,II − M c zs1 ⋅ f yd 25215,0 − 24661 2,42 ⋅ 43,5

= 5,3 cm2

Mindestbewehrung maßgebend Ermittlung der Mindestbewehrung As, min = 0,15 ∙ 19 373,3/43,5 = 66,8 cm2 > 0,003 ∙ 500 ∙ 150 = 225 cm2

νEd = –19 373/–127500 = 0,152 < 0,5 oin allen Kombinationen liegt die Beanspruchung im Zugbruchbereich, die Bemessung erfolgt deshalb vereinfacht nach [Kordina/Quast, 2003] Noc = –Ac ∙ fcd = –127500 kN Ermittlung der erforderlichen Bewehrung: EWK 2 o maßgebend für Beanspruchung in Längsrichtung ⎞ h ⎛N M c = N Sd ⋅ ⋅ ⎜ Sd − 1⎟ 2 ⎝ N 0c ⎠ 1,5 16859 ⎞ − 1⎟ = 10972,5 = −16859 ⋅ ⋅ ⎛⎜ 2 ⎝ 127500 ⎠ A s, erf = =

MSd,II − M c zs1 ⋅ f yd 34457,0 − 10972,5 0,67 ⋅ 43,5

= 806,2 cm2

EWK 4 o maßgebend für Beanspruchung in Querrichtung ⎞ h ⎛N M c = N Sd ⋅ ⋅ ⎜ Sd − 1⎟ 2 ⎝ N 0c ⎠

< ‡16/15 : 84 ‡16 = 168,9 cm2 Unter Anwendung des Modellstützenverfahrens ergibt sich für den Pfeilerquerschnitt im Einspannbereich ein erforderlicher Bewehrungsquerschnitt von 806 cm2, d. h. ein Bewehrungsgrad von ≈ 1,1% des Betonquerschnitts. Das Bemessungsmoment an der Einspannstelle in der maßgebenden Nachweiskombination 2 beträgt dabei ≈ 34500 kNm. Nachfolgend erfolgt ein Vergleich mit den Ergebnissen einer nichtlinearen Berechnung auf der Basis des Rechenwertkonzepts nach [DIN-FB 102, 2003]. Ergebnisse der nichtlinearen Berechnung Zum Vergleich mit den Ergebnissen des Modellstützenverfahrens wird die nichtlineare Berechnung zunächst ohne Berücksichtigung der Eigenlast der Stütze geführt. a) konstante Bewehrung über die Pfeilerhöhe: Für die maßgebende Einwirkungskombination 2 ergibt sich ein erforderlicher Bewehrungsquerschnitt von 672 cm2. Das Bemessungsmoment an der Einspannstelle beträgt Msd = 28 206 kNm.

8.6 Berechnung von Unterbauten

b) abgestufte Bewehrung über die Pfeilerhöhe: Für die maßgebende Einwirkungskombination 2 ergibt sich ein erforderlicher Bewehrungsquerschnitt von 865 cm2 an der Einspannstelle. Die erforderliche Bewehrung geht bei einer Pfeilerhöhe von ca. 15 m auf die Mindestbewehrung zurück. Das Bemessungsmoment beträgt Msd = 30 350 kNm. Bei der vorhandenen Pfeilergeometrie kann der Einfluss der Pfeilereigenlast nicht ohne weiteres vernachlässigt werden. Unter Berücksichtigung der Pfeilereigenlast erhöht sich der Bemessungswert der Normalkraft auf: NSd = –23 187 kN. Bei der Bewehrungsvariante a) erhöht sich das Bemessungsmoment MSd = 29826 kNm. Infolge der größeren Normalkraft reduziert

647

sich die erforderliche Bewehrung auf 630 cm2 ( 93,7%). Im Fall der Bewehrungsvariante b) steigt das Bemessungsmoment auf MSd = 31 880 kNm. Die erforderliche Bewehrung steigt auf 840,6 cm2 ( 97,1%). Mit diesem Beispiel wird gezeigt, dass die nichtlineare Berechnung gegenüber dem Modellstützenverfahren für den Fall der durchgehenden Längsbewehrung einen geringeren Bewehrungsgrad in der Stütze (630 cm2 gegenüber 806 cm2, entsprechend also nur 78%) ermöglicht. Bei konsequenter Berücksichtigung der erforderlichen Bewehrung im Querschnitt mit der Mindestbewehrung als Untergrenze wird am Stützenfuß eine 4,2% höhere erforderliche Bewehrung gegenüber dem Modellstützenverfahren ausgewiesen. Dies ist in der Praxis unbedeutend, da die Bewehrung am Stützenfuß immer über eine gewisse Höhe geführt wird, was in der nichtlinearen Berechnung unberücksichtigt blieb. 8.6.4 Berechnung von Gründungen 8.6.4.1 Einführung

Bild 8.6.3-3 Erforderliche Pfeilerbewehrung im Fall a) und b)

Grundlage der Nachweisführung für die aufgehenden Betonbauteile der Unterbauten ist die ausreichende Standsicherheit des Gründungskörpers. Im Gründungsbereich treffen sich die Sicherheitsphilosophien des konstruktiven Ingenieurbaus und des Grundbaus. Eine detaillierte Problembeschreibung für die Schnittgrößenermittlung und Nachweisführung ist auch aus den genannten Gründen nicht Gegenstand des Abschnittes 8.6.4. Dafür wird auf die umfangreiche Literatur des Grundbaus wie [Simmer, 1999], [Smoltczyk, 2001] oder [Möller, 2003] verwiesen. Im Folgenden werden deshalb die wesentlichen Probleme genannt und die Standardaufgaben aufgezeigt. Entsprechend den Versagensursachen wird der Grenzzustand der Tragfähigkeit unterteilt.

648

8 Berechnung

Tabelle 8.6.4-1 Versagensursachen und Grenzzustände bei Nachweis der Tragfähigkeit

In der Regel sind folgende Nachweise zu führen: x Nachweis der Einhaltung der zulässigen Ausmittigkeit der Sohldruckresultierenden anstelle des Kippsicherheitsnachweises (GZ 1A) x Nachweis der Gleitsicherheit (GZ 1B) x Nachweis der Grundbruchsicherheit (GZ 1B) x Nachweis der zulässigen Lage der Sohldruckresultierenden (GZ 2) Als Ersatz für den Grundbruchsicherheitsnachweis darf in einfachen Fällen der Nachweis der zulässigen Sohlpressungen geführt werden. Beim Einsatz von Flachfundamenten erfolgt die Einleitung von Pfeiler-, Stützenoder Wandlasten in der Regel ohne Fußverstärkung. Die Kräfte werden anschließend über flächige Biegung in den Baugrund übertragen. Das Fundament ist im Grenzzustand der Tragfähigkeit auf Biegung und auf Durchstanzen nachzuweisen.

8.6.4.2 Schnittgrößenermittlung Bei der Schnittgrößenermittlung von Gründungen muss der gegenseitige Einfluss von Verformungen des Bodens und des Bauwerks berücksichtigt werden.

Flachgründungen Die Interaktion Boden – Bauwerk beschreibt die Wirkung der relativen Setzungsunterschiede infolge der einwirkenden Lasten auf die Schnittgrößen des Tragsystems und umgekehrt. Ist der Überbau sehr elastisch oder kann das Fundament bzw. der Untergrund als sehr steif angenommen werden, sind die relativen Setzungen vernachlässigbar. Die vom Überbau auf die Gründung übertragenen Lasten werden dabei nicht verändert. In allen weiteren Fällen ist die Interaktion durch eine iterative Berechnung zu berücksichtigen. Entsprechend [DIN EN 1992-1-1, 2004] werden bei der Schnittgrößenermittlung für die Nachweisführung folgende Genauigkeitsstufen unterschieden: Stufe 0: In dieser Stufe kann eine lineare Verteilung der Bodenpressung angenommen werden, wenn die Bodenpressung nicht die Bemessungswerte im Grenzzustand der Tragfähigkeit und im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit übersteigt. Zusätzlich dürfen Setzungen im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit nicht von Bedeutung sein, das Tragwerksystem muss im Grenzzustand der Tragfähigkeit genügend plastische Verformungsreserven aufweisen.

8.6 Berechnung von Unterbauten

Stufe 1: Die Bodenpressungen können bestimmt werden, indem die relative Steifigkeit des Fundaments und des Bodens und die daraus resultierenden Verformungen bewertet werden. Für die Beurteilung, ob sie in akzeptablen Grenzen liegen, müssen genügend Erfahrungswerte vorliegen, das die Gebrauchstauglichkeit nicht durch Bodenverformung beeinflusst wird und dass das Tragwerkssystem ein ausreichend duktiles Tragverhalten im Grenzzustand der Tragfähigkeit aufweist. Stufe 2: Der Einfluss der Untergrundverformung auf den Überbau wird berücksichtigt. Das Tragwerk wird dazu unter den aufgebrachten Fundamentverformungen berechnet. Stufe 3: Hierbei handelt es sich um eine komplett interaktive Vorgehensweise, in der das gesamte Tragsystem berücksichtigt wird. Die gemeinsame Modellierung von Überbau und Gründung und die programmgestützte iterative Berechnung der Stufe 3 ist inzwischen die übliche Vorgehensweise. Pfahlgründungen Bei der Schnittgrößenermittlung und Nachweisführung von Pfahlgründungen ist ins-

649

besondere die Interaktion der Pfähle zu berücksichtigen. Die Interaktion hängt hauptsächlich vom gegenseitigen Abstand der Pfähle, dem Verhältnis Länge zum Durchmesser der Pfähle, der Steifigkeit der Pfähle in Relation zum umgebenden Boden und der sich ändernden Bodensteifigkeit in Abhängigkeit von der Tiefe ab. Weiterführende Angaben können [Smoltczyk, 2001] entnommen werden. Zu kombinierten Pfahl – Platten Gründungen sei auf [Hanisch, 2002] oder [Baesmann, 2000] verwiesen. 8.6.4.3 Berechnungsbeispiele für Gründungen 8.6.4.3.1 Nachweisführung für eine Flachgründung Für das Berechnungsbeispiel des Widerlagers aus 8.6.3.2 erfolgt die Nachweisführung für die Flachgründung und damit der Nachweis der Tragfähigkeit des Widerlagers. Geometrie und Abmessungen sind Abschnitt 8.6.2.3 zu entnehmen. Die im nachfolgenden verwendeten Bezeichnungen und Symbole entsprechen [DIN-FB 101, 2003], [DIN-FB 102, 2003] und [DIN 1054, 2003]. Zusammen mit den Bremslasten sind innerhalb der Lastgruppe 2 nur die häufigen Anteile der vertikalen Verkehrslasten aus dem Lastmodell 1 zu berücksichtigen.

Tabelle 8.6.4-2 Fallbildung der gleichzeitig auftretenden Einwirkungen

650

8 Berechnung

Tabelle 8.6.4-3 Summe der Schnittgrößen in der Bodenfuge infolge der charakteristischen Einwirkungen entsprechend Tabelle 8.6.4-2

Die Nachweisführung für die Tragfähigkeit des Widerlagers beinhaltet den Nachweis der zulässigen Lage der Resultierenden und zulässigen Ausmitte der Sohldruckresultierenden, den Gleitsicherheitsnachweis und den Grundbruchsicherheitsnachweis bzw. in einfachen Fällen den Nachweis der zulässigen Bodenpressung. Die Nachweise der zulässigen Lage der Resultierenden und der zulässigen Bodenpressungen sind für den GZ 2 zu führen, der Gleitsicherheitsnachweis und der Grundbruchsicherheitsnachweis für den GZ 1B. Für die Nachweise im GZ 2 entsprechen die Werte der einzelnen Fälle in der Tabelle 8.6.4-3 der seltenen Kombination, da: x diese Kombination für die genannten Nachweise relevant ist x der Verkehr als einzige veränderliche Einwirkung zu berücksichtigen ist x die Teilsicherheitsbeiwerte mit 1,0 angenommen werden. Nachweis der zulässigen Lage der Sohldruckresultierenden (GZ 2) Forderung unter ständigen Lasten: Ausmitte liegt innerhalb der 1. Kernweite ea 1 ≤ a 6

eb 1 ≤ b 6

Bild 8.6.4-1 Fundamentgrundriss bei zweiachsiger Lastausmitte

Fundamentabmessungen: a = 16,4 m; b = 3,0 m EWK (Fall 1)

ea = 0; eb = 0,17 m

0,17 1 = 0,06 ≤ = 0,166 3,0 6

NW erfüllt

Forderung unter Gesamtlast: Ausmitte liegt innerhalb der 2. Kernweite 2 2 ⎛ xe ⎞ + ⎛ ye ⎞ ≤ 1 ⎜ ⎟ ⎜ ⎟ ⎝a⎠ ⎝b⎠ 9

EWK (Fall 6) ye = 0,39; xe = 0,20 2

2

1 ⎛ 0,39 ⎞ ⎛ 0,20 ⎞ ⎟ = 0,017 ≤ = 0,11 ⎜ ⎟ +⎜ 9 ⎝ 3,0 ⎠ ⎝ 16,4 ⎠

8.6 Berechnung von Unterbauten

651

Bemessungswert des Sohlschubwiderstands günstig wirkende veränderliche Einwirkungen sind nicht zu berücksichtigen Rtd = Rtk/γSt

γSt = 1,5

Rtk = Nd ∙ tan δsk δsk = φc bei Ortbeton Bild 8.6.4-2 Nachweis der Gleitsicherheit

N d = Nk ∙ γ

γG = 1,0 für ständige Einwirkungen

Nd = 0,95 ∙ 7278,7 kN = 6914,8 kN EWK (Fall 7) ye = 0,19; xe = 0,43 2

2

1 ⎛ 0,19 ⎞ ⎛ 0,43 ⎞ ⎜ ⎟ +⎜ ⎟ = 0,0047 ≤ = 0,11 3 , 0 16 , 4 9 ⎝ ⎠ ⎝ ⎠ EWK (Fall 9) ye = 0,33; xe = 0,30 2

2

1 ⎛ 0,33 ⎞ ⎛ 0,30 ⎞ ⎜ ⎟ +⎜ ⎟ = 0,012 ≤ = 0,11 9 ⎝ 3,0 ⎠ ⎝ 16,4 ⎠

Rtd = Nd ∙ tan δsk/γSt Rtd = 6914,8 kN ∙ tan 34°/1,5 = 3109,4 kN Nachweis: Rtd > Td = 3109,4 kN > 1661,7 kN NW erfüllt

NW erfüllt Nachweis der Gleitsicherheit (GZ 1B) Anstelle des Erdruhedrucks wird der aktive Erddruck berücksichtigt. Es wird in der Regel kein entlastender Erddruck Eptd auf der Luftseite des Widerlagers in Ansatz gebracht. Nachweisformat: Td < Rtd + Ep, d Bemessungswerte der Einwirkung in Richtung des Gleitens Für den Gleitsicherheitsnachweis wird der aktive Erddruck berücksichtigt. Die Schnittgrößen aus dem Erdruhedruck werden im Verhältnis η = ka,h / k0 = 0,64 abgemindert. EWK 1 (Fall 1) Td = TGd = γG * η * Eagh = 1,5 * 0,64 * 1034,9 kN = 993,5 kN EWK (Fall 6) Td = TGd + TQd1 = 993,5 + 1,5 * 0,64 * (1730,9-1034,9) = 1661,7 kN

Bild 8.6.4-3 Rechnerische Grundfläche

652

8 Berechnung

Nachweis der zulässigen Sohldrücke (GZ 2) als Ersatz für Grundbruchnachweis

ac= a – 2 ∙ ea = 16,4 m – 2 ∙ ea σvorh = Fz/(ac ∙ bc) Vergleich mit zulässigen Bodenpressungen

Kontrolle der Anwendbarkeit für maßgebende Kombinationen Bedingung: tan δs = Fx, y /Fz ≤ 0,2 EWK (Fall 1) Fx = 1034,9 kN; tan δs = 1034,9/7278,7 Anwendung möglich

tan δs = 1730,9/7573,7

σzul, Grundbruch = 700 ∙ (1 – 0,142)2 = 515 kN/m2 EWK (Fall 7)

Fz = 7278,7 kN = 0,142 < 0,2

σzul, Grundbruch = 700 ∙ (1 – 0,133)2 = 526 kN/m2 EWK (Fall 9)

EWK (Fall 6) Fx = 1730,9 kN;

EWK (Fall 1)

Fz = 7573,7 kN = 0,229 > 0,2

σzul,Grundbruch = 700 ∙ (1 – 0,173)2 = 478 kN/m2 zulässige Bodenpressungen sind eingehalten o NW erfüllt

Anwendung nicht möglich EWK (Fall 7) Fx = 1138,4 kN; tan δs = 1138,4/8547,7

Fz = 8547,8 kN = 0,133 < 0,2

Anwendung möglich EWK (Fall 9) Fx = 1401,9 kN; tan δs =1401,9/8093,8

Fz = 8093,8 kN = 0,173 < 0,2

Anwendung möglich Ermittlung der reduzierten Fundamentabmessungen bxc und byc infolge Ausmitte bc= b – 2 ∙ eb = 3,0 m – 2 ∙ eb

Grundbruchsicherheitsnachweis (GZ 1B) Für den Fall 6 wird der Nachweis der Grundbruchsicherheit geführt, da der Anteil der Horizontalkraft mehr als 20% der wirkenden Vertikalkraft beträgt und somit der Nachweis über die zulässigen Bodenpressungen nicht anwendbar ist. Nachweisformat: Nd ≤ Rnd mit Nd Bemessungswert der rechtwinklig zur Sohlfläche gerichteten Komponente der Resultierenden Rnd = RN, k /γS Bemessungswert des Sohldruckwiderstands, ermittelt aus dem charakteristischen Grundbruchwiderstand RN, k /γS nach DIN 4017-100

Tabelle 8.6.4-4 Berechnungsbeispiel – vorhandene Bodenpressungen

8.6 Berechnung von Unterbauten

653

Bild 8.6.4-4 Grundbruchsicherheitsnachweis

Nd = 1,35 ∙ 7278,7 kN + 1,5 ∙ (7573,7 – 7278,7) = 10 268,6 kN Fxd = 1,35 ∙ 1034,9 + 1,5 ∙ (1730,9 – 1034,9) = 2441,1 kN tan δd = 2441,1/10268,6 = 0,238 (Bemessungswerte) tan δ =1730,9/7573,7 = 0,229 (charakteristische Werte)

+ γ2 ∙ b´ ∙ Nb)

冧

冧

Gründungstiefenanteil

Gründungsbreitenanteil

冎 Kohäsionsanteil

γ1 Wichte des Bodens oberhalb der Gründungssohle γ2 Wichte des Bodens unterhalb der Gründungssohle d geringste Gründungstiefe unter Geländeoberfläche Nd = Nd0 ∙ νd ∙ κd ∙ λd ∙ ξd Nb = Nb0 ∙ νb ∙ κb ∙ λb ∙ ξb Nd0 = 18,0; Nb0 = 10,0 (φc= 30°)

RN,k = a´ ∙ b´ ∙ σN,k σN,k = (c ∙ Nc + γ1 ∙ d ∙ Nd

mit

vd = 1 +

b’ 2,22 ⋅ sinϕ ’ = 1 + ⋅ sin 30° = 1,07 a’ 16,0

v b = 1 − 0,3 ⋅

b’ 2,22 = 1 − 0,3 ⋅ = 0,958 a’ 16,0

654

8 Berechnung

kd = (1 − 0,7 ⋅ tan δ )3 = (1 − 0,7 ⋅ 0,229)3 = 0,592 kb = (1 − tan δ )3 = (1 − 0,229)3 = 0,458 λd = λb = 1,0; ξd = ξb = 1,0 Der Kohäsionsanteil wird nicht berücksichtigt. σN, k = 618,4 kN/m2 RN, k = ac ∙ bc ∙ σN, k = 2,22 ∙ 16,0 ∙ 618,4 = 21 964,5 kN Bild 8.6.4-6 Annahme linear verteilter Bodenpressungen

Nachweis erfüllt Auf die Ermittlung der Setzungen wird im Rahmen dieses Beispiels verzichtet. Durch das Einhalten der maßgebenden Nachweise ist somit die Standsicherheit des Widerlagers gewährleistet. Im nachfolgenden erfolgt die Bemessung des Fundaments. Nachweis für Biegung Der Nachweise für Biegung im Grenzzustand der Tragfähigkeit wird für die ständige und vorübergehende Bemessungssitua-

tion in den jeweiligen maßgebenden Bemessungsschnitten geführt. Vorhandene Bodenpressungen für Bemessung des Fundaments

σ vorh = =

Fz d M xd M yd + + A Wx Wy Fzd eb ⋅ Vd ea ⋅ Vd + + A Wx Wy

Fundamentwerte: A

= 3,0 ∙ 16,4

= 49,2 m2

Ix

= 3,0 ∙ 16,43/12

= 1102,74 m4

Iy

= 16,4 ∙ 3,03/12

= 36,9 m4

Wx

= 134,48 m3

Wy

= 24,6 m3

EWK (Fall 7) (maßgebend) Fzd

= 1,35 ∙ 7279 + 1,5 ∙ (8548 – 7279) = 11 729,9 kN

Mxd = 1,35 ∙ 1237,4 + 1,5 ∙ (0,19 – 0,17) ∙ (8548 – 7279) = 1708,6 kNm

Bild 8.6.4-5 Fundamentgrundriss

Myd = 1,5 ∙ 0,43 ∙ (8548 – 7279) = 818,6 kNm

8.6 Berechnung von Unterbauten

655

σd, 1 = 238,4 + 6,1 + 69,5 = 314 kN/m2 σd, 2 = 238,4 + 6,1 – 69,5 = 175 kN/m2 σd, 3 = 238,4 – 6,1 + 69,5 = 302

kN/m2

σd, 4 = 238,4 – 6,1 – 69,5 = 163 kN/m2 σd1A = 277

kN/m2

σd2B = 231 kN/m2 Ermittlung der erforderlichen Bewehrung Bemessungsschnittgrößen für Schnitt A – A bzw. B – B aus LFK 7 0,8 2 (314 − 277) ⋅ 0,8 2 mA − A = 277,0 ⋅ + 2 3 = 96,5 kNm/m qA − A = 277,0 ⋅ 0,8 +

2

1,22 (231 − 175) ⋅ 1,22 mB − B = 175 ⋅ + 2 3 = 152,9 kNm/m (231 − 175) ⋅ 1,2

= 243,6 kN/m

2

o maßgebend fck = 25 MN/m2 f ck 25 = 0,85 ⋅ = 14,16 MN/m2 1,5 γc

c = 5,5 cm (Betondeckung erdberührtes Bauteil) d = 1,2 – 0,055 – 0,05 = 1,1 m (Bewehrungsstab ‡10)

μsds =

96,5 = 0,00563 ≈ 0,01 , 2 ⋅ 14166 1,0 ⋅ 11

ω1 = 0,01

b ⋅ d ⋅ f cd

σ sd

= 0,01 ⋅

1,0 ⋅ 11 , ⋅ 14166 457000

= 3,4 cm2 /m

Die erforderliche Biegebewehrung für die Unterseite des Fundaments in Längsrichtung, sowie für die Oberseite des Fundaments ist geringfügig geringer. Mindestbewehrung nach [DIN-FB 102, 2003] Kreuzweise Bewehrung mit 0,06% von Ac , jedoch mindestens mit ‡10, s = 20 cm As ,min = 0,06 ⋅

(11 , + 1,2) 2

= 6,9 cm2/m

Mindestbewehrung für Begrenzung der Rissbreite nach [DIN-FB 102, 2003] As ,min = kc ⋅ k ⋅ f ct , eff ⋅

Act σS

mit

fct, eff = fct, m = 2,5 N/mm2 kc = 0,4 ;

o maßgebend

f cd = α ⋅

As ,erf = ω1⋅

(314 − 277) ⋅ 0,8

= 236,4 kN/m

qB −B = 175 ⋅ 1,2 +

σSd = 457 MN/m2

kc = 0,5 ;

Act ≈ 0,5 ∙ 1,15 = 0,58 m2 ; σS = 240 N/mm2 As ,min = 0,4 ⋅ 0,5 ⋅ 2,6 ⋅

0,55 = 10,83 cm2/m 240

gewählt für alle Begrenzungsflächen längs und quer: ‡12, s = 10,0 cm Eine Schubbewehrung ist nicht erforderlich. Der Nachweis des Durchstanzens ist nicht maßgebend und wird im Rahmen dieses Beispiels nicht geführt.

8.6.4.3.2 Nachweisführung für eine Tiefgründung Für das Berechnungsbeispiel des schlanken Pfeilers aus 8.6.3.3 erfolgt beispielhaft die Nachweisführung für die Gründung, die als Tiefgründung mittels 8 Bohrpfählen ausge-

656

8 Berechnung

fcd = 0,85 ∙ 30 000/1,5 = 17 000 kN/m2 Stahl: BSt 500 S mit fyd = 500 000/1,15 = 434 800 kN/m2 ftd = 525 000/1,15 = 456 500 kN/m2 Bohrpfahllänge: L = 14,0 m Bild 8.6.4-7 Bohrpfahlanordnung

Bauteilquerschnitte: Pfeiler: Rechteckquerschnitt 5,0 m ∙ 1,50 m Pfahlkopfplatte:

d = 1,50 m

‡ = 1,20 m

Bohrpfähle:

Seitliche Bettung der Bohrpfähle – Berücksichtigung der Gruppenwirkung Ermittlung der Abminderungsfaktoren αi : Bild 8.6.4-8 Lage der Bohrpfähle innerhalb der Pfahlgruppe

führt wird. Der Pfeiler ist über eine massive Pfahlkopfplatte mit den Bohrpfählen verbunden, die Tragfähigkeit der Pfahlkopfplatte wird bei der Gründungsbemessung nicht in Anspruch genommen. Die Modellierung des Pfeilers und der Gründung erfolgt in geeigneter Weise als Gesamtmodell. Am Gesamtmodell aus Pfeiler und Gründung erfolgt zudem die Überprüfung der Ergebnisse für den Pfeiler aus 8.6.3.3 im Grenzzustand der Tragfähigkeit unter Berücksichtigung der Verformungen, da dort vereinfachend von einer idealen Einspannung des Pfeilers ausgegangen wurde. Baustoffkennwerte, System und Abmessungen Beton: C 25/30 mit E = 30 500 N/mm2

Pfahl A:

αi = αL ∙ αQA = 0,5 ∙ 0,90 = 0,45

Pfahl B:

αi = αL ∙ αQZ = 0,5 ∙ 0,75 = 0,375

Pfahl C:

αi = αQA

= 0,90

Pfahl D:

αi = αQZ

= 0,75

Elastische Länge des Einzelpfahls L=4

EPfahl ⋅ I Pfahl ksE ⋅ D

I Pfahl =

r4 ⋅π 4

=

0,64 ⋅ π

ksE = 10 MN/m2

L=4

4

Bettungsmodul des Einzelpfahls in Tiefe z = D

30500 ⋅ 0,10179 10 ⋅ 1,2

l 14,0 = = 3,49 L 4,01

= 0,10179

= 4,01 m

8.6 Berechnung von Unterbauten Tabelle 8.6.4-5 Berechnungsbeispiel – Zusammenstellung der Bettungsmoduli Zusammenstellung der Bettungsmoduli Pfahl – Lage

ksx [MN/m2]

A

3,72

B

2,95

C

8,77

D

6,99

Ermittlung des Bettungsmoduls ksi des Pfahls in der Gruppe



l ≥4 L

ksi = α i1,33 ⋅ ksE

l ≤2 L

ksi = α i ⋅ ksE o Zwischenwerte sind linear zu interpolieren

Grenzzustand der Tragfähigkeit unter Berücksichtigung der Verformungen Die Nachweisführung für den Pfeiler im Berechnungsbeispiel in 8.6.3.3 erfolgte vereinfachend für die Annahme einer idealen Fußeinspannung des Pfeilers. Für die maßgebende Einwirkungskombination 2 (siehe 8.6.3.3) des Berechnungsbeispiels unter Berücksichtigung der Pfeilereigenlast erfolgt vergleichsweise die Bemessung am Gesamtsystem aus Pfeiler und Gründung. Ergebnisse der Bemessung für den Pfeiler a) konstante Bewehrung über die Pfeilerhöhe Für die maßgebende Einwirkungskombination 2 ergibt sich ein erforderlicher Bewehrungsquerschnitt von 664 cm2 (630 cm2 ; + 58%). Das Bemessungsmoment an der Einspannstelle

657

in die Pfahlkopfplatte beträgt Msd = 30 697 kNm (29826 kNm; + 3%). b) abgestufte Bewehrung über die Pfeilerhöhe: Für die maßgebende Einwirkungskombination 2 ergibt sich ein erforderlicher Bewehrungsquerschnitt von 1010 cm2 (840,6 cm2; +20%) an der Einspannstelle in die Pfahlkopfplatte. In einer Höhe von ca. 15 m wird die Mindestbewehrung maßgebend. Das Bemessungsmoment beträgt Msd = 29 642 kNm (31 880 kNm; –7% ). Durch die Berücksichtigung der Tiefgründung erhöht sich in beiden Fällen die erforderliche Bewehrung für den Pfeiler. Die veränderte Verkrümmungsfigur infolge der elastischen Einspannung führt im Fall b) zu einem etwas geringeren Bemessungsmoment. Nachweis der Tragfähigkeit der Bohrpfähle (GZ 1B) d = 1,20 m u = 3,77 m AFuß = 1,13 m2 Bohrpfahllänge = 14,0 m Aus dem Baugrundgutachten liegen die in der Tabelle 8.6.4-6 enthaltenen Angaben vor. Charakteristischer axialer Pfahlwiderstand: Rk = Rbk + Rsk = 4,08 + 4,52 = 8,60 MN E1d = –6,04 MN Bemessungswerte des maßgebenden Pfahls (EWK 2, LF1) Rd =

Rk γP

mit γP = 1,4

Teilsicherheitsbeiwert für Pfahlwiderstand auf Druck und Zug aufgrund von Erfahrungswerten

658

8 Berechnung

Tabelle 8.6.4-6 Berechnungsbeispiel – Pfahlmantelreibung Schichttiefe hc [m] 0 –1,0

Schichtdicke h [m]

Sondierwiderstand qck [MN /m2]

Kohäsion des undräinierten Bodens cuk [MN/m2]

Pfahlmantelreibung qsk [MN/m2]

1

0

0

0

1,0 –1,5

0,5

0,025

0,025

1,5 – 6,0

4,5

0,1

0,04

6,0 – 6,5

0,5

6,5 – 7,0

0,5

7,0 –14,0

7

7,5

0,06 0,1

0,04

≥ 15,0

0,12

Tabelle 8.6.4-7 Berechnungsbeispiel – Pfahlwiderstand aus Pfahlmantelreibung Schichtdicke h [m]

Nennwert der Pfahlmantelfläche Asi = u * h [m2]

charakt. Wert der Pfahlmantelreibungsspannung qsik [MN/m2]

Pfahlwiderstand aus Pfahlmantelreibung in Schicht i RSki = Asi * qsik [MN]

1,0

3,77

0,0

0,0

0,5

1,885

0,025

0,047

4,5

16,970

0,040

0,680

0,5

1,885

0,060

0,113

0,5

1,885

0,040

0,075

7,0

26,389

0,120

3,167

RSk = ∑ RSki

4,08

Tabelle 8.6.4-8 Berechnungsbeispiel – Pfahlwiderstand aus Pfahlspitzendruck Setzungsverhältnis s/D

charakt. Wert der Pfahlspitzendruckspannung qbk [MNm2]

Pfahlwiderstand aus Pfahlspitzendruck Rbk = AFuß * qbk [MN]

0,1

4

4,52

R1d =

R1k 8,60 = = 6,15 MN 1,4 γP

E1d = 6,04 MN < R1d = 6,15 MN o Nachweis erfüllt Nachweis für Biegung Aus dem Nachweis für Biegung im Grenzzustand der Tragfähigkeit für die Bohr-

pfähle ergibt sich keine Bewehrung über das Maß der eingelegten Mindestbewehrung nach [ZTV-ING] hinaus. gewählt: 22 ‡20 dc = 120 – 2 ∙ 7,5 cm = 105 cm uc = 1,05 ∙ π = 329 cm Stababstand = 329/22 = 15 cm < szul = 20,0 cm

8.7 Spezielle Probleme

Bild 8.6.4-9 Anordnung der Mindestbewehrung

Wendelbewehrung = ‡ 10/15 cm Auf die weitere Darlegung der Nachweisführung für die Pfahlkopfplatte wird im Rahmen dieses Berechnungsbeispiels verzichtet.

8.7 Spezielle Probleme 8.7.1 Temperaturbeanspruchung

Ingbert Mangerig und Ulf Lichte 8.7.1.1 Einleitung Der ständige Wechsel der klimatischen Einflüsse verursacht in Bauwerken instationäre, nichtlinear begrenzte Temperaturverteilungen. Affin zu diesen Temperaturentwicklungen entstehen thermische Dehnungen, die in statisch bestimmt gelagerten Tragwerken Verformungen und bei statisch unbestimmter Lagerung zusätzlich Zwangsbeanspruchungen hervorrufen. Da die Temperaturverteilungen nichtlinear begrenzt sind, die Bernoulli-Hypothese jedoch ebene Verzerrungen in den Teilquerschnitten voraussetzt, treten unabhängig von der Lagerung der Tragwerke Eigenspannungen auf. Neben der Veränderung des Temperaturniveaus aufgrund des Wechsels der klimatischen Bedingungen zählen bei Beton- und Verbundbauwerken die Auswirkungen des Abfließens der Hydratationswärme sowie unabhängig von der Werkstoffwahl bei allen Brückenbauwerken der Einbau des Fahrbahnbelags zu den durch Wärme ver-

659

ursachten Beanspruchungen, deren Auswirkungen zu verfolgen sind. Dies betrifft bei zwängungsfreier Lagerung der Tragwerke die ausreichende Dimensionierung der Lagerwege zur Kompensation der saisonalen Erwärmung und Abkühlung und bei Bauweisen, die Zwängungen verursachen, die sichere Bestimmung der resultierenden Zwangs- und Eigenspannungen. Im weitesten Sinne ist unter Temperatureinwirkungen auch der Eintrag von Wärme beim Schweißen zu verstehen. Besondere Beachtung erfordert die Wärmewirkung nach Unfällen mit Brandeinwirkung durch ausgelaufenen Treibstoff oder durch Vandalismus verursachten Hitzeschäden an Brückenbauwerken. Zur praxisgerechten Anwendung werden die komplexen Erwärmungs- und Abkühlungsprozesse auf repräsentative, idealisierte Temperaturverteilungen reduziert. In den Regelwerken werden die mit großen Schwankungen behafteten Temperatureinflüsse als zeitlich veränderliche Einwirkungen geführt. Es finden sich dort Angaben zur Berücksichtigung der klimatischen Einflüsse, während der Wärmeeintrag aufgrund des Belageinbaus, die Auswirkungen möglicher Brandeinwirkungen oder das Abfließen der Hydratationswärme fallweise eine vertiefte Beschäftigung mit der Fragestellung erfordern.

8.7.1.2 Temperatureinwirkungen auf Brückentragwerke Wie bereits eingangs erwähnt, treten während der Montage und der Nutzung eines Brückenbauwerks thermische Einwirkungen unterschiedlichsten Ursprungs auf. Wegen der räumlich und zeitlich ungleichmäßig ablaufenden Prozesse von Erwärmung und Abkühlung sind Eigenspannungen, Deformationen und Zwangsbeanspruchungen die Folge. Bei der Hydratation des jungen Betons [Mehlhorn et al., 1980], [Zeitler,

660

8 Berechnung

Bild 8.7.1-1 Temperatureinwirkungen auf Brückentragwerke

1983], [Hellmich, 1984], [Pamp, 1991] sind aus dem Erhärtungsprozess im Werkstoffgefüge Eigenspannungen zu erwarten. Der Heißeinbau von Fahrbahnbelag stellt insbesondere für die Fahrbahnplatte eine erhebliche Temperaturbeanspruchung dar, welche begleitet wird von hohen lokalen Einzellasten aus der Einbaumaschinerie. Dieser kurzzeitige Belastungszustand tritt sowohl bei Brückenneubauten als auch bei Belagserneuerungen im Brückenbestand auf. Während der Nutzungsphase sind betriebsbedingte Temperatureinwirkungen durch eine Fahrbahnbeheizung zum Vereisungsschutz [Zichner, 1976], [SERSO, 1994] möglich. Es ist ebenfalls zu bedenken, dass durch Unfälle aber auch infolge Vandalismus ein lokal begrenzter Wärmeeintrag aus dem Abbrennen ausgelaufenen Treibstoffs erhebliche Beanspruchungen hervorrufen kann. Überlagert werden diese als zeitlich begrenzt auftretenden Wärmewirkungen durch die witterungsbedingten Klimaeinwirkungen, die allein für sich bereits bei Brücken Beanspruchungen in der Größenordnung der Verkehrsbelastung hervorrufen können. Wenngleich für die Dimensionierung der Brückenbauwerke die extremen Bauwerksreaktionen aus langjährigen Beanspruchungszeitreihen abzuleiten sind, so sind für die begrenzten Zeiträume der Bauphase und möglicher Ertüchtigungsarbeiten auch kürzere Zeitabschnitte bis hin zu detaillierten Kenntnissen einer an der

Tageszeit orientierten Temperaturentwicklung von Bedeutung. Beispielhaft soll auf die Festlegung des Zeitpunkts zur Einjustierung der Brückenlager oder des Einbaus der Schrägkabel bei Schrägkabelbrücken verwiesen werden. Die sich im Bauwerk einstellenden Temperaturverteilungen resultieren aus dem Zusammenspiel von Klimaeinwirkung, Wärmeaustausch, Wärmeleitung und Wärmespeicherung. Vom Energielieferanten Sonne geht eine kurzwellige Strahlung aus, die beim Auftreffen auf die Atmosphäre teilweise reflektiert sowie beim Durchgang durch die Atmosphäre gestreut und gefiltert wird, so dass nur ein abgeschwächter Anteil die Erdoberfläche als direkte Sonnenstrahlung erreicht. Der in der Atmosphäre gestreute Anteil trifft die Erdoberfläche als diffuse Sonnenstrahlung. Die Schwankungen der Lufttemperatur entstehen durch großflächige Konvektion an der Erdoberfläche und Abkühlung während der Nachtstunden. An den Bauwerksoberflächen findet über Konvektion und Strahlung der Wärmeaustausch mit der Umgebung statt. Im Bauteil wird die zugeführte bzw. entzogene Wärme über Wärmeleitung verteilt und beeinflusst so die Temperaturentwicklung in den Tragwerken. Wegen der zeitlich veränderlichen Klimaeinwirkungen sind auch die daraus resultierenden Temperaturverteilungen instationär und nichtlinear, während deren absolutes Niveau vom

8.7 Spezielle Probleme

661

Bild 8.7.1-2 Meteorologische Randbedingungen

vorherrschenden Wetter, der Jahreszeit, der Bauwerksgeometrie und den thermophysikalischen Materialeigenschaften abhängt. Indirekte Einflussfaktoren sind die geographische Lage des Bauwerks, dessen Ausrichtung sowie die Querschnittsgeometrie. Ausgehend von den Oberflächentemperaturen des betrachteten Bauteilelements und unter Beachtung der Summe der von Außen einwirkenden Wärmeströme ergibt sich eine Energiebilanz, die entweder eine Wärmezufuhr und damit eine Oberflächenerwärmung oder eine Wärmeabgabe mit einer nachfolgenden Abkühlung initiiert. Das entstehende Potenzialgefälle setzt im Querschnitt einen Wärmefluss mit einhergehender Temperaturänderung in

Gang. Bild 8.7.1-3 zeigt exemplarisch die zeit abhängige Temperaturentwicklung eines Eisenbahnbrückenquerschnitts in Spannbetonbauweise während eines Tages. Mit Bezug auf die klimatischen Einwirkungen ist festzustellen, dass sie permanent vorhanden sind, tägliche wie saisonale Schwankungen aufweisen, regionalen Unterschieden aufgrund des regionalen Wettergeschehens folgen und als Zufallsprozess vorliegen. Diese Charakteristika sind aus der täglichen Erfahrung geläufig. Sie spiegeln sich folgerichtig auch in den Temperaturreaktionen der Brückenbauwerke wider. Da für die Tragwerksplanung die aus extremen Erwärmungszuständen resultierenden mechanischen Auswirkungen: Verzer-

Bild 8.7.1-3 Zeitabhängige Temperaturentwicklung in einem Eisenbahnbrückenquerschnitt in Spannbetonbauweise

662

8 Berechnung

rungen/Verformungen und Spannungen/ Kräfte von Bedeutung sind, müssen praxisgerechte Beziehungen zwischen den, mit den Methoden der Thermophysik analysierten Temperaturentwicklungen und den nach den Gesetzen der Mechanik berechneten Bauwerksreaktionen hergestellt werden.

8.7.1.3 Bauwerksreaktionen

Bild 8.7.1-4 Jahreszeitliche Schwankungen der klimatischen Temperatureinwirkungen einer Stahlbrücke

Temperaturbedingte Bauwerksreaktionen resultieren aus der Wärmedehneigenschaft der Materialien. Im baupraktischen Bereich können diese als temperaturproportional angesehen werden. Für den Werkstoff Stahl liegt der Wärmeausdehnungskoeffizient bei 1,2 · 10–5/K. Das Wärmedehnungsverhalten von Beton schwankt hingegen abhängig von der Zusammensetzung, dem Feuchtegehalt und dem Alter im Bereich αT = 0,6 · 10–5/K bis 1,4 · 10–5/K [Weigler, 1989]. Der üblicherweise verwendete Mittelwert für Stahlbeton beträgt 1 · 10–5/K. Im DINFachbericht 101, der normativen Grundlage für die Ermittlung von Einwirkungen auf Brücken, sind von einigen gebräuchlichen Materialien lineare Temperatur-Ausdehnungskoeffizienten angegeben. Sie sind in der Tabelle 8.7.1-1 aufgeführt. Am Beispiel der klimatischen Einwirkungen ist in Bild 8.7.1-5 die prinzipielle Vorgehensweise von der Einwirkung bis zur Auswirkung schematisch dargestellt. Für die Tragwerksplanung interessieren letztlich nur die beiden rechten Blöcke. Da an Stelle der natürlichen Erwärmungsquellen die zu erwartenden extremen Temperaturverteilungen im Brückenquerschnitt als Einwirkungsgrößen angesetzt werden, werden Temperaturwirkungen auch als indirekte Einwirkung bezeichnet. Jegliche äußeren und inneren Temperatureinflüsse führen wie bereits erwähnt zu Temperaturverteilungen, die über den Querschnitt ungleichmäßig verteilt und

663

8.7 Spezielle Probleme

Tabelle 8.7.1-1 Lineare Ausdehnungskoeffizienten gebräuchlicher Materialien, aus [DIN-FB 101, 2003] Material

αT (∙ 10–5/K)

1

Aluminium, Aluminiumlegierungen

2,4

2

Nichtrostender Stahl

1,8

3

Baustahl, Schmiede- oder Gusseisen

1,0

4

Beton, mit Ausnahme von Zeilen 5 und 6

1,0

5

Beton mit Zuschlag aus Kalkstein

0,9

6

Beton mit Leichtzuschlag

0,7

9

Holz, in Faserrichtung

0,5

Holz, quer zur Faserrichtung

3,0 – 7,0 a

10 a

Für andere Materialien sollten spezielle Angaben erfragt werden. Die obigen Werte sollten für die Ermittlung der Temperatureinwirkungen verwendet werden, wenn keine niedrigeren Werte aus Experimenten oder genaueren Untersuchungen vorliegen.

Bild 8.7.1-5 Einwirkung und Auswirkung klimatischer Temperaturbeanspruchungen

zeitlich veränderlich sind (Bild 8.7.1-6a). Zu diesen nichtlinearen Temperaturverteilungen würden affine Dehnungen entstehen, wären die Ausdehnungsmöglichkeiten der einzelnen Fasern in den Querschnitten voneinander unabhängig. Wegen der Gültigkeit der Bernoulli´schen Hypothese vom Ebenbleiben der Querschnitte stellt sich jedoch eine linear begrenzte Dehnungsverteilung innerhalb der Teilquerschnitte ein. Die Abweichungen der „ungleichmäßigen Temperaturdehnungen“ zu den streng nach mechanischen Gesetzen vorgegebenen Dehnungsverteilungen belegen die Existenz von Eigenspannungen. Im Brücken-

bau können die Eigenspannungen aus klimatischen Temperatureinflüssen vernachlässigt werden (Bild 8.7.1-6b), wenngleich Eigenspannungen, die beim Heißeinbau des Fahrbahnbelags entstehen, oder als Folge von Brandeinwirkung auftreten detailliert zu untersuchen sind. Bezogen auf den Gesamtquerschnitt entstehen infolge Temperatureinwirkungen bei einem völlig zwängungsfrei gelagerten Tragwerk die in Bild 8.7.1-7 dargestellten primären Bauwerksreaktionen: Längenänderungen des Brückenüberbaus, Verkrümmungen in vertikaler und horizontaler Richtung, Torsion sowie Querschnittsver-

664

8 Berechnung

Bild 8.7.1-6 a) Ungleichmäßige Temperaturverteilung in einem Plattenbalken, b) Eigenspannungen hervorrufender Anteil der Temperaturverteilung

wölbung und Profilverformung. Werden wie bei statisch unbestimmten Systemen die genannten Verformungen behindert, treten im Tragwerk Zwangsbeanspruchungen auf. Unter Zwangsbeanspruchungen sind im Gleichgewicht stehende Lagerreaktionen und Zwangsschnittgrößen zu verstehen. Den primären Temperaturverformungen der Gesamtquerschnitte sind sekundäre Bewegungen einzelner Querschnittsteile überlagert. Bild 8.7.1-8a zeigt beispielhaft

das seitliche Ausweichen des Untergurts eines Plattenbalkenquerschnitts durch einseitige Sonnenbestrahlung. Die Behinderung dieser Flanschverkrümmung lässt bei regelmäßig vorhandenen Querschotten Zwängungsbeanspruchungen entstehen. Das Bild 8.7.1-8b rechts daneben zeigt am Modell des Auflagerquerträgers einer Kanalbrücke, dass neben der temperaturbedingten Verkrümmung in Brückenlängsrichtung auch eine Temperaturverkrüm-

Bild 8.7.1-7 Tragwerksreaktionen von Brückenquerschnitten infolge nichtlinearer Temperaturverteilungen

8.7 Spezielle Probleme

a

665

b

Bild 8.7.1-8 Temperaturverformung der Teilquerschnitte von Brückentragwerken. a) Einseitige Sonnenbestrahlung des Untergurts eines Plattenbalkens, b) Temperaturverkrümmung des Auflagerquerträgers einer Kanalbrücke

mung in Querrichtung erhebliche Auswirkungen auf die Lagerkräfte und demzufolge auch auf die Beanspruchungen der Gesamtkonstruktion haben kann. Zusätzlich zu den Tragwerksreaktionen des Brückenüberbaus werden auch die übrigen Konstruktionselemente des Gesamttragwerks durch die Klimaeinwirkungen beeinflusst. Detailliert ist dies bei Schrägkabelbrücken zu verfolgen, bei denen Überbau, Pylone und Tragkabel gegenüber den Wettereinflüssen nicht synchron, sondern aufgrund unterschiedlicher Massen und beeinflusst vom Tagesgang der Sonne zeitlich versetzt reagieren. Aber auch bei einfachen Balkenbrücken entstehen

durch die Kopplung der Verformungen zwischen dem Versteifungsträger und den Pfeilern aus klimatischen Einwirkungen Zwängungen, Bild 8.7.1-9.

8.7.1.4 Ersatztemperaturverteilungen Bei der Berechnung von Straßen, Wegeund Eisenbahnbrücken werden Temperatureinwirkungen durch lineare Ersatztemperaturfelder berücksichtigt. Als Ersatz für die tatsächlich auftretenden Temperaturverteilungen wird eine über den Gesamtquerschnitt konstante und über die Querschnittshöhe bzw. -breite linear veränderli-

Bild 8.7.1-9 Zusammenwirken des Brückenüberbaus und der Pfeiler

666

8 Berechnung

Bild 8.7.1-10 Idealisierte Ersatztemperaturverteilungen [DIN-FB 101, 2003]

che Temperaturverteilung verwendet. Die konstante Temperaturverteilung ΔTN steht stellvertretend für die Auswirkungen in Brückenlängsrichtung (Längenänderung), die linear veränderlichen Temperaturverteilungen ΔTM repräsentieren die Beanspruchungen in der Vertikal- und der Horizontalebene (Verkrümmung). Zur Ableitung der Ersatztemperaturverteilungen aus realen, nichtlinearen Temperaturfeldern kann als Modell der beidseitig eingespannte Stab verwendet werden. Aus den an diesem Modell ermittelten Zwangsschnittgrößen lassen sich äquivalente, die gleichen Zwängungen erzeugende, idealisierte Ersatztemperaturverteilungen ableiten. N = ∫ σ ∙ dA = ∫ ε ∙ E ∙ dA A

A

= ∫ (αT ∙ ΔTN) ∙ E ∙ dA = EA ∙ αT ∙ ΔTN A

MZ = ∫ σx ∙ (y – ys) ∙ dA A

ΔTMY Tunten – Toben = EIZ ∙ αT ∙ 91 = EIZ ∙ αT ∙ 967 h h In diesem Zusammenhang sei auf die in den Regelwerken verwendete Indexbezeichnung der linearen Temperaturunterschiede hingewiesen. Ausgehend von den europäischen Regelungen der Eurocodes bewirkt ein Temperaturunterschied ΔTMY eine Stabverkrümmung affin zu einer Biegemomentenbelastung MZ . Ferner bewirkt ein positiver vertikaler Temperaturunterschied eines Einfeldträgers eine negative vertikale Durchbiegung. Für die temperaturbedingte Verdrillung besteht der Zusammenhang zwischen der

Wölbordinate ω, dem Wölbbimoment Mω und dem Wölbwiderstand Iω : Mω = ∫ σx ∙ ω ∙ dA = ∫ (αT ∙ ΔT (y, z)) A

A

∙ ω (y, z) ∙ E ∙ dA = EIω ∙ αT ∙ ΔTMω Weitere Idealisierungen von Temperaturzuständen sind im Bild 8.7.1-11 dargestellt. Diese orientieren sich näher an einem „tatsächlich“ vorhandenen Temperaturprofil, wenngleich sie nur auf die Vertikalebene fokussiert sind und andere Temperaturreaktionen außer Acht lassen. Im Gegensatz zu den linearen Ersatztemperaturverteilungen können mit diesen Temperaturansätzen auch Auswirkungen in der Fahrbahnplatte sowie den Steg- und Untergurtbereichen näherungsweise erfasst werden. Zur Extraktion der idealisierten Temperaturanteile (Bild 8.7.1-10) aus nichtlinearen Temperaturverteilungen ist in [ENV 1991-2-5, 1997] eine Rechenvorschrift angegeben. Außerdem wird in [Lichte, 2004] ein weiteres Zerlegungsverfahren beschrieben, welches auch für Ersatztemperaturverteilungen in Anlehnung an Bild 8.7.1-11 geeignet ist. Im Gegensatz zu Brückenbauwerken des Straßen- und Eisenbahnbaus besitzen Kanalbrücken ausschließlich trogförmigen Querschnitt und wegen der erforderlichen Wassertiefe fast immer beträchtliche Bauwerksabmessungen. Ein Ansatz klassischer Ersatztemperaturverteilungen für den Gesamtquerschnitt scheidet bei dieser Querschnittskontur aus. Bild 8.7.1-12 zeigt für eine Kanalbrücke mit geneigten Trogwänden eine Zusammenfassung von Flächen-

8.7 Spezielle Probleme

667

Bild 8.7.1-11 Aus Temperaturprofilen abgeleitete Ersatztemperaturverteilungen

Bild 8.7.1-12 Definition wärmetechnisch gleichartiger Querschnittsbereiche einer Kanalbrücke [Mangerig/Lichte, 2002]

bereichen mit nahezu gleichartiger Temperaturbelastung, wie sie für eine idealisierte Beschreibung der Temperatureinwirkungen dieses Bauwerks in [Mangerig/Lichte, 2002] verwendet wurde. Während zur zielsicheren Berechnung der Tragwerksreaktionen einer Kanalbrücke auch bei Anwendung idealisierter Temperaturprofile die Anwendung von FiniteElement-Verfahren erforderlich ist, können beim Ansatz der klassischen Ersatztemperaturverteilungen gemäß Bild 8.7.1-10 die bekannten Lösungsmethoden der Mechanik angewendet werden.

8.7.1.5 Zufallscharakter der Temperatureinwirkungen Da die klimatischen Einwirkungen stochastischen Charakter besitzen, ist das Temperaturniveau der Brückenbauwerke –

respektive die Summe der idealisierten Ersatztemperaturanteile – ebenfalls zufallsbehaftet. Zur Bauwerksbemessung sind aber diejenigen Temperaturzustände von Interesse, die das Überschreiten der Bauwerksreaktion mit einer vorgegebenen Auftretenshäufigkeit repräsentieren. Grundvoraussetzung zur Angabe dieser repräsentativen Temperaturzustände ist die hinreichende Kenntnis täglicher Tragwerksreaktionen. In Bild 8.7.1-13 sind beispielhaft die tageszeitabhängigen Verläufe der Ersatztemperaturverteilungen der Schwerpunktstemperatur TN und des vertikalen Temperaturunterschieds ΔTMZ dargestellt. Deutlich zeichnet sich ein signifikanter Einfluss der Querschnittsgestalt und der Werkstoffwahl im Tagesverlauf und bei den Extremwerten der Temperaturbeanspruchungen ab. Hervorzuheben ist der Verlauf der vertikalen Temperaturunterschiede des Ver-

668

8 Berechnung

Bild 8.7.1-13 Mittlere Tagesgänge der Ersatztemperaturverteilungen TN und 'TMZ eines Plattenbalkenquerschnitts in Stahl-, Verbund- und Betonbauweise

Bild 8.7.1-14 Saisonale Schwankung von Temperatureinwirkungen

bundquerschnitts gegenüber denen der Stahl- und Betonbrücke. Der veränderte Tagesgang resultiert aus den Materialeigenschaften und dem eingesetzten Materialvolumen der verwendeten Werkstoffe Stahl und Beton. Die massive Fahrbahnplatte

weist gegenüber den Stahlstegen ein deutlich höheres Wärmespeichervermögen auf, so dass die Stege tagsüber wärmer als die Fahrbahnplatte sind und des Nachts kälter. Dies verursacht beim zwängungsfrei gelagerten Einfeldträger tagsüber, obwohl über

8.7 Spezielle Probleme

die Fahrbahnplatte mit Wärme versorgt, eine Durchsenkung des Bauwerks und während der Nachtstunden eine Aufwölbung. Die Extremwerte veränderlicher Einwirkungen werden gemäß den geltenden Regelwerken als repräsentative Werte bezeichnet, wobei die zentrale Einwirkungsgröße der charakteristische Wert ist. Per Definition wird dieser Wert im Mittel alle 50 Jahre einmal erreicht oder überschritten. Als Grundlage der Extremwertbetrachtung für Temperaturbeanspruchungen dienen die aus den Tagesgängen der Ersatztemperaturverteilungen abzuleitenden Tagesmaximalwerte (Bild 8.7.1-13). Wegen der saisonalen Einflüsse muss zwischen den saisonbezogenen Extremsituationen und den ein ganzes Jahr umfassenden Extremereignissen unterschieden werden. Für die Tragwerksplanung sind letztere entscheidend; für auf einen begrenzten Zeitraum ausgerichtete Fragestellungen im Rahmen der Bauwerksmontage oder -wartung interessieren jedoch jahreszeitbezogene Aussagen der zu erwartenden Temperaturbeanspruchungen. Hierfür liefern die Regelwerke keine Anhaltswerte, weshalb nur die Möglichkeiten einer Abschätzung, der Durchführung von Temperaturmessungen am Bauwerk oder die modellhafte Ermittlung saisonbezogener Be-

669

anspruchungen verbleiben ([Mangerig/ Lichte, 2002], [Lichte, 2004]). Üblicherweise sind die Querschnittsabmessungen von Brücken dem Verlauf der Beanspruchungen angepasst. Bei Stahlund Verbundbrücken wird dies durch Veränderung der Bauhöhe und Variation der Untergurt- und Stegabmessungen erreicht. Entsprechend den Querschnittsabstufungen stellen sich in Längsrichtung der Brücke unterschiedliche Temperaturschwankungen und Temperaturunterschiede ein. Da in der praxisgerechten Anwendung von Temperatureinwirkungen für Brückentragwerke ein einheitlicher Lastansatz anzustreben ist, sind die unterschiedlichen Temperaturreaktionen durch Wichtung zu einem einheitlichen Wert zusammengefasst. Bild 8.7.1-15 zeigt für einen Zweifeldträger, der im mittleren Stützbereich über die Länge ξ · L verstärkt ist, die Vereinheitlichung der Temperaturunterschiede ΔTMY, 1 und ΔTMY, 2 zu dem Wert ΔTMY . Die angegebene Wichtung ist derart formuliert, dass der vereinheitlichte Anteil ΔTMY das gleiche Stützmoment hervorruft wie die einzelnen Temperaturunterschiede ΔT MY,1 und ΔTMY,2 . Der Anteilsfaktor a2 gilt unter der vereinfachten Annahme, dass im Längsverlauf Querschnittshöhe und Wärmedehnzahl konstant sind.

Bild 8.7.1-15 Wichtung des vertikalen Temperaturunterschieds bei einstufiger Variation des Querschnitts

670

8 Berechnung

8.7.1.6 Temperatureinwirkungen in den Regelwerken Die Bemessungsgrundlage für Temperatureinwirkungen auf Straßen- und Fußgängerbrücken sowie Eisenbahnbrücken ist der DIN-Fachbericht 101 „Einwirkungen auf Brücken“ [DIN-FB 101, 2003]. Er ist inhaltlich deckungsgleich mit der DIN 1055-7 „Einwirkungen auf Tragwerke – Temperatureinwirkungen“ [DIN 1055-7, 2000] und lediglich redaktionell an das Konzept der DIN-Fachberichte angepasst. Vorlage ist bei beiden Regelwerken stets die DIN V ENV 1991-2-5, 1997 nebst zugehörigem NAD. Im Bereich des Eisenbahnbrückenbaus ist zusätzlich die [Richtlinie 804, 2003] „Eisenbahnbrücken und sonstige Ingenieurbauwerke“ zu erwähnen. Sie enthält spezifische Regelungen für die Planung und Instandhaltung. Im Prinzip verweist sie auf die DIN Fachberichte 101 bis 104, enthält aber einige ergänzende Regelungen. Für Stahlwasserbauten finden sich in [DIN 19704-1, 1998] „Stahlwasserbauten – Berechnungsgrundlagen“ ebenfalls Angaben zur Berücksichtigung von Temperatureinflüssen für spezielle Fragestellungen dieser Tragwerksstrukturen. Im Hinblick auf die

Regelungen zu Brückenlagern gelten zusätzlich [DIN 4141, 1984], [DIN EN 1337] und der Anhang A zur [DIN V ENV 19932, 2001]. Entsprechend der geltenden Sicherheitsphilosophie sind bei der Bemessung von Tragwerken Grenzzustände der Gebrauchstauglichkeit und der Tragfähigkeit zu untersuchen. Im Kontext dieser Regelungen werden die Temperatureinwirkungen über Kombinationsbeiwerte in die Einwirkungskombinationen einbezogen [DIN-FB 101, 2003]. Für den Anteil der veränderlichen Einwirkungen sind in der Tabelle 8.7.1-2 die Kombinationsanteile für die jeweiligen Bemessungssituationen gegenübergestellt. Temperaturbeanspruchungen sind veränderliche Einwirkungen. Entsprechend den geltenden Regelungen ist der charakteristische Einwirkungswert Tk (= Qk) so festgelegt, dass er im Mittel alle 50 Jahre erreicht oder überschritten wird. Durch Multiplikation mit den Koeffizienten ψ0, ψ1 und ψ2 (Tabelle 8.7.1-3) werden Temperaturbeanspruchungen unterschiedlicher Wiederkehrperiode berücksichtigt. Der Teilsicherheitsbeiwert ist für den Fall einer ungünstigen Einwirkung bei ständigen und

Tabelle 8.7.1-2 Bemessungswerte der veränderlichen Einwirkungen zur Anwendung bei Einwirkungskombinationen [DIN-FB 101, 2003] Anteil der unabhängigen veränderlichen Einwirkungen an der Kombinationsregel Tragsicherheit

a

Gebrauchstauglichkeit Vorherrschende

Andere

Vorherrschende

Andere

Ständig/ vorübergehend

γQ1 ˜ Qk1

γQ1 ˜ ψ0i ˜ Qki

Charakteristisch

Qk1

ψ0i ˜ Qki

Außergewöhnlich

ψ11 ˜ Qk1

ψ2i ˜ Qki

Häufig

ψ11 ˜ Qk1

ψ2i ˜ Qki

Erdbeben

ψ21 ˜ Qk1

ψ2i ˜ Qki

Quasi-ständig

ψ21 ˜ Qk1

ψ2i ˜ Qki

Nicht häufig a

ψ1c ˜ Qk1

ψ1i ˜ Qki

Für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit sollte die nicht häufige Kombination nachgewiesen werden.

8.7 Spezielle Probleme

671

Tabelle 8.7.1-3 ψ-Beiwerte zur Berücksichtigung der Temperaturbeanspruchung bei Brückenbauwerken, nach [DIN-FB 101, 2003] und [DIN 1055-100, 2001]

a b c

ψ-Faktoren für die Temperatureinwirkungen

ψ0

ψ1

ψ2

ψ1c a

Straßenbrücken Geh- und Radwegbrücken (DIN FB 101) Eisenbahnbrücken b

0c

0,6

0,5

0,8

Tragwerke (nicht Brand) (DIN 1055-100)

0,6

0,5

0,0

ψ1c ist ein ψ-Faktor zur Bestimmung der nicht häufigen Lasten. Die Richtlinie 804 fordert, dass Zwangsschnittgrößen aus Temperatur beim Nachweis der Tragsicherheit stets zu berücksichtigen sind, ihre Vernachlässigung ist nicht zulässig. Falls nachweisrelevant sollte ψ0 = 0,8 gesetzt werden.

vorübergehenden Bemessungssituationen mit γQ = 1,5 festgelegt. Zur Beschreibung der Temperatureinflüsse werden die zuvor erläuterten linearisierten Temperaturanteile entsprechend Bild 8.7.1-10 verwendet. Damit dem aus der Querschnittsgeometrie und dem verwendeten Werkstoff herrührenden unterschiedlichen Erwärmungsverhalten häufig eingesetzter Brückenquerschnitte Rechnung getragen werden kann, sind typische Brückenquerschnitte in drei Gruppen eingeteilt (Tabelle 8.7.1-4). Entsprechend der Eingruppierung werden charakteristische Werte für den gleichmäßigen Erwärmungszustand Te und den vertikalen sowie horizontalen TemperaturTabelle 8.7.1-4 Gruppierung wärmetechnisch gleichartiger Brückenquerschnitte [DIN-FB 101, 2003] Gruppe

Querschnittstyp

1

Stahlüberbauten als Kasten, Fachwerk oder Plattenbalken

2

Verbundüberbau: Betonplatte auf einem Stahlkasten, Fachwerk oder Plattenbalken aus Stahl

3

Fahrbahnplatten oder Überbauten aus Beton auf Betonbalken oder Betonkästen

unterschied ΔTMY bzw. ΔTMZ angegeben. Dem DIN Fachbericht 101 [DIN-FB 101, 2003] entnommene charakteristische Werte, die für eine Belagdicke von 50 mm gelten, sind im Bild 8.7.1-16 zusammenfassend gegenübergestellt. Die Gesamt-Temperaturschwankung ΔTN des Überbaus ergibt sich aus der Differenz ΔTN = ΔTN, pos – ΔTN, neg = (ΔTe, max – T0) – (ΔTe, min – T0) T0 ist darin der „konstante Temperaturanteil der Bauteile bei deren Fertigstellung“, also der Bezugstemperatur der Bauwerksbemessung. Bei der Berücksichtigung des konstanten Temperaturanteils sollten folgende Effekte berücksichtigt werden [DIN FB 101, 2003]: x Beschränkung der bauteilspezifischen Ausdehnung und Verkürzung (z. B. bei Rahmen, Bogen, Elastomerlagern) x Reibung bei Rollen- und Gleitlagern x Nicht-lineare geometrische Einflüsse (Theorie 2. Ordnung) x Bei Eisenbahnbrücken kann die Wechselwirkung zwischen dem Gleiskörper und der Brücke infolge eines Temperaturunterschieds von Überbau und Schiene zusätzliche Horizontalkräfte in den Lagern und in den Schienen verursachen.

672

8 Berechnung

Bild 8.7.1-16 Zusammenstellung der charakteristischen Werte der Temperatureinwirkungen für typische Brückentragwerke in Deutschland

Die in Bild 8.7.1-16 wiedergegebenen vertikalen Temperaturunterschiede gelten für eine Belagdicke von 50 mm [Frenzel et al., 1996]. Wegen der abschirmenden Wirkung des Fahrbahnbelags wird der vertikale Temperaturunterschied im Brückenquerschnitt durch dessen Einbaudicke merklich beein-

flusst. Deshalb sind die charakteristischen Werte des vertikalen Temperaturunterschieds ΔTMY bei abweichender Belagdicke mit einem dickenabhängigen Faktor KSur zu multiplizieren. Da die benannten Temperaturanteile in Summa ein Gesamttemperaturfeld reprä-

8.7 Spezielle Probleme

sentieren, wirken diese auch gleichzeitig auf das Brückenbauwerk ein. Sie bewirken folglich eine kombinierte Bauwerksreaktion. Um dies bei der Tragwerksbemessung zu berücksichtigen, wird in den Regelwerken eine Kombinationsregel angegeben, mittels derer diese simultanen Auswirkungen von ΔTMY und ΔTN berücksichtigt werden können. Sie ist ebenfalls im Bild 8.7.1-16 aufgeführt. Unbeachtet der normativ vorgegebenen Kombinationsfaktoren haben Analyserechnungen in [Lichte, 2004] gezeigt, dass die normativ vorgegebenen Faktoren zur Berücksichtigung des gleichzeitigen Auftretens von Temperaturschwankung und vertikalem Temperaturunterschied teilweise unsichere Ergebnisse liefern. Für die Ermittlung von Bewegungsschwankungen, wie bei der Bemessung von Lagern und Dehnungsfugen erforderlich, kommt zur Referenztemperatur T0 als weitere Temperaturkomponente die Aufstelltemperatur hinzu. Sie muss bei der Festsetzung der Lager oder der Ausbildung der Dehnungsfugen berücksichtigt werden. Sie weicht von der gewählten Referenztemperatur ab und ist meist nur als Näherungswert durch Messung zu bestimmen. Folgerichtig ist bei der Ermittlung von Bewegungsschwankungen gemäß [DIN FB 101, 2003] die vorgegebene Temperaturschwankung ΔTN um einen Zuschlag zu vergrößern,

673

der Unsicherheiten bei der Ermittlung der Aufstelltemperatur kompensieren soll. Es werden die in Tabelle 8.7.1-5 angegebenen Fälle unterschieden. Der in der Tabelle 8.7.1-5 aufgeführte Fall 3 wird nur in der [Richtlinie 804, 2003] (Eisenbahnbrücken) explizit benannt, dürfte aber grundsätzlich für alle Betonbrücken gelten. Wird nämlich der Brückenüberbau auf bereits in den Unterbauten fixierten Lagern errichtet, so müssen die Verschiebungen aus dem Abfließen der Abbindewärme beachtet werden. Auf die Hintergründe dieser Empfehlung wird im Abschnitt 8.7.1.8 näher eingegangen. Wie oben in Bild 8.7.1-9 gezeigt, ist die simultane Temperaturreaktion von Brückenüberbau und Brückenpfeiler bei seitlicher Sonneneinwirkung von einer gegenläufigen Verschiebung von Überbau und Pfeilerkopf gekennzeichnet. Grundsätzlich sollten auch die gesamten Temperaturbeanspruchungen von Brückenpfeilern betrachtet werden, wenn diese zu Zwangskräften oder zu Bewegungen in den benachbarten Bauteilen führen. Als charakteristischer Wert des linearen Temperaturunterschieds zwischen gegenüberliegenden Außenflächen sind, wenn keine Hinweise für höhere Werte existieren, nach [DIN-FB 101, 2003] für Betonpfeiler mit Hohl- oder Vollquerschnitt 5 K anzunehmen.

Tabelle 8.7.1-5 Vergrößerung der anzusetzenden Temperaturanteile zur Ermittlung von Bewegungsschwankungen [DIN-FB 101, 2003]

a

Fall

Einbau der Lager bzw. Ausbildung der Dehnungsfugen

Anzusetzende maximale Temperaturschwankungen

1

Mittlere Bauwerkstemperatur beim Herstellen der Verbindung ist bekannt (Messung)

('TN, pos + 10) K und ('TN, neg – 10 K) a

2

Mittlere Bauwerkstemperatur beim Herstellen der Verbindung ist nicht bekannt

('TN, pos + 20) K und ('TN, neg – 20 K)

3

Betonieren auf den Lagern ohne nachträgliche Lagekorrektur

keine explizite Regelung

r10 K ist eine „kann“-Regel, ansonsten sind grundsätzlich r20 K anzusetzen.

674

Bild 8.7.1-17 Charakteristische Werte der Temperaturunterschiede für Brückenpfeiler

Hinsichtlich der Beanspruchungen im Querschnittsprofil von Brückenpfeilern ist mit einer Temperaturdifferenz von 15 K über die Wanddicke zu rechnen. Bei Tragwerken mit voneinander unabhängig temperierten Bauteilen (z. B. bei Schrägkabelbrücken: Hänger/Schrägkabel, Überbau, Pylon) können Unterschiede der konstanten Temperaturanteile zu ungünstigen Beanspruchungen führen. Hierfür ist zwischen den betreffenden Bauteilen ein Unterschied der mittleren Bauteiltemperatur von 15 K anzusetzen, wenngleich dies eine starke Vereinfachung der tatsächlich auftretenden Verhältnisse darstellt und bei exponierten Bauwerken zu hinterfragen ist.

8.7.1.7 Ermittlung von Temperatureinwirkungen Für die meisten der vorkommenden Brückenquerschnitte sind die anzusetzenden Grenzwerte der Temperatureinwirkungen innerhalb der Normenwerke angegeben. Diese Angaben sind jedoch nicht auf Brückenquerschnitte mit spezieller, individueller Querschnittsgestaltung übertragbar. Für diese Fälle müssen mögliche Extremeinwirkungen sinnvoll abgeschätzt oder auf

8 Berechnung

anderem Wege ermittelt und festgelegt werden. In der Regel ist eine messtechnische Lösung in Form einer Dauermessung an einem vergleichbaren Brückenquerschnitt oder einem Prototyp unrealistisch und unwirtschaftlich, schon aus Gründen der erforderlichen sehr langen Messdauer. In den letzten Jahren haben sich numerische Verfahren zur Ermittlung der Temperatureinwirkungen als Alternative herausgebildet, die aufgrund der Entwicklungen in der EDV die rechnerische Simulation des Temperaturverhaltens von Brückenquerschnitten unter Beaufschlagung idealisierter oder auch real gemessener Klimadaten ermöglichen [Zichner, 1976], [Fouad, 1998], [Mangerig, 1986], [Lichte, 2004]. Die Verwendung real gemessener Klimadatenkollektive ermöglicht regional bezogene Aussagen und zudem auch die Anwendung statistischer Extrapolationsmethoden zur Ermittlung repräsentativer Extremwerte. Gleichfalls wird dadurch die Bildung von Kombinationsregeln für die unterschiedlichen Temperaturreaktionen möglich. Die Berechnungsmodelle stellen Versteifungsträger vorwiegend als zweidimensionale, prismatische Querschnitte dar, die in der Regel von einer in Brückenlängsrichtung gleichartigen Temperaturverteilung ausgehen. Für veränderliche Überbauhöhen sind hinreichend sichere Aussagen durch eine Wichtung der Berechnungsergebnisse von Querschnitten mit bereichsweise konstanten Konstruktionshöhen zu erreichen. Der Vorteil einer EDV-basierten Ermittlung der Temperatureinwirkungen besteht darin, dass die im Planungsstadium verwendeten, genäherten Annahmen von Temperatureinwirkungen durch konkrete, auf das jeweilige Vorhaben abgestimmte Modellrechnungen ersetzt werden. Dadurch wird es möglich, Parameterstudien zur Einschätzung und Bewertung spezifischer Rahmenbedingungen durchzuführen. Wegen des Aufwands dieser wissenschaftlich orientierten Methoden wird die

8.7 Spezielle Probleme

Bild 8.7.1-18 Modellhafte Berechnung des Temperaturverhaltens von Brückentragwerken

675

676

Anwendung dieser Verfahren jedoch auf exponierte Bauwerke beschränkt bleiben.

8.7.1.8 Brücken-Aufstelltemperatur Die Temperatureinwirkungen auf ein Bauwerk liegen innerhalb bestimmter Extremwerte (s. Bild 8.7.1-16). Da Temperaturreaktionen stets aus einer Änderung des Erwärmungszustands resultieren, ist neben den Extremwerten der Temperatureinwirkungen auch die Aufstelltemperatur eines Bauwerks zu berücksichtigen. Vereinfachend wird bei einem Brückentragwerk stets davon ausgegangen, dass es eine gegebene Länge, Ausrichtung, Längsund Querneigung, Lage und Form hat. Tatsächlich unterliegt das Bauwerk – auch während der Montage – infolge der tagtäglichen Wettereinwirkungen einer steten Veränderung. Damit die Auswirkungen dieser Veränderungen hinreichend sicher beschrieben werden können, liegt die Festlegung einer Referenztemperatur nahe, bezüglich derer per Definition die Auswirkungen aus der Temperaturänderung zu Null werden. Der häufig verwendete Ansatz einer Bezugstemperatur von 10 °C entspricht etwa der mittleren Lufttemperatur in Deutschland. Es liegt auf der Hand, dass eine Brücke nicht unter konstanten Temperaturbedingungen errichtet wird. Bereits während der Montage werden klimatische Temperatureinflüsse oder Effekte aus dem Schweißvorgang im Bauwerk eingeprägt, deren Auswirkungen im Planungsprozess abzuschätzen sind [Schleicher, 2001]. Die Differenz zwischen der tatsächlichen Aufstelltemperatur und dem Referenzzustand ist insbesondere beim Lagereinbau zu berücksichtigen, um unplanmäßige Überbeanspruchungen, abhebende Lagerreaktionen oder Lagerwegüberschreitungen auszuschließen. Temperaturreaktionen sind stets gekennzeichnet durch ihre Wirkung in beide Vorzeichenrichtungen: Verkürzung/Verlänge-

8 Berechnung

rung, positive Verkrümmung/negative Verkrümmung, Druck/Zugbelastung etc. Daher führt jede vom Ist-Zustand abweichende Einschätzung der Aufstelltemperatur unweigerlich zur Vergrößerung der Tragwerksbeanspruchung in eine der beiden Richtungen. Zur Ermittlung von Bewegungsschwankungen ist deshalb die Temperaturschwankung des Brückenüberbaus um den in der Tabelle 8.7.1-5 angegebenen Zuschlag von r10 K bzw. r20 K zu vergrößern. Der gleiche Mechanismus ist auch bei der temperaturbedingten vertikalen Bauwerksverkrümmung gültig. Zur Veranschaulichung ist im Bild 8.7.1-19 die Situation einer Zweifeld-Verbundbrücke bei der Höhenjustierung des Mittellagers dargestellt. Erfolgt die Einstellung der Lagerhöhe allein auf der Basis von Soll-Auflagerlasten aus der Eigenlast, so werden je nach Saison, Witterung und der Tageszeit unterschiedliche Zwängungszustände „eingefroren“, was Konsequenzen auf das Niveau aller vertikalen Lagerkräfte und damit auch auf die Schnittgrößen im Versteifungsträger hat. Zumeist besteht das praktische Problem, dass der Aufstelltemperaturzustand nur abgeschätzt werden kann. Dies liegt einerseits daran, dass sich der Temperaturzustand fortwährend ändert. Andererseits können meist nur Oberflächentemperaturen an diskreten Stellen gemessen werden, aus denen die mittlere Bauwerkstemperatur lediglich angenähert ermittelt werden kann. In [DIN EN 1337-11, 1998] Anhang A wird die Bestimmung der mittleren Bauwerkstemperatur geregelt, welche letztlich der Mittelwertbildung von zu messenden Oberflächentemperaturen im Bereich der Fahrbahnplatte und in den Brückenstegen entspricht (Tabelle 8.7.1-6). Eine weitere, empirische Schätzmöglichkeit der mittleren Bauwerkstemperatur findet sich in [DIN EN 1337-10, 2003]. Sie wird aus einer geschätzten niedrigsten effektiven Brückentemperatur y°C des Tages hergeleitet. Wenn die Position der Brücke bei Erreichen ihrer

8.7 Spezielle Probleme

677

Bild 8.7.1-19 „Eingefrorener“ Zwängungszustand einer Verbundbrücke, resultierend aus dem Temperaturzustand bei der Lagereinstellung

Tabelle 8.7.1-6 Abschätzung der mittleren Bauwerkstemperatur aus Messung der Oberflächentemperatur, aus [DIN EN 1337-11, 1998] Platten

Messungen der Temperaturen an Ober- und Unterseite in Brückenmitte und Ermittlung der mittleren Bauwerkstemperatur aus dem Mittelwert aus diesen beiden Temperaturen

Plattenbalken

Messung der Temperaturen an Ober- und Unterseite der Fahrbahnplatte in Brückenmitte und Bildung des Mittelwertes. Messung der Temperaturen an den Außenseiten der beiden äußeren Hauptträger, jeweils in Stegmitte und Bestimmung des Mittelwertes Bildung eines Gesamtmittelwertes aus den am Flächenanteil gewichteten Bereichsmittelwerten.

Hohlkasten

Die Lufttemperatur im Hohlkasten liefert einen guten Näherungswert der mittleren Querschnittstemperatur

niedrigsten Temperatur am betreffenden Tage an einer geeigneten Stelle, wie z. B. einem Fahrbahnübergang, registriert wird, dann darf jede nachfolgende Bewegung zur Schätzung der augenblicklichen Bauwerkstemperatur anhand der niedrigsten effektiven Temperatur y°C erfolgen (Tabelle 8.7.1-7). Allerdings ist dieses Verfahren in [DIN EN 1337-10, 2003] nur als Hinweis aufgeführt und ist nicht für alle klimatischen Bedingungen überprüft worden.

Eine insgesamt verbesserte Aussage wäre durch im Querschnitt eingebaute Temperatursensoren zu erreichen. Eine weitere Möglichkeit besteht in der Berechnung des Temperaturzustands der Brücke aus aktuellen Wettermessdaten [Vockrodt, 1995]. Hierzu ist jedoch ein zeitlicher Vorlauf der Temperaturmessung und der Wetterdatenaufzeichnung notwendig, damit sich das zugrunde liegende numerische Modell genau wie das reale Bauwerk auf die zeitnahe Temperaturverteilung einstellen kann.

678

8 Berechnung

Tabelle 8.7.1-7 Abschätzung der niedrigsten Bauwerkstemperatur y eines Tages, aus [DIN EN 1337-10, 2003] Betonbrücken

Niedrigste Brückentemperatur (um 8 Uhr ± 1 Stunde): y ≈ 1,14 x1 – 1,1 Dabei ist x1 die mittlere Schattentemperatur der letzten 48 Stunden, gebildet aus: – – – –

Verbundbrücken

der niedrigsten Schattentemperatur des Tages; der höchsten Schattentemperatur des vorherigen Tages; der niedrigsten Schattentemperatur des vorherigen Tages und der höchsten Schattentemperatur des Tages vor dem Vortag

Niedrigste Brückentemperatur (um 7 Uhr ± 1 Stunde): y ≈ 1,14 ˜ x2 – 2,6 Dabei ist x2 die mittlere Schattentemperatur der letzten 24 Stunden, gebildet aus – der niedrigsten Schattentemperatur des Tages und – der höchsten Schattentemperatur des vorherigen Tages

stählerne Hohlkastenbrücken

Niedrigste Brückentemperatur (um 6 Uhr ± 1 Stunde): y ≈ 1,1 ˜ x3 – 1,3 Dabei ist x3 die – niedrigste Schattentemperatur des Tages

Eine besondere Situation der AufstellTemperaturschätzung tritt beim Betonieren des Versteifungsträgers auf bereits in den Unterbauten verankerten Lagern auf. Diese Situation ist der in Tabelle 8.7.1-5 genannte Fall 3. Hier besteht das Prognoseproblem, dass die Lager auf eine Brückentemperatur voreingestellt werden müssen, die noch nicht bekannt ist. Infolge der Entwicklung von Hydratationswärme dehnt sich der frisch betonierte Brückenquerschnitt aus und kühlt nach wenigen Tagen wieder ab. Gleichzeitig findet der Abbindeprozess mit stetig steigendem Elastizitätsmodul statt. Wäre der Brückenquerschnitt in seiner Verschieblichkeit völlig unbehindert, so würden die während des Erhärtungsvorgangs auftretenden Verformungen vollständig wieder zurückgehen. In Realität werden die Temperaturverformungen während des Erhärtungsprozesses durch die Schalung und Fixierungen der Lager so-

wohl in vertikaler als auch in Längsrichtung behindert. Die im jungen Beton behinderten Verformungen führen zu Plastizierungen, so dass der betonierte Abschnitt nach dem Abfließen der Hydratationswärme verkürzt und vertikal verkrümmt ist. In Bild 8.7.1-20 ist die Entwicklung des Temperaturverlaufs in einem massiven Stahlbetonquerschnitt, wie er sich über einen Zeitraum von 40 Tagen seit dem Einbau des Betons einstellte, dargestellt. Deutlich ist die Wärmeentwicklung infolge Hydratation zu erkennen, welche allmählich in die tägliche klimabedingte Temperaturschwankung übergeht. Bild 8.7.1-21 zeigt die zugehörigen Längsverschiebungen eines 30 m vom Festpunkt entfernten Lagers. Sie setzen sich nach dem Abfließen der Hydratationswärme aus der Brückenverkürzung und der Vertikalverkrümmung des Brückenquerschnitts zusammen. Das Bild 8.7.1-22 veranschaulicht deutlich an einem aus [Hellmich, 1984] ent-

8.7 Spezielle Probleme

679

Bild 8.7.1-20 Temperaturverlauf in einem massiven Betonquerschnitt über einen Zeitraum von 40 Tagen nach dem Betonieren

Bild 8.7.1-21 Verschiebung eines längsbeweglichen Lagerpunkts in 30 m Entfernung zum Überbaufestpunkt

680

8 Berechnung

Bild 8.7.1-22 Lagerverschiebung einer Spannbetonbrücke nach dem Vorspannen und Ausschalen, aus [Hellmich, 1984]

nommenen Beispiel die Lagerverschiebung einer Spannbetonbrücke. Die Festlegung der effektiven Aufstelltemperatur beim Betonieren des Brückenüberbaus auf den Lagern ohne eine nachträgliche Lagekorrekturmöglichkeit kann mit Unsicherheiten behaftet sein. Bei (theoretisch) freier Verschiebungsmöglichkeit des Brückenüberbaus würde die Aufstelltemperatur der Frischbetontemperatur entsprechen. Für das in den Bildern 8.7.1-20

und 21 gezeigte Beispiel war die Aufstelltemperatur zu TFrischbeton + ΔTHydratationseinfluss mit ΔTHydratationseinfluss = 5 K ermittelt worden. Eine Abschätzung der Frischbetontemperatur aus der Lufttemperatur ist kaum möglich, da, wie Bild 8.7.1-23 zu entnehmen ist, nur ein sehr schwacher Zusammenhang zwischen der Frischbetontemperatur und der zeitgleich vorherrschenden Lufttemperatur besteht, zumal auch die Lufttemperatur nur ungenau vorherzusehen ist. Eine Lösung liegt in dem Ansatz einer mittleren zu erwartenden Frischbetontemperatur. Bei dem Ansatz von z. B. 16 °C beträgt der Schätzfehler nach Bild 8.7.1-23 bis zu r16 K. In Analogie zu Tabelle 8.7.1-5 ergäben sich für die anzusetzende Temperaturschwankung des Brückenüberbaus folgende Zuschläge: (ΔTN, pos + 20) K

und

(ΔTN, neg – 16 K – ΔTHydratationseinfluss)

Bild 8.7.1-23 Zeitgleiche Gegenüberstellung von Lufttemperatur und Frischbetontemperatur, aus [Readymix Beton, 2002]

Dabei ist der Zuschlag für den Hydratationseinfluss von der Verschiebungsbehinderung des Betonierabschnitts sowie der maximalen Querschnittserwärmung ΔTHydratation gegenüber der Frischbetontemperatur abhängig und kann auf (+5 K) … (ΔTHydratation –3 K) eingegrenzt werden.

8.7 Spezielle Probleme

Eine vergleichbare Situation tritt auch bei Verbundbrücken auf. Der erhärtende Beton wird durch die Verbundwirkung in seiner hydratationsbedingten thermischen Verformung behindert. Als Folge dessen verkürzt sich der Obergurt und der Versteifungsträger verkrümmt sich entsprechend. [Pamp, 1991] befasst sich eingehend mit diesen Auswirkungen der Hydratationswärmeentwicklung auf Verbundbrücken.

681

Die Berücksichtigung des Aufstelltemperaturzustands durch zusätzliche additive Aufschläge zu den klimatisch bedingten Temperaturbeanspruchungen können in ein Sicherheitskonzept eingebunden werden. Hierfür liefert Bild 8.7.1-24 einen Vorschlag. Es stellt den Zusammenhang zwischen den charakteristischen Werten der Temperatureinwirkungen Tk, max und Tk, min, dem Referenztemperaturzustand T0 und

Bild 8.7.1-24 Vorschlag eines Sicherheitskonzepts zur Berücksichtigung von Temperaturschwankungen

682

dem Aufstelltemperaturzustand TF her. Die wesentlichen Sicherheitselemente bestehen zum einen in den additiven Elementen ΔT0, min bzw. ΔT0, max zur Erfassung der Unsicherheiten bei der Abschätzung der Aufstelltemperatur und zum anderen in einem Sicherheitselement ΔTγ im Sinne eines Teilsicherheitsbeiwerts.

8.7.1.9 Zusammenfassung und abschließende Hinweise Die Temperaturreaktionen von Brückentragwerken resultieren aus einem komplexen Zusammenspiel der thermischen Lasten (Klima, Hydratationswärme, Heißeinbau von Fahrbahnbelag etc.), der Einbettung der Brücke in die Umgebung und der geometrischen und thermophysikalischen Bauwerkseigenschaften. Sie werden letztlich zusammengefasst in idealisierte Ersatztemperaturverteilungen, die jedoch nur einen Teil der tatsächlichen Bauwerksreaktionen wie Längsdehnung und Tragwerksverkrümmung wiedergeben. Für die dominierenden klimatisch bedingten Temperatureinwirkungen können damit in den überwiegenden Fällen hinreichend sichere Lastannahmen getroffen werden. In den Normenregelungen werden hierfür entsprechende Grenzwerte angegeben. Bei Querschnittsgeometrien, die nicht durch die drei Gruppen repräsentiert werden, existieren Verfahren zur modellhaften Ermittlung von Temperatureinwirkungen. Die zur Beschreibung des Temperaturzustands verwendeten idealisierten Ersatztemperaturverteilungen wirken gleichzeitig auf das Bauwerk ein, weshalb sie innerhalb der Lastannahme „Temperatureinwirkung“ durch Kombinationsregeln zu überlagern sind. Für die Interaktion zwischen verschieden Bauwerkselementen bei exponierten Brückentragwerken wie z. B. Schrägkabelbrücken sind Zusatzüberlegungen erforderlich.

8 Berechnung

Neben der Berücksichtigung der extremen Temperaturzustände eines Brückentragwerks kann der Temperaturzustand während des Lagereinbaus von zu beachtender Bedeutung sein, da der augenblickliche Temperaturzustand fixiert wird und die nachfolgenden Temperaturreaktionen an diese „neuen“ Randbedingungen geknüpft sind. Der Heißeinbau von Fahrbahnbelag ist wegen der hohen Einbautemperaturen bis 250 °C eine kurzzeitige, extreme Temperatureinwirkung, die von der vorherrschenden Wettersituation überlagert wird. Verallgemeinerbare Lastansätze zu diesem Bauvorgang existieren derzeit noch nicht, weshalb eine spezifische Beurteilung der Auswirkungen auf das Tragwerk nur schwer möglich ist. Gleichwohl können erhebliche Zwängungsbeanspruchungen in der Fahrbahnebene auftreten und z. B. in orthotropen Fahrbahndecks bei der Überlagerung mit den Schweißeigenspannungen zur Ausbildung lokal begrenzter Fließzonen führen.

8.7.2 Schwingungsprobleme

Hugo Bachmann 8.7.2.1 Immer mehr Schwingungsprobleme In der Praxis des Brückenbaus treten immer mehr Schwingungsprobleme auf – es scheint, dass die Brücken schwingungsanfälliger werden. Dies hat mehrere Gründe: Die Baustoffe werden gewissermaßen stets höher gezüchtet, sie können deshalb – für statische, d. h. ruhende Einwirkungen – immer stärker ausgenutzt werden. Das führt zu schlankeren Konstruktionen, d. h. zu kleineren Querschnittsabmessungen bzw. größeren Spannweiten als bei älteren Konstruktionen. Die Folgen sind kleinere Steifigkeiten und Massen. Dabei überwiegt meist die Abnahme der Steifigkeit, was tiefere Eigenfrequenzen mit vermehrter Reso-

8.7 Spezielle Probleme

nanzgefahr bewirkt. Aber es muss auch weniger Masse in Bewegung gesetzt werden, d. h. die durch dynamische Einwirkungen eingebrachte Energie hat deutlich stärkere Schwingungen zur Folge. Zudem zeigen verschiedene dynamische Einwirkungen – z. B. durch Fahrzeuge infolge Zunahme von Gewicht und Geschwindigkeit – eine Tendenz zur Verstärkung. Und schließlich ist manchmal auch eine verstärkte Sensibilität der von Schwingungen betroffenen Menschen festzustellen. Wohl durch die zunehmenden Umwelteinflüsse ist man empfindlicher geworden, es wird eher reklamiert. Die zunehmenden Schwingungsprobleme zeigen, dass Brücken heutzutage im Allgemeinen nicht mehr nur für statische Lasten entworfen werden dürfen – auch wenn die Bestimmungen in verschiedenen Normen immer noch diesen Anschein erwecken. Oft – und das betrifft vor allem Fußgängerbrücken – ist es auch nicht zweckmäßig, Brücken vorerst nur für statische Lasten zu gestalten und anschließend eine allfällig erforderliche „dynamische Verbesserung“ in Betracht zu ziehen. Das kann ein zeitraubender Umweg sein und zu einem wesentlichen Mehraufwand bei der Planung führen. Viel besser und weniger aufwändig kann es sein, die dynamischen Einwirkungen und das Schwingungsverhalten bereits im frühesten Planungsstadium in den Entwurfsprozess miteinzubeziehen. Im Folgenden werden Schwingungsprobleme der Haupttragelemente vorerst bei Straßen- und Eisenbahnbrücken und anschließend bei Fußgängerbrücken behandelt; zudem werden Seilschwingungen kurz angesprochen. Dabei stehen das Verständnis der auftretenden Phänomene und deren ingenieurmäßige Bewältigung im Vordergrund. Vertieftere Betrachtungen sind in der Spezialliteratur zu finden. Für die praktische dynamische Bemessung sind – sofern vorhanden – einschlägige Normenbestimmungen heranzuziehen.

683

8.7.2.2 Straßen- und Eisenbahnbrücken 8.7.2.2.1 Problemstellung Schwingungen bei Straßen- und Eisenbahnbrücken können vor allem den Hauptträger (Fahrbahnträger) und/oder dessen Fahrbahnplatte sowie einzelne schlanke Konstruktionselemente wie Kabel und Pylone von Schrägkabel- und Hängebrücken betreffen. Die Schwingungen des Hauptträgers und der Fahrbahnplatte sind in aller Regel vertikale Schwingungen. Dynamische Einwirkungen erfolgen vor allem durch Fahrzeuge und durch Wind. Von besonderer Bedeutung ist die Überfahrt von schweren Fahrzeugen mit einer vielschichtigen Interaktion zwischen Fahrzeug und Brückenträger mit spezifischen Fahrbahnunebenheiten [Cantieni, 1991], die zu Einwirkungen und Schwingungen mit quasistationärem Charakter führen. Weitere dynamische Einwirkungen sind Bremskräfte und Kräfte auf Leitplanken usw., die jedoch mehr stoßartigen Charakter haben und daher zu Schwingungen mit abnehmenden Amplituden führen. Bei Schwingungen von Straßen- und Eisenbahnbrücken handelt es sich meist um Sicherheitsprobleme (Überbeanspruchung und/oder Ermüdung) und kaum um Gebrauchstauglichkeitsprobleme. Eine Ausnahme bilden beispielsweise Straßenbrücken, die auch von Fußgängern benutzt werden. Hier können starke Schwingungen zur Beeinträchtigung des Komforts der Fußgänger führen. Solche Fälle sind ähnlich wie schwingende Fußgängerbrücken (siehe Abschnitt 8.7.2.3) zu behandeln. Die folgenden Ausführungen konzentrieren sich auf vertikale Schwingungen des Hauptträgers (Fahrbahnträger) von Straßenbrücken; sie werden ergänzt durch entsprechende kurze Hinweise zu Eisenbahnbrücken.

684

8.7.2.2.2 Dynamische Einwirkungen durch Straßenlasten Wesentliche vertikale dynamische Kräfte aus Straßenlasten entstehen durch Schwingungen von schweren Fahrzeugen. Dabei sind vor allem die folgenden Phänomene und Parameter von Bedeutung: x Unebenheiten (Welligkeit) der Fahrbahn x Fahrgeschwindigkeit x Masse (Gewicht) des Fahrzeugs und Anzahl der Radachsen x Eigenschwingfrequenzen des Fahrzeugs, und damit verbunden – Kennlinien der Federung durch Veränderungen des Reifenprofils und der Radaufhängung (Blattfedern oder Luftfedern) – Eigenschwingungsformen des Fahrzeugaufbaus (Hub- und Nickschwingungen) Für die dynamische Antwort einer Brücke besonders wichtig sind die dominante Frequenz und die Größe der dynamischen Radlasten. Bei Fahrzeugen mit Blattfedern sind bei tiefen Fahrgeschwindigkeiten noch sämtliche Blattfedern blockiert, sodass das Fahrzeug nur auf den Reifen mit 2,5 … 3,5 Hz schwingt. Überschreitet die

8 Berechnung

Fahrgeschwindigkeit ein bestimmtes Maß (z. B. 40 km/h), werden die Blattfedern teilweise aktiviert, und die dominante Frequenz der dynamischen Radlasten sinkt auf 2,5 … 1,5 Hz ab (eher Hubschwingungen). Bei hohen Geschwindigkeiten sind die Blattfedern meist voll aktiviert, und die dominante Frequenz kann auf 1,5 … 1,2 Hz absinken (eher Nickschwingungen). Bei Fahrzeugen mit Luftfedern ist die Abhängigkeit von der Fahrgeschwindigkeit geringer, die dominante Frequenz der Radlasten liegt im Allgemeinen bei 1,8 … 1,5 Hz. 8.7.2.2.3 Dynamische Eigenschaften von Straßenbrücken Eigenfrequenzen und Dämpfung von Straßenbrücken hängen von zahlreichen Parametern wie Tragsystem, Querschnittsgestaltung, verwendete Baustoffe, konstruktive Durchbildung, Lagerungsbedingungen usw. ab und können auch bei äußerlich ähnlichen Objekten stark verschieden sein. Zur Orientierung über die vorkommenden Größenordnungen dienen die Bilder 8.7.2-1 [Bachmann, 1997] und 8.7.2-2 [Cantieni, 1991]. Die Grundfrequenz f nimmt erwartungsgemäß mit der größten Spannweite ab; dabei sind aber die erheblichen Streuungen zu beachten. Auch das logarithmi-

Bild 8.7.2-1 Grundfrequenz von 224 Straßenbrücken als Funktion von der größten Spannweite [Bachmann, 1997]

8.7 Spezielle Probleme

685

und Hängebrücken können kaum allgemein gültige Hinweise für die Größenordnung von Grundfrequenz und Dämpfung gegeben werden. 8.7.2.2.4 Schwingungsverhalten von Straßenbrücken Bild 8.7.2-2 Häufigkeitsverteilung des logarithmischen Dämpfungsdekrements von 198 Stahlbeton- und Spannbetonbrücken [Cantieni, 1991]

sche Dämpfungsdekrement, welches z. B. aus dem Ausschwingen einer Brücke nach dem Stoß eines Fahrzeugs beim Fahren über ein auf die Fahrbahn gelegtes Brett bestimmt werden kann, variiert in weiten Grenzen. Bei Verbundbrücken (Stahlträger mit Betonfahrbahnplatte) und erst recht bei Stahlbrücken ist die Dämpfung im Allgemeinen deutlich kleiner als bei Betonbrücken. Das Dämpfungsdekrement δ kann in das Dämpfungsmaß ζ (Verhältnis der Dämpfung zur kritischen Dämpfung) umgerechnet werden mit ζ = δ/2π. Wegen der großen Streuungen geben beide Darstellungen nur grobe Größenordnungen, und sie können in konkreten Fällen nicht zur Annahme von Rechenwerten benutzt werden. Hier sei betont, dass diese Angaben nur für Balkenbrücken gelten. Für Schrägkabel-

Bild 8.7.2-3 Durchbiegungs-Zeit-Funktion bei der Überfahrt eines schweren Fahrzeugs über eine Brücke [Cantieni, 1991]

Repräsentativ für die Antwort einer Straßenbrücke auf die Überfahrt eines schweren Fahrzeugs ist die Durchbiegungs-ZeitFunktion in der Mitte der größten Spannweite bzw. des weichsten Felds. Bild 8.7.2-3 zeigt diese Funktion für eine 3-feldrige Brücke [Cantieni, 1991]. Eine einfache Größe zur Beurteilung der Brückenschwingungen ist das sogenannte dynamische Inkrement: Adyn – Astat Ф = 991 ∙ 100 [%] Astat

(1)

Darin ist Adyn die maximale Durchbiegung im Messpunkt unter dynamischer und Astat die maximale Durchbiegung im gleichen Punkt unter statischer Belastung mit dem gleichen Fahrzeug. Für Rechenzwecke wird im Allgemeinen der sogenannte dynamische Beiwert verwendet: Ф1 = 1 + Ф

(2)

Im Bild 8.7.2-4 ist das dynamische Inkrement Ф als Funktion von der Grundfrequenz von 73 Betonbrücken mit üblichen Fahrbahnunebenheiten bei der Überfahrt eines schweren Fahrzeugs mit Blattfedern dargestellt [Bachmann, 1997]. Die Umhüllende zeigt eine wesentliche Überhöhung mit Ф = 70% im Bereich der dominanten Frequenz der dynamischen Radlasten von 2 … 4 Hz auf. Obschon die Brückenschwingungen im Allgemeinen quasistationären Charakter haben, können sie nicht auf einfache Resonanzüberlegungen zurückgeführt werden. Darauf weist auch der Befund hin, dass

686

8 Berechnung

Bild 8.7.2-4 Dynamisches Inkrement als Funktion von der Grundfrequenz von 73 Brücken bei der Überfahrt eines 2-achsigen Fahrzeugs [Bachmann, 1997]

die Größe der Dämpfung einer Brücke keinen wesentlichen Einfluss auf das dynamische Inkrement zu haben scheint. Vielmehr wird das Geschehen bei der Überfahrt eines schweren Fahrzeugs über eine Brücke durch eine vielschichtige Interaktion zwischen Fahrzeug und Brücke bestimmt. Diese bilden zusammen ein kompliziertes gekoppeltes dynamisches System mit erheblichen Nichtlinearitäten, die vor allem durch die in Abschnitt 8.7.2.2.2 erwähnte Veränderlichkeit der Fahrzeugeigenschaften bedingt sind. Für Bemessungszwecke müssen daher weiterhin Erfahrungswerte aus Messungen herangezogen werden. Für den Fall einer simultanen Überfahrt von zwei und mehr Fahrzeugen in einer Kolonne „kämpfen“ gewissermaßen die

Brückenschwingungen infolge der einzelnen Fahrzeuge gegeneinander und kompensieren sich dabei teilweise, so dass das resultierende dynamische Inkrement bzw. der entsprechende dynamische Beiwert geringer ausfällt. Bild 8.7.2-5 zeigt einen Vorschlag für die dynamischen Beiwerte Ф1 für Einzelfahrzeuge (2-achsige und die besonders kritischen 3- und 4-achsigen Lastwagen, keine Sattelschlepper) einerseits und für eine aus den selben Fahrzeugen gebildete Kolonne andererseits [Cantieni, 1991]. Die Schwingungen des Hauptträgers von Straßenbrücken führen im Vergleich zur Wirkung derselben Fahrzeuge nur als ruhende, d. h. statische Lasten zu unter Umständen wesentlich erhöhten Beanspruchungen (Spannungen) in Längsrichtung;

Bild 8.7.2-5 Vorschlag für die dynamischen Beiwerte für ein Einzelfahrzeug Ф1 und eine Fahrzeugkolonne Ф2 [Cantieni, 1991]

8.7 Spezielle Probleme

sie können aber ebenso zur Ermüdung des Hauptträgers beitragen, was vor allem bei Stahlbrücken und Stahl-Beton-Verbundbrücken zutrifft. Auch für den Nachweis der Ermüdungssicherheit werden daher die maßgebenden statischen Lasten mit dem dynamischen Beiwert multipliziert. Die aus den erhöhten Lasten resultierenden Spannungen Δstat bzw. Spannungsdifferenzen Δσstat dürfen bestimmte Grenzwerte nicht überschreiten. Ergänzend sei hier bemerkt, dass bei ungünstigen Belagsverhältnissen auch Schwingungen von Tragelementen der Brücke in Querrichtung (z. B. Fahrbahnplatte bei Straßenbrücken) wesentlich sein können. Dabei handelt es sich um resonanzähnliche Schwingungen der Fahrzeugachsen mit dem Tragelement meist im Bereich von etwa 10 Hz. Auch hier können Ermüdungsphänomene maßgebend sein. Während in bisherigen Normen für Straßenlasten (z. B. SIA 160) der dynamische Beiwert noch explizit ausgewiesen und somit erkennbar ist, wurde bei kürzlich erschienenen Normen (z. B. [Eurocode 1, 2000], [SIA 261, 2003]) dazu übergegangen, den dynamischen Lastanteil in die Gesamtlasten zu integrieren. Dies erklärt beispielsweise die gemäß [SIA 261, 2003] sehr hohen Achslasten (2 Räder) von 300 kN.

8.7.2.2.5 Eisenbahnbrücken Bezüglich Schwingungen von Haupträgern von Eisenbahnbrücken gelten grundsätzlich ähnliche Zusammenhänge und Überlegungen wie bei Straßenbrücken. Hier sind die Unregelmäßigkeiten des Gleises, die Fahrgeschwindigkeit und wiederum die Schwingungseigenschaften der Fahrzeuge (Lokomotive, Wagen) und des Hauptträgers von Bedeutung. Der dynamische Beiwert kann in Abhängigkeit von den Spannweiten und der Ausbaugeschwindigkeit angesetzt werden. Wiederum ist auch die

687

Ermüdung zu betrachten und es können Schwingungen von Tragelementen in Querrichtung usw. wesentlich sein.

8.7.2.2.6 Maßnahmen Mäßige Schwingungen von Straßen- und Eisenbahnbrücken können als unproblematisch bezeichnet werden, sofern ihnen bei der Bemessung im obenerwähnten Sinne Rechnung getragen wird. Von großer Bedeutung ist bei Straßenbrücken der Zustand des Fahrbahnbelags; regelmäßige Kontrollen und Erneuerungen sind unabdingbar. Weitere Maßnahmen sind im Allgemeinen nicht erforderlich. In Fällen von übermäßig starken Schwingungen können ähnlich wie bei Fußgängerbrücken (siehe Abschnitt 8.7.2.3.9) Tilger (abgestimmte Massen-Feder-Dämpfer) in Betracht gezogen werden. Ein solcher Fall ist in [Gerasch, 1985] beschrieben.

8.7.2.3 Fußgängerbrücken 8.7.2.3.1 Problemstellung Schwingungen bei Fußgängerbrücken können vor allem den Hauptträger (Gehwegträger) aber auch einzelne schlanke Konstruktionselemente wie Kabel und Pylone von Schrägkabel- und Hängebrücken betreffen. Die Schwingungen des Hauptträgers können sowohl vertikale als auch horizontale Schwingungen (quer und längs zur Fortbewegungsrichtung) sein. Dynamische Einwirkungen erfolgen vor allem durch das Gehen und Laufen von Fußgängern und durch Wind. Die Einwirkungen von Radfahrern sind im Vergleich zu denjenigen der Fußgänger nicht von Bedeutung. Hingegen kann die sogenannte mutwillige Anregung (englisch „Vandal loading“) durch rhythmisches Hüpfen an Ort oder evtl. auch durch horizontales Hin-

688

8 Berechnung

und Herbewegen des Körpers von Einzelpersonen oder Personengruppen eine maßgebende Einwirkung sein. Bei Schwingungen von Fußgängerbrücken handelt es sich meist um Gebrauchstauglichkeitsprobleme, indem der Komfort der Fußgänger beeinträchtigt wird, was bis zur praktischen Unbenutzbarkeit (Sperrung) einer Brücke gehen kann. In eher seltenen Fällen können auch Sicherheitsprobleme (Überbeanspruchung und/ oder Ermüdung) auftreten. Die folgenden Ausführungen konzentrieren sich auf vertikale und horizontale Schwingungen des Hauptträgers (Gehwegträger) von Fußgängerbrücken durch die Einwirkung von Personen. Sie gelten auch für ähnlich ausgebildete und beanspruchte Bauwerke wie weitgespannte Treppen, Schiffslandestege, usw.

fen an Ort sind in Tabelle 8.7.2-1 wiedergegeben [Baumann/Bachmann, 1988]. Grobe Mittelwerte sind 2 Hz für das Gehen sowie 2,5 Hz für das Laufen und Hüpfen. Es müssen jedoch die großen möglichen Variationen beachtet werden. Von erheblicher Bedeutung ist der zeitliche Verlauf der einwirkenden Kraft Fp(t) einer Person. Die Kraft kann zerlegt werden in einen statischen Anteil infolge Eigengewicht (Körpergewicht) und einen dynamischen Anteil als Summe von harmonischen Funktionen („Harmonische“) mit Frequenzen, die ein ganzzahliges Vielfaches der Schritt- bzw. Hüpffrequenz als Grundfrequenz der Einwirkung betragen (Fourierzerlegung): Fp (t ) = G + ΔG1 ⋅ sin(2π ftp ) + ΔG2 sin (4 π f pt − ϕ2 ) + ΔG3 sin(6 π f pt − ϕ3 )

8.7.2.3.2 Dynamische Einwirkungen durch Personen Wesentliche vertikale und horizontale dynamische Kräfte auf Fußgängerbrücken entstehen durch rhythmische Körperbewegungen von Personen. Dabei sind vor allem die folgenden Aspekte von Bedeutung x Schritt- bzw. Hüpffrequenz x Zeitlicher Verlauf der dynamischen Einwirkung x Anzahl der beteiligten Personen x „Lock-in“-Effekt Übliche Schrittfrequenzen beim Gehen und Laufen sowie Frequenzen beim Hüp-

G ΔG1, 2, 3 fp φ2,3

(3)

Eigengewicht der Person (i. a. G = 800 N) Amplitude der 1. bzw. 2. bzw. 3. Harmonischen Schritt- bzw. Hüpffrequenz Phasenwinkel (zeitliche Phasenverschiebung) der 2. bzw. 3. Harmonischen gegenüber der 1. Harmonischen

In der Formel für Fp(t) wurden die ersten drei Harmonischen berücksichtigt. In eher seltenen Fällen – vor allem beim Hüpfen – kann auch noch die 4. und gar die 5. Harmonische eine Rolle spielen.

Tabelle 8.7.2-1 Schritt- bzw. Hüpffrequenzen in Hz [Baumann/Bachmann, 1988] insgesamt

langsam

normal

rasch

Gehen

1,4 – 2.4

1,4 – 1,7

1,7 – 2.2

2.2 – 2.4

Laufen

1,9 – 3,3

1,9 – 2.2

2.2 – 2.7

2.7 – 3,3

Hüpfen

1,3 – 3,4

1,3 – 1,9

1,9 – 3,0

3,0 – 3,4

8.7 Spezielle Probleme

689

Bild 8.7.2-6 Zeitlicher Verlauf der vertikalen Einwirkung einer Person durch Gehen mit einer Schrittfrequenz von 2 Hz und entsprechendes Amplitudenspektrum

Bild 8.7.2-6 zeigt den zeitlichen Verlauf der vertikalen Einwirkung eines Fußgängers beim Gehen mit einer Schrittfrequenz von 2 Hz. Aufgetragen sind die gesamte, d. h. durch beide Füße auf die Gehfläche ausgeübte Kraft und die harmonischen Anteile derselben sowie das entsprechende Amplitudenspektrum (Fourierspektrum). Für die Größen ΔGi und φi (i = Nr. der Harmonischen) wurden die im Bild angegebenen, in [Bachmann, 1997] empfohlenen Werte verwendet. Da die Schrittfre-

quenz, die Art des Schuhwerks und die individuell unterschiedliche Weise des Auftretens und Abrollens der Füße wie auch Schwingungen der Unterlage von Einfluss sind, können diese Größen nicht unwesentlich variieren [Baumann/Bachmann, 1988]. Beim Laufen – je nach Art – und immer beim Hüpfen wird der Bodenkontakt unterbrochen. Bild 8.7.2-7 zeigt den zeitlichen Verlauf der vertikalen Kraft einer 720 N schweren Person durch Hüpfen an

690

8 Berechnung

Bild 8.7.2-7 Zeitlicher Verlauf der vertikalen Einwirkung einer Person (G = 720 N) durch Hüpfen an Ort mit 2 Hz und entsprechendes Amplitudenspektrum [Bachmann, 1997]

Ort und das entsprechende Amplitudenspektrum [Bachmann, 1997]. Wesentliche Einflussgrößen sind vor allem die Hüpffrequenz, die Art des Hüpfens (hoch/ niedrig) und das Schuhwerk. Man erkennt, dass in diesem Beispiel das Kraftmaximum das 6-fache (!) des Eigengewichts beträgt, und dass wesentliche dynamische Kräfte bis zur 5. Harmonischen abgegeben werden. Es muss hier ausdrücklich auf die große Bedeutung hingewiesen werden, welche obere Harmonische des zeitlichen Verlaufs der Einwirkung durch Personen für Bauwerksschwingungen haben können. Natürlich ist der einfachste Fall der, dass Fußgängerbrücken mit relativ niedriger Grundfrequenz f0 durch die 1. Harmonische der dynamischen Einwirkung mit der Schritt- oder Hüpffrequenz fp zu Resonanzschwingungen angeregt werden, d. h. fp = f0. Manchmal werden aber Brücken (ebenso Turnhallendecken, Sportstadien, usw.) mit einer höheren Grundfrequenz durch obere Harmonische angeregt, z. B. ist dann 2fp = f0 oder 3fp = f0; in solchen Fällen übt die 2. bzw. 3. Harmonische gewissermaßen einen „Stoß in edes 2. bzw. 3. Wellental der Bauwerksschwingung“ aus (mit Phasenverschiebung).

Beispiel: An einer Fußgängerbrücke aus Stahl traten erhebliche Vertikalschwingungen auf. Unter normalen Bedingungen während des abendlichen Berufsverkehrs wurden Frequenz und Bewegungsamplituden gemessen. Die Anzahl der Passanten schwankte zwischen 30 und 55 pro Minute. Es zeigte sich, dass die Brücke hauptsächlich in ihrer Grundfrequenz von rund 4 Hz schwingt. Die Anregung erfolgt durch die 2. Harmonische des zeitlichen Verlaufs der dynamischen Einwirkung mit einer Schnittfrequenz von etwa 2 Hz. Beim Gehen und Laufen üben Personen auch horizontale Kräfte auf die Unterlage aus. Solche Kräfte entstehen durch das Pendeln des Massenschwerpunkts des Körpers mit Verschiebungsamplituden von im Allgemeinen etwa 1 bis 2 cm quer zur Fortbewegungsrichtung bzw. in Längsrichtung im Vergleich zum Ort im Falle einer strikt konstanten Fortbewegungsgeschwindigkeit. Dabei ist zu beachten, dass die Pendelfrequenz – als Grundfrequenz der Einwirkung – der halben Schrittfrequenz entspricht; sie liegt somit im Bereich von 0,7 bis 1,7 Hz bei Schrittfrequenzen von 1,4 bis 3,5 Hz (Tabelle 8.7.2-1). Bezieht man die Bezeichnung der einzelnen Harmonischen weiterhin auf die Schrittfrequenz, so kön-

8.7 Spezielle Probleme

691

Bild 8.7.2-8 Amplitudenspektren der horizontalen Einwirkung einer Person (G 584 N) durch Gehen mit einer Schrittfrequenz von 2 Hz [Schulze, 1980]

nen die Amplituden der Harmonischen mit ΔG1/2 , ΔG1 , ΔG3/2 , ΔG2 usw. benannt werden; ΔG1/2 ist in Tat und Wahrheit die 1. Harmonische des zeitlichen Verlaufs der horizontalen Einwirkung, sie wird indessen meist als „Halbharmonische“ bezeichnet. Bild 8.7.2-8 zeigt Amplitudenspektren der horizontalen Einwirkung einer 584 N schweren Person durch Gehen mit einer Schrittfrequenz von 2 Hz [Schulze, 1980]. Man erkennt, dass auch hier obere Harmonische von Bedeutung sein können. In Richtung „horizontal quer“ treten vor allem Kräfte in der halben und der anderthalbfachen Schrittfrequenz auf, während in Richtung „horizontal längs“ vor allem solche in der ein- und zweifachen aber auch in der halben, anderthalbfachen, usw. Schrittfrequenz abgegeben werden. Je nach Person und Bewegungszustand der Unterlage kann die Größe der Amplituden im Vergleich zu Bild 8.7.2-8 verschieden sein, z. B. sind für „horizontal quer“ Werte ΔG1/2/G auf ruhender Unterlage bis ≈ 0,07 und auf stark quer schwingender Unterlage bis ≈ 0,14 möglich [Matsumoto, 1978]. Obschon die durch Personen beim Gehen und Laufen ausgeübten horizontalen Kräfte im Vergleich zu den vertikalen Kräften relativ klein sind, genügen sie, um bei horizontal

weichen und somit niedrigfrequenten Tragwerken starke Schwingungen zu bewirken. Beispiel: Eine Fußgängerbrücke am Flughafen Genf ist als Stahlbeton-Durchlaufträger mit Regelspannweiten von rund 15 m ausgebildet [Bachmann, 1992]. Bild 8.7.2-9 zeigt die Abmessungen. Die Gehwegplatte ist 4 m breit. Die Stahlbetonstützen von rund 7 m Höhe wiesen einen relativ kleinen Querschnitt von 65 cm (in Brückenquerrichtung) mal 30 cm (in Brückenlängsrichtung) auf, da sie nur für horizontale statische Windkräfte bemessen worden waren. Nach Schluss einer abendlichen Großveranstaltung strömten zahlreiche Fußgänger von einer Seite her über die Brücke. Diese begann stark zu schwingen, vor allem horizontal quer zur Brückenachse, aber auch in Längsrichtung. Es kam zu einer panikartigen Reaktion: Ein Teil der Fußgänger rannte vorwärts zum Ende der Brücke, um sich dort in Sicherheit zu bringen, während ein anderer Teil umkehrte und zurückrennen wollte. Die Fußgänger erlebten die Schwingungen wie bei einem starken Erdbeben oder ähnlich wie auf einem Schiff bei hohem Wellengang. Eine dynamische Untersuchung zeigte, dass die Grundfrequenz der Brücke horizontal quer zur Brückenachse nur 1 Hz und in Richtung

692

8 Berechnung

Bild 8.7.2-10 Versteifung der Brückenstützen von Bild 8.7.2-9 durch Ummantelung [Bachmann, 1992]

Bild 8.7.2-9 Horizontal quer und längs schwingende Fußgängerbrücke [Bachmann, 1992]

der Brückenachse 1,75 Hz betrug. Ein Blick auf die Amplitudenspektren von Bild 8.7.2-8 erklärt die Schwingungen: Die Brücke wurde durch die Fußgänger in Querrichtung durch die „Halbharmonische“ mit ΔG1/2 und in Längsrichtung durch die Harmonische mit der Amplitude ΔG1 angeregt. Die Brücke musste saniert werden durch Versteifung der bestehenden Stahlbetonstützen; diese wurden sorgfältig aufgeraut und mit einer neuen Bewehrung und Beton ummantelt (Bild 8.7.2-10). Und um die Einspannung der verstärkten Stützen zu gewährleisten, mussten auch die Pfahlkopfplatten der Fundamente verstärkt werden. Durch diese Maßnahmen konnten die Eigenfrequenzen in Quer- und Längsrichtung der Brücke so weit angehoben werden, dass keine störenden Schwingungen mehr auftraten, was einer nachträglichen Frequenzabstimmung (s. Abschnitt 8.7.2.3.7) entspricht.

693

8.7 Spezielle Probleme

Genauere Empfehlungen für die rechnerisch anzusetzenden Größen ΔGi /G und φi für Gehen, Laufen und Hüpfen (sowie für andere rhythmische menschliche Körperbewegungen) als Funktion von der Schrittbzw. Hüpffrequenz sind in [Bachmann, 1997] angegeben.

8.7.2.3.3 Einwirkung von mehreren Personen und „Lock-in“ Effekt Die obigen Ausführungen beziehen sich vorwiegend auf die Einwirkung durch eine einzige Person. Fußgängerbrücken werden jedoch im Allgemeinen gleichzeitig durch mehrere Personen beansprucht. Dabei müssen die folgenden Arten von Einwirkungen unterschieden werden: x Regellose Einwirkung x Synchrone Einwirkung x „Lock-in“ Effekt Bei regelloser Einwirkung z. B. durch Gehen oder Laufen sind die Schrittfrequenz und das Eigengewicht der beteiligten Personen innerhalb eines bestimmten Bereiches nach einer Häufigkeitskurve verteilt, während der Phasenwinkel φ1 der 1. Harmonischen (auf beliebigen Zeit-Nullpunkt bezogen) eine rein zufällige Verteilung aufweist. Die dynamischen Einwirkungen

vieler Fußgänger werden sich daher in der Zeit abwechselnd sowohl unterstützen als auch teilweise kompensieren. Exakte Voraussagen sind kaum möglich, da eben viele verschiedene Parameter und Zufälligkeiten eine Rolle spielen. Für praktische Zwecke genügend genau hat sich jedoch der Ansatz nach [Matsumoto, 1978] erwiesen. Demnach kann ein Faktor m definiert werden, mit dem die für einen einzigen Fußgänger berechnete Schwingungsamplitude in Brückenmitte zu multiplizieren ist: m = λ ⋅ T0

(4)

λ: mittlere Ankunftsrate (Personen/s für ganze Brückenbreite) über einen bestimmten Zeitraum (maximale mögliche Ankunftsrate λmax ≈ 1,5 Personen pro s und m Breite) T0 : erforderliche Zeit, um die Brücke der Länge L mit der Geschwindigkeit vs zu passieren (T0 = L/vs). λ ∙ T0 : Anzahl der sich bei der mittleren Ankunftsrate gleichzeitig auf der Brücke befindenden Personen Dabei ist bereits berücksichtigt, dass eine über eine ganze Spannweite gleichmäßig verteilte Einwirkung nur etwa 60% der Durchbiegung durch die gleiche jedoch konzentriert in Feldmitte angreifende Einwirkung erzeugt.

Bild 8.7.2-11 Multiplikationsfaktor bei Einwirkung mehrerer Personen

694

Zum Beispiel ergibt sich bei einer 2 m breiten und 26 m weit gespannten Brücke beim Durchgang von 100 Personen/Minute (λ = 1,66 Personen/s) und vs ≈ 1,5 m/s eine Passierzeit von T0 = 26/1,5 = 17,3 s und damit ein Faktor m = 5,4. Gleichung (4) kann bei Fußgängerbauwerken mit einer Grundfrequenz f0 im Bereich der häufigsten Schrittfrequenz, d. h. bei normalem Fußgängerverkehr für f0 zwischen 1,8 und 2.2 Hz, direkt angewendet werden. Tiefere und höhere Schrittfrequenzen sind deutlich weniger häufig. Daher kann bei Grundfrequenzen f zwischen 2.2 und 2.4 Hz und zwischen 1,8 und 1,6 Hz der Faktor m linear zum Wert mmin = 2.0 abgemindert werden. Der Wert 2.0 entspricht dem Dahinschreiten zweier Personen im Gleichschritt. Bei synchroner Einwirkung durch mehrere Personen – z. B. eine Gruppe von Fußgängern im Gleichschritt oder beim synchronen Hüpfen an Ort – ergibt sich im Vergleich zur Einwirkung einer einzigen Person eine Vergrößerung, die bei der 1. Harmonischen nahezu linear mit der Anzahl der Personen n zunimmt (Bild 8.7.2-11). Bei oberen Harmonischen wirken sich wegen der höheren Frequenzen bzw. kürzeren Perioden stets vorhandene Unterschiede bei der zeitlichen Synchronisation und bei anderen Merkmalen (ΔGi/G, φi usw.) stärker aus und können zu wesentlichen Abminderungen des Multiplikationsfaktors führen. Der Grad der Abminderung durch unperfekte Synchronisation gegenüber einer perfekten Synchronisation bzw. linearen Vergrößerung hängt außer von der Harmonischen auch von den betreffenden Umständen (Frequenzbereich, Art der Aktivitäten usw.) ab. Zumindest für eine kleinere Anzahl von Personen erscheint jedoch die Annahme einer linearen Vergrößerung als angemessen (oberer Grenzwert). Z. B. können der Einwirkung „mutwillige Anregung“ bei Fußgängerbrücken 3 hüpfende Personen mit idealer Synchronisation zugrundegelegt werden.

8 Berechnung

Von erheblicher praktischer Bedeutung kann das Phänomen sein, welches als Rückkopplungs- und Synchronisationseffekt oder, in Anlehnung an ähnliche Erscheinungen in der Aeroelastik bei Wirbelablösung an umströmten schwingenden Körpern, als „Lock-in“ Effekt bezeichnet wird. Es hat sich nämlich gezeigt, dass der Mensch beim Gehen und Laufen sich in seinen Bewegungen einer vertikal oder horizontal schwingenden Unterlage anpasst, sobald deren Verschiebungsamplitude einen bestimmten Schwellenwert überschreitet. Dann ist nämlich kein unbeeinflusstes Gehen bzw. Laufen mehr möglich, man „fällt aus dem Tritt“ und passt sich bezüglich Schrittfrequenz und Phasenlage (φ1) den Schwingungen der Unterlage an. Der Schwellenwert ist richtungs- und frequenzabhängig und kann je nach Individuum (Alter, Konstitution usw.) recht unterschiedlich sein. Für vertikale Schwingungen der Unterlage mit rund 2 Hz variiert der Schwellenwert (Amplitude) etwa zwischen 10 und 20 mm [Baumann/ Bachmann, 1988]. Für horizontale Schwingungen quer zur Gehrichtung mit rund 1 Hz ist er kleiner, bei manchen Personen beginnt die Anpassung an die Schwingungen der Unterlage bereits bei Amplituden von 2 bis 3 mm. Überschreiten die Schwingungen einer Brücke den Schwellenwert einer darauf gehenden Person, so synchronisiert sich diese mit der Brückenschwingung und tritt nun gewissermaßen in jedes Wellental der Schwingung (mit Phasenverschiebung), womit die Brücke eine resonanzähnliche und somit ungünstigere dynamische Anregung erfährt. Dadurch nehmen die Verschiebungsamplituden zu, wodurch weitere Personen sich mit der Brückenschwingung und somit untereinander synchronisieren. Es werden also immer mehr Personen gemäß der englischen Bedeutung von „to lock“ in die Synchronisation „eingeschlossen“ oder – deutsch – in diese „hereingelockt“.

695

8.7 Spezielle Probleme

Beispiel: Anlässlich der Eröffnung der neu erbauten Millenniumsbrücke mit Spannweiten von 80 m – 140 m – 100 m über die Themse in der Londoner City im Juni 2000 strömten zahlreiche Fußgänger über die Brücke. Es entstanden starke Querschwingungen mit Frequenzen bei etwa 1 Hz, die nach späteren Schätzungen Amplituden von bis zu 70 mm erreichten. Videoaufnahmen zeigten, dass sich ein großer Teil der Fußgänger den Schwingungen der Brücke angepasst und so mit diesen synchronisiert hatte. Viele Fußgänger konnten allerdings nicht mehr weiter gehen und mussten sich am Geländer festhalten. Die Brücke musste wieder geschlossen werden. Im Rahmen der dynamischen Sanierung durchgeführte Laborversuche auf einer quer schwingenden Plattform ergaben, dass sich bei einer Amplitude von 5 mm bereits zwischen 30 und 50% der Fußgänger synchronisieren, und bei 30 mm sind es rund 80% [Imp. College, 2000]. Für eine Querbeschleunigung von 2% von g (vgl. Abschnitt 8.7.2.3.6) kann eine Synchronisation von ≈ 30% der Fußgänger angenommen werden.

Tabelle 8.7.2-2 Übliche Werte des Dämpfungsmaßes von Fußgängerbrücken [Bachmann, 1997] Dämpfungsmaß ζ Konstruktionsweise

min.

mittel

max.

Stahlbeton

0,008

0,013

0,020

Spannbeton

0,005

0,010

0,017

Verbund

0,003

0,006

–

Stahl

0,002

0,004

–

8.7.2.3.4 Dynamische Eigenschaften von Fußgängerbrücken

wobei wie im Falle der Straßenbrücken die großen Streuungen zu beachten sind. Die Dämpfung von Fußgängerbrücken – besonders von Stahlbrücken und auch von Verbundbrücken (Stahlträger mit Betongehwegplatte) – kann sehr gering sein, womit beim Passieren eines Fußgängers starke Schwingungen entstehen können. Tabelle 8.7.2-2 gibt Hinweise für das äquivalente viskose Dämpfungsmaß ζ = δ/2π aus einer Auswertung von Messungen an 43 Brücken, die durch einen einzelnen Fußgänger angeregt wurden (nach A. J. Pretlove et al. in [Bachmann, 1997]). Bei großen

Bezüglich Eigenfrequenzen und Dämpfung von Fußgängerbrücken als Balkenbrücken gelten ähnliche Zusammenhänge wie bei Straßenbrücken (Abschnitt 8.7.2.2.3). Aufgrund der kleineren statischen Nutzlasten können jedoch bei gleicher Spannweite kleinere Querschnittsabmessungen gewählt werden, wodurch die Steifigkeit und damit die Eigenfrequenzen kleinere Werte annehmen. Beispielsweise hat bei einer Spannweite von 30 m eine Straßenbrücke eine Grundfrequenz von 3,3 Hz, eine ähnlich konstruierte Fußgängerbrücke jedoch nur eine solche von 2.8 Hz. Bild 8.7.2-12 (nach A. J. Pretlove et al. in [Bachmann, 1997]) gibt grobe Größenordnungen für die Grundfrequenz von Fußgängerbrücken,

Bild 8.7.2-12 Grundfrequenz von 67 Fußgängerbrücken als Funktion von der Spannweite [Bachmann, 1997]

696

Schwingwegamplituden nimmt in manchen Fällen (aber nicht immer) die Dämpfung zu, was eine lineare Vergrößerung der Schwingungen mit der Stärke der Einwirkung verhindert. Auch tragen zahlreiche gleichzeitig auf einer Brücke befindliche Fußgänger durch die Energiedissipation in ihrem Körper selbst zur Dämpfung bei. Das Ausmaß der Erhöhung der Dämpfung gegenüber derselben Brücke ohne Fußgänger hängt indessen von zahlreichen Parametern ab und sollte bei der dynamischen Bemessung vor allem bei größeren Brücken eher vernachlässigt oder nur sehr vorsichtig angenommen werden. Ähnlich wie für Straßenbrücken muss auch hier betont werden, dass die obigen Angaben nur für Balkenbrücken gelten. Für Schrägkabelbrücken, Hängebrücken, Bogenbrücken und die in der letzten Zeit vermehrt aufgekommenen Sonderkonstruktionen können kaum allgemein gültige Hinweise für die Größenordnung von Grundfrequenz und Dämpfung gegeben werden.

8.7.2.3.5 Schwingungsverhalten von Fußgängerbrücken Repräsentativ für die Antwort einer Fußgängerbrücke auf das Passieren oder das Hüpfen einer Person ist wiederum die Durchbiegungs-Zeit-Funktion in der Mitte der größten Spannweite bzw. des weichsten Felds, grundsätzlich ähnlich wie bei Straßenbrücken bei der Überfahrt eines schweren Fahrzeugs (Bild 8.7.2-3). Im Unterschied zu solchen ist jedoch bei Fußgängerbrücken die statische Durchbiegung verhältnismäßig klein und es zeigt sich meist eine einfache harmonische Schwingung um eine praktisch unveränderte Nulllinie mit ausgesprochen resonanzähnlichem Charakter. Im ungünstigsten Fall stimmt dabei eine Eigenfrequenz der Brücke – meist ist es die vertikale oder

8 Berechnung

die horizontale Biegegrundfrequenz, es kann aber auch eine höhere Biegeeigenfrequenz oder eine Torsionseigenfrequenz sein – mit der Frequenz einer Harmonischen des zeitlichen Verlaufs der Einwirkung (Abschnitt 8.7.2.3.2) überein. Im stationären Zustand, d. h. nach dem Einschwingvorgang, dessen Dauer mit kleinerer Dämpfung größer wird, treten Durchbiegungsamplituden auf, die ein Vielfaches, z. B. das 20- oder das 100-fache (es ist das 1/2ζ-fache, siehe Abschnitt 8.7.2.3.7) der Durchbiegung aus der statisch wirkenden Amplitude ΔG der dynamischen Einwirkung betragen können. Es wäre deshalb nicht zweckmäßig, den Einfluss der Schwingungen durch einen Zuschlag zur statischen Last, z. B. durch einen dynamischen Beiwert wie bei Straßenlasten, erfassen zu wollen. Vielmehr muss die dynamische Durchbiegung für sich betrachtet werden. 8.7.2.3.6 Anhaltswerte Gemessene oder gerechnete Schwingwerte von Fußgängerbrücken (Beschleunigung oder Geschwindigkeit oder Verschiebung) können mit akzeptablen Werten, sogenannten Anhaltswerten, verglichen werden. Wie der Name sagt, handelt es sich nicht um genau festlegbare „zulässige“ Werte, sondern um Werte, die eine zweckmäßige, mit einer Streubreite behaftete Größenordnung und somit eben nur Anhaltspunkte geben. Anhaltswerte können durch die folgenden Phänomene bestimmt sein: x Physiologische Wirkungen auf Personen (mechanische, optische, akustische Einwirkungen) x Beanspruchungen des Bauwerks bzw. Bauteils (Verformung, Festigkeit, Ermüdung) Für die Beschränkung der Schwingwerte und somit für die Anhaltswerte sind meist

8.7 Spezielle Probleme

die physiologischen Wirkungen maßgebend. Die Festlegung von Anhaltswerten für vertikale und horizontale Schwingungen von Fußgängerbrücken tangiert vor allem im Falle der physiologischen Wirkungen schwierige Fragen und weist einen gewissen Ermessensspielraum auf. Verschiedene Normen geben denn auch unterschiedliche Anhaltwerte oder „zulässige“ Werte. Bei deren Anwendung ist Vorsicht geboten, da Normen ja kaum alle in einem konkreten Fall relevanten Umstände berücksichtigen können, z. B. x häufiges, ausnahmsweise oder seltenes Ereignis x experimentell erhärteter oder rechnerisch (oft sehr unsicher) ermittelter Schwingwert x erwünschter Komfortgrad x erwartete Akzeptanz durch die Benutzer (z. B. Hängebrücke in Gebirgstal ≠ Treppe in Warenhaus) x weitere konkrete Gegebenheiten Anhaltswerte sind grundsätzlich frequenzabhängig. Sie werden im Allgemeinen in der Form einer Beschleunigung, evtl. auch einer Geschwindigkeit, angegeben. Bei vertikalen Schwingungen kann je nach Umständen eine Beschleunigung von 0,5 bis 1 m/s2, d. h. 5 bis 10% von g (g = Erdbeschleunigung) akzeptiert werden. Die unteren Werte führen normalerweise nicht zu Beanstandungen. Auf horizontale Schwingungen, vor allem quer zur Gehrichtung, ist der gehende Mensch wesentlich empfindlicher. Deshalb ist als grober Anhaltswert eine Beschleunigung von 1 bis 2% g zu empfehlen. Zudem sollten Schwingwege vertikal von ≈ 10 mm und horizontal von ≈ 2 mm nicht überschritten werden, sofern der „Lock-in“ Effekt und somit eine Synchronisation der Bewegungen der einwirkenden Personen vermieden werden soll (Abschnitt 8.7.2.3.3). Differenziertere Angaben zu bestimmten Arten von Anhaltswerten sind z. B. in [Bachmann, 1997] zu finden.

697

8.7.2.3.7 Frequenzabstimmung Als Maßnahmen gegen übermäßige Schwingungen von Fußgängerbrücken kommen im Wesentlichen die folgenden in Betracht: x Frequenzabstimmung x Berechnung einer erzwungenen Schwingung und Amplitudenbegrenzung x Sondermaßnahmen x Einsatz von Schwingungstilgern Bei einer Frequenzabstimmung wird das Tragwerk so gestaltet, dass seine Eigenfrequenzen – insbesondere seine Grundfrequenz – bestimmte Anforderungen erfüllen; das Tragwerk wird also bezüglich seiner Schwingungseigenschaften ähnlich „abgestimmt“ wie ein Musikinstrument. Für die Berechung der Eigenfrequenzen werden als Bauwerksparameter „nur“ die Steifigkeiten und Massen nicht aber die oft schwierig vorherzusagende Dämpfung benötigt. In Richtung „vertikal“ ist aufgrund der häufigsten Schrittfrequenzen von Fußgängern (Tabelle 8.7.2-1) und des entsprechenden Amplitudenspektrums (Bild 8.7.2-6) die Gefahr am größten, dass eine Fußgängerbrücke zu erheblichen Schwingungen angeregt wird, wenn eine ihrer Frequenzen zwischen 1,6 und 2.4 Hz liegt. Eigenfrequenzen im Bereich von 1,6 bis 2.4 Hz sind deshalb zu vermeiden. Und wegen des Phänomens der 2. Harmonischen (Abschnitt 8.7.2.3.2) sollten bei Bauwerken mit verhältnismäßig geringer Dämpfung und Masse (vor allem Stahl- und Verbundbrücken) auch Eigenfrequenzen im Bereich zwischen 3,5 und 4,5 Hz vermieden werden. Werden Fußgängerbrücken häufig durch Läufer („Jogger“) mit höheren häufigen Schrittfrequenzen (Tabelle 8.7.2-1) überquert, müssen analoge Folgerungen gezogen werden. Demnach sind (auch) Eigenfrequenzen im Bereich von 2.1 und 2.9 Hz zu vermeiden.

698

In Richtung „horizontal quer“ ist aufgrund des Amplitudenspektrums (Bild 8.7.2-8 links) die Schwingungsgefahr am größten, wenn eine Brücke Eigenfrequenzen bei etwa 1 Hz sowie allenfalls auch bei 2 oder 3 Hz hat. Während etliche Fälle von querschwingenden Brücken bei etwa 1 Hz (≈ 0,7 bis 1,3 Hz) bekannt sind, ist dies von solchen mit etwa 2 oder gar 3 Hz nicht der Fall; deren Steifigkeit und Masse dürfte im Allgemeinen so groß sein, dass durch die relativ geringen Seitenkräfte der Fußgänger keine störenden Schwingungen angeregt werden. Auf jeden Fall liegt eine Frequenzabstimmung auf > 3,4 Hz auf der sicheren Seite. In Richtung „horizontal längs“ können analoge Überlegungen angestellt und kritische Frequenzbereiche identifiziert werden, insbesondere bei etwa 1 Hz sowie möglicherweise bei 2 Hz und allenfalls auch bei 3 Hz (Bild 8.7.2-8 rechts). Häufig ist es allerdings so, dass bei in Längsrichtung rechnerisch weichen Brücken die Lagerreibung Schwingungen verhindert. Bei Rahmenbrücken jedoch ist Vorsicht geboten. Bild 8.7.2-13 zeigt die kritischen Frequenzbereiche für Fußgängerbrücken, die durch eine Frequenzabstimmung möglichst zu vermeiden sind. Die Frequenzabstimmung von Tragwerken ist eine relativ grobe und pauschale

8 Berechnung

Maßnahme, die sich aber im Allgemeinen in der Praxis bewährt hat; sie kann vor allem bei den häufig vorkommenden „normalen“ Balkenbrücken mit Spannweiten bis etwa 50 m zur Anwendung empfohlen werden. 8.7.2.3.8 Berechnung einer erzwungenen Schwingung und Begrenzung der Amplituden Die Frequenzabstimmung einer vorerst nur für statische Lasten entworfenen Fußgängerbrücke kann je nach Umständen zu einem erheblichen Mehraufwand führen. In solchen Fällen können speziellere Untersuchungen angezeigt sein. Im Vordergrund steht meist die Berechnung einer erzwungenen Schwingung und Vergleich der resultierenden Amplituden mit Anhaltswerten. Wenn nötig müssen dann Maßnahmen getroffen werden, um die Amplituden zu begrenzen. Für eine stationäre harmonische Resonanzschwingung (Zustand nach dem Einschwingvorgang) bei Einwirkung einer einzelnen Person in Feldmitte gilt: d = ds/2ζ ; a=

4π 2 f 2 d

v = 2π f ds/2ζ ; s/2ζ

(5)

d, v, a Amplituden der Durchbiegung bzw. Geschwindigkeit bzw. Beschleunigung in Feldmitte

Bild 8.7.2-13 Kritische Frequenzbereiche für Fußgängerbrücken, die durch Frequenzabstimmung vermieden werden können

8.7 Spezielle Probleme

ds f

ζ

Statische Durchbiegung infolge ΔG Eigenfrequenz der Brücke und Frequenz der maßgebenden Harmonischen mit der Amplitude ΔG Dämpfungsmaß

Die Einwirkung mehrerer Personen kann durch die Multiplikation bei regelloser Einwirkung mit dem Faktor m und bei synchroner Einwirkung mit der Anzahl der Personen n erfasst werden (s. Abschnitt 8.7.2.3.3). Anleitungen zu Berechnungen mit Berücksichtigung des Einschwingvorgangs und weiterer Einflüsse werden z. B. in [Bachmann, 1997] und [Grundmann, 1993] gegeben. Natürlich können auch übliche Computerprogramme eingesetzt werden; dabei empfiehlt sich aber immer eine Überprüfung der Resultate durch einfache Handrechnungen, die ja auch den Überblick und das Verständnis der Zusammenhänge fördern und damit helfen, grobe Fehler zu vermeiden. In jedem Fall besteht eine sehr wichtige direkte Abhängigkeit der Rechenergebnisse vom Dämpfungsmaß ζ. Dieses ist oft sehr schwierig genauer vorherzusagen und muss deshalb vorsichtig angenommen werden (Tabelle 8.7.2-2), was die Nützlichkeit einer „genauen“ Schwingungsberechnung erheblich beeinträchtigen kann. Der Vergleich der berechneten Amplituden mit Anhaltswerten zeigt, ob Maßnahmen wie Erhöhung der Steifigkeit usw. ergriffen werden müssen. Hiermit kann versucht werden, die Amplituden auf ein akzeptables Maß zu begrenzen. Erfahrungen haben gezeigt, dass bei Fußgängerbrücken mit einer vertikalen Grundfrequenz von etwa 2 Hz die Berechnung einer erzwungenen Schwingung mit Amplitudenbegrenzung meist zu ähnlichen Ergebnissen führt wie eine Frequenzabstimmung. Differenziertere Erkenntnisse sind eher bei Brücken mit höheren Eigenfrequenzen zu erwarten. Z. B. kann bei Stahl- und Verbundbrücken mit einer vertikalen Grundfrequenz im Bereich zwischen

699

etwa 3,5 und 4,5 Hz und niedriger Dämpfung mit der Berechnung einer erzwungenen Schwingung zu klären versucht werden, ob Veränderungen bei der Steifigkeit wie Vergrößerung der Querschnittsabmessungen usw. angezeigt sind. Als Sondermaßnahmen kommen vor allem unkonventionelle Versteifungen in Frage, die natürlich meistens die Eigenfrequenzen erhöhen, z. B. x nur für Nutzlasten wirksame Einspannung des Hauptträgers bei einem oder mehreren Widerlagern x Anbringen eines steiferen Geländers („Gebrauchstauglichkeits-Tragwerk“) x Seilabspannungen (vertikal, horizontal oder schräg) Eine Erhöhung der Dämpfung durch Veränderungen am Tragwerk, an Verbindungen, an Lagern usw. kann ebenfalls in Betracht gezogen werden, doch stehen dem meist erhebliche praktische Schwierigkeiten entgegen. Hingegen kann der Einsatz von Schwingungstilgern eine wirksame und kostengünstige Alternative sein.

8.7.2.3.9 Beruhigung durch Schwingungstilger Tilger sind Massen-Feder-Dämpfer, die bezüglich ihrer Eigenfrequenz und Dämpfung genau abgestimmt sein müssen auf die dynamischen Eigenschaften des zu beruhigenden Tragwerks. Tilger können verwendet werden für die x Schwingungssanierung von bestehenden Brücken x Planung und dynamische Bemessung von neuen Brücken Ein Tilger ist also ein schwingendes Zusatzsystem, das an ein schwingendes Hauptsystem angebracht wird. Er besteht aus einer Masse, einer Feder und einem Dämpfer (oder mehreren parallelen Federn und Dämpfern). Eine gute Abstimmung der Til-

700

gerfrequenz bewirkt Trägheitskräfte der Tilgermasse, die den auf das Hauptsystem einwirkenden dynamischen Kräften entgegenwirken und dessen Resonanzschwingungen erheblich reduzieren können. Während also die Schwingungsamplituden des Hauptsystems wesentlich verringert werden, sind große Verschiebungsamplituden des Zusatzsystems erforderlich. Die durch die dynamische Einwirkung zugeführte Energie geht zu einem großen Teil in den stark schwingenden Tilger; sie wird vor allem im oder den Dämpfern des Tilgers dissipiert. In den allermeisten Fällen sind die Schwingungen in einer bestimmten Eigenfrequenz des Hauptsystems problematisch und müssen reduziert werden. Das Hauptsystem kann dann als äquivalenter Einmassenschwinger mit der entsprechenden modalen Masse usw. modelliert werden. Zusammen mit dem Zusatzsystem ergibt sich ein 2-Massen Schwinger gemäß Bild 8.7.2-14. Dabei bedeuten: mt Tilgermasse ms Modale Masse des Hauptsystems (Brücke) kt, s Federkonstante des Tilgers bzw. Hauptsystems ct, s Dämpfungskonstante des Tilgers bzw. Hauptsystems mit Dämpfungsmaß ζ t = ct /(2 kt /mt ) bzw.

Bild 8.7.2-14 Dynamisches Modell des Hauptsystems (Tragwerk) mit Tilger [Bachmann, 1997]

8 Berechnung

ζ s = cs /(2 ks /ms ) xt, s Verschiebung der Tilgermasse bzw. modalen Masse des Hauptsystems Für die beiden Massen können die Bewegungs-Differentialgleichung des Gleichgewichts aufgestellt und das gekoppelte Gleichungssystem gelöst werden [Bachmann, 1997] [Bachmann/Weber, 1995]. Die Ausdrücke für die optimale Eigenfrequenz fopt und die optimale Dämpfung ζopt des Tilgers ergeben sich zu f opt =

fs 3(mt /ms ) ; ζ opt = 1 + mt /ms 8 (1 + mt /ms )3 (6)

mit den Eigenfrequenzen f s = ks /ms /(2π ) des Hauptsystems und f t = k t /mt / (2 π ) des Tilgers. Die optimale Eigenfrequenz des Tilgers ist somit etwas kleiner als die Eigenfrequenz des Hauptsystems (≈ 95 bis 99%), und sie ist – wie auch die optimale Dämpfung – abhängig vom Massenverhältnis mt/ms , das zweckmäßigerweise etwa im Bereich von 0,01 bis 0,05 gewählt wird. Bemessungshilfen sind in [Bachmann/Weber, 1995] gegeben.

Bild 8.7.2-15 Beispiel für den Einfluss des Dämpfungsmaßes eines Tilgers auf die Schwingungen des Hauptsystems [Bachmann, 1997]

8.7 Spezielle Probleme

Berechnungen von Resonanzkurven zeigen, dass die maximalen Amplituden des Hauptsystems durch einen Tilger wesentlich reduziert werden können, die Reduktion ist jedoch sehr empfindlich auf kleine Änderungen der Tilgerfrequenz ft; diese muss daher möglichst gut mit der optimalen Frequenz fopt übereinstimmen. Demgegenüber haben auch erhebliche Abweichungen der Tilgerdämpfung ζt von der optimalen Dämpfung ζopt relativ geringe Folgen, wie aus Bild 8.7.2-15 ersehen werden kann. Im dargestellten Fall liegt ζopt bei 9%. Sowohl für erheblich zu kleine (3%) als auch für zu große (15%) Dämpfung ist die Reduktion der Schwingungen des Hauptsystems durch den Tilger immer noch beträchtlich. Für die Anwendung von Tilgern zur Schwingungsberuhigung von Fußgängerbrücken können die folgenden praktischen Hinweise nützlich sein: x Ein Schwingungstilger vom oben dargestellten Typ ist nur in einem engen Frequenzband wirksam und wenn er auf eine bestimmte Eigenfrequenz des zu beruhigenden Systems abgestimmt ist. Er arbeitet nicht befriedigend, sofern das Hauptsystem mehrere Eigenfrequenzen nahe beieinander aufweist (z. B. Biegeund Torsions-Grundfrequenz), die durch die dynamische Einwirkung angeregt werden. x Ein Tilger ist umso wirksamer, je größer die Tilgermasse verglichen mit der modalen Masse des Hauptsystems und je kleiner die Dämpfung des Hauptsystems ist. Tilger sind daher besonders effizient bei Stahl- und Verbundbrücken, die im Vergleich zu Betonbrücken im Allgemeinen eine geringere Masse und eine kleinere Dämpfung haben und deshalb besonders schwingungsanfällig sein können. x Die Verschiebungsamplituden der Tilgermasse müssen durch Berechnungen

701

überprüft werden [Bachmann/Weber, 1995], und es muss dafür genügend Platz (inkl. Reserve für den Fall übermäßiger Einwirkungen) vorgesehen werden. x Die Feinabstimmung eines Tilgers (Frequenz) muss nicht nur bei dessen Herstellung in der Werkstätte sondern auch am Bauwerk – meist am besten durch Beifügen oder Wegnehmen von kleinen Teilen der Tilgermasse und weniger durch Veränderung der Tilgerfedern – vorgenommen werden können. Denn Berechnungsergebnisse zu Bauwerk und Tilger weichen oft von den wirklichen Werten ab, und insbesondere die Bauwerksfrequenzen können sich mit der Zeit verändern, z. B. durch den Einbau eines neuen Belags oder Geländers, durch Veränderung der Steifigkeit von Betonträgern durch Rissebildung usw. Tilger sollten deshalb auch stets so platziert und montiert werden, dass sie für Kontrollen und eine Neu-Abstimmung möglichst gut zugänglich sind. Beispiel: Eine Fußgänger und Radfahrerbrücke in Dietikon bei Zürich ist als Durchlaufträger aus Stahl über 4 Felder mit einer Hauptspannweite von 25 m und einer lichten Breite von 2,5 m ausgebildet [Bachmann, 1992]. Bild 8.7.2-16 zeigt eine Ansicht. Der Geh- und Fahrweg wird durch quadratische vorfabrizierte Stahlbetonplatten gebildet, die auf Neopreneplatten auf den Querträgern aufgelagert sind. Nach der Inbetriebnahme zeigten sich starke Schwingungen bereits beim Passieren von einzelnen Fußgängern und geringere aber gut spürbare Schwingungen auch bei der Überfahrt einzelner Radfahrer. Eine dynamische Untersuchung ergab eine Grundfrequenz von 2,48 Hz; diese lag also über dem nach den Regeln der Frequenzabstimmung „verbotenen“ Bereich (Abschnitt 8.7.2.3.7 und Bild 8.7.2-13). Die ausgeprägte Schwingungsanfälligkeit erklärte sich aus der extrem niedrigen Dämpfung. Das Dämpfungsmaß betrug nur 0,23% bei

702

8 Berechnung

Bild 8.7.2-16 Fußgänger und Radfahrerbrücke aus Stahl mit niedriger Dämpfung und entsprechend starken Schwingungen [Bachmann, 1992]

Bild 8.7.2-17 Schwingungstilger zur dynamischen Sanierung der Brücke von Bild 8.7.2-16 [Bachmann, 1992]

einer Beschleunigung von ≈ 1 m/s2 und 0,40% bei ≈ 4 m/s2; somit war fast nur Materialdämpfung (Stahl) und nur eine geringe Systemdämpfung (Verbindungen, Lager, usw.) vorhanden. Durch eine an Ort hüpfende Person konnten Brückenschwingungen mit einer Beschleunigung in Brückenmitte von ≈ 9 m/s2 (!) erzielt werden. Das sind 90% der Erdbeschleunigung. Bei 100% (gemittelt) wäre

das Eigengewicht kompensiert gewesen, die Brücke hätte von ihren Auflagern abgehoben und einen eigentlichen Luftsprung gemacht, wie das in anderen Fällen schon vorkam. Die Dynamische Sanierung erfolgte durch 2 Schwingungstilger (Bild 8.7.2-17) von schmaler Bauart, die in der Mitte der Hauptspannweite an der Innenseite der Stahlträger angebracht und mit einer Blechverschalung

8.7 Spezielle Probleme

703

Bild 8.7.2-18 Schwingungen der Brücke von Bild 8.7.2-15 durch Hüpfen einer Person mit blockierten und mit aktiven Tilgern [Bachmann, 1992]

versehen wurden. Die Tilger sind somit von der Gehwegplatte her für Kontrollen usw. gut zugänglich. Bild 8.7.2-18 zeigt die Brückenschwingungen beim Hüpfen einer Person, mit blockierten und mit aktiven Tilgern. Die Tilger sind in diesem Fall äußerst effizient: Sie reduzieren die Schwingungen um etwa den Faktor 20 auf einen Wert von ≈ 0,5 m/s2 (≈Anhaltswert). Die Tilgertechnik wird in Zukunft eine noch größere Bedeutung erlangen. Unter anderem dürften auch Tilgersysteme wichtig werden, bei denen auf einfache z. B. elektromagnetische Weise die Federsteifigkeit und das Dämpfungsmaß verändert und somit z. B. Eigenschwingungen des Hauptsystems mit unterschiedlichen Frequenzen durch einen einzigen Tilger gedämpft werden können. Hinweise dazu sind in [Footbridge, 2002] zu finden.

der dreieckförmigen Untersysteme aus Brückenträger, Pylon und Seil ein zumindest in vertikaler Richtung vergleichsweise steifes und entsprechend schwingungsunempfindliches System [Petersen, 2001]. Die Schrägkabel selbst hingegen sind wegen ihrer oft großen Länge (Schlankheit) und geringen Dämpfung als stark schwingungsanfällige Bauteile einzustufen. Als Seile (Kabel) kommen vor allem zwei verschiedene Arten zum Einsatz:

8.7.2.4 Schrägkabel

8.7.2.4.2 Dynamische Einwirkungen

8.7.2.4.1 Problemstellung

Als Schwingungsanregung der Schrägkabel kommen winddynamische Phänomene und Fußpunktanregung in Betracht. Durch Wind können infolge alternierender Wirbelablösung Querschwingungen in der Grundschwingungsform als auch in höheren Eigenschwingungsformen (mit mehreren Knoten) erzeugt werden. Solche Schwingungen sind eher bei dünnen kur-

Im Großbrückenbau und bei Fußgängerbrücken werden vermehrt Konstruktionen mit Schrägkabelen – auch Schrägkabel genannt – verwendet. Im Vergleich zu Hängebrücken, die vor allem durch Windeinwirkung zu Schwingungen angeregt werden können, sind Schrägkabelbrücken wegen

x Verschlossene Spiralseile aus mehreren Lagen von Rund- und Z-Drähten ohne Hüllrohr x Parallel-Draht und -Litzen-Bündel aus Runddrähten in einem dickwandigen Kunststoff- oder Stahlrohr, verpresst mit Zementmörtel oder Epoxydharz usw. zwecks Versteifung bzw. Korrosionsschutz.

704

zen Seilen – z. B. von Fußgängerbrücken – zu erwarten [Petersen, 2001]. Bei langen schwereren und dickeren Seilen, wie sie im Großbrückenbau verwendet werden, sind die Anregungskräfte zu klein. Die kritischen Windgeschwindigkeiten nehmen mit dem Durchmesser und der Eigenfrequenz der Seile zu und können – auch wegen der höheren Eigenschwingungsformen – im ganzen Spektrum üblicher Windgeschwindigkeiten liegen. Eher seltener, weil nur bei eng benachbarten parallelen Seilen (Abstand ≤ 3- bis 4-fachem Seildurchmesser) von Bedeutung, sind die Phänomene Buffeting (Puffern infolge Nachlaufturbulenz) und bestimmte Arten von Galloping. Hingegen treten immer wieder Fälle mit durch Regen und Wind induzierten Seilschwingungen („Regen-Wind-Galloping“) auf. Diese setzen ganz bestimmte Wetterbedingungen hinsichtlich Regenintensität (nicht zu hoch) sowie Windstärke und -richtung in Bezug zum Seil voraus. Es handelt sich um komplizierte, selbst angefachte bzw. gesteuerte Vorgänge mit den am Seil ablaufenden Regenrinnsalen. Bei Wind und Regen in Richtung der vertikalen Seilebene wird ab einer gewissen Windgeschwindigkeit das Regenrinnsal zweigeteilt. Setzen horizontale Schwingungen ein, so führen die beiden Regenrinnsale eine pendelnde Bewegung auf der kreiszylindrischen Oberfläche aus, d. h.

8 Berechnung

der umströmte Querschnitt verändert sich im Rhythmus der Schwingungsfrequenz. Bei noch höherer Windgeschwindigkeit werden die Rinnsale am Seilquerschnitt weiter nach oben getrieben, und es entsteht durch die Auf- und Abtriebskräfte aus den Winddruckdifferenzen eine vertikale Seilschwingung. Bild 8.7.2-19 zeigt die Verhältnisse mit von links nach rechts zunehmender Windgeschwindigkeit. Bei Wind und Regen rechtwinklig zur Seilebene treten ähnliche Phänomene auf [Petersen, 2001]. Für die Fußpunkterregung von Schrägkabeln sind vor allem Schwingungen des Brückenträgers infolge Fahr- oder Fußgängerverkehr verantwortlich, es können aber auch solche des Brückenträgers oder des Pylons durch Windeinwirkung sein. Fällt die Frequenz des schwingenden Brückenträgers oder Pylons mit einer Eigenfrequenz des Seils zusammen, kann Resonanz auftreten. Auch die Anregung einer Seilfrequenz durch die 2. Harmonische des zeitlichen Verlaufs der Brückenbewegung ist möglich. 8.7.2.4.3 Dynamische Eigenschaften von Schrägkabeln Wegen des geringen Einflusses der Biegesteifigkeit kann ein Seil näherungsweise wie eine Saite behandelt werden. Die Eigenfrequenzen ergeben sich aus

Bild 8.7.2-19 Phänomene bei durch Regen und Wind induzierten horizontalen bzw. vertikalen Schwingungen mit von links nach rechts zunehmender Windgeschwindigkeit [Petersen, 2001]

8.7 Spezielle Probleme

fn =

n 2l

S μ

705

(7)

S Seilkraft μ Massenbelegung l Seillänge n = 1, 2, 3… Nr. der Eigenform (n + 1 = Anzahl der Schwingungsknoten) Die Dämpfung bei Biegeschwingungen ist im Falle von verschlossenen Seilen sehr klein; das Dämpfungsmaß ζ (Grundschwingungsform) liegt in der Größenordnung von nur 0,1%. Bei Parallel-Draht und -Litzen -Bündeln liegt es wegen des Hüllrohrs und der Verpressung höher.

8.7.2.4.4 Schwingungsverhalten von Seilen Bei langen Seilen sind schon häufig Auslenkungen im Dezimeterbereich und seltener bis etwa 1 Meter (!) beobachtet worden. Solche – aber auch schon viel kleinere – Amplituden können eine sehr ungünstige Ermüdungsbeanspruchung bewirken. Besonders gefährdet sind die Verankerungsbereiche, wo eine Hin- und Herbiegung des Seils zu der dort ohnehin vorhandenen mehraxigen Beanspruchung hinzukommt. Dies hat schon oft zu Ermüdungsbrüchen und der Notwendigkeit einer Auswechslung der Seile geführt.

8.7.2.4.5 Maßnahmen gegen Seilschwingungen Es wurden schon zahlreiche verschiedene konstruktive Maßnahmen zur Reduktion von Seilschwingungen vorgeschlagen und realisiert. Anzustreben sind x Geometrische Begrenzung der Seilbiegung bei der Verankerung, x Energiedissipation durch Dämpfungselemente. Beides kann verwirklicht werden z. B. durch das Anbringen eines Stahlrohrs mit einem ringförmigen Neoprene-Dämpfer (Bild 8.7.2-20 links). Eine andere Möglichkeit, besonders bei langen Seilen, ist deren Abstützung mit handelsüblichen Stoßdämpfern in 2 bis 4 m Entfernung von der Verankerung (Bild 8.7.2-20 rechts). Dabei ist allerdings der Platzbedarf bzw. ein allfälliger Verlust an Brückenbreite zu beachten. Oft werden auch übereinander liegende Seile untereinander verbunden. Die Verbindungsseile können bezüglich der Schwingungen der Tragseile als „Störseile“ bezeichnet werden. Bild 8.7.2-21 zeigt unterschiedliche mögliche Anordnungen, die jeweils ihre Vor- und Nachteile aufweisen. Gemeinsam ist, dass bei Schwingungen eines Tragseils die Nachbarseile in die Bewegungen miteinbezogen werden. Wegen der unterschiedlichen Längen und Seil-

Bild 8.7.2-20 Reduktion von Seilschwingungen durch a) Neoprene-Dämpfer in Stahlrohr oder b) handelsübliche Stossdämpfer [Petersen, 2001]

706

Bild 8.7.2-21 Unterschiedliche Anordnungen von „Störseilen“ [Petersen, 2001]

kräfte sind die Eigenfrequenzen verschieden, es treten Verstimmungs- und Dämpfungseffekte auf. Weitere Ideen und Hinweise zu möglichen Maßnahmen gegen Seilschwingungen enthält das ausgezeichnete Buch [Petersen, 2001].

8.7.3 Erdbebenbeanspruchung

Masaaki Hoshino und Ekkehard Fehling 8.7.3.1 Einleitung Der Lastfall Erdbeben darf beim Entwurf von Brücken in Gebieten mit Erdbebengefährdung keinesfalls vernachlässigt werden. Anders als Verkehrs- und Eigengewichtslasten, die in senkrechter Richtung einwirken, entstehen aus der Erdbebenbeanspruchung vordringlich Verformungen und Lasten in horizontaler Richtung, die für die Bemessung von Brückenbauteilen maßgebend werden können. In der Regel ist dies besonders für die Bemessung von Lagern, Pfeilern und Fundamenten der Fall. Im Allgemeinen wird der Überbau von Balkenbrücken in Massivbauweise durch Erdbeben nicht gefährdet. Auch der Überbau von Balkenbrücken und Fachwerkbrücken in Stahlbauweise wird normalerweise, außer in Hinsicht auf die Querverbände, durch Erdbeben nicht maßgeblich beansprucht. Sofern allerdings längsfeste Lager nur an einem Brückenwiderlager angeord-

8 Berechnung

net werden, können dort in Längsrichtung sehr große Trägheitskräfte abzutragen sein, die durch die gesamte Massenträgheit des Überbaus bestimmt werden. Dadurch kann bei Stahlbalkenbrücken Beulen der Stege beziehungsweise der Unterflansche eintreten. Bei Fachwerkbrücken kann die Gefahr des Ausknickens der dort meist sonst sehr schwach bemessenen Untergurtstäbe eintreten. In Erdbebengebieten ist in letzter Zeit allerdings die Lagerungsvariante mit längsfester Lageranordnung an einem Brückenwiderlager immer seltener angewendet worden. In Gebieten starker Seismizität ist es besonders wichtig, dass die vom Erdbeben erzwungenen Verschiebungen des Überbaus an den beweglichen Lagern aufgenommen werden können, ohne dass ein Lager versagt oder der Überbau vom Auflager herabfällt. Das dynamische Verhalten von Großbrücken, insbesondere Rahmenbrücken, aufgeständerten oder durchdringenden Bogenbrücken sowie von Schrägkabel- und Hängebrücken unterscheidet sich vom Verhalten der Balkenbrücken und ist im Allgemeinen komplexer. Daher können hierfür kaum verallgemeinernde Aussagen gemacht werden, so dass die Erdbebensicherheit bei solchen Brücken im Einzelfall genauer zu untersuchen ist.

8.7.3.2 Charakteristik von Erdbeben Obwohl Erdbeben durch verschiedene Ursachen hervorgerufen werden können, sind Bruchvorgänge an den Rändern der sich gegeneinander bewegenden tektonischen Platten als am wichtigsten anzusehen. Nach der Lehre der Plattentektonik, deren Ursprung auf eine schon im Jahre 1912 erschienene Veröffentlichung von Alfred Wegener zurückgeht, besteht die Erdrinde aus rund zwölf Platten. Besonders starke Erdbebenaktivität ist entlang des

8.7 Spezielle Probleme

707

Rands der Pazifischen Platte zu verzeichnen, wovon Staaten wie Chile, Mexiko, USA, Japan, Taiwan, die Philippinen und Neuseeland besonders betroffen sind. Die freigesetzte Energie von dort registrierten Erdbeben soll etwa 75% der bei Erdbeben in der gesamten Welt freigesetzten Energie betragen. Die zweite wichtige Erdbebenzone verläuft von der Himalaja-Region über den Iran und die Türkei bis zum Mittelmeerbereich. Ein Erdbeben kann durch eine Reihe charakteristischer Parameter gekennzeichnet werden. Dazu gehören x die geographische Lage des Epizentrums, x die Magnitude und x die Intensität. Das Epizentrum ist als die Projektion des Orts des Anfangspunkts des Bruchs/Herds auf die Erdoberfläche definiert. Die Magnitude ist ein Maß für die Stärke eines Erdbebens. Dafür gibt es mehrere Definitionen. Ursprünglich schlug C. F. Richter folgende Gleichung vor: ML = log A – log A0

(1)

Hier bedeutet ML die in logarithmischer Skala angegebene sogenannte lokale Magnitude, A die maximale Amplitude der an einem 100 km von Epizentrum entfernten Ort mit Hilfe eines Wood-Anderson-Seismographen registrierten Bodenbewegung in Mikrometern (1 μ = 10–6 m) und log A0 einen Korrekturwert als Funktion der Entfernung für den Fall, dass sich das Instrument in anderer Entfernung als 100 km vom Epizentrum befindet. Später wurden andere Definitionen für die Magnitude vorgeschlagen, so zum Beispiel die Oberflächenwellenmagnitude Ms , die Raumwellenmagnitude Mb , die Momentenmagnitude Mw , wobei versucht wurde, dass diese Kennwerte im Prinzip mit ML in Einklang stehen. Mit der Magnitude M steht die freiwerdende Gesamtenergie eines Erdbebens

nach C. F. Richter in folgendem, empirisch ermittelten, Zusammenhang: log E [Nm] = 4,8 + 1,5 M

(2)

Die Kenntnis der Erdbeben-Magnitude allein genügt allerdings nicht, um das mögliche Ausmaß von Schäden an Baukonstruktionen an einem bestimmten Ort zu beurteilen. Das Schadensausmaß wird sehr stark vom Übertragungsweg der vom Erdbeben verursachten Wellen und mithin in erster Linie von der Entfernung zum Epizentrum mitbestimmt. Aus diesem Grund wurde der Begriff der Erdbebenintensität eingeführt. Er stellt ein Maß für die Bodenbewegung an beliebigen Orten dar. In der Regel ist festzustellen, dass die Intensität mit steigendem Abstand vom Epizentrum abnimmt. Jedoch gibt es davon auch Ausnahmen, wie der Fall des Mexiko-Erdbebens von 1985 zeigt, bei dem sich schwere Schäden an Hochhäusern im 400 km vom Epizentrum entfernten Mexiko-City ereigneten. Verantwortlich dafür war der von einem ausgetrockneten ehemaligen See herrührende weiche Baugrund von MexikoCity, der bestimmte Schwingungen bevorzugt auf die Erdoberfläche übertragen hat. Als Maßstab der Intensität wird häufig die Modifizierte Mercalli-Intensität (MMI) benutzt, die eine Skala von 12 Stufen (I – XII) verwendet. In Japan ist die von der Japan Meteorological Agency (JMA) eingeführte Skala mit 9 Stufen (1–7 einschließlich der geteilten Stufen 5 und 6) üblich. Mittlerweile wird, besonders in Europa, vermehrt die 12 stufige EMS-Skala (European Macroseismic Scale) verwendet, die eine Weiterentwicklung der MMI-Skala darstellt.

8.7.3.3 Antwortspektrum Die obengenannten Erdbebenkennwerte wie Magnitude und Intensität allein gestatten noch kein näheres Verständnis für das

708

dynamische Verhalten einer Konstruktion im Erdbebenfall. Diese ist nicht nur von der am Standort des Bauwerks geltenden Intensität des Erdbebens abhängig, sondern auch davon, welche Schwingungsfrequenzen in der vom Erdbeben verursachten Bodenbewegung enthalten sind. Dazu wurden seit den Dreißiger-Jahren des vorigen Jahrhunderts Seismographen an vielen Orten der Erde angeordnet, um insbesondere Starkbeben-Ereignisse aufzeichnen zu können. Man begann damit in den USA, worauf dann Japan und Mexiko folgten. Mit den so erhaltenen Aufzeichnungen – den Seismogrammen – standen genauere Informationen über die Bodenbewegung während des jeweiligen Erdbebens zur Verfügung. Mit Hilfe der Transformation der gemessenen Zeitverläufe in Fourierspektren im Frequenzbereich ist es dann möglich, diejenigen Spektralanteile der Bodenbewegung zu erkennen, die das dynamische Antwortverhalten eines Bauwerks besonders beeinflussen. Für die Ingenieurpraxis hat sich das sogenannte Antwortspektrum als Hilfsmittel für die Bemessung durchgesetzt. Es soll nachfolgend erläutert werden. Das Antwortspektrum stellt die maximale Antwort eines Einmassenschwingers mit variierter Eigenschwingzeit T infolge der Bodenbewegung während eines Erdbebens dar. Da in der Regel das Vorzeichen

8 Berechnung

der Antwortschwingung nicht interessiert, wird für das Antwortspektrum der betragsmäßig größte Wert der Antwort verwendet, wobei es sich dabei um eine Verschiebung, eine Geschwindigkeit oder Beschleunigung handeln kann. Dementsprechend wird von einem Verschiebungs-, Geschwindigkeitsoder Beschleunigungsantwortspektrum gesprochen. Für den Einmassenschwinger (Bild 8.7.3-1) gilt folgende Differentialgleichung: mx + cu + ku = 0

(3)

wobei m die Masse, x die absolute Verschiebung, c den Dämpfungskoeffizienten, u die relative Verschiebung und k die Federkonstante darstellen. Weil x = u + ug (t )

(4)

ist, kann Gl. (3) wie folgt umgeschrieben werden: mü + cu˙ + ku = –müg (t)

(5)

wobei ug (t) der Zeitverlauf der Bodenbewegung infolge des Erdbebens und deshalb u∙∙g (t) der Beschleunigungszeitverlauf ist. Durch Einführung der Eigenkreisfrequenz ω = √61 k/m und des Dämpfungsmaßes ζ = c/2mω erhält man aus der Gl. (5):  + 2ζω u + ω 2u = − u g(t ) u

(6)

Die Antwort des Schwingers infolge der Bodenbeschleunigung üg (t) kann beispielsweise mit Hilfe des Duhamel-Integrals bestimmt werden: u( t) = −

1 ωd

t

∫

0

− mug (τ )e −ζω( t −τ ) sin ωd (t − τ ) dτ (7)

Bild 8.7.3-1 Einmassenschwinger

wobei ωd die Eigenkreisfrequenz der gedämpften Schwingung ist. Wird für kleine Dämpfungsmaße näherungsweise ω = ωd angenommen, ergibt sich schließlich die Antwort des Einmassenschwingers:

8.7 Spezielle Probleme

u( t) = − 1 − ω

t

1 ω

709

t

∫

0

∫ − mug (τ ) e −ζω (t −τ ) sin ω (t − τ ) dτ (8)

0

Entsprechend können die Zeitverläufe der Relativgeschwindigkeit und der Beschleunigung sowie die entsprechenden Antwortspektren Sd für die (Relativ-)Verschiebung, Sv für die (Relativ-)Geschwindigkeit und Sa für die Beschleunigung berechnet werden. Dabei stehen die Indizes d für „displacement“, v für „velocity“ und a für „acceleration“. Setzt man näherungsweise voraus, dass der zur maximalen Antwort gehörende Schwingungs-Halbzyklus einer Sinushalbwelle entspricht, so kann man einen einfachen Zusammenhang zwischen den Antwortspektren für diese drei Größen herstellen. Dann lässt sich nämlich schreiben: u max = Sd (ζ , ω ) = |u(ζ ,ω , t)|max =

1 Sv (ζ , ω ) ω

(9)

Das so erhaltene Verschiebungsantwortspektrum, das auch als ein Maß der Erdbebenintensität betrachtet werden kann, wird als Pseudo-Verschiebungs-Antwortspektrum bezeichnet, da es den Maximalwert des Verschiebungszeitverlaufs im Allgemeinfall nicht völlig exakt angibt. In analoger Weise lässt sich auch die Pseudobeschleunigung Spa berechnen: Spa = ω Sv = ω 2 Sd ≈ Sa

(10)

Sa beziehungsweise Spa können als Maßstab für die im Schwinger entwickelte maximale Federkraft Fs, max angesehen werden, da Fs ,max = kSd = ω 2 mSd = mSa

(11)

ist. Jede der oben erwähnten Spektralantworten ist eine Funktion des Dämpfungsmaßes ζ und der Eigenkreisfrequenz ω, so dass sie über der Eigenschwingzeit T (= 2 π/ω) in

einem Diagramm mit ζ als Parameter abgebildet werden können. Antwortspektren sind damit nicht nur als Hilfsmittel für die Bemessung von Bauwerken und die Überprüfung ihrer Erdbebenwiderstandsfähigkeit von Bedeutung, wie später erläutert wird, sondern sie spiegeln ganz besonders gut die dynamische Charakteristik eines Erdbebens in ihrer Auswirkung auf die Schwingungsantwort eines Bauwerks. Ein Beispiel ist im Bild 8.7.3-2 dargestellt [Committee for Steel Structures, 1999]. Das Antwortspektrum darf jedoch nicht mit dem Fourier-Spektrum der Schwingungsantwort eines Einmassenschwingers (vorgegebener Eigenfrequenz) auf ein Erdbeben verwechselt werden. So ist zum Beispiel der Wert des Beschleunigungs-Antwortspektrums Sa für T = 0 nicht null, wie es bei einem Fourier-Spektrum für ω o∞ gelten würde, was formal T o0 entspräche. Das Antwortspektrum liefert für diesen Fall die Antwort eines vollkommen starren Schwingers, der als Maximalbeschleunigung den betragsmäßigen Maximalwert der Bodenbeschleunigung aufweist.

8.7.3.4 Erdbebenbeanspruchung beim Entwurf von Brückenbauwerken Obwohl die Einwirkung von Erdbeben sehr oft durch den Ansatz von horizontalen Kräften (Lasten) erfasst wird, stellt das Erdbeben genaugenommen nicht eine Krafteinwirkung dar, sondern eine dem Bauwerk über die Gründung aufgezwungene Bewegung des Baugrunds. Um für den erdbebensicheren Entwurf von Brücken hieraus die auftretenden Bemessungskräfte sowie Verformungen bestimmen zu können, müssen dem für die Tragwerksplanung verantwortlichen Ingenieur unbedingt geeignete Beschreibungen der zu erwartenden Erdbeben zur Verfügung stehen, was in Form von Zeitverläufen der Bodenbeschleunigung oder durch Antwortspektren

710

8 Berechnung

Bild 8.7.3-2 Beschleunigungszeitverlauf und dazugehörige Antwortspektren (Hyogo-ken Nanbu Erdbeben 1995, Kobe Marine Observatory)

geschehen kann. Dies stellt allerdings manchmal eine Schwierigkeit dar, weil es für viele Standorte an ausreichenden Daten mangelt. Insbesondere sind Messungen der Zeitverläufe von Starkbeben vielfach nicht in ausreichendem Maße verfügbar, um Erdbeben als statistisch zu erfassende Ereignisse mit genügender Aussagesicherheit zu charakterisieren. Angesichts dieser Problematik bemüht man sich, unter Einbeziehung seismologischer Erkenntnisse möglichst geeignete Erdbeben für die Berechnung einer Konstruktion für den Erdbebenfall zugrunde zu legen. So können an anderen Orten gemessene Erdbebenzeitverläufe oder ihre Spek-

tren für einen bestimmten Bauwerksstandort von Nutzen sein, auch wenn für den Bauwerksstandort bisher keine Messungen von Erdbebenereignissen vorliegen. Dennoch ist nicht auszuschließen, dass sich ein Erdbeben mit einer Charakteristik, die man sich bisher nicht vorstellen konnte, ereignen wird, wie zum Beispiel das Hyogo-ken Nanbu Erdbeben von 1995 in Japan gezeigt hat. Obwohl ein starkes Erdbeben sich auf die Bemessung von nicht wenigen Bauteilen einer Brücke auswirken kann, ist zu berücksichtigen, dass die Eintrittswahrscheinlichkeit eines solchen Ereignisses während der erwarteten Lebenszeit einer Brücke

8.7 Spezielle Probleme

sehr gering ist. Aus ökonomischer Sicht ist es daher nicht vertretbar, Brückenbauwerke so zu dimensionieren, dass sie Starkbeben ohne jegliche Schädigung ertragen können. Es ist deshalb anerkannte Praxis, zum Beispiel in USA und Japan, zwei verschiedenartige Erdbebenereignisse in der Phase des Brückenentwurfs zugrunde zu legen. So wird als ein Ereignis ein während der Nutzungsdauer der Brücke höchstwahrscheinlich zu erwartendes Erdbeben für die Überprüfung der Gebrauchstauglichkeit zugrundegelegt. Das heißt, dass beim Eintreten eines solchen Erdbebenereignisses keine oder nur geringfügige, leicht reparierbare Schäden bei einer Brücke entstehen dürfen. Das andere Bemessungserdbeben soll das stärkste, am Bauwerksstandort zu erwartende seismische Ereignis repräsentieren und dient dazu, die Standsicherheit zu überprüfen. Dabei dürfen je nach Wichtigkeit der betroffenen Brücken entsprechend den in USA und Japan geltenden Regelwerken zwar leichte oder schwere Schäden hingenommen werden, nicht jedoch das Versagen des Tragwerks.

8.7.3.5 Dynamische Analyseverfahren für Erdbebenbeanspruchung Für die Berechnung der dynamischen Beanspruchung von Brücken infolge Erdbebeneinwirkung stehen mehrere Verfahren zur Verfügung. Dies sind x das Antwortspektrumverfahren, x das Verfahren mit Leistungsdichtespektren, x das Zeitverlaufsverfahren. Hier soll zunächst das Antwortspektrumverfahren erläutert werden. Wie in Abschnitt 8.7.3.4 erwähnt, ist die linear elastische Antwort eines Einmassenschwingers durch das Duhamelintegral berechenbar. Mittels der Antwortspektren sind maxima-

711

le Werte der Verschiebung, der Geschwindigkeit und der Beschleunigung bekannt. Damit lässt sich auch die auf den Schwinger einwirkende Kraft berechnen, woraus Spannungen bestimmt werden können. Dieses Vorgehen lässt sich auch für Strukturen mit mehreren Freiheitsgraden (multi-degree-of-freedom-systems, MDOF-systems) erweitern. Dabei wird die Methode der Modalanalyse verwendet. Für MDOF-Systeme mit n-Freiheitsgraden gilt folgende Differentialgleichung in Matrizenform: Mü + Cu˙ + Ku = –MIüg (t)

(12)

wobei M die Massenmatrix, C die Dämpfungsmatrix und K die Steifigkeitsmatrix sind. I ist eine aus eins oder null bestehende Matrix, v∙∙g die gegebene Bodenbeschleunigung. Die Matrix I ist nur an den Stellen mit dem Wert Eins besetzt, wo die Richtung des entsprechenden Maßfreiheitsgrads mit der Richtung der Bodenbewegung übereinstimmt. Dabei werden vernachlässigbare Massen (z. B. Drehmasse) im Allgemeinen nicht berücksichtigt, so dass in der Diagonale der Massenmatrix M teilweise auch Nullen auftreten können. In einem solchen Fall sind vorher und nachher einige Matrixoperationen nötig. Hier wird jedoch angenommen, dass mit jedem Freiheitsgrad auch eine Masse verbunden ist. Dann erhält man aus der Gleichung Mu∙∙ + Ku = 0

(13)

n-Eigenwerte (Eigenkreisfrequenzen ωi) und n-Eigenvektoren ␾i . Wenn angenommen wird, dass die Dämpfungsmatrix C so beschaffen ist, dass die Bedingung der Orthogonalität erfüllt ist und somit die aus den Eigenvektoren gebildete quadratische Modalmatrix ␾ normalisiert ist, entstehen aus Gl. (12) durch die Transformation zu normalisierten Koordinaten ξ folgende voneinander unabhängige n-Differentialgleichungen:

712

ξi + 2ζ iωiξi + ωi2 ξi = −␾Ti MIug

8 Berechnung

(14)

Ausgenommen, dass das Glied auf der rechten Seite mit –␾Ti MI multipliziert ist, ist diese Gleichung ihrer Form nach mit der Gl. (6) identisch. Deshalb ist der Zeitverlauf von ξi (t) mittels des Duhamelintegrals oder durch numerische Integration ermittelbar. Durch die Transformation ui = Ii ∙ ξi erhält man den der i-ten modalen Schwingung (Mode) entsprechenden Verschiebungsvektor ui (t). Summiert man ui (t) von i = 1 bis n, erhält man u (t). Jetzt sind alle Verschiebungen des Systems bekannt, so dass die Schnittkräfte berechnet werden können. Diese hier dargestellte Vorgehensweise nennt man die Methode der Modalanalyse. Beim oben erläuterten Verfahren wird nur die Antwort infolge eines spezifischen Erdbebens erhalten. Im Allgemeinen interessiert man sich bei der Überprüfung der Erdbebensicherheit einer Konstruktion nicht für den genauen zeitlichen Verlauf der Verschiebungen oder der Schnittkräfte, sondern nur für ihre maximalen Werte. Dafür ist das im Abschnitt 8.7.3.4. erläuterte Beschleunigungsantwortspektrum hilfreich. Aufgrund der Analogie der Gl. (14) mit der Gl. (6) kann ∙∙ man nun den maximalen Wert von ξi aus einem Beschleunigungs-Antwortspektrum direkt entnehmen, das vorher als die geglättete Einhüllende (Envelope) der aus vielen Seismogrammen berechneten Antwortspektren erhalten wurde. Derartige Antwortspektren sind in vielen einschlägigen Normen enthalten. Nach Division durch ωi2 erhält man den maximalen Wert von ξi . Durch die Transformation ui, max = ␾i ξt, max lässt sich der dem i-ten Mode entsprechende maximale Verschiebungsvektor ui, max bestimmen. Beim Summieren der Teilverschiebungsvektoren ui, max von i = 1 bis n entsteht eine Schwierigkeit, weil die betragsmäßigen Maxima der Zeitverläufe ui, max (i = 1, n)

im Allgemeinen nicht gleichzeitig, sondern zeitlich versetzt eintreten. Deshalb könnte das Summieren der absoluten Werte von ui, max zur Überschätzung der Antwort der Totalverschiebungen führen. In der Praxis wird deshalb öfter folgende Gleichung nach der Square Root of the Sum of Squares of modal responses (SRSS) Kombinationsregel verwendet: umas = 94 ∑ui2,mas

√

(15)

Eine ähnliche Gleichung gilt auch zwischen den aus ui, max berechneten Teilschnittkräften Fi, max und den daraus folgenden Totalschnittkräften Fmax . Über die SRSS-Regel hinaus gibt es auch andere Superpositionsregeln wie z. B. die CQC (Complete Quadratic Combination)- Regel, bei der berücksichtigt wird, dass die Schwingungsantworten in den einzelnen „Modes“ in der Regel statistisch nicht völlig unabhängig voneinander auftreten, sondern mit einem gewissen Maß an Korrelation. Das oben erläuterte Antwortspektrumverfahren ist nur für die linear-elastischen MDOF-Systeme anwendbar. Beim Zeitverlaufsverfahren kann dagegen das nicht linear-elastische Verhalten der MDOF-Systeme berücksichtigt werden. Dieses Verfahren beruht ebenso auf Gl. (12) wie das Antwortspektrumverfahren, jedoch ist dabei die Modalanalyse nicht erforderlich. Stattdessen wird eine numerische, schrittweise (von Zeitpunkt zu Zeitpunkt) zu berechnende Integration der Gl. (12) durchgeführt, um unmittelbar den unbekannten Verschiebungsvektor u zu ermitteln. Geometrische oder werkstoffbezogene (physikalische) Nichtlinearität kann beim Aufbau der Steifigkeitsmatrix K berücksichtigt werden. Weil das Werkstoffverhalten der Stahl- oder Betonbauteile während der im Erbebenfall zyklisch auftretenden Beanspruchung Hysterese-Effekte aufweist, kann die Matrix K in jedem Rechenschritt veränderlich sein. Das Zeitverlaufsverfahren ist

8.7 Spezielle Probleme

713

für die genauere Berechnung der Antwort der MDOF Systeme am besten geeignet, bezieht sich aber stets auf ein spezifisches Erdbeben. Dies muss als ein Nachteil des Verfahrens gewertet werden, da in der Praxis wegen der Vielfältigkeit der zu erwartenden Erdbeben eine ganze Reihe aufwändiger Antwortberechnungen mit verschiedenen Seismogrammen erforderlich sind.

8.7.3.6 Erdbebensicherer Entwurf von Brückenbauten in Japan [Japan Road Association, 1966 und Unjoh, 1999] Der Nachweis der Erdbebensicherheit von Brücken wird im Allgemeinen nach den einschlägigen Vorschriften durchgeführt, die für die Berechnung der auftretenden Bauteilbeanspruchungen insbesondere in Lagern, Pfeilern und Gründungen. In den „Design Specifications for Highway Bridges 1996“ der Japan Road Association sind, wie in Tabelle 8.7.3-1 dargestellt, zwei Bemessungs-Erdbeben festge-

legt, nämlich eins mit hoher und eins mit kleiner Eintretenswahrscheinlichkeit. Das zuletzt genannte ist weiter in zwei Typen (Typ I und Typ II) unterteilt. Die Bodenbewegung des Typs I repräsentiert an der Plattengrenze zu erwartende Starkbeben wie das Great Kanto Erdbeben 1923. Mit Typ II sollen die im Inland eintretenden, extremen Erdbeben wie das Hyogo-ken Nanbu Erdbeben 1995 berücksichtigt werden. Nach den in Japan geltenden Vorschriften ist die anzuwendende Analysemethode von der Wichtigkeit und der Komplexität der betroffenen Brücke und der Intensität der Bodenbewegung abhängig. Folgende Analysemethoden sind angegeben (Tabelle 8.7.3-1): x statische Methoden: – Ersatzkoeffizientenmethode für Bodenbewegung mit hoher Eintretenswahrscheinlichkeit anzuwenden – Duktilitätsüberprüfungsmethode für Bodenbewegung mit kleiner Eintretenswahrscheinlichkeit anzuwenden

Tabelle 8.7-3-1 Zu berücksichtigende Bodenbewegung, erforderliches Brückenverhalten (Performance) und Berechnungsmethode (Specifications for Highway Bridges 1996 der Japan Road Association [Japan Road Association, 1966]) Bodenbewegung

Brückenverhalten (Performance)

Berechnungsmethode

a

Bodenbewegung mit hoher Eintretenswahrscheinlichkeit

Bodenbewegung mit kleiner Eintretenswahrscheinlichkeit

normale Brücke (Typ A)

keine Schäden

ohne kritische Schäden

wichtige Brücke (Typ B)

keine Schäden

mit begrenzten Schäden

äquivalente statische Methode

Seismo koeffizientmethode

Duktilitätsüberprüfungsmethode

dynamische Methode a

Zeitverlaufmethode oder Antwortspektrummethode

Typ I (Erdbeben an der Plattengrenze)

Typ II (Erdbeben im Inland)

Nur für Brücken mit schwierig einzuschätzendem Antwortverhalten bei Erdbeben.

714

x dynamische Methoden: – Antwortspektrums-Verfahren oder Zeitverlaufsverfahren anzuwenden zusätzlich für Brücken, die während Erdbeben ein schwierig einzuschätzendes, komplexeres Antwortverhalten erwarten lassen. Zu den Brückentypen, die während Erdbeben ein schwierig einzuschätzendes, komplexeres Antwortverhalten erwarten lassen, gehören prinzipiell folgende Brücken: 1. Brücken, bei denen die das Antwortverhalten beherrschende Schwingungsmode sich von der bei der Ersatzkoeffizientenmethode oder der Duktilitätsüberprüfungsmethode vorgestellten Mode deutlich unterscheidet, 2. Brücken, bei denen mehr als eine Schwingungsmode entstehen, die ihre Antwort beherrschen, 3. Brücken, in denen plastische Gelenke in mehr als einer Stelle zu erwarten sind oder in denen wegen ihres komplizierten Konstruktionssystems nicht genau vorherzusagen ist, wo plastische Gelenke eintreten, 4. Brücken, bei denen die Anwendbarkeit des Energieäquivalentprinzips, das auf dem nichtlinearen zyklischen Kraft-Verformungsverhalten der Brücken oder ihrer Bauteile beruht, bisher nicht ausführlich untersucht ist. Konkrete Beispiele dafür sind Rahmenbrücken, aufgeständerte oder durchdringende Bogenbrücken, Schrägkabelbrücken und Hängebrücken. Dazu gehören auch Balkenbrücken mit langer Eigenperiode oder hohen Pfeilern sowie Brücken mit Pfeilern verschiedener Steifigkeit. Stark schiefwinklige und stark gekrümmte Brücken sind ebenfalls zu dieser Kategorie zu zählen, ebenso Brücken mit seismischer Isolation (Base-Isolation). Für Brücken mit Pfeilern in Stahlbauweise ohne Betonfüllung wird

8 Berechnung

auch die Anwendung der dynamischen Analysemethoden empfohlen. Die Ersatzkoeffizientenmethode ist die seit langem in Japan bewährte Bemessungsmethode. Dabei wird die Erdbebenanregung von der statisch äquivalenten, horizontal gerichteten Ersatzlast P = khW

(16)

an der Stelle der Massenschwerpunkte berücksichtigt. W ist das Gewicht der Bauteile. kh ist der seismische Koeffizient, der aus folgender Gleichung ermittelt wird: kh = cz kho

(17)

wobei cz ein von den in der Norm festgelegten seismischen Zonen abhängiger Beiwert ist und jeweils 0.7, 0.85 oder 1.0 beträgt. kho ist der Normalwert des horizontalen, seismischen Koeffizienten und abhängig von der Untergrundsituation (Bodenklasse) I, II und III angegeben (Bild 8.7.3-3). Aus der so ermittelten Ersatzlast berechnen sich mit Hilfe der Elastizitätstheorie Schnittkräfte der einzelnen Bauteile, aus denen Spannungen bestimmt werden können. Dann werden sie mit denen aus den ständigen Lasten und den Eigenlasten kombiniert und mit den zulässigen Spannungen verglichen, die wesentlich höher liegen als für die Lastkombination aus ständigen Lasten, Eigen- und Verkehrslasten allein. Die Duktilitätsüberprüfungsmethode gehört auch zu den statischen Methoden und ist für Erdbeben mit kleiner Erscheinungswahrscheinlichkeit anzuwenden. Sie war schon früher in den Vorschriften 1990 teilweise für den Nachweis der Erdbebensicherheit von Stahlbetonpfeilern geregelt, wurde jedoch umfangreicher in die 1996 erneuerte Auflage eingeführt. Grund dafür war, dass die immense Bedeutung der Duktilität der Brückensysteme aus den Schäden infolge des Hyogo-ken Nanbu Erdbebens 1995 offenbar wurde. Bei der Duktilitätsüberprüfungsmethode, die überwiegend für die Bemessung der

8.7 Spezielle Probleme

715

Bild 8.7.3-3 Normalwert des seismischen Koeffizienten Kh

Pfeiler und der Fundamente angewendet wird, berechnen sich dynamische Trägheitskräfte mit folgendem seismischen Koeffizienten khe : khc = cz khco ≥ 0.3 khe =

(18a)

khc ≥ 0. 4 c z 2 μa − 1

(18b)

δu − δ y α ⋅δy

(18c)

μa = 1 +

(für Betonpfeiler) wobei khco der Normalwert des horizontalen, seismischen Koeffizienten ist, der abhängig von den Bodenklassen I, II und III angegeben wird (Bild 8.7.3-4). μa ist der zulässige Verschiebungsduktilitätsfaktor der Betonpfeiler. Die Gleichung von μa für mit Beton gefüllte Stahlpfeiler unterscheidet sich geringfügig von Gl. (18c). δu ist die Grenzverschiebung (u steht hier für „ultimate“) und δy die Fließverschiebung (bei Beginn des Fließens). α ist ein Sicherheitsfaktor, dessen Wert von der Wichtigkeits-

klasse der Brücke (Typ A oder B, siehe Tabelle 8.7.3-1) und des Typs des Bemessungserdbebens (Typ I oder II, siehe Tabelle 8.7.3-1) abhängig ist. Die Gl. (18b) ist auf der Grundlage des Energieäquivalenzprinzips hergeleitet. Dabei wird angenommen, dass plastische Gelenke am unteren Ende der Pfeiler und/oder an den oberen Enden der Pfähle eintreten. Bei der Duktilitätsüberprüfungsmethode werden dann nach der Elastizitätstheorie die auf die einzelnen Pfeiler einwirkenden horizontalen Kräfte ermittelt und mit den horizontalen Traglasten der entsprechenden Pfeiler verglichen. Dabei sind zwei verschiedene Brucharten, nämlich Biegebruch (flexural failure) und Schubbruch (shear failure) zu unterscheiden. Die horizontalen Traglasten der Stahlbeton- und der von Beton gefüllten Stahlpfeiler ermitteln sich nach den Vorschriften, wobei nichtlineares Verhalten der Pfeiler berücksichtigt wird. Für die Brücken der Wichtigkeitsklasse B (siehe Tabelle 8.7.3-1) muss nicht nur die Tragfähigkeit, sondern auch die verbleibende Verschiebung der Pfeiler

716

8 Berechnung

Bild 8.7.3-4 Normalwert des seismischen Koeffizienten Kh0

überprüft werden. Die Berechnungsweise der verbleibenden Pfeilerverschiebung und ihres zulässigen Werts ist in den Vorschriften enthalten.

8.7.3.7 Erdbebensicherer Entwurf der Brücken im US-Staat California [Duan/Li, 1999 und Xiao, 1999] Nach den Caltrans BDS 1994 (Bridge Design Specifications, herausgegeben vom California Department of Transportation) sind, wie in Tabelle 8.7.3-2 dargestellt, zwei

Bemessungsbeben für die Überprüfung der Funktionsfähigkeit und der Standsicherheit zu berücksichtigen. Das Bemessungsbeben (Bodenbewegung) für die Überprüfung der Funktionsfähigkeit (Functional Evaluation Ground Motion) soll ein probabilistisch geschätztes Erdbebenereignis, das 40% Eintrittswahrscheinlichkeit während der Lebensdauer der Brücke aufweist, repräsentieren. Für den Nachweis der Standsicherheit (Safety Evaluation Ground Motion) ist entweder eine deterministisch geschätzte Bodenbewegung aus den von der Division of Mines and Geology Open-

Tabelle 8.7-3-2 Seismische Performancekriterien von Caltrans Brückentyp

Bodenbewegung am Standort Nachweis der Funktionsfähigkeit

Nachweis der Standsicherheit

normale Brücke

funktionsfähig, reparierbare Schäden

begrenzt funktionsfähig, schwere Schäden

wichtige Brücke

funktionsfähig

funktionsfähig

8.7 Spezielle Probleme

717

Tabelle 8.7.3-3 Performanceüberprüfung und Mindestanforderungen an die Berechungs-Methode nach ATC-32 Brückentyp normale Brücke

wichtige Brücke

Nachweis der Funktionsfähigkeit

Nachweis der Standsicherheit

Typ I

nicht erforderlich

äquivalente statische Analysis oder elastische dynamische Analysis

Typ II

nicht erforderlich

elastische dynamische Analysis

Typ I

äquivalente statische Analysis oder elastische dynamische Analysis

Typ II

elastische dynamische Analysis

elastische dynamische Analysis oder nichtelastische statische Analysis oder nichtelastische dynamische Analysis

Typ I: einfache Brücken (den regulären Brücken ähnliche). Typ II: komplizierte Brücken (den irregulären Brücken ähnliche).

File Report 92-1 definierten maximalen Erdbeben oder eine probabilistisch geschätzte Bodenbewegung mit einer langen Wiederkehrperiode (circa 1000–2000 Jahre) zugrunde zu legen. Mit diesen zwei verschiedenen Bodenbewegungen sind Performancekriterien verbunden, die je nach Wichtigkeit der Brücken unterschiedlich sind (s. Tabelle 8.7.3-2).

In den ATC-32 Empfehlungen 1996 (Applied Technology Council) zu den Caltrans BDS sind verschiedene Berechnungsmethoden für die Nachweise der Funktionsfähigkeits- und der Standsicherheit angegeben (Tabelle 8.7.3-3). Sie hängen von der Wichtigkeit und der Komplexität der betreffenden Brücke ab. Dabei braucht man für normale Brücken nicht

Bild 8.7.3-5 Kraftreduktionskoeffizient Z

718

8 Berechnung

die Funktionsfähigkeit zu überprüfen, weil angenommen wird, dass mit der Standsicherheit auch die Funktionsfähigkeit gewährleistet wird. Im Folgenden wird die für die Überprüfung der Standsicherheit der normalen, regulären Brücken anzuwendende, äquivalente statische Bemessungsmethode etwas näher erläutert. In diesem Fall wird auch die Erdbebenanregung von der statisch äquivalenten, horizontal gerichteten Ersatzlast Feq = W ∙ (ARS)

(19)

an der Stelle der Massenschwerpunkte berücksichtigt. W ist das Gewicht der Bauteile. ARS (Acceleration Response Spectrum) entspricht dem seismischen Koeffizienten, der von der Eigenperiode, der Bodenklasse und der Erdbebenzone abhängig ist. Der maximale Wert von ARS beträgt 1,8. Berücksichtigt man, dass wegen der Nichtlinearität die linear elastische berechnete Antwort abgemindert werden kann, so schreibt sich die für die Bemessung anzusetzende, horizontale Last wie folgt: Fd =

W ⋅ ( ARS) Z

(20)

Z ist der Kraftreduktionskoeffizient und im Bild 8.7.3-5 dargestellt. Mit der in Gl. (20) angegebenen horizontalen Last werden dann nach der Elastizitätstheorie die Schnittkräfte der einzelnen Bauteile ermittelt und mit ihren Traglasten verglichen. Dabei werden die Betonpfeiler so bemessen, dass der gefährlichere Schubbruch auf jeden Fall verhindert wird. Außerdem wird auch eine Überprüfung hinsichtlich der Verschiebung durchgeführt. 8.7.3.8 Erdbebensichere Bemessung von Brücken nach europäischen Normen Die Länder der Europäischen Union (EU) und der EFTA haben mit CEN (Comité Européen de Normalisation) vereinbart, die

bereits bestehenden Eurocodes weiterzuentwickeln und zu Europäischen Normen (EN) zu machen. Für die erdbebensichere Auslegung von Brückenbauten soll der Teil 2 von Eurocode 8, der als EN 1998, Teil 2 in deutscher Fassung zur Veröffentlichung im Juni 2006 vorgesehen ist, dienen. Bei der Festlegung der Eingangsgrößen für die seismische Beanspruchung stützt sich diese Norm auf den Teil 1 von EN 1998, der allgemeine Grundlagen für die Erdbebenbemessung regelt und in erster Linie auf die erdbebensichere Konstruktion und Bemessung von Gebäuden (Hochbauten) abzielt. Das linear elastische Antwortspektrum ergibt sich für die jeweilige Erdbebenzone, die durch nationale Anwendungsdokumente (NAD) festzulegen ist, in Abhängigkeit von der Untergrundsituation. Ferner werden in EN 1998, Teil 1, zwei verschiedene Typen von Antwortspektren definiert, die die unterschiedliche Charakteristik zu berücksichtigender Erdbebenereignisse in den Mittelmeerländern einerseits (Beben mit großer Magnitude, Auswirkung auch in größerer Entfernung) und in Mitteleuropa andererseits (Beben kleinerer Magnitude in geringerer Entfernung) berücksichtigen. Für die Ausbreitung seismischer Wellen ist die Schichtung des Untergrunds bis in Tiefen von mehreren hundert Metern von Bedeutung. In Deutschland, wo ausgedehnte Gebiete mit tiefen Beckenstrukturen mit weichen Sedimenten, wie z. B. im Oberrheingraben, existieren, kommt diesem Punkt besondere Bedeutung zu. Bei einer derartigen Untergrundsituation werden die niederfrequenten Wellen bevorzugt vom Erdbebenherd an die Oberfläche übertragen, während hochfrequente Wellen abgeschwächt werden. Es ist deshalb vorgesehen, in Deutschland den geologischen Untergrund (im Tiefenbereich unterhalb etwa 20 m) zusätzlich zum geotechnischen Untergrund (Tiefenbereich bis

8.7 Spezielle Probleme

719

Tab. 8.7.3-4 Untergrund-Klassifizierung nach DIN 4149 (2005-04) Baugrundklasse (bis 20 m Tiefe)

Untergrundklasse (unterhalb 20 m Tiefe)

Baugrundklasse A

Baugrundklasse B

Baugrundklasse C

Feste bis mittelfeste Gesteine

Lockergesteine (Kies bis Grobsand, Mergel)

Feinkörnige Lockergesteine (Feinsand) bzw. Lößauflagen

vS20 > 800 m/s

vS20 = 350 bis 800 m/s

vS20 = 180 bis 350 m/s

A-R

B-R

C-R

B-T

C-T

Untergrundklasse R Gebiete mit felsartigem Gesteinsuntergrund vS > 800 m/s unterhalb 20m Untergrundklasse T Übergangsbereiche zwischen den Gebieten der Untergrundklassen R und S, relativ flachgründige Sedimentbecken Untergrundklasse S Gebiete tiefer Beckenstrukturen mit mächtiger Sedimentfüllung

C-S

vS > 800 m/s unterhalb von 100 m (Quartär) vS >1800 m/s unterhalb von 500 m (Tertiär) Anmerkung: vs bezeichnet die Scherwellengeschwindigkeit , vs20 ist die mittlere Scherwellengeschwindigkeit bis zu einer Tiefe von 20 m als Klassifizierungskriterium.

20 m) besonders zu berücksichtigen (s. Tabelle 8.7.3-4). Für den geologischen Untergrund in Deutschland liegt eine Karte mit Einteilung in drei geologische Untergrundklassen [Landesamt für Geologie, 2000 und Schwarz/ Grünthal, 1998] vor. Der geotechnische Untergrund ist hingegen für den jeweiligen Bauwerksstandort individuell zu erkunden. Bei gleichem geotechnischem Untergrund ergeben sich in einem Sedimentbecken breite Antwortspektren mit großer Länge

des Plateaubereichs, während in Gebieten mit unterlagertem Felsgestein schmalbandige, eher hochfrequente Spektren mit großen Werten der Antwortbeschleunigung resultieren (s. Bild 8.7.3-6). Bei langen Brückenbauwerken oder beim Vorhandensein geologischer Störungen kann es erforderlich sein, die räumliche Veränderlichkeit der Baugrundbewegung im Erdbebenfall zu berücksichtigen. Ein Anhang zu EN 1998-2 gibt hierzu weitere Hinweise.

720

8 Berechnung

Bild 8.7.3-6 Beispiele für Antwortspektren in deutschen Erdbebengebieten nach DIN 4149, April, 2005

Bild 8.7.3-7 Seismisches Verhalten

8.7 Spezielle Probleme

721

Bild 8.7.3-8 Bestimmung des Bemessungs-Antwortspektrums aus dem elastischen Antwortspektrum

In Hinsicht auf das Antwortverhalten von Brückenbauwerken unter Erdbebenerregung wird in EN 1998-2 zwischen folgenden Verhaltensarten unterschieden: x duktil x eingeschränkt duktil bzw. im Wesentlichen elastisch Dies ist im Bild 8.7.3-7 veranschaulicht. Der maximal ansetzbare Verhaltensbeiwert q zur Abminderung der Antwortbeschleunigungen ist bauartspezifisch in der Norm festgelegt. Bild 8.7.3-8 zeigt, wie aus dem elastischen Antwortspektrum das BemessungsAntwortspektrum unter Berücksichtigung des Verhaltensbeiwerts q bestimmt wird. Bei mittlerer und hoher Erdbebenbeanspruchung ist duktiles Verhalten zumeist zu bevorzugen, sowohl aus Gründen der Wirtschaftlichkeit als auch der Sicherheit. Um duktiles Verhalten des Tragwerks sicherzustellen, müssen durch die sogenannte Kapazitätsbemessung („Capacity Design“ [Park/Paulay, 1975]) spröde Versagens-

mechanismen vermieden werden. Aus der Tragfähigkeit („Kapazität“) der Bereiche mit duktilem Verhalten (in der Regel sind das die Fließgelenke) wird die Schnittgrößenverteilung in den nichtduktilen Tragwerksteilen bestimmt. Um vorzeitiges Versagen in den nichtduktilen Tragwerksteilen mit ausreichender Sicherheit zu vermeiden, müssen mögliche Überfestigkeiten in den Bereichen mit duktilem Verhalten berücksichtigt werden. Damit wird praktisch notwendig, nach einer ersten Ermittlung der Schnittgrößenverteilung aufgrund der seismischen Eingangsgrößen eine zweite Ermittlung der Schnittkraftverteilung unter Ansatz des Auftretens der Fließmomente in den Fließgelenken durchzuführen. Die Fließmomente sind dabei mit einem in der Norm festgelegten Faktor für die mögliche Überfestigkeit zu berechnen. Der Überfestigkeitsfaktor ist allgemein mit γ0 = 1,35 festgelegt und hängt zusätzlich von der bezogenen Axialkraft ab.

722

Wenn auch die Darstellung der Erdbebenwirkung durch Antwortspektren die zumeist gebräuchliche und von der Norm genutzte Methode ist, so erlaubt EN 1998 auch alternativ die Benutzung standortspezifischer Leistungsdichtespektren (site de-

8 Berechnung

pendent power spectrum) und der Zeitverlaufsmethode (time history representation). In beiden Fällen muss sichergestellt sein, dass die so beschriebenen Einwirkungen konsistent mit der Darstellung durch Antwortspektren sind.

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1 Betonbrücken 9.1.1 Herstellung auf Lehrgerüst 9.1.1.1 Lehrgerüste, Aufgaben und Anforderungen Jürgen Stritzke

(bis 9.1.1.3)

Lehrgerüste dienen wie Schalungen der Herstellung und Formgebung von Brücken. Bis der Beton erhärtet und ausreichend tragfähig ist, nehmen sie die Lasten aus der Schalung auf und leiten diese über Rüstträger, -stützen und Fundamente in den tragfähigen Baugrund ab. Lehrgerüste sind Ingenieurbauwerke und sind wie diese zu berechnen und zu konstruieren. Aufgrund der gegenseitigen Beeinflussung von Bauwerk, Lehrgerüst und Gründung sowie der zeitlich verschiedenen Einwirkungen (Frischbetonlast, Vorspannung, Stauchungen und Setzungen des Lehrgerüsts) sind in der Berechnung, Konstruktion und Ausführung von Lehrgerüsten gegenüber dem Gerüstbau des Hoch- und Industriebaus eine Reihe von Besonderheiten zu berücksichtigen, die mitunter einen hohen Schwierigkeitsgrad erreichen und eine besondere Sorgfalt erfordern: x Die Gebrauchslasten sind im Vergleich zur Eigenlast hoch und treten i. d. R. mindestens in der angesetzten Höhe auf, wenn sie nicht gar überschritten werden. x Gerüstspezifische Verbindungen weisen große Verformungen und Exzentrizitä-

ten auf, die zu einer Reduzierung der Schubsteifigkeit des Gerüsts führen. x Lehrgerüste unterliegen kurzen Standzeiten bei großer Einsatzhäufigkeit. Ihre Einzelteile, wie Rüstträger, Rüststützen und Verbände, erleiden Verformungen und u. U. Beschädigungen. x Lehrgerüste wirken nach dem Abbinden des Betons zusammen mit dem erhärteten Überbau, was bei der Festlegung von Überhöhungen der Rüstträger und beim Ausrüsten zu beachten ist. Lehrgerüste gehören zu der Gruppe der Traggerüste, deren Ausbildung in [DIN 4421, 1988] geregelt ist. Der Arbeitskreis Gerüste des Bau-Überwachungsvereins (BÜV) hat die mit Stand 09/2000 veröffentlichten „Empfehlungen der Prüfingenieure für die Prüfung von Traggerüsten“ [Empfehlungen der Prüfingenieure, 2000] aktualisiert und ergänzt. Sie gelten nunmehr in der in [Empfehlungen der Prüfingenieure, 2002] veröffentlichten Fassung von 09/2002. Erläuterungen findet man hierzu in [Schmiedel, 2002]. Nach DIN 4421 werden 3 Traggerüstgruppen unterschieden. Dieser Einteilung liegt die Vorstellung zu Grunde, dass ein gleiches Sicherheitsniveau mit unterschiedlichen Mitteln erreicht werden kann [Eibl, 1983]. Als Lehrgerüste für Brücken kommen nur Gerüste der Gruppen II und III zur Anwendung: a) Traggerüste der Gruppe II umfassen alle üblichen Lehrgerüste für Brücken. Alle Bauglieder sind für die Grenzzustände der Tragfähigkeit und der Standsicher-

724

heit zu bemessen. Die vereinfachte Berechnung nach [DIN 4421, 1988], Abs. 6.4.2 ist gestattet. b) Lehrgerüste mit hohen Anforderungen an die rechnerische Erfassung des wirklichkeitsnahen Tragverhaltens, an die Erfassung geometrischer Imperfektionen und an die zeichnerische Darstellung sind den Traggerüsten der Gruppe III zuzuordnen. Hierzu gehören die stählernen Lehrgerüste des Großbrückenbaus nach [DIN 18800, Teil 1, 1990] oder als Ingenieurholzkonstruktion nach [DIN 1052, Teil 1, 1988]. Lehrgerüste müssen ausreichend standfest und tragfähig sein. Sie sollen während der Bauausführung nur geringe Formänderungen erleiden, um Rissbildungen während des Abbindeprozesses zu vermeiden. Mit zunehmender Stützweite wirken vollkommen gerade Überbauunterkanten durchhängend. Um dieser Erscheinung vorzubeugen und um zu erwartende Verformungen sowohl des Lehrgerüsts als auch des Überbaus im Lehrgerüst auszugleichen, wird eine optische Überhöhung von der Größe l/800 bis l/1000 vorgesehen. Weiterhin müssen Lehrgerüste so ausgebildet sein, dass ein Ausrüsten des Tragwerks nach dem Erhärten des Betons möglich ist. Darüber hinaus sind einige Besonderheiten beim Entwurf von Lehrgerüsten für Spannbetonbrücken zu beachten. Die Längsverformung (Stauchung) des Überbaus infolge Vorspannung darf durch das Lehrgerüst nicht behindert werden. Die Längsaussteifungen des Lehrgerüsts müssen deshalb vor Beginn des Spannvorgangs gelöst und das Lehrgerüst muss damit längsbeweglich gemacht werden. Die Hebung (negative Durchbiegung) des Überbaus infolge Vorspannung ist in der Regel kleiner als die Rückfederung des Lehrgerüsts aufgrund dessen elastischer Zusammendrückung und der Nachgiebigkeit des Baugrunds, so dass die Eigenlast beim Spannvorgang nicht

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

wirksam wird und in der vorgedrückten Zugzone u. U. erhebliche Rissbildungen auftreten. Deshalb sind die Rüststützen der Lehrgerüste für Spannbetonüberbauten stets mit Absenkvorrichtungen (Spindeln) zu versehen. Von diesen Überlegungen ausgehend hat Leonhardt [Leonhardt, 1973], S. 621, einige Grundsätze für die Ausbildung derartiger Lehrgerüste aufgestellt, worauf hier verwiesen wird. In der Regel werden heute stählerne Lehrgerüste eingesetzt. Ausnahmen, wie das hölzerne Lehrgerüst für die Teufelstalbrücke [Werschnick, 2000] im Zuge der Autobahn A 4 sind äußerst selten. Bei Bogenbrücken wird in den Alpenländern nach wie vor das Cruciani-Lehrgerüst (siehe hierzu Abschnitt 9.1.1.4) angewendet.

9.1.1.2 Herstellung von Plattenund Balkenbrücken auf Lehrgerüst Die Entwicklung des Betonbrückenbaus ist mit der Entwicklung des Schalungsund Lehrgerüstbaus auf das Engste verbunden. Insbesondere ist der Übergang des Baus von Bogentragwerken zu balkenartigen Tragwerksformen gekennzeichnet durch die Einführung wiederverwendungsfähiger stählerner Lehrgerüste. In der Schaltechnik passte man sich dieser Entwicklung mit vorgefertigten oberflächenbeschichteten und kantengeschützten Schaltafeln an. Brücken mit einer Höhe bis zu etwa 15 m über dem Gelände werden kostengünstig auf einem Lehrgerüst hergestellt, sofern das Gelände einigermaßen eben ist und die zu überbrückenden Hindernisse nicht allzu breit bzw. Täler nicht zu tief sind. Einfeldrige, bis zu maximal über 3 Felder durchlaufende Brücken und Überbauten mit komplizierter Grundrissgeometrie werden auf einem stationären Lehrgerüst hergestellt. Mehrfeldrige und nebeneinander liegende Überbauten fertigt man abschnitts-

9.1 Betonbrücken

weise mit umsetzbaren oder verschieblichen Lehrgerüsten. Herstellung auf stationärem Lehrgerüst Das älteste Verfahren zur Herstellung von Brücken ist das Einschalen und Einrüsten des gesamten Überbaus. Einfache Lehrgerüste mit Stützen in relativ engem Abstand wurden früher aus Holz gezimmert. Für Bogenbrücken sind z. T. beachtliche Zimmermannskonstruktionen errichtet worden, die allein schon große Ingenieurleistungen darstellen. Der Überbau wird hierbei auf seiner gesamten Grundrissfläche eingerüstet. Hölzerne Lehrgerüste sind in [Völter, 1986] ausführlich beschrieben und werden hier nicht behandelt. Die stählernen Lehrgerüste bestehen aus Rüstträgern, Rüststützen und vertikalen Verbänden in Längs- und Querrichtung sowie aus horizontalen Verbänden. Die Rüstträger übernehmen die Lasten unmittelbar aus der Schalung und leiten diese an die Rüststützen weiter. Als Rüstträger kommen Fachwerkträger zur Überbrückung großer Spannweiten oder Walzprofilträger in der Form von Breitflanschprofilen zur Anwendung. Die Rüstträger aus zusammensetzbaren Fachwerkelementen mit oder ohne Unterspannmöglichkeit sind stufenweise längenveränderlich. Bezüglich der Rüstträgerunterstützungen unterscheidet man einerseits Rüststützen, von denen mehrere in einer Ebene zu einem

725

sog. Rüstjoch (Pendelwand) und mehrere Rüstjoche wiederum durch Anordnung entsprechender Aussteifungen zu sog. Rüsttürmen (Doppeljoche) verbunden werden. Mit derartigen Lehrgerüsten lassen sich bei entsprechenden Rüstträgerlängen Verkehrsräume unter den Überbauten freihalten. Andererseits kommen auch Rahmenstützen zur Anwendung, die aus 4 Rahmenstielen mit entsprechenden Verbänden in allen 4 Ebenen bestehen. Der Abstand der Rahmenstützen ist so gering, dass zur Abfangung der Lasten aus der Schalung keine stählernen Rüstträger erforderlich werden (Bild 9.1.1-1). Technische Angaben von Rüststützen, Rahmenstützen und Rüstträgern der serienmäßig gefertigten Baukastensysteme enthalten [Nather, 1996] und [Holst, 1998] bzw. die Kataloge der Hersteller, wie z. B. [Das komplette Gerüstbauprogramm, 1995]. Grundlegende Neuentwicklungen gibt es im Lehrgerüstbau etwa seit 15 Jahren aufgrund des rückläufigen Bauvolumens und der Marktsättigung an Rüstsystemen nicht mehr. Eine Ausnahme bildet die Weiterentwicklung von Schwerlaststützen (z. B. [Allround-Gerüst, 2000] und [Moderner Traggerüstbau, 2001]). Rüstjoche, Rüsttürme, Rahmenstützen und Druckgurte der Rüstträger müssen durch Verbände ausreichend ausgesteift sein, um planmäßige Einwirkungen, wie Wind und Abtriebskräfte aus Schrägstellung der Rüstträger bei nicht horizontaler

Bild 9.1.1-1 Lehrgerüst unter Verwendung von stählernen Rahmenstützen nach [Holst, 1998], S. 486

726

Überbauunterkante sowie unplanmäßige horizontale Einwirkungen abtragen zu können. Bei leichten Rüstsystemen werden die Verbände aus Gerüstrohren mit Gerüstkupplungen als Verbindungselemente gebildet. Für schwere Rüstsysteme sind spezielle Aussteifungselemente, wie z. B. Teleskopstäbe, entwickelt worden. Insbesondere zur Stabilisierung stählerner Rüststützen hoher Tragfähigkeit ist eine hohe Schubsteifigkeit der Verbände erforderlich. Aus der Ableitung von Horizontalkräften resultieren in den Rüstträgern und Rüststützen zusätzliche Längskräfte, die mit den Normalkräften aus lotrechter Lastabtragung zu überlagern sind. Zweckmäßigerweise ordnet man daher solche Verbände im Bereich der weniger beanspruchten, unter den Kragplatten des Überbaus angeordneten Lehrgerüststützen an. Hinweise zur Berechnung von Verbänden sind in [Nather, 1996] und [Holst, 1998] enthalten. Die Stützenfüße sind mittels Spindeln zur Feineinstellung der Stützenhöhe und

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

zum Absenken des Lehrgerüsts höhenverstellbar. Bei der Ausbildung von verschieblichen Lehrgerüsten sollte die Absenkebene in Höhe der Rüstträgerlage liegen, d. h. die Spindel am Stützenkopf. Liegt die Absenkebene in den Fußpunkten der Rüststützen, werden die Aussteifungen durch ungleichmäßiges Absenken zusätzlich beansprucht, und die Steifigkeit des Lehrgerüsts wird beeinträchtigt. Auf die Rüstträgerlage wird in der Regel eine Kantholzlage zur Unterstützung der Schalhaut rechtwinklig zur Brückenachse angeordnet. Kanthölzer und Schalhaut werden i. d. R. bis unter die Kragarme des Überbaus geführt, um darauf die entsprechend der Querschnittsgestaltung vorgefertigten Schalungsböcke anordnen zu können. Aufgrund der höheren Frischbetonlasten im mittleren Bereich von Mittelträgerquerschnitten, im unmittelbaren Bereich unter Kästen und Stegen von Plattenbalken sind hier gegenüber den Randbereichen auskragender Fahrbahnplatten die

Bild 9.1.1-2 Rüstjoch einer Mittelträgerbrücke aus stählernen Rüststützen

9.1 Betonbrücken

Rüstträger und damit die Rüststützen in engerem Abstand anzuordnen (Bild 9.1.1-2). Die Herstellung der Gesimskappen erfolgt i. d. R. mit Simsschalwagen. Abschnittsweise Herstellung auf einem Lehrgerüst Bei mehrfeldrigen Brücken aus Ortbeton führte das Streben nach Effektivität und Verkürzung der Bauzeiten zur abschnittsweisen Herstellung auf umsetzbarem oder verschieblichem, stählernem Lehrgerüst (Bild 9.1.1-3). Der mehrmalige Einsatz gleicher Rüstsektionen am gleichen Bauwerk senkt den Aufwand an Schalung und Rüstung und führt durch den taktweisen Einsatz der Arbeitskräfte und der technologischen Einrichtungen zu einem rationelleren und effektiveren Herstellungsprozess als beim Einsatz einer stationären Rüstung. Voraussetzung für die Einführung der abschnittsweisen Fertigung von Spannbetonbrücken war die Entwicklung geeigneter Koppelstellen zur Verbindung der Spannglieder aufeinanderfolgender Bauabschnitte in Bereichen geringer Momentenbeanspruchung (Bild 9.1.1-3). Ein Regelabschnitt reicht von Koppelfuge zu Koppelfuge und entspricht damit einer Feldlänge. Nur der erste Bauabschnitt ist bei gleichlangen Feldweiten mit rd. 0,2 l länger und der letzte um rd. 0,2 l kürzer. Die Lehrgerüste werden

727

entweder von Feld zu Feld umgebaut oder verschieblich ausgebildet. In Abhängigkeit von der jeweils vorhandenen Geländestruktur, der Gestaltung von Über- und Unterbauten und der Art des Rüstmaterials werden entweder die Rüstträger einschließlich der Rüstjoche bzw. –türme oder nur die Rüstträgerlage verschieblich ausgebildet. Bei stark wechselnden Geländehöhen ist es zweckmäßig, entweder entsprechend dem Geländeverlauf ein stationäres Untergerüst und das Obergerüst verschieblich auszubilden oder nur die Rüstträgerlage. Mitunter genügt an Stelle eines Untergerüsts lediglich eine stabile Trägerlage auf Betonsockeln unterschiedlicher Höhe, um darauf das Lehrgerüst verrollen zu können, wie das bei der Hochstraße Cottbus [Martin/ Schulze, 1978] ausgeführt wurde. Bei mehreren, durch Fugen getrennten, nebeneinanderliegenden Überbauten können die Lehrgerüste darüber hinaus noch querverschieblich angeordnet werden. Bei der Festlegung der Reihenfolge des Querverschubs ist die Längs- und Querneigung des herzustellenden Überbaus zu beachten. So wird man bei Tragwerken mit großer Querneigung den tiefer liegenden Querschnitt zuerst herstellen. Dann genügen geringe Absenkwege zum Verschub. Bild 9.1.1-4 verdeutlicht diesen Vorgang. Vor Verschubbeginn muss die Kragarm- bzw. Seitenschalung umgesetzt werden.

Bild 9.1.1-3 Abschnittsweise Herstellung über mehrere Felder durchlaufender Spannbetonbrücken auf umsetzbarem Lehrgerüst nach [Stritzke, 1983], S. 21

728

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.1-4 Prinzip des Querverschubs eines Lehrgerüsts unter Beachtung der Querneigung des Überbaus nach [Stritzke, 1983], S. 22

Bei Brückenbauwerken mit großer Feldanzahl und gleichbleibender Höhe der Unterbauten bietet sich der Verschub des gesamten Lehrgerüsts einschließlich der Stützjoche und Stütztürme an. Für den Verschub ist es am günstigsten, wenn das gesamte Lehrgerüst ohne vorheriges Querverschieben an den Brückenpfeilern vorbeigefahren werden kann. Das Lehrgerüst muss dann so beschaffen sein, dass vor dem Beginn des Verschiebens das Profil des Pfeilers in Richtung der Brückenachse von allen hineinragenden Teilen der Rüstung relativ

Bild 9.1.1-5 Teilung eines längsverschieblichen Lehrgerüsts zum Vorbeifahren am Brückenpfeiler nach [Stritzke, 1983], S. 23

einfach freigemacht werden kann. Runde, schlanke Stützen senken den Aufwand für diese Teildemontage des Lehrgerüsts. Bei großer Stützenbreite bzw. bei Pfeilern lässt sich diese Vorgehensweise nicht mehr realisieren. In diesem Fall wird es notwendig, das Lehrgerüst geteilt (Bild 9.1.1-5) oder in gesamter Breite zuerst quer, dann längs und abermals quer zu verschieben. Die Längsund Querverschiebung muss dabei auf zwei verschiedenen Verschubebenen erfolgen. Beim Einsatz von Lehrgerüsten an voneinander unabhängigen, im Grundriss nahezu parallelen Überbauten ist unter Beachtung der Feldanzahl und der geplanten Bauzeit über die notwendige Anzahl von Rüstsektionen zu entscheiden. Einerseits kann man zunächst nur einen Überbau unter Einsatz eines längsverschieblichen Lehrgerüsts herstellen. Dann steht die zuerst fertiggestellte Tragwerkseite während der Fertigung der zweiten bereits zur Nutzung zur Verfügung. Andererseits kann nach dem im Bild 9.1.1-6 dargestellten Einsatzschema vorgegangen werden, in dem mindestens für zwei querverschiebliche Rüstsektionen das Rüstmaterial vorgehalten wird. Dann lässt sich nach Abschluss der Betonierarbeiten in einem Feld die technologisch notwendige Pause zum Erhärten des Betons und zur Eintragung der Vorspannkräfte mit den Schalund Bewehrungsarbeiten im jeweils nächsten Feld nutzen. Werden die Rüstjoche bzw. -türme nicht mit verschoben, sind sie in annähernd doppelter Anzahl erforderlich.

9.1 Betonbrücken

729

Bild 9.1.1-6 Schematische Darstellung des Einsatzes zweier querverschieblicher Rüstsektionen nach [Stritzke, 1983], S. 23

Der Rüstturm unter der Koppelfuge ist dann für die Auflagerung des Kragarms und des folgenden Feldes doppelt so breit auszubilden. Wird dagegen die gesamte Lehrgerüstsektion verschoben, so sind unter der Koppelfuge zwei unabhängige Rüsttürme notwendig. Die wesentlichen Vorteile dieser Bauweise sind die Einsparung an Schalungs- und Rüstkosten, die rd. 20 bis 30% der Gesamtherstellungskosten des Überbaus betragen, und die Verminderung der Reibungsverluste in den Spanngliedern durch das abschnittsweise Vorspannen und damit die Einsparung an hochwertigem Spannstahl. Lehrgerüste sind entsprechend [DIN 1054, 1976] zu gründen. Die Fundamente der Widerlager und Pfeiler bzw. Stützen bildet man so aus, dass das entsprechende Lehrgerüst darauf noch Platz findet. Rüsttürme und Rahmenstützen werden auch vielfach auf Fertigteilfundamente gestellt, wenn die Baugrundverhältnisse das zulassen. [DIN 4421, 1988], Abs. 5.1.4 entbindet unter bestimmten Voraussetzungen von der sonst vorgeschriebenen Einbindetiefe von Fundamenten.

9.1.1.3 Herstellung von Bogenbrücken auf Lehrgerüst Insbesondere mit der Einführung der Spannbetonbauweise im Brückenbau vollzog sich ein Rückgang in der Anwendung von Bogenbrücken zugunsten des Baus von Balken- und Rahmenbrücken mit immer größeren Stützweiten. In neuerer Zeit erfährt der Bogenbrückenbau eine Renaissance, jedoch nicht unter Anwendung herkömmlicher Bogenlehrgerüste, sondern durch den Freivorbau (siehe Abschnitt 9.1.3). In [Mörsch et al., 1968] ist die Entwicklung des Lehrgerüstbaus von Bogenbrücken ausführlich dargestellt. Zu unterscheiden ist zwischen bodengestützten und freitragenden Bogenlehrgerüsten. Bild 9.1.1-7a zeigt das klassische Bogengerüst bestehend aus einem Obergerüst, das der Bogenkrümmung folgt und einem Untergerüst. Die Frischbetonlasten werden über die auf Biegung beanspruchten Kranzhölzer in ein trapezförmiges oder auch dreieckförmiges Pfostensystem eingeleitet und somit die Lastabtragung auf wenige Gründungskörper konzentriert. Das Obergerüst wird zum Ausrüsten absenkbar ausgebildet.

730

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.1-7 Bodengestützte und freitragende Bogenlehrgerüste nach [Holst, 1998], S. 482

Bild 9.1.1-8 Hölzernes Vertikalpfosten-Lehrgerüst des südlichen Überbaus der Teufelstalbrücke

Beim Vertikalpfostensystem (Bild 9.1.1-7c) werden die Frischbetonlasten über in engem Abstand und lotrecht stehende Pfosten in die Lehrgerüstgründungen abgeleitet. Das beim Bau des südlichen Überbaus, Richtungsfahrbahn Eisenach – Dresden, eingesetzte Lehrgerüst (Bild 9.1.1-8) bestand aus 29, im Abstand vom 5 m angeordneten Stützjochen. 12 hölzerne Rundstützen ‡ 28 bis ‡ 32 waren jeweils mittels Stahlprofilen zu einem 7 m langen Jochsegment zusammengefasst. Mit den Scha-

lungs- und Betonierarbeiten abgestimmt, wurden danach die vormontierten Jochsegmente baukastenartig zum endgültigen Lehrgerüst zusammengefügt. Sechs horizontale Aussteifungen in der Gerüstebene, räumliche Abspannungen der Jochsegmente untereinander sowie Abspannungen südlich und zwischen der Gerüstachse in den Tal- und Hangbereichen sorgten für eine ausreichende Stabilität dieses Gerüsts. Bild 9.1.1-7b zeigt ein Bogenlehrgerüst in der Form eines Lastturmgerüsts. Analog

9.1 Betonbrücken

dem Lastabtragungsprinzip bei Plattenund Balkenbrücken leiten Biegeträger die Lasten aus der Schalung an Lasttürme ab. Die als Teil des Verkehrsprojektes Deutsche Einheit Nr. 16 errichtete Thüringer Waldautobahn A 71 Erfurt – Schweinfurt kreuzt in der Nähe von Suhl das Tal des Albrechtsgrabens mit einem Wasserlauf und einer Landstraße und wird mit einer 770 m langen Talbrücke überführt [Becker/Martin, 2002]. Das 14-feldrige Brückentragwerk mit Stützweiten von 45 bis 70 m weist im mittleren Drittel einen Betonbogen auf (Bild 9.1.1-9). Mit einer Stützweite von 167,35 m und einer Scheitelhöhe von rd. 75 m ist dieses Tragwerk Deutschlands größter Stahlbetonbogen, der auf einem bodengestützten Lehrgerüst gefertigt wurde (Bild 9.1.1-10). Die beiden Richtungsfahrbahnen (RQ 26) werden auf einem ein-

731

teiligen, einzelligen Kastenquerschnitt in Stahlverbundbauweise geführt. Der 8,80 m breite Betonbogen hat einen zweizelligen Kastenquerschnitt von 3,25 m Höhe an den Kämpfern, die in Längsrichtung linear zum Scheitel auf 2,00 m abnimmt. Die Steg- und Gurtdicken betragen 30 cm. Der Bogen ist nach einer quadratischen Parabel geformt und folgt im Grundriss einem Kreisbogen mit einem Radius R = 3000 m. Zur Herstellung des Betonbogens wurde ein stählernes Lastturmgerüst gewählt, das aus 7 Fachwerktürmen, Fuß- und Jochträgern sowie Gerüstträgern aus Fachwerkkonstruktionen und Walzprofilen bestand (Bild 9.1.1-11). Die Länge des Bogens von 216,20 m war in 20 Betonierabschnitten à 10 m, zwei Kämpferabschnitte von 5,40 m und 5,80 m Länge sowie ein 5 m langes Schlussstück geteilt. Der Aufbau des Lehr-

Bild 9.1.1-9 Tragsystem der Talbrücke Albrechtsgraben nach [Becker/Martin, 2002]

Bild 9.1.1-10 Talbrücke Albrechtsgraben – Herstellung des Bogens auf einem bodengestützten Lehrgerüst

732

Bild 9.1.1-11 Talbrücke Albrechtsgraben – Traggerüst und Bogenabschnitte nach [Becker/Martin, 2002]

gerüsts und die Herstellung des Bogens erfolgte gleichzeitig in den vorgegebenen Abschnitten (Bild 9.1.1-12). Das Gerüst übernahm die Betonlasten und der Beton diente der Aussteifung des Gerüsts, indem die ein-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

zelnen Lehrgerüstabschnitte an den bereits hergestellten und erhärteten Bogenabschnitten angespannt wurden. Das Lehrgerüst und die betonierten Bogenabschnitte bildeten somit eine Einheit. Die Gerüsttürme brauchten daher weder in der Längsnoch in der Querrichtung gegen auftretende Horizontalkräfte abgespannt zu werden. Lediglich die ersten Lehrgerüstfelder im Bereich der Kämpfer wurden mit 4 Spanngliedern ‡ 36 mm an die Kämpferfundamente angespannt. Diese Verfahrensweise, mit der Bogenherstellung bereits zu beginnen, bevor das Lehrgerüst im ganzen fertiggestellt war, hatte die Vorteile, dass die Bauzeit erheblich verkürzt wurde, ein kontinuierlicher Arbeitsablauf für die Gerüst- und Betonbauer

Bild 9.1.1-12 Talbrücke Albrechtsgraben – Traggerüst- und Bogenherstellung nach [Becker/Martin, 2002]

Bild 9.1.1-13 Talbrücke Albrechtsgraben – Lehrgerüstträger mit aufgebauter Überhöhung nach [Becker/Martin, 2002]

733

9.1 Betonbrücken

gewährleistet war und sowohl die Schalungsanlieferung als auch die Schalungsendmontage in kleineren Einheiten unmittelbar vor dem Arbeitseinsatz erfolgen konnte. Auf die Rüstträger waren entsprechend der Parabelform und der notwendigen Lehrgerüsterhöhung ausgebildete Holzkonstruktionen (Bild 9.1.1-13) montiert. Feldweise wurden die Rüstträger mittels Turmdrehkran auf die Jochträger aufgelegt. Zur Demontage des Lehrgerüsts wurde dieses um ca. 9 m querverschoben, um anschließend die einzelnen Gerüsteinheiten mit 2 Turmdrehkranen demontieren zu können. Die Weiterentwicklung der Pfosten- und Lastturmgerüste führte zu freitragenden Bogenlehrgerüsten (Bild 9.1.1-7d). Als Beispiel sei der Bau des freitragenden Lehrgerüsts für den 60 m weit gespannten Bogen der Ra-

Bild 9.1.1-14 Freitragendes Lehrgerüst für die Unterführung eines Wirtschaftswegs der Autobahn A 71 bei Ranningen

digundengrabenbrücke ([Preinfalck, 1964], [Scheer, 1965]) genannt. Mit Bauelementen der Rüstträgerbauweise lassen sich vor allem kleinere Bogenstützweiten wirtschaftlich einrüsten. Bild 9.1.1-14 zeigt das freitragende Lehrgerüst für die Unterführung eines Wirtschaftswegs der Autobahn A 71 bei Ranningen mit einer lichten Weite von 7 m.

9.1.1.4 Bogenlehrgerüst Bauart Cruciani Francesco Aigner und Thomas Petraschek 9.1.1.4.1 Entwicklung des Cruciani-Lehrgerüsts In den Jahren 1950–1955, also in einer Zeit vergleichsweise hoher Material- und niederer Lohnkosten, wurde in Italien ein freitragendes Holzlehrgerüst entwickelt, das sich sehr gut zur Herstellung massiver Bogen eignet. Darüber wurde in [Friedrich, 1956] in deutscher Sprache berichtet. Damit wurde eine technisch und wirtschaftlich interessante Alternative zu den damals üblichen Baumethoden der Einrüstung des Bogens von unten bzw. der Bauweise Melan (Einbetonieren eines steifen Stahlgerüsts) geschaffen. In seiner ursprünglichen Form wurde es für Bogen bis 100 m Stützweite verwendet. Etwa ab dem Jahr 1960 wurde in Österreich das Cruciani-Lehrgerüst laufend weiterentwickelt mit dem Ziel, größere Stützweiten und größere Steifigkeiten zu erzielen sowie die Montage zu vereinfachen. Hauptsächlich in Österreich wurden mit diesem System nahezu 100 Bogen mit Stützweiten zwischen 25 und 200 m hergestellt, siehe [Aigner, 1968 – 1], [Aigner, 1968 – 2], [Pauser, 1987] und [Aigner, 1990]. Trotz gravierender Verschiebung von Material- zu Lohnkosten konnte sich diese Bauweise gegenüber den mittlerweile neu aufgekommenen Methoden des Freivorbaus bzw. des Einklappens der beiden mittels Kletterschalung stehend hergestellten Bogenhälften um provisori-

734

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.1-15 Bauzustände bei der Lehrgerüstmontage [Bildarchiv ÖBB]

Bild 9.1.1-16 Betonieren der Bodenplatte (li.), betonieren der Stege und der Deckplatte (re.) [Bildarchiv ÖBB]

sche Kämpfergelenke im freien Wettbewerb vielfach durchsetzen. Die Bilder 9.1.1-15 und 9.1.1-16 zeigen einige Bauzustände an der im Jahr 1971 fertiggestellten Pfaffenbergbrücke mit 200 m weit gespanntem Bogen auf der ÖBB-Tauernbahn. In der

klassischen Bauform werden die Gerüstteile mit Kabelkranen montiert. Das linke Bild 9.1.1-15 zeigt ein abgebundenes Binderelement und Kabelkrannadeln, das rechte Bild 9.1.1-15 den Scheitelschluss in der Binderebene bei der Lehrgerüstmontage.

735

9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.1-17 Lehrgerüst der Tillachergrabenbrücke – Österreich, 1998

Bei neueren Entwicklungen wird auf die Verwendung von Kabelkranen verzichtet und der Einbau des Lehrgerüsts erfolgt durch Einklappen der über den Bogenwiderlagern stehend aufgebauten Gerüsthälften um ein einfaches Bolzengelenk an den Kämpfern, Bild 9.1.1-17. Erfahrungen mit Bogen bis ca. 120 m Spannweite liegen bereits vor.

9.1.1.4.2 Charakteristische Eigenschaften Das Gerüst ist freitragend, es benötigt weder Rüsttürme noch aufwändige Fundierungen, sondern nur eine einfache Abstützkonstruktion an den Bogenkämpfern (erkennbar in Bild 9.1.1-16). Der Talboden wird von den Baumaßnahmen überhaupt nicht berührt. Es gibt keine festen Verbindungen, alle Teile sind zerlegbar und können mehrmals eingesetzt werden. Die Oberkanten der Fachwerkbinder verlaufen krummlinig: Ist zur Erzielung der planmäßigen Bogenform ein

Höhenausgleich notwendig (Korrektur des vorhandenen Verlaufes der Binderoberkanten), ist dieser sehr einfach zu bewerkstelligen. Durch gezielte Wahl der Betonierfolgen am Querschnitt und gegebenenfalls Aktivierung des Verbunds zwischen Holz und Beton wird das Lehrgerüst progressiv ausgesteift. Das erlaubt vor allem bei sehr weit gespannten Bogen mit großen Querschnitten eine äußerst sparsame Dimensionierung der Lehrgerüste, z. B. für nur 10–20% der Bogeneigenlast. Ein Nachteil des beschriebenen Systems ist das zeitaufwändige Spannen der Spannschlösser, s. u. Vor der Lastaufbringung muss kontrolliert werden, ob diese hinreichend vorgespannt sind. Vergeht eine längere Zeit zwischen Aufstellen und Belastung des Gerüstes, muss unter Umständen nachgespannt werden. Durch die Verwendung von (teurerem) getrocknetem Holz werden die Spannverluste vermindert. Das Lehrgerüst und dessen Zusammenwirken mit dem Betonbogen ist zu-

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nächst statisch zu berechnen. Besonders wichtig ist darüber hinaus die genaue Beobachtung des Verformungsverhaltens des Lehrgerüsts während des Betoniervorgangs. Wie bei den anderen modernen Verfahren der Bogenherstellung (Freivorbau, Einklappen) müssen auch hier vor Herstellung des Bogens die Vorlandbrücken bis zu den Kämpfern vorhanden sein.

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1.1.4.3 Konstruktionselemente, Montage: Die Bilder 9.1.1-18 und 9.1.1-19 zeigen die Konstruktionselemente der Fachwerkbinder. Die Gurte bestehen aus sägerauen Fichtenholzbrettern 25/5 mit ca. 4 m Länge. Die Diagonalen sind Kanthölzer 25/10 (in Bereichen großer Querkräfte bis 25/20) aus

Bild 9.1.1-18 Schematische Darstellung eines Cruciani-Binders

Bild 9.1.1-19 Lehrgerüstelemente

9.1 Betonbrücken

Fichtenholz die mittels Rundstahlschließen D = 18 mm aus S355 auf ca. 40 kN vorgespannt werden (Stahlspannung +100 N/ mm2, Holzspannung –1,6 N/mm2), wodurch die Diagonalen insgesamt in der Lage sind, Zug- und Druckkräfte aufzunehmen. Außerdem werden durch das Vorspannen der Schließen mittels Spannschlössern die lose eingelegten Diagonalen über Doppelkeile aus Pappelholz (fasert nicht!) an die Gurte gedrückt, wodurch die Gurtbretter zusammengedrückt werden und kein Rutschen zwischen den Brettern eintritt. Daher können die Gurte als Vollquerschnitte betrachtet werden. Der lichte Abstand zwischen den Gurten beträgt 118 cm, der Abstand der Doppelkeile untereinander 200 cm. Die Bretter werden in der Regel vorgekrümmt, Bild 9.1.1-19. Bei rein elastischer Betrachtung entstehen dadurch bei den üblichen Abmessungen in den Brettern Biegespannungen von ca. 16–18 N/mm2. Tatsächlich konnte experimentell nachgewiesen werden, dass diese Biegespannungen für die Traglast bedeutungslos sind, was in [Friedrich, 1956] mit einer Spannungsumlagerung innerhalb der Gurtquerschnitte durch Gleitbewegungen der Holzfasern begründet wird. Die Auswirkung der konstruktiv bedingten Ausmitten der Diagonalen gegenüber den theoretischen Systemknoten wurde theoretisch und experimentell untersucht: Für die übliche stützliniennahe Bogenform (Abschnitt 5.4.2) ist der dadurch gegebene Abfall der Tragfähigkeit unbedeutend. Grundform ist der einstöckige Fachwerkbinder, der bis zu einer Stützweite von 60 (75) m eingesetzt werden kann. Je nach Bogenbreite werden mehrere Einzelbinder mit lichten Querabständen zwischen 2,0 und 3,30 m angeordnet. Für größere Stützweiten als ca. 60–80 m kommen mehrstöckige Binder in Frage, wobei für je ca. 60 m Bogenstützweite ein „Stockwerk“ benötigt wird. Die zusätzlichen Stockwerke werden durch das Aufzimmern weiterer

737

Diagonalen und Gurte auf die bereits eingebauten Binder hergestellt. Beispielsweise wurde die o. g. Pfaffenbergbrücke (L = 200 m, B = 10 m) mit einem dreistöckigen Lehrgerüst mit fünf Binderebenen eingerüstet, linkes Bild 9.1.1-16. Die Binder werden mit liegenden sowie, in Abständen von ca. 4 m, mit radialen Rohrverbänden räumlich ausgesteift, Bilder 9.1.1-15, 9.1.1-16 und 9.1.1-20, und zur Aufnahme der Windkräfte und zur Gesamtstabilisierung seitlich alle 8 m mittels Drahtseilen abgespannt, Bilder 9.1.1-16 und 9.1.1-17. Die Verbandstäbe sind an Lochleisten angeschlossen (rechteckige Stahl-Hohlprofile mit Lochreihen), die zudem als Distanzhalter zwischen den Einzelbindern wirken. Bei der Montage ist zu unterscheiden, ob das Lehrgerüst mittels Kabelkran oder durch Einklappen aufgestellt wird. Wird das Lehrgerüst mittels Kabelkran montiert, Bild 9.1.1-15, werden zunächst die Einzelbinder in möglichst großen Längen, wenn möglich vom Kämpfer bis zum Scheitel, auf einem Abbindeplatz in der vorgesehenen Form zu ein- oder zweistöckigen Einzelbindern abgebunden. Diese bis zu 65 m langen Elemente werden mit Hilfe des Kabelkrans gehoben, planmäßig versetzt, mittels Hilfstragseilen gesichert, seitlich abgespannt und gegebenenfalls auf die Vorlandbrücken zurückgespannt. Zuletzt werden die Verbände zwischen den einzelnen Bindern eingebaut. Die Herstellung eines Lehrgerüsts für einen 180 m weit gespannten, 9 m breiten Bogen für eine Autobahnbrücke ist in [Aigner, 1968 – 2] im Detail beschrieben. Wird das Lehrgerüst durch Einklappen der beiden Lehrgerüsthälften hergestellt, werden wiederum die Einzelbinder in möglichst großen Längen auf einem Abbindeplatz abgebunden (Bild 9.1.1-19). Diese Elemente werden nun in die vertikale Lage gebracht und unterstützt bzw. aufgebockt. Nun werden sämtliche Verbände eingebaut. Zum Versetzen des Lehrgerüsts werden die beiden Lehrgerüsthälften zunächst in Län-

738

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

230 m langen und 10 m breiten Bogen mit 5 · 4 = 20 Gurten 0,25/0,45 etwa 35 000 bis 40 000 Mannstunden.

9.1.1.4.5 Betonieren des Bogens Das leichte, relativ weiche Gerüst lässt sich durch sukzessiven Aufbau des Bogenquerschnitts und gegebenenfalls durch Aktivierung der Verbundwirkung zwischen dem Lehrgerüst und den bereits betonierten Querschnittsteilen optimal ausnützen. Nach Erhärten der Bodenplatte des Kastens liegt ein neues, sehr steifes, aus dem Lehrgerüst und der Bodenplatte bestehendes Tragsystem vor. Die weiteren Betonierlasten werden hauptsächlich von den bereits erhärteten Teilen des Betonbogens aufgenommen, wobei das Lehrgerüst ein Ausknicken der Bodenplatte verhindert. Bild 9.1.1-21 zeigt ein Beispiel für einen zweizelligen Kastenquerschnitt. Bild 9.1.1-20 Lehrgerüst mit liegenden und radialen Verbänden

gen geschnitten, die sich vom vorhandenen Hebezeug versetzen lassen (Gewicht!). Diese Einzelteile werden mittels Mobilkran über den Bogenkämpfern stehend aufgebaut, mittels Reibverbindungen wieder zusammengefügt, abgespannt und schließlich eingeklappt und im Scheitel miteinander verbunden. Auf den Obergurten der Rüstbinder werden für den Höhenausgleich Kanthölzer angeordnet, auf diesen wird die Schalung befestigt (gehobelte Bretter).

9.1.1.4.4 Arbeitsfortschritt Als Faustregel für den Arbeitsfortschritt (Abbinden, Zusammenbau, Montage, Höhenausgleich, Abbau) kann gelten: 70–75 Mannstunden pro m3 Gurtholz. Bei der Pfaffenbergbrücke ergeben sich für den

Bild 9.1.1-21 Sukzessiver Aufbau eines Kastenquerschnitts

Bild 9.1.1-22 Erste Nößlachbrücke – Österreichische Brennerautobahn, 1968: Betonierfolge und Biegelinien [Aigner, 1968 – 2]

9.1 Betonbrücken 739

740

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

In den Kämpferbereichen können schon zu Beginn die Stege auf ca. 4–8 m hochgezogen werden, um konstruktiv eine Einspannung des Lehrgerüsts an den Kämpfern zu erreichen. Die Betonierfolge in Brückenlängsrichtung lässt sich nur annähernd im voraus festlegen. Der genaue Betonierablauf ist durch laufende Messungen des Verformungsverhaltens des Lehrgerüsts bzw. des aus dem Lehrgerüst und den be-

reits betonierten Teilen bestehenden Verbundsystems zu bestimmen. Vor allem zu Beginn des Betoniervorgangs reagiert das Lehrgerüst empfindlich auf die aufgebrachten Lasten. Bild 9.1.1-22 zeigt eine typische Betonierfolge und die gemessenen Biegelinien. Wesentlich ist die streng symmetrische Lastaufbringung (Toleranz: maximal 15 kN Beton).

Tabelle 9.1.1-1 Mit frei tragendem Cruciani-Lehrgerüst hergestellte Bogenbrücken Name

Verkehrsweg

LBogen

Lgesamt

B

f

h

Jahr

Mitterbachbrücke

Straße

30

55

9,8

6,6

8

1963

Augartenbrücke Graz

Straße

54

65

18,5

6,7

8

1977

Wandaubrücke

Straße

70

150

10

14,8

20

1989

Kenlachgrabenbrücke

Eisenbahn

76

185

2 · 5,85

22

45

2001

Sonnenburgbrücke

Autobahn

97

182

2 · 13,25

22

80

1961

Innere Nößlachbrücke

Autobahn

110

184

24

23,7

80

1968

Fritzbachtalbrücke

Straße

117

274

15,5

30

60

1982

Murbrücke Grünhübl

Schnellstraße

143

610

2 · 14

47,5

50

1976

Äußere Nößlachbrücke

Autobahn

180

342

24

45

85

1968

Pfaffenbergbrücke

Eisenbahn

200

377

10

50

100

1971

Falkensteinbrücke

Eisenbahn

120/150

396

10

36,8/46

90

1973

LBogen … Kämpferabstand (Ordnungskriterium) Lgesamt … Gesamtlänge der Brücke (Lagerachsen) B … Fahrbahnbreite (Außenkante Randbalken) f … Stich h … Höhe über dem Talboden bzw. Fluß Jahr … Jahr der Fertigstellung

9.1 Betonbrücken

9.1.1.4.6 Ausrüsten des Bogens Das Ausbauen des unter großen Druckkräften stehenden Lehrgerüsts kann entweder durch Absenken oder durch Herbeiführung einer kinematischen Kette (Herausschlagen einer Diagonalen) erfolgen. Wurde die Bodenplatte mit dem Lehrgerüst zur Aktivierung des Verbunds schubfest verbunden, so sind zunächst die Verbundelemente zu lösen. Um unkontrollierte Verformungen bzw. ein Herabfallen des Lehrgerüsts zu vermeiden, wird dieses provisorisch mit dem Bogen verbunden.

9.1.1.4.7 Bauwerke Die Tabelle 9.1.1-1 enthält eine Auswahl von Bogenbrücken, die mit dem beschriebenen freitragenden Lehrgerüst hergestellt wurden.

9.1.2 Herstellung auf Vorschubrüstung Jürgen Stritzke Die durch den Autobahnbau bedingte Steigerung des Bedarfs an langen Talbrücken führte dazu, das beim Freivorbau (siehe Abschnitt 9.1.3) verwendete Prinzip der abschnittsweisen, vom Gelände unabhängigen Herstellung von Brücken zu der Baumethode des feldweisen Betonierens mit freitragenden, stählernen Vorschubrüstungen weiterzuentwickeln. Es entstanden sehr unterschiedliche Konzepte: Gerüste, die unter dem Überbau liegen, und solche, deren Hauptträger auf der Brücke stehen, einfache Träger mit geringem Bedienungskomfort und aufwändige Gerüstmaschinen, bei denen jeder Handgriff mechanisiert ist. Nicht immer konnten die in diese Vorschubrüstungen gesetzten Erwartungen voll erfüllt und eine mehrmalige Verwendung erreicht werden. Das optimale

741

Entwurfskonzept für das Vorschubgerüst und für die mit ihm gebaute Brücke, die Eignung der Rüstung für verschiedenartigen Einsatz (verschiedene Spannweiten, Brückenbreiten, Querschnittsformen, gerade und gekrümmte Brückenzüge), dazu aber auch eine kontinuierliche, auf die vorhandenen Kapazitäten Rücksicht nehmende zentrale Planung und nach Möglichkeit die Zusammenfassung von Bauaufgaben zu großen Baulosen sind die Voraussetzungen für den Erfolg dieser Bauverfahren. Trotz der erhöhten wirtschaftlichen Risiken hat sich das Bauen mit Vorschubgerüsten im In- und Ausland durchgesetzt und dem Brückenbau neue Impulse gegeben. Die Gründe dafür sind die Unabhängigkeit des freitragenden Gerüsts vom Gelände, die hohe, mit anderen Ortbetonverfahren nicht erreichte Baugeschwindigkeit, die Einsparung an Lohnkosten (die insbesondere durch Mechanisierung der Schalungsarbeiten erzielt wird) und die Möglichkeit, „vor Kopf “ zu arbeiten. Vor allem aber basiert der Erfolg der Vorschubgerüste auf der hohen Ausführungsqualität, die damit erzielt werden kann. Das Vorschubgerüst ist eine auf die Baustelle gerückte Fabrikationshalle, die den Vorteil einer serienmäßigen Herstellung, der sonst nur im Fertigteilbau gegeben ist, mit den größeren Formgebungsmöglichkeiten der Ortbetonbauweise verbindet.

9.1.2.1 Feldweise Herstellung auf freitragender Vorschubrüstung – Rüstträger unter dem Überbau Die Abhängigkeiten zwischen Herstellungsverfahren, Überbauquerschnitt und Unterbauten werden insbesondere beim Einsatz einer längsverschieblichen Rüstung deutlich. Nicht nur bei großen Höhen über dem Gelände (ab 15 m) nutzt man bereits fertiggestellte Abschnitte des Überbaus und die Unterbauten zur Abstützung

742

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.2-1 Feldweise Herstellung über mehrere Felder durchlaufender Spannbetonbrücken mittels freitragender, unter dem Überbau laufender Vorschubrüstung

einer längsverschieblichen Vorschubrüstung (Bild 9.1.2-1). Auch für lange Talbrücken in unebenem Gelände und für Hangbrücken im Zuge von Verkehrswegen entlang Gebirgshängen (z. B. [Gass, 1960], [Bänziger, 1980]) mit Stützweiten bis etwa 65 m wurden freitragende stählerne Rüstträger entwickelt, die unter dem Überbau verschoben werden. Die Länge der Rüstträger beträgt zwei Feldlängen. Das eigentliche Schalgerüst ist auf die Rüstträger aufmontiert und hat einfache Feldlänge. Auflagerpunkte der Rüstträger in Betonierstellung sind die Aufhängungen an Verankerungsträgern an der Koppelfuge und die Pfeilerkonsolen am vorderen Pfeiler. Diese Pfeilerkonsolen sind fester Bestandteil der Vorschubrüstung und werden in einem Zwischenzustand, in dem die gesamte Rüstung am bereits gefertigten Überbauab-

schnitt hängt, am Rüstträger vorgefahren und am Pfeiler beiderseitig angespannt. Über diese Konsolen gibt die Vorschubrüstung ihre Lasten während des Verrollvorgangs an die Brückenpfeiler ab. Zwischen den Rüstträgern und den Konsolen sind Gleitstühle angeordnet, die ein Heben und Senken der Rüstträger mittels hydraulischer Pressen ermöglichen (Bild 9.1.2-2). Während der jeweils betonierte Bauabschnitt vorgespannt wird, erfolgt das Absenken der Rüstträger. Damit werden die Steg- und Fahrbahnplattenschalung freigesetzt, und die Bodenschalung wird abgeklappt. In diesem Zustand erfolgt ein Teilvorschub der Vorschubrüstung soweit, dass der Verbindungsrahmen (Querträger) den nächsten Pfeiler erreicht und durch Ablassen der Rüstung sich der Querträger auf den Pfeilerkopf absetzt. Dabei

Bild 9.1.2-2 Überbauquerschnitt mit Lage der Rüstträger und Schalung einer stählernen Vorschubrüstung

743

9.1 Betonbrücken

gleitet die Vorschubrüstung vorn auf den Konsolen über Gleitlager, während das hintere Ende der Rüstung an einem auf der bereits erhärteten Fahrbahnplatte laufenden Oberwagen angehängt ist. Nunmehr können die Konsolenverankerungen am Pfeiler gelöst und die Konsolen zum nächsten Pfeiler verschoben und verankert werden. Danach kann das Vorschubgerüst in die nächste Betonierstellung verschoben

und die Schalung in die entsprechende Position eingefahren und ausgerichtet werden. An Stelle von stählernen, an den Pfeilerköpfen angespannten Konsolen werden auch stählerne Querträger verwendet, die auf Durchsteckträgern in den Pfeilern ruhen (Bild 9.1.2-3). Die Herstellung des Überbaus der Etzelsbachtalbrücke im Zuge der Autobahn

Bild 9.1.2-3 Theistalbrücke – Stählerne Querträger, die auf Durchsteckträgern lagern, als Auflager für die Vorschubrüstung

Bild 9.1.2-4 Vorschubrüstung der Talbrücke über den Etzelsbach

744

A38 Göttingen – Halle – Leipzig mit maximalen Stützweiten von 62 m erfolgte feldweise auf einem 700 t schweren Vorschubgerüst mit einer Gesamtlänge von 128 m. Das unter dem Überbau laufende Vorschubgerüst (Bild 9.1.2-4) besteht aus zwei stählernen Fachwerkträgern mit einer Bauhöhe von 4 m [Vorschubgerüst, 2001]. Um die Beanspruchung des Überbaus infolge der angehängten Lasten aus Vorschubrüstung und Beton zu vermindern, wurden die Anhängelasten mit Hilfe von Spanngliedern über eine längsverfahrbare Pylonkonstruktion in die Pfeiler geleitet. Bild 9.1.2-5 zeigt eine Vorschubrüstung mit untenliegenden Hauptträgern, die nach dem Rechenschieberprinzip arbeitet. Die Konstruktion besteht aus einzelligen stählernen Kästen. Die äußeren, seitlich neben den Pfeilern vorbeifahrenden Träger sind Rüstträger, durch Querrahmen miteinander verbunden und haben etwa die Länge der Brückenstützweite. Der mittlere Träger (die Rechenstabzunge) liegt mittig auf den Pfeilern zwischen den Lagern und ist etwas länger als zwei Feldweiten. Er hat als Rüst- und Vorbauträger eine Doppelfunktion: Im Betonierbereich trägt er die Schalung und dient beim Verrollen nach Vorstrecken zum nächsten Pfeiler als Fahrbahn für die äußeren Rüstträger. Klappbare Bodenplatten verbinden die drei Hauptträger und bilden zusammen mit den Trägern den unteren Schalungs-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

boden (Bild 9.1.2-6). Schalrahmen auf den Rüstträgern unterstützen die auskragenden Fahrbahnplatten des Überbaus. In Betonierstellung erfolgt die Auflagerung der Vorschubrüstung vorn auf dem Brückenpfeiler. Der Rüst- und Vorbauträger ist direkt auf dem Pfeiler gelagert, die seitlichen Rüstträger mittels Stahlkonsolen. Hinten hängen die Hauptträger an einem sog. Kranwagen des zuletzt fertiggestellten Überbauabschnitts. Das Umsetzen der Vorschubrüstung in die nächste Betonierstellung geschieht in zwei Phasen: Nach dem Erhärten und Vorspannen des Tragwerks wird die gesamte Rüstung gleichmäßig hydraulisch abgesenkt, und die Bodenplatten zwischen den Hauptträgern werden abgeklappt. Der vordere Kranwagen, der nur dem Vortransport der Rüstträger dient, unterstützt den Verbindungsrahmen in der Mitte und übernimmt die Eigenlast der Rüstträger einschließlich Schalungskonstruktion. Am hinteren Kranwagen als Anhängetraverse für die Hauptträger in Betonierstellung für den Vortransport der Rüstträger dient, werden nach dem Absenken und der Übernahme der Rüstträgerlast durch den vorderen Kranwagen die Betonieranhängungen ausgebaut. Die Rüstträger hängen an außerhalb des Brückenquerschnitts liegenden Zuggliedern. Rüstträger und Vorbauträger sind für das Vorfahren getrennt.

Bild 9.1.2-5 Vorschubrüstung System Rechenstab, Vorfahren des Rüst- und Vorbauträgers

Bild 9.1.2-6 Freitragende Vorschubrüstung System Rechenstab mit Plattenbalkenquerschnitt ohne Querträger nach [Kotulla/Wilhelm, 1978]

9.1 Betonbrücken 745

746

Zuerst werden die beiden Rüstträger mit den Kranwagen vorgefahren. Der vordere Kranwagen fährt auf dem Vorbauträger, der hintere auf einem Gleis, das auf dem Überbau liegt. Die Auflagerkonsolen fahren mit vor; sie können von den Rüstträgern aus ausgebaut und nach Erreichen der neuen Arbeitsstellung wieder an dem Pfeiler eingebaut werden. In der zweiten Phase wird der Rüst- und Vorbauträger umgesetzt. Er ist mit einem eigenen Antrieb versehen und rollt über Traversen, die in Ausnehmungen an den Pfeilerköpfen lagern. Nach dem Verlassen der hinteren Traversen werden diese aufgenommen, durch den Träger nach vorn gefahren und beim Erreichen des nächsten Pfeilers dort versetzt. Das Einrichten der Rüstung nach dem Vorfahren für die neue Betonierstellung geschieht in umgekehrter Reihenfolge wie zuvor beschrieben. Die Vorteile einer freitragenden Vorschubrüstung liegen darin, dass die feldweise Herstellung mit außerordentlich kurzen Taktzeiten und sehr wenigen Arbeitskräften erfolgen kann. Es sind keine Zwischenunterstützungen erforderlich, und das Verfahren ist völlig geländeunabhängig. Bei der Planung einer Vorschubrüstung, die ihrer Aufgabe entsprechend ein Großgerät darstellt, sind eingehende Überlegungen über den gewünschten und technisch möglichen Variationsbereich anzustellen. Die Amortisation der hohen Investitionskosten kann nur erreicht werden, wenn die Vorschubrüstung weitestgehend anpassungsfähig ist. Sie soll ohne wesentliche Umbauten sowohl bei verschiedenen Stützweiten eingesetzt werden können als auch Veränderungen in der Querschnittsgestaltung ermöglichen. Die betriebstechnische und maschinelle Ausstattung sollte so vorgegeben sein, dass beim Einsatz auf der Baustelle eine sichere, einfache und wirtschaftliche Handhabung gewährleistet ist. Der Stützweitenbereich der herzustellenden Brücken, der Breitenbereich und die Quer-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

schnittsform des Überbaus beeinflussen in besonderem Maße die Gesamtmasse der Vorschubrüstung und damit die Investitionskosten. Man hat daher verschiedene Vorschubrüstungen für bestimmte Stützweitenbereiche entwickelt [Kotulla/Wilhelm, 1978]. Es ist unwirtschaftlich, große Rüstungen bei Brücken mit kleinen Stützweiten einzusetzen, selbst wenn es möglich ist, die Rüstträger in der Länge den vorhandenen Stützweiten anzupassen. Die Kosten für Transport, Montage, Umsetzen und Demontage bilden einen hohen Grundbetrag, der nicht durch betriebliche Rationalisierung abgebaut werden kann. Nachteilig kann sich die relativ große Bauhöhe der stählernen Vorbaurüstung im Hinblick auf die Freihaltung des Lichtraums unter dem Überbau auswirken, wenn zu unterführende Verkehrswege freizuhalten sind und keine ausreichende Höhe zur Verfügung steht. Die geringsten Lichtraumeinschränkungen erzielt man dann noch durch Anwendung eines zweistegigen Plattenbalkens ohne Querträger als Überbauquerschnitt und Einsatz einer Vorschubrüstung nach dem Rechenschieberprinzip, da hier die Rüstträgerebene unmittelbar unter der Fahrbahnplatte liegt (Bild 9.1.2-6). Im Gegensatz dazu befindet sich bei dem in Bild 9.1.2-1 dargestellten Prinzip die Rüstträgerebene ausschließlich unter der Tragwerkskonstruktion. Damit wird wiederum die Ausführung von Plattenbalkentragwerken mit Querträgern möglich. Autobahnbrücken bestehen i. d. R. aus zwei getrennten Überbauten, deren Herstellung zweckmäßig in Hin- und Rückfahrt der Vorschubrüstung erfolgt. Bei dem in Bild 9.1.2-1 beschriebenen Verfahren, bei dem jeder Rüstträger als Vorbauträger benutzt wird, sind diese mit ihren Auslegern (Vorbauschnabel) symmetrisch ausgebildet. Vor Beginn der Rückfahrt ist hinter dem Widerlager lediglich nur ein Querverschub erforderlich. Beim Rechenschieberprinzip muss wegen der unsymmetrischen Ausbildung der

9.1 Betonbrücken

Vorschubrüstung dieselbe hinter dem Widerlager außerdem noch um 180 ° gedreht werden. Deshalb wird das Rechenschieberprinzip heute nicht mehr angewendet. Bei Kastenquerschnitten wird die Innenschalung zweckmäßig als durchgehender Schalwagen ausgebildet, der zunächst im zuletzt betonierten Abschnitt verbleibt und erst nach Einbringen der Bewehrung für die Bodenplatte und die Stege in den folgenden Abschnitt vorgezogen wird. Die Stützquerträger können dann aber erst nachträglich betoniert werden. Bei der Talbrücke Trockau im Zuge der Autobahn A9 [BÖGL/WALTER] mit zwei

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getrennten, einzelligen Spannbetonkästen als Durchlaufträger über neun Felder mit den Stützweiten 48 m + 58 m + 60 m + 85 m + 100 m + 85 m + 60 m + 58 m + 48 m wurde ebenfalls eine stählerne Vorschubrüstung eingesetzt. Der wirtschaftliche Einsatz der Vorschubrüstung machte es erforderlich, dass in den drei großen Mittelfeldern von 85 m + 100 m + 85 m mit veränderlichen Bauhöhen zwischen 3,50 m und 6,50 m Hilfsstützen angeordnet wurden (Bild 9.1.2-7). Damit war der längste Bauabschnitt auf 62 m begrenzt. Trotz dieser Begrenzung ergab sich eine Vorschubrüstung mit beachtlichen Ausmaßen. Die Ge-

a)

b) Bild 9.1.2-7 Talbrücke Trockau – Vorschubrüstung unter Einsatz einer Hilfsstütze und eines Hilfspylons a) Hilfsstütze in dem 100 m-Feld für Bauabschnitt 5 b) Zusätzlicher Hilfspylon für Bauabschnitt 6

748

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

samtlänge einschließlich Vor- und Nachlaufschnabel beträgt 128 m. Das 80 m lange Haupttragwerk bestand aus Fachwerkträgern mit einer Bauhöhe von 4,00 m. Die Hilfspfeiler wurden zur Herstellung des zweiten Überbaus quer verzogen. Die Bauabschnitte reichten über die Pfeiler bzw. die Hilfsstützen zwischen 10 m und 14 m hinaus. Der Trogquerschnitt und die Fahrbahnplatte eines jeden Überbaus wurden in zwei getrennten Arbeitsgängen hergestellt. Der Hilfspylon einschließlich der Abspannung war zur Abdeckung des negativen Moments über der Hilfsstütze erforderlich. Ein wesentliches Merkmal der Talbrücke Trockau ist die Vorspannung der Überbauten in Längsrichtung mit ausschließlich externen Spanngliedern SUSPA Draht-Ex (Typ 66). Eine sinnvolle Aufteilung der Spannglieder in durchlaufende, teilweise in den Stützquerträgern überlappte Spannglieder (Bild 9.1.2-8) sowie Zulagespannglieder in den Feld- und Stützenbereichen ermöglicht die örtlich einzuleitenden Vorspannkräfte in beherrschbaren Größenordnungen zu halten. Als durchlaufende Spannglieder wurden für die Außenfelder vier Stück und für die großen Innenfelder sechs Stück pro Kastensteg gewählt. Insbesondere die Verankerungslisenen der Zulagespannglieder über den Innenstützen wurden weitestgehend in den Eckbereichen Fahrbahnplatte – Stege angeordnet, um größere, örtliche Krempelmomente zu vermeiden.

9.1.2.2 Feldweise Herstellung auf freitragender Vorschubrüstung – Rüstträger über dem Überbau

Bild 9.1.2-8 Talbrücke Trockau – Teillängsschnitt des Überbaus mit Lage der externen, durchlaufenden und Zulagespannglieder

Über dem Überbau fahrende Vorschubgerüste sind als eine Weiterentwicklung des beim Freivorbau verwendeten Vorbauwagens zu betrachten. Von dem über dem Tragwerk liegenden Hauptlängsträger kragen seitlich Querrahmen aus, die den Über-

9.1 Betonbrücken

749

Bild 9.1.2-9 Feldweise Herstellung der über mehrere Felder durchlaufenden Elztalbrücke mittels freitragender Vorschubrüstung nach [Finsterwalder/Schambeck, 1966] – Rüstträger über dem Überbau laufend

bau klammerartig umschließen und an die die Schalung mit Zugstangen angehängt ist (Bild 9.1.2-9). Der Rüstträger steht in Betonierstellung mit Stützböcken auf dem zuletzt gefertigten Abschnitt und mittels einer besonderen Absetzkonstruktion auf dem nächsten Pfeiler. Nach Fertigstellung eines Abschnitts kann er ohne zusätzliche Hilfsmaßnahmen durch Bedienung seiner Fahrwerke jeweils um eine Feldlänge nach vorn vorfahren. Die Schalung wird dabei auf den unteren Querträgerarmen abgelegt. Durch die Form der Querrahmen eignet sich dieses Vorschubgerüst vor allem für Brücken mit einer Mittelstützenreihe und erlaubt dabei sehr verschiedenartige Formen der Brückenquerschnitte, wie plattenartige Tragwerke, Plattenbalken oder Kästen mit konstanter und veränderlicher Bauhöhe. Eine andere Form des über dem Überbau laufenden Vorschubgerüsts wurde bei der Ahrtalbrücke [Majewski, 1966] gewählt. Bei dem 175 m langen Gerüst mit einer Masse von 2060 t bestehen die Hauptträger aus Fachwerkträgern, die während des Betoniervorgangs auf dem Kragarm des zuletzt betonierten Überbauabschnitts und auf dem nächsten Pfeilerkopf aufliegen. Die größte Spannweite der Ahrtalbrücke, die mit diesem Gerät hergestellt wurde, betrug 106 m. Das Umsetzen der Vorschubrüstung bei mehrfeldrigen Brückentragwerken mit getrennten Überbauten wurde beim Bau der dritten Festlandbrücke in Lagos, Nigeria, weiterentwickelt. Um ein Umsetzen der

Vorschubrüstung ohne Demontage des Schalgerüsts zu ermöglichen, wird unter Verwendung einer Drehplattform und eines Drehkreuzes die Vorschubrüstung über dem letzten Zwischenpfeiler so gedreht, dass ein Vorfahren zum entsprechenden Pfeiler des zweiten Brückenbauwerks möglich ist [DYWIDAG 11]. Vorschubgerüste, die oberhalb des Überbaus angeordnet sind, vermeiden die schweren Quertraversen, die bei den unterhalb angeordneten Vorschubgerüsten erforderlich sind. Unter den hoch über dem Überbau liegenden Rüstträgern kann der Materialtransport ohne Behinderung erfolgen. Wegen der praktisch unbeschränkt zur Verfügung stehenden Bauhöhe oberhalb der Brückenfahrbahn wird der Hauptlängsträger meist als Fachwerk ausgebildet, das bei relativ geringer Eigenlast große Stützweiten ermöglicht. Der Lichtraum unter der Brücke wird dadurch nicht eingeschränkt, und die Freihaltung von zu unterführenden Verkehrswegen ist möglich.

9.1.2.3 Vorschubrüstungen aus Spannbeton Im Gegensatz zu stählernen Vorschubrüstungen aus Fachwerk- oder Vollwandträgern werden auch Vorschubrüstungen aus Spannbeton ([Harries et al., 1994], [Martin/ Adlungen, 1988], [Keuser/Kremser, 1999]) eingesetzt. Sie benötigen keine beweglichen Teile beim Vorbeifahren an den Pfeilern und Lagern, indem das Prinzip und

750

a)

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

b)

Bild 9.1.2-10 Trogförmige Spannbeton-Vorschubrüstung nach [Harries et al., 1994] a) Betonierstellung b) Vorschub mit angehobenem Überbau

einzelne Bauteile des Taktschiebeverfahrens (siehe Abschnitt 9.1.4) verwendet werden. Vorschubrüstungen aus Spannbeton vermeiden hohe Investitionskosten für eine ungewisse Anzahl von Einsätzen, Lager- und Transportkosten und Mietkosten und können den individuellen Bedürfnissen des Bauwerks angepasst werden. Nach Fertigstellung des Brückenbauwerks werden sie wieder abgebrochen. Es hat sich gezeigt, dass Vorschubrüstungen aus Spannbeton mit nur einmaligem Einsatz sehr kostengünstig und damit wettbewerbsfähig sind. Die großen Eigenlasten solcher Vorschubrüstungen sind beim Vorschieben nicht von Bedeutung. Die Einwirkungen auf die Unterbauten bewegen sich zumindest bei Eisenbahnbrücken im Rahmen der Gebrauchslasten des Endzustands. Die Spannbeton-Vorschubrüstung kann den Überbauquerschnitt

Bild 9.1.2-11 Spannbeton-Vorschubrüstung in Z-Form unter der Überbauunterkante liegend

trogförmig umschließen (Bild 9.1.2-10) oder sie liegt gänzlich unter der Überbauunterkante und erhält ein Z-Profil (Bild 9.1.2-11). Analog dem Taktschiebeverfahren wird man aus Gewichtsgründen an der vorderen Stirnseite der Vorschubrüstung einen stählernen Vorbauschnabel anspannen. Er ist eins der wenigen, wiederholt einzusetzenden Bauteile. Für den Einbau der oberen Verschiebelager zwischen Vorschubrüstung und betoniertem Überbau müssen beide Tragwerke gegeneinander vertikal bewegt werden: Entweder man hebt den Überbau und lässt die Vorschubrüstung in ihrer Höhenlage (Bild 9.1.2-10a) oder man senkt die Vorschubrüstung ab und belässt den Überbau in seiner Höhenlage. Die zuerst genannte Methode eignet sich bei Einfeldträgerketten. Gehoben wird nur das zuletzt hergestellte Überbaufeld. So wurde bei der Rombachtalbrücke im Zuge der Neubaustrecke Hannover – Würzburg der Deutschen Bundesbahn verfahren. Die andere Methode eignet sich für Durchlaufträger. Dabei sollten zusätzliche Beanspruchungen des Überbaus infolge Stützensenkung vermieden werden. Die hydraulischen Verschiebeanlagen zwischen Pfeiler und Vorschubrüstung kann man mit denen koppeln, die zwischen der Vorschubrüstung und dem Überbau angeordnet sind. Wählt man die Kolbenflächen der Pressen an den oberen und unte-

9.1 Betonbrücken

ren Verschiebelagern gleich, bleibt bei einem geschlossenen System die Höhenlage des Überbaus stets gleich. Nach Fertigstellung des Überbaus wird die Vorschubrüstung über das Brückenwiderlager hinausgefahren, dort werden die Stahlteile demontiert und die Betonteile abgebrochen. Beim Bau der zweigleisigen Geratalbrücke Ichterhausen [Keuser/Kremser, 1999] im Zuge der Neubaustrecke Ebensfeld – Erfurt wurde ebenfalls eine Spannbetonvorschubrüstung (Bild 9.1.2-12) eingesetzt. Die 1121 m lange, einzellige Spannbetonkastenbrücke ist eine Einfeldträgerkette über 24 Felder mit Stützweiten von 44 m bis 58 m. Sie dient der Überführung der Deutschen Bahn über das Geratal mit der neuen Autobahn A71, der Kreisstraße K20 und der östlichen Verbindungsrampe des Autobahnkreuzes A4/A71. Die Längsvorspannung der Überbauten war auf die Ein-

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haltung der vertikalen Verformungen bei Brücken mit Fester Fahrbahn nach dem Anforderungskatalog zum Bau der Festen Fahrbahn abzustimmen. Die Überbauten wurden mit einer Vorschubrüstung hergestellt, wie sie in ähnlicher Form beim Bau der Rombachtalbrücke [Harries et al., 1994] verwendet worden ist. Sie bestand aus einem Spannbetontrog, dessen Vorbauschnabel sich aus einem Spannbetonteil und einer stählernen Vorbauspitze zusammensetzte. Der Kastenquerschnitt wurde in zwei Abschnitten hergestellt, deren Arbeitsfuge zwischen den Stegen und der Fahrbahnplatte liegt. Obwohl der zuerst hergestellte Teilquerschnitt des Überbaus entsprechend den Steifigkeitsverhältnissen ca. 20% der Betonierlast übernimmt, wurde die Vorschubrüstung für die volle Betonierlast ausgelegt. Die Größe der teilweisen Längsvorspannung des Betontroges wurde wie folgt festgelegt: x Im 58 m-Feld unter Eigenlast des Vorschubgerüsts und Schalungslasten (ohne Betonierlast des Überbaus) treten näherungsweise keine Zugspannungen in Längsrichtung unter Gebrauchslasten auf (volle Vorspannung). Die Beanspruchung aus dieser LF-Kombination entspricht etwa der halben Beanspruchung aus Volllast. Beim Vorfahren werden aus äußeren Lasten die auftretenden Zugspannungen an der Oberseite des Trogs zur Hälfte überdrückt.

Bild 9.1.2-12 Vorschubrüstung der Geratalbrücke Ichterhausen

Aufgrund dieser Kriterien ergibt sich eine nahezu zentrische Vorspannung. Die Beanspruchungen, die nicht durch die teilweise Vorspannung abgedeckt sind, werden von der schlaffen Bewehrung aufgenommen. Nach Fertigstellung des Überbaus eines Felds in der Vorschubrüstung erfolgte nach [Keuser/Kremser, 1999] der Vorschubvorgang in der in Bild 9.1.2-13 angegebenen Reihenfolge:

752

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.2-13 Geratalbrücke Ichterhausen – Vorschubvorgang nach [Keuser/Kremser, 1999]

Phase 1 x Einbau der Gleitbahn auf dem Überbau x Montage der hinteren Führungsschiene x Anheben des Überbaus vorn und Einbau der oberen Taktschiebelager zwischen Gerüstfuß und Unterkante Überbau x Einbau der Vorschubanlage x Anheben des Überbaus hinten, bis über Druckkontakt die Stahltraverse die Vorschubrüstung vom hinteren Lager freisetzt und damit die Aufhängung hinten gewährleistet ist Phase 2 x Verschub der Rüstung, bis die hintere Auskragung der Rüstung nur noch ca. 23 m beträgt x Freisetzen der Stahltraverse Phase 3 x Verschub bis ca. 1,50 m vor Verlassen des Überbaus

x Anheben des Überbaus vorn und damit Freisetzen der oberen Taktschiebelager x Überbau ruht auf Pressen Phase 4 x Endeinschub bei gleichzeitigem Umsetzen von dem vorderen auf das hintere Taktschiebelager Phase 5 x Einbau der vorderen Führungsschiene x Ausbau der Vorschubanlage Phase 6 x Herstellung des neuen Überbaus bei gleichzeitigem Ablassen des vorher hergestellten Überbaus Zu den o. g. Vorteilen von Vorschubrüstungen aus Spannbeton kommen noch weitere hinzu. Die Brauchbarkeit einer Vorschubrüstung wird von zwei Anforderungen bestimmt: Zum einen muss die Standsicherheit gegeben sein und zum anderen muss das Verformungsverhalten eine maßgenaue

9.1 Betonbrücken

Herstellung des Überbaus erlauben. Der Betontrog ist außerordentlich steif und deshalb relativ formtreu. Die Vorschubrüstung umhüllt den Überbau nicht nur mit der Schalung, sondern mit dem gesamten Betontrog. Dadurch werden ein rascher Abfluss der Hydratationswärme und frühzeitiges Schwinden verhindert. Dies führt zu einer hohen Betonqualität des Überbaus mit dichtem Gefüge und guter Sichtfläche.

9.1.3 Freivorbau Manfred Curbach, Harald Michler und Silke Scheerer (bis 9.1.4) 9.1.3.1 Einleitung Im Freivorbau werden Balken-, Rahmenund Bogenbrücken errichtet. Dieses Bauverfahren wird angewendet, wenn mittlere und große Spannweiten zwischen ca. 70 und 250 m überbrückt werden müssen, ohne dass z. B. ein Lehrgerüst gestellt werden kann oder schwierige geologische oder geografische Verhältnisse vorherrschen, z. B., wenn sich die Brücke in großer Höhe befindet oder breite Hindernisse stützenfrei überspannt werden sollen. Das Bauverfahren ist unabhängig von den Setzungen eines Lehrgerüsts und führt zu keinen nennenswerten Einschränkungen des Verkehrsraums unter der Brücke. Auch ökologisch empfindliche Bereiche lassen sich so mit minimaler Störung überbrücken. Im deutschsprachigen Raum wurde 1930 bei einem Wettbewerb zum Entwurf einer Rheinbrücke in Basel das Verfahren des freien Vorbaus einer Spannbetonbrücke erstmals von Finsterwalder vorgeschlagen [Finsterwalder/Schambeck, 1965]. Im selben Jahr wurde in Brasilien eine Stahlbetonbrücke über den Rio de Peixe durch Vorstrecken einer Bretterschalung errichtet [Beton und Eisen, 1931], [Curbach, 1994a]. 1937 wurde in England eine weitere Stahl-

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betonbrücke im Freivorbau errichtet, das Verfahren hat sich allerdings bei Stahlbetonbrücken nicht durchgesetzt. Erst mit der Entwicklung des Freivorbaus für Spannbetonbrücken durch Finsterwalder (Dyckerhoff & Widmann) wurde diesem Bauverfahren ein breites Anwendungsgebiet eröffnet. In [Finsterwalder, 1952] berichtete Finsterwalder über den Bau der ersten frei vorgebauten und vorgespannten Flussbrücken in Deutschland in Balduinstein über die Lahn 1950 und 1951 in Neckarrems über den Neckar. Das Grundprinzip des klassischen Freivorbaus besteht darin, dass von einem Pfeiler aus mit einer beweglichen Fertigungsanlage, dem Freivorbauwagen, der Rüstung, Schalung und Frischbeton trägt, einzelne Brückenabschnitte betoniert werden. Oft geschieht dies wechselseitig oder symmetrisch, wodurch auf dem betreffenden Pfeiler ein Waagebalken entsteht. Die Fertigungsabschnitte sind i. d. R. zwischen 3 und 5 m lang, weshalb nur eine relativ kleine Vorbaurüstung und Schalung vorgehalten werden muss. Zudem ist die Schalung mehrfach wieder verwendbar, kann leicht modifiziert und einer gevouteten Balkengeometrie angepasst werden. Eine weitere Reduzierung von Materialund Zeitaufwand wird durch mehrmaliges Wiederholen ähnlicher Takte erzielt. Durch Einhausen des Vorbauwagens kann auch bei widrigen Witterungsbedingungen gearbeitet werden. Außer dem sogenannten klassischen Freivorbau gibt es noch verschiedene Varianten: x Freivorbau mit Hilfsabspannung (Pylonfreivorbau) x Freivorbau mit Hilfsträger x Freivorbau mit Vorschubrüstung (Rüstträger) x Freivorbau mit Fertigteilen (Segmentbauweise) x Bogenfreivorbau.

754

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.3-1 Schlankheiten verschiedener Freivorbaubrücken

9.1.3.2 Anforderungen an den Überbau Beim Freivorbau kommen am häufigsten gevoutete Kastenträger zur Anwendung. Nach Menn [Menn, 1990] sollte die Schlankheit l/h des Stützquerschnitts ≈ 17 betragen, in Feldmitte werden Schlankheiten von ca. 50 erreicht. Gevoutete Träger können die Kragarmbeanspruchung im Bauzustand optimal abtragen, da das veränderliche Widerstandsmoment dem Verlauf des Stützenmoments angepasst werden kann. Die gekrümmte Unterseite des Trägers folgt meist einer Parabel. Eine Zusammenstellung der Schlankheiten ausgewählter Freivorbaubrücken zeigt Bild 9.1.3-1. Es werden aber auch Plattenbalkenquerschnitte oder parallelgurtige Träger hergestellt. Kastenträger haben den großen Vorteil, dass die hohen negativen Momente infolge der Kragarmbelastung gut aufgenommen werden können und dass ein einfaches und rationelles Schalen möglich ist. Oft wird die Dicke der Bodenplatte im Stützquerschnitt gegenüber dem Feldbereich stark erhöht, um die Druckzone zu vergrößern. Auch die Dicke der Fahrbahnplatte wird variiert, hier allerdings, um die Eigenlast in Feldmitte zu

verringern. Dies ist möglich, da sich die Anzahl der in der Platte zu führenden Spannglieder kontinuierlich in Richtung Feldmitte verringert. Im Bild 9.1.3-2 ist die grundsätzliche Querschnittsgestaltung skizziert. Vertikale Stege erleichtern sowohl das Einschalen als auch das Betonieren, schräge Stege ermöglichen eine breitere Fahrbahnplatte bei ansprechender Optik und können durch lotrechtes Absenken der Schalung einfacher ausgeschalt werden. Bei schrägen Stegen bleibt entweder die Neigung der Stege konstant, was eine variable Breite der Bodenplatte zur Folge hat, oder es wird eine gleich bleibende Breite der Bodenplatte gewählt, wodurch die Stege eine dreidimensionale Krümmung erhalten. Die konstante Stegneigung ist vorteilhafter zu fertigen, allerdings erhält man im hochbeanspruchten Stützenbereich die geringste Bodenplattenbreite, was durch eine entsprechende Plattendicke kompensiert werden muss. Bild 9.1.3-3 verdeutlicht die Auswirkung der beiden Varianten auf die Ansicht der Brücke. Brücken, die im Freivorbau gefertigt werden, können im Grundriss geradlinig oder gekrümmt verlaufen, bei Quergefälle wird der Kasten rhombisch ausgeführt.

9.1 Betonbrücken

755

Bild 9.1.3-2 Variation der Ausbildung der Fahrbahnplatte

Bild 9.1.3-3 Links: konstante Stegneigung und variable Breite der Bodenplatte; rechts: variable Stegneigung und konstante Breite der Bodenplatte

9.1.3.3 Besonderheiten bei der Spanngliedführung Als statische Systeme der Brücke im Endzustand sind Durchlaufträger und Rahmen zu nennen. Demgegenüber handelt es sich im Bauzustand um Kragträger. Diese müssen beim Brückenschluss in Feldmitte miteinander zum Endsystem verbunden werden. Hierzu gibt es folgende Möglichkeiten: x biegesteife Verbindung – das ist die heute übliche Lösung x Ausbildung eines Gelenks x Einfügen eines Einhängeträgers. Nach [Menn, 1990] sind Gelenksysteme wirtschaftlicher als Durchlaufsysteme, da eine Momentenumlagerung vom massiveren Stütz- in den schwächeren Feldbereich ausgeschlossen wird. Bezüglich der Gebrauchstauglichkeit ergeben sich allerdings Nachteile. Zu nennen sind z. B. der entstehende „Knick“ in der Gradiente, der den Fahrkomfort beeinträchtigt, der konstruktive Aufwand bei der Herstellung von Gelenken und Fugen und die Notwendigkeit der Wartung dieser Bauteile. Als besonders kritisch ist der Tausalzangriff anzusehen. Bei Gelenkssystemen kann zwischen Gelenken mit Dilatation und ohne Dilatation

unterschieden werden. Soll eine Dilatation zugelassen werden, sind komplizierte Speziallager mit großem Platzbedarf nötig, die die wechselseitig unterschiedlichen Querkräfte und Vertikalverschiebungen aufnehmen können. Gelenke ohne Dilatation können z. B. als vorgespannte Betongelenke in der Fahrbahnplatte ausgeführt werden, siehe Bild 9.1.3-4. Der biegesteife Brückenschluss stellt die wartungsärmste Variante dar und hat sich i. A. durchgesetzt. Daraus und aus der Art der Herstellung ergeben sich Besonderheiten in der Spanngliedführung, unterschieden werden: x Kragarmvorspannung x Kontinuitätsvorspannung x Feldvorspannung.

Belag Spannglied Abdeckblech Isolation

Kontrollkammer

Querträger mit Durchstieg

Bild 9.1.3-4 Beispiel für ein Gelenk ohne Dilatation zum Verbinden der Kragarme, nach [Menn, 1990]

756

Die Spannglieder zur Kragarmvorspannung nehmen vorwiegend die Schnittgrößen aus den Bauzuständen auf und werden dafür dimensioniert. Sie liegen größtenteils in der oberen Platte des Kastens, wodurch ein maximaler Hebelarm erzielt werden kann. Da jeder neue Abschnitt kraftschlüssig mit dem schon ausreichend erhärteten Kragarm verbunden werden muss, sind ausgehend vom Pfeilertisch eine Vielzahl von leeren Hüllrohren einzubetonieren. In der Arbeitsfuge werden immer nur diejenigen Spannglieder verankert, die zur Aufnahme der zusätzlichen Lasten aus dem gerade gefertigten Abschnitt benötigt werden. Durch diese Abstufung ist eine problemlose Anpassung der Vorspannung an die Beanspruchung möglich. Die restlichen Hüllrohre werden an den Arbeitsfugen lediglich gestoßen. Oft werden in diese leeren Hüllrohre PVC-Rohre als Füllrohr eingelegt, um einerseits während des Betonierens stabilisierend zu wirken und um andererseits bei eventuellen Undichtigkeiten ein Volllaufen der Hohlräume mit Beton zu vermeiden, da sonst das Einfädeln der später erforderlichen Spannglieder unmöglich wäre. Letzteres ist auch der Grund dafür, dass einige wenige leere Hüllrohre zusätzlich im Querschnitt vorgesehen werden, die dann als Ersatz bei Beschädigungen von Hüllrohren statisch erforderlicher Spannglieder dienen können. Werden die Ankerstellen entsprechend ausgebildet, ist hierdurch außerdem eine Möglichkeit zum nachträglichen Verstärken des Bauwerks gegeben. Für die Führung der Kragarmvorspannung im Grundriss gibt es verschiedene Varianten. Die Spannglieder können gerade geführt werden, sodass sich die Ankerlisenen an der Unterseite der Fahrbahnplatte befinden. Dies erleichtert die Bewehrungsführung, schränkt aber gleichzeitig die freie Höhe im Kasteninnern ein, was zu Behinderungen bei Arbeiten im Kasteninnern führen kann. Eine weitere Möglichkeit besteht darin, die jeweils endenden Spann-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

glieder nach außen in die Nähe des Stegs oder in den Steg selber umzulenken. Die Verankerungen befinden sich dann entweder im Bereich des steiferen Anschlusses von Steg und Platte oder im Steg selber. Bei letzterer Variante können die Spannglieder noch weit innerhalb der Stege nach unten geführt werden, wodurch sich die Querkrafttragfähigkeit deutlich erhöht, das Einbringen von Bewehrung und Beton aber erschwert werden. Ein Beispiel für die Abstufung der Kragarmvorspannung ist im Bild 9.1.3-5 zu sehen. Die Kontinuitätsspannglieder werden in der Bodenplatte verlegt, um die positiven Momente im mittleren Drittel der Spannweite aufzunehmen, die nach biegesteifem Brückenschluss durch Änderung des statischen Gesamtsystems entstehen. Sie werden in der Nähe der Stege verlegt und verankert, zum einen, um die höhere Steifigkeit des Querschnitts an dieser Stelle auszunutzen, zum anderen, um die Querbiegung in der Bodenplatte so gering wie möglich zu halten. Ein Beispiel für die Abstufung wird ebenfalls im Bild 9.1.3-5 gegeben. Der konstruktiven Durchbildung der Lisenen in der Bodenplatte ist besondere Aufmerksamkeit zu zollen, da die Platte hier meist sehr dünn ist. Außerdem ist darauf zu achten, dass für die infolge der Krümmung der Kontinuitätsspannglieder auftretenden Umlenkkräfte ausreichend und sorgfältig verankerte Bewehrung vorgesehen wird. Die Spannglieder der Feldvorspannung werden nach dem Brückenschluss über die gesamte Spannweite in durchgehenden, leer belassenen Hüllrohren eingelegt. Neben der Abdeckung extremer Beanspruchungen, z. B. verhältnismäßig hoher Verkehrslasten, können sie auch zur Beeinflussung von Verformungen nach dem Brückenschluss oder, wie schon erwähnt, zur nachträglichen Verstärkung dienen. Die Feldvorspannung kann somit sowohl als Vorspannung mit nachträglichem Verbund als auch als externe Vorspannung realisiert werden.

757

Taktreihenfolge: 25

5

5

23

21

5 19

5 4 17

4 3,5 3,5 3,5 3

15 13 11 9

6,3

7 5 3 1

Pfeilertisch

Kontinuitätsvorspannungin der unteren Platte: 8 SG, l = 32,00 m 8 SG, S l = 42,00 m 6 SG, S l = 50,00 m 6 SG, S l = 58,00 m

6,3

2, 6 2, 6

Taktlänge: 1

2, 6 2, 6

9.1 Betonbrücken 3

2 4 6

[m] Anzahl obenliegender Spannglieder (SG), Kragarmvorspannung: 2 SG, l = 106,00 m 4 SG, l = 96,00 m 4 SG, l = 86,00 m 4 SG, l = 76,00 m 4 SG, l = 66,00 m 6 SG, l = 50,00 m 6 SG, l = 43,00 m 6 SG, l = 36,00 m 8 SG, l = 23,00 m 8 SG, l = 17,80 m 6 SG, l = 12,60 m

Bild 9.1.3-5 Beispiel für die Anordnung von Spanngliedern im Kragarm und im Feldbereich, nach [Curbach, 1993a]

Bei üblichen Bauvorhaben ist die Kragarmvorspannung aus dem Bauzustand so dimensioniert, dass sie auch die Stützmomente im Endzustand aufnehmen kann, da eine entsprechende Umlagerung stattfindet. Somit wird im Allgemeinen nur eine Kragarm- und eine Kontinuitätsvorspannung eingesetzt.

9.1.3.4 Ausrüstung beim klassischen Freivorbau An erster Stelle ist hier der Freivorbauwagen zu nennen. Er wird in Brückenlängsrichtung verfahren und trägt die Rüstträger und die Schalung. Von der Tragkraft des Freivorbauwagens hängt die Länge der Betonierabschnitte ab. Zulässige Lasten für übliche Freivorbauwagen sind z. B. 1300, 1750 und 2000 kN. Außerdem ist die maximale Länge der Schalung zu berücksichtigen, üblich sind hier 5 m. Beim beidseitigen Freivorbau im Waagebalkenprinzip wird ein Anfangstakt – der Pfeilertisch – in konventioneller Bauweise hergestellt. Die Länge dieses Pfeilertisches ist abhängig vom Platzbedarf für das Aufstellen der Freivorbauwagen. Ist der Überbau nicht monolithisch mit der Stütze verbunden, werden oft druck-

und zugfeste, vorgespannte Hilfsstützen zur Stabilisierung des Waagebalkens und zur Aufnahme von Kippmomenten während der Bauzeit benötigt. Die Lager auf den Brückenpfeilern übertragen im Wesentlichen die Vertikalkräfte. Wird mit einem unsymmetrischen Waagebalken gearbeitet, z. B. wenn der Kragarm auf der einen Seite 1 bis 2 Takte Vorlauf hat, können einseitig angeordnete, druckbeanspruchte Hilfsstützen eingesetzt und gleichzeitig die Länge des Pfeilertisches reduziert werden, da der zweite Freivorbauwagen erst nach dem Vorfahren des Ersten montiert wird. Zur Dimensionierung der Hilfsstützen und für den Lagesicherheitsnachweis muss die ungünstigste Kombination von planmäßigem Kippmoment und Belastung infolge Eigenlast, letztere mit dem Faktor 0,95 abgemindert bzw. mit 1,05 erhöht, angesetzt werden. Die Hilfsstützen werden einseitig an der Oberseite der Bodenplatte des Pfeilertisches vorgespannt. Dadurch bleibt die Stütze im Zustand I, wodurch die Längenänderungen der Hilfsstützen stark begrenzt werden können und die Gefahr starker Verformungen, z. B. Verdrehungen, des Waagebalkens minimiert wird. Eine mögliche Anordnung von Hilfsstützen ist im Bild 9.1.3-6 zu sehen. Das genaue Einstellen der Vorspannkraft in den Hilfsstüt-

758

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.3-6 Stabilisierung des Pfeilertisches mit Hilfe von vorgespannten Hilfsstützen, nach [Curbach 1994a]

zen ist schwierig, da die unterschiedlichen Dehnsteifigkeiten von Hilfsstützen und Brückenpfeiler und die nichtlineare Verformung der Brückenlager nur schwer modelliert werden können. Aus diesem Grund werden zwischen dem Überbau und den Hilfsstützen Pressen angeordnet, mit denen die gewünschte Vorspannkraft in den Hilfsstützen eingestellt werden kann. Auf diese Art und Weise kann in allen Bauphasen die erforderliche Vorspannung der Hilfsstützen überprüft und angepasst werden. Die Anordnung der Hilfsstützen, insbesondere deren Abstand, ist abhängig vom maximal aufzunehmenden Kippmoment und damit von der Spannweite des Waagebal-

kens und der Länge der Fertigungsabschnitte. Reichen die vorgesehenen Hilfsstützen für die letzten Takte nicht aus, können auch zusätzliche Hilfsstützen unter den Stegen des Waagebalkens angeordnet werden, wie es z. B. bei der Mainbrücke Oberndorf geschah [Curbach, 1994a]. Das Kippmoment kann aber auch anderweitig aufgenommen werden, z. B. durch Verspannen des Pfeilertisches mit dem Brückenpfeiler oder durch Einspannen des Überbaus in den Pfeiler. Beim einseitigen oder einhüftigen Freivorbau müssen die Kragmomente durch ausreichend starke Fundamente, Rückverankerungen wie Erd- oder Felsanker in den anstehenden Baugrund, Gegengewichte oder Abspannungen, z. B. Abspannungen in schon zuvor fertig gestellte Brückenfelder, aufgenommen werden. Ein Schema des Herstellvorgangs zeigt Bild 9.1.3-7. Durch temporäre Abstützungen oder Abspannungen kann eine unnötig hohe Bewehrung des Überbaus vermieden werden. Zur Herstellung des Brückenschlusses ist oft eine spezielle Ausgleichkonstruktion nötig. Hierzu werden die Freivorbauwagen demontiert und geeignete Hilfskonstruktionen eingebaut, um den Kragarm während des Brückenschlusses zu fixieren. Bei den im Abschnitt 9.1.3.1 vorgestellten Varianten des Freivorbaus werden noch weitere Hilfsmittel benötigt. Hier sollen

Abspannung

Hilfspylon

Arbeitsfugen

Bild 9.1.3-7 Freivorbau mit Hilfspylon und Abspannungen, u. a. nach [Münchener Rückversicherung, 1992]

9.1 Betonbrücken

beispielhaft nur Hilfspylone, Rüstträger und temporäre Abspannungen genannt werden.

9.1.3.5 Bauablauf beim klassischen Freivorbau Zuerst werden Gründung und Pfeiler hergestellt. Daraufhin wird der Pfeilertisch auf dem Pfeiler errichtet. Der Regelfall beim klassischen Freivorbau ist die symmetrische Fertigung vom Pfeilertisch aus. Dadurch entsteht für den Bauzustand ein Waagebalken, der stabilisiert werden muss. Ist der Pfeilertisch gelenkig gelagert, erfolgt die Stabilisierung mit Hilfe von vorgespannten Hilfsstützen, die die Einspannung temporär erzeugen, siehe Abschnitt 9.1.3.4. Nun erfolgt die Einrichtung der Freivorbauwagen, die Ausrichtung der Schalung, das Einlegen der schlaffen Bewehrung und der leeren Hüllrohre. Der erste Takt jedes Kragarms kann betoniert werden. Hat dieser Teilabschnitt nach ca. 2 bis 3 Tagen eine ausreichende Festigkeit erreicht, werden die Spannglieder in die vorbereiteten Hüllrohre des fertigen Stückes eingezogen und vorgespannt. Häufig werden die Spanngliedverankerungen für eine niedrigere Betonfestigkeitsklasse ausgelegt, als für die, die wirklich eingebaut wird. Im Endzustand ist also etwas mehr an Bewehrungsstahl vorhanden als statisch erforderlich. Der große Vorteil dieser Vorgehensweise ist aber, dass der Zeitpunkt des Vorspannens zeitlich vorgezogen werden kann. Nach dem Vorspannen wird der Vorbauwagen vorgefahren und am fertig gestellten Teilstück fixiert, alle weiteren Abschnitte werden wechselseitig angefügt und taktweise vorgespannt. Mit dem letzten Teilstück in Feldmitte wird der Brückenschluss durch den Einbau eines Gelenks vollzogen oder die Kragträger werden biegesteif zu einem durchlaufenden Bauteil

759

verbunden. Nun werden die Kontinuitätsspannglieder eingezogen und vorgespannt. Bei Bedarf wird die Feldvorspannung eingebaut und aktiviert. Die beträchtlichen elastischen und plastischen Trägerdurchbiegungen müssen während des Vorbaus durch Überhöhungen ausgeglichen werden. Die Überhöhung muss so dimensioniert werden, dass im Gebrauchszustand das vorgesehene Fahrbahnniveau erreicht wird. Im Allgemeinen müssen Verformungen, die während der Herstellung entstehen, kompensiert werden. Solche Verformungen stellen sich u. a. nach dem Ausrüsten durch die Eigenlast und anteilige Verkehrslast ein oder sind Folgen von Stützensenkungen oder Temperaturunterschieden. Beim Freivorbau müssen weiterhin die wechselnden Einsenkungen des Vorbauwagens während des Betonierens, die Verformungen des Kragsystems im Bauzustand, die Einflüsse des nach dem Brückenschluss geänderten statischen Systems und die in diesem Zusammenhang zu erwartenden Kriechumlagerungen berücksichtigt werden. Während des gesamten Bauprozesses müssen die Verformungen realitätsnah ermittelt werden. Dabei müssen der wirkliche E-Modul und die tatsächliche Eigenlast des eingebauten Frischbetons in die Verformungsberechnung einfließen, die während der Bauausführung nach der Herstellung jedes Takts überprüft und aktualisiert werden müssen, um notwendige Korrekturen frühzeitig berücksichtigen bzw. während der nächsten Takte vornehmen zu können. Deshalb werden pro Takt die aktuellen Verformungswerte gemessen und daraufhin die erforderliche Überhöhung ermittelt. Das nachträgliche Aufbringen der Kontinuitätsvorspannung und einer eventuellen Feldvorspannung beeinflussen ebenfalls den Verformungszustand. Beim Herstellen des Brückenschlusses müssen außer der Höhe der Kragarmenden auch die Tangenten der Gradiente in Grund-

760

und Aufriss übereinstimmen, damit kein Knick in Feldmitte entsteht. Um die Verformungen von vornherein zu begrenzen, kann es zweckmäßig sein, einen Beton mit sehr hohem E-Modul einzusetzen, was z. B. durch den Einsatz von Basalt als Zuschlagstoff erreicht werden kann. Ein erhöhter Spannstahlanteil kann sinnvoll sein, da dadurch die Verformungen verringert werden können. Es bleibt anzumerken, dass Brücken oft nicht komplett im Freivorbau errichtet werden. Teilweise werden Endfelder oder Teile davon auf Lehrgerüst hergestellt, wenn dies die örtlichen Gegebenheiten erlauben. Bei langen Vorlandbrücken kommt auch Taktschieben oder Bauen mit Vorschubrüstung zum Einsatz.

9.1.3.6 Varianten des Freivorbaus Der klassische Freivorbau ist nicht immer anwendbar oder zweckmäßig. Sollen z. B. parallelgurtige Träger hergestellt werden, müssen Hilfskonstruktionen das Kragarmmoment aufnehmen. Manchmal ist es auch nicht möglich, den Vorbauwagen zum Pfeilerfuß zu bringen, da keine Zufahrt zum Pfeiler gegeben ist. Deshalb wurden verschiedene Varianten des Freivorbaus entwickelt. Freivorbau mit Hilfsabspannung, Pylonfreivorbau Mit dieser Methode kann der Freivorbau in einer Richtung erfolgen. Beginnend am Widerlager werden die einzelnen Abschnitte vor Kopf gefertigt. Wird das Kragmo-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

ment zu groß, erfolgt ein rückwärtiges Verspannen in den Baugrund oder zum dahinter liegenden Pfeiler. Der Transport des Freivorbauwagens von einer Stütze zur nächsten entfällt, schwierige Geländeverhältnisse können mit dieser Methode überwunden werden. Durch den größeren Hebelarm der Überspannung können gleichzeitig höhere Kragarmmomente aufgenommen werden, das Herstellen parallelgurtiger Träger ist möglich. Der größte Nachteil des Verfahrens liegt in der im Vergleich zum Waagebalken doppelten Bauzeit. Das Verfahren ist im Bild 9.1.3-7 skizziert. Freivorbau mit Hilfsträger Bei dieser Methode spannt vom fertigen Brückenabschnitt aus ein fahrbarer Hilfsträger zum nächsten Pfeiler, siehe Bild 9.1.3-8. An diesem Hilfsträger können die Vorbauwagen, Material und Personal zum nächsten Bauabschnitt transportiert werden. Der Transport am Boden entfällt. Es können Zeit und Erschließungsaufwand optimiert werden. Außerdem vereinfacht sich das Umsetzen des Vorbauwagens. Der Schalwagen belastet mit seinen gesamten Lasten nicht den Hilfsträger, sondern verankert sich wie im klassischen Freivorbau am bereits hergestellten Teil des Waagebalkens. Allerdings stellt der Hilfsträger selbst einen zusätzlichen Aufwand dar, der sich i. A. erst bei einer gewissen Mindestanzahl von Brückenfeldern rentiert. Werden stählerne Hilfsträger entsprechend dimensioniert, können sie gleichzeitig zur Stabilisierung des Waagebalkens dienen, siehe u. a. [Holst, 1998] und [Stritzke, 1983].

Bild 9.1.3-8 Freivorbau mit Hilfsträger nach [Stritzke, 1983]

9.1 Betonbrücken

Freivorbau mit Vorschubrüstung (Rüstträger) Bei diesem Bauverfahren wird ein Stahlträger, der ca. 60 % länger als die Spannweite des Brückenfelds ist, über der Brückentafel auf zwei benachbarten Pfeilern angebracht. An diesen Träger werden zwei Schalwagen angehängt, mit deren Hilfe vom Pfeiler aus in beide Richtungen vorgebaut werden kann. Die Fertigungsabschnitte können hier auf 8 bis 10 m erhöht werden [Leonhardt, 1979], da die Frischbetonlast zunächst vom Rüstträger getragen wird. Außerdem verformt sich das Tragwerk deutlich weniger als beim klassischen Freivorbau, und es wird insgesamt weniger Spannstahl benötigt. Es wird jeweils bis zur Hälfte des Felds betoniert, dann wird der Rüstträger um ein Feld nach vorn versetzt. Der Horizontaltransport ist wiederum unabhängig von den Geländeverhältnissen unter der Brücke. Das Verfahren eignet sich besonders für parallelgurtige Träger, bzgl. der Rentabilität gilt das schon beim Freivorbau mit Hilfsträger Gesagte. Das Bauverfahren ist im Bild 9.1.3-9 schematisch dargestellt. Als erste Anwendung gilt die Siegtalbrücke Eiserfeld mit einer maximalen Spannweite von 105 m, [Wittfoht, 1970]. Freivorbau mit Fertigteilen (Segmentbauweise) Der Freivorbau mit Fertigteilen wird in Kapitel 9.1.5 behandelt. Freivorbau mit Nachläufer Um die Eigenlast während des Freivorbaus und damit die Kragarmmomente und den Spannstahlbedarf zu minimieren, kann der

761

vorgebaute Brückenquerschnitt auf einen Kern- oder Rumpfquerschnitt reduziert werden. Nach Herstellung der Durchlaufwirkung werden mit einem nachlaufenden Rüstwagen die restlichen Querschnittsteile angefügt. Dieses Verfahren wurde z. B. beim Bau der Kochertalbrücke bei Geislingen praktiziert, Bild 9.1.3-10. Bogenfreivorbau Wenn kein Lehrgerüst für einen Bogen gestellt werden kann, gibt es verschiedene Möglichkeiten, den Bogen zu fertigen. Eine davon ist der Bogenfreivorbau. Mit diesem Bauverfahren wurden bisher schon Bogen mit mehr als 200 m Spannweite hergestellt, zum Beispiel die Bloukransbrücke in Südafrika (1983 – 272 m), [Ewert, 1999a]. Die erste Anwendung in Deutschland war die 1978 erbaute Autobahnbrücke Neckarsburg bei Rottweil (154 m Spannweite). Die derzeit größte Bogenbrücke Deutschlands über die Wilde Gera in Thüringen (252 m Spannweite, siehe auch Abschnitt 9.1.3.7) wurde ebenfalls im Bogenfreivorbau errichtet. Der Bogenfreivorbau erfolgt parallel von den Kämpfern aus, wobei der erste Takt meist mithilfe eines Lehrgerüsts hergestellt wird. Bei Bogen aus Hohlquerschnitten wird in der Regel zuerst die Bodenplatte betoniert und anschließend Stege und obere Platte. Ist die Bogenneigung relativ groß, muss eine Konterschalung auf der Oberseite eingesetzt werden. In gewissen Abständen wird der Bogen durch temporäre Hilfsabspannungen entlastet. Es können verschiedene Montageprinzipien angewendet werden. Einige davon sind im Bild 9.1.3-11 dargestellt. Die gleichzeitige Her-

Bild 9.1.3-9 Freivorbau mit Rüstträger, z. B. nach [Leonhardt, 1979] und [Wittfoht, 1970]

762

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.3-10 Kochertalbrücke bei Geislingen (Fotos: Michler (oben) und Gerline (unten))

a) gegen die Hangbrücke abgestützt

d) mit Abspannungen zwischen den Fahrbahnständern

b) mit Hilfspylon

c) mit Hilfsabstützung

e) als ausbalanciertes Fachwerk

Bild 9.1.3-11 Beispiele für Montageprinzipien beim Bogenfreivorbau, nach [Ewert, 1999a] und [Stritzke, 1983]

763

9.1 Betonbrücken

stellung von Bogen, Ständer und Fahrbahn hat bautechnologisch den Vorteil, dass der Materialtransport über die schon fertig gestellte Fahrbahn erfolgen kann, Bild 9.1.3-11 (d) und (e). Die rückzuhängenden Lasten betragen in diesem Fall aber ein Vielfaches im Vergleich zu den Varianten (a) bis (c). Die Rückverankerungskräfte werden entweder in Pfeiler oder Pylone, oft aber auch direkt in den Baugrund abgetragen, z. B. durch Erd- oder Felsanker. Die Verformungen des Bogens und die Spannkräfte der Abspannungen müssen entsprechend des Baufortschritts ständig kontrolliert und angepasst werden, um die Beanspruchungen des Bogens möglichst gering zu halten. Die Abspannkräfte werden dementsprechend korrigiert und optimiert. Anstelle der monolithischen Bauweise kann der Bogen auch aus Fertigteilen im Freivorbau montiert werden. Dieses Verfahren kam beim Bau der Brücke zur Insel Krk in Kroatien zur Anwendung, der mit 390 m Spannweite nach [Ewert, 1999a] zweitgrößten Bogenbrücke der Erde.

9.1.3.7 Beispiele ausgeführter Brücken Mainbrücke Retzbach-Zellingen, [Curbach, 1994b] Diese Brücke wurde zwischen den Orten Retzbach und Zellingen in der Nähe von Würzburg im Rahmen des Ausbaus der Bundesstraße B 27 als Ersatz für eine bestehende Brücke gebaut, die den gestiegenen Anforderungen nicht mehr genügt hatte. Außer dem Main mussten noch ein Bahnhof mit ICStrecke, die neue B 27 und eine Staatsstraße überspannt werden. Die Vorlandbrücken wurden im Taktschiebeverfahren hergestellt. Das größte Feld über den Main und die beiden jeweils angrenzenden Vorlandfelder wurden jeweils von den Strompfeilern aus im Waagebalkenprinzip gefertigt. Das „fehlende“ äußere Stück in den Vorlandfeldern wurde auf Lehrgerüst errichtet. Das Bauwerk ist im Bild 9.1.3-12 dargestellt. BW 2/3 über den Neckar in Stuttgart, [Curbach/Proske, 1998] Bei diesem Brückenkomplex wurden drei verschiedene Bauverfahren angewandt. Die gekrümmten Vorlandbrücken wurden auf Lehrgerüsten gebaut, die geraden Vorlandbrücken mittels Vorschubrüstung und die Stromöffnung im freien Vorbau. Die Besonderheit bei diesem Bauwerk ist, dass die Fahrbahn bereits über dem Neckar geteilt

Bild 9.1.3-12 Brücke Retzbach-Zellingen (Foto: Michler)

764

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

BW 4 BW 3

BW 4 BW 2

41,16

62,30 2500

1400

Neckar

81,28

1300

35,13 21,86

85,10

4100

43,55

2400 44,17

7100 31,31

42,87 1100

Axis of B 10 2100 33,60 36,48

1200 4200

41,43 40,79

7200

7300

2300 2200

4300

All spans are given in [m]

4400

Bild 9.1.3-13 Bauwerk 3 über den Neckar bei Stuttgart – Blick auf die Kragarme der beiden Rampen (Foto: Michler sowie Grundriss und Luftbild nach [Münchener Rückversicherung, 1992])

9.1 Betonbrücken

765

werden musste, um die Rampen der vierstreifigen Uferstraße anschließen zu können. Hierzu wurden zwei Freivorbauarme von der einen Seite und ein einzelner von der anderen Seite über dem Fluss zusammengefügt, Bild 9.1.3.-13. Die Rampen wurden einseitig als Kragarme im Freivorbau vom Pfeiler aus vorgebaut, der Einzelträger dagegen als Waagebalken vom Pfeiler am Nordufer aus in beide Richtungen. Bei den im Grundriss stark gekrümmten Kragarmen kommen zu den Vertikalverformungen noch Verdrehungen aus Torsionsbeanspruchung hinzu, die ebenfalls durch entsprechende Überhöhungen ausgeglichen werden müssen. Die Takte waren zwischen 3 und 5 m lang. Stolma Bridge, Norwegen, [Ingebrigtsen, 1999] Die Stolma Brücke verbindet die Inseln Stolmen und Selbjørn an der Westküste Norwegens etwa 50 km südlich von Bergen. Sie ist mit einer Hauptspannweite von 301 m die vermutlich am weitesten gespannte Freivorbaubrücke der Erde. Bei solch enormen 467 301

94

Selbjørn

Spannweiten ist die Reduzierung der Eigenlast der Brücke von großer Bedeutung. Deshalb wurden 184 m in der Mitte des Hauptfelds aus Leichtbeton LC 60 mit einer Rohdichte von 1,94 kg/dm3, die Randbereiche dagegen aus herkömmlichem C 65 gefertigt. Die Bauhöhe des Kastens variiert zwischen maximal 15,0 m an den Stützen und 3,5 m in Feldmitte, Bild 9.1.3-14. Da die zwei Randfelder im Verhältnis zur Hauptspannweite relativ klein sind, wurde mit Gegengewichten gearbeitet, indem der Kasten teilweise mit Kies verfüllt wurde, siehe ebenfalls Bild 9.1.3-14. Über den Stützen befinden sich 100 Spannglieder in der Fahrbahnplatte, 20 Spannglieder wurden nach dem Verbinden der Kragarme als Kontinuitätsvorspannung in der Bodenplatte in Feldmitte eingebracht. Talbrücke über die Wilde Gera in Thüringen, [Wölfel, R., 2000] Diese Brücke ist Bestandteil des Verkehrsprojekts Deutsche Einheit Nr. 16, der Autobahn durch den Thüringer Wald. In ihrer jetzigen Form entstand die Bogenbrücke als

72

3,50 m

Stolmen

7,00 m

Querschnitt an der Stütze

15,00 m

Feldquerschnitt

Bild 9.1.3-14 Stolma Bridge, Ansicht und Querschnitt, nach [Ingebrigtsen, 1999]

766

9 Herstellung und Ausführungsmethoden 2

1

3 4

3

24

6

TAKT 8

2

4 4

5

6

8 Schluss

TAKT 24

DB Wilde Gera

Bild 9.1.3-15 Brücke über die Wilde Gera, schematische Darstellung der Bauzustände, [Wölfel, R., 2000]

Bild 9.1.3-16 Brücke über die Wilde Gera im Bauzustand, [Wölfel, R., 2000]

9.1 Betonbrücken

Sondervorschlag, um die Eingriffe in das zu überspannende, ökologisch wertvolle Tal so gering wie möglich zu halten. Der Bogen ist mit einer Spannweite von 252 m der derzeit am weitesten gespannte in Deutschland, die Gesamtlänge der Brücke beträgt 552 m bei 14 Feldern mit Spannweiten zwischen 30 und 42 m. Der Bogen wurde im Freivorbau mit Hilfsabspannungen und Hilfspylonen auf den Kämpferpfeilern hergestellt. Der Vorbau erfolgte gleichzeitig von beiden Kämpfern aus. Der Bogen besteht aus einem zweizelligen Kasten von 10,3 m Breite, dessen Höhe zwischen 5,5 m am Kämpfer und 3,3 m am Scheitel variiert. Die einer Parabel angenäherte, polygonzugartige Bogenform wurde hinsichtlich der Biegebeanspruchung im Endzustand optimiert. Der erste Takt von 7 m Länge wurde auf Lehrgerüst hergestellt, die folgenden Freivorbautakte waren je 6 m lang. Die temporären Abspannungen wurden zuerst über die Kämpferpfeiler zurückgehängt, ab dem 13. Takt über zusätzliche Hilfspylone auf den Kämpferpfeilern, Bild 9.1.3-15 und Bild 9.1.3-16. Zusätzliche Lasten entstanden durch Krane, die während des Vorbaus auf dem Bogen aufgebaut wurden. Für den Bogenschluss wurde ein Stahldruckstück eingesetzt, welches durch leichtes Ablassen der Abspannung auf Druck beansprucht wurde, so dass die während der Erhärtung auftretenden Spannungen aus Temperaturschwankungen aufgenommen werden konnten. Anschließend wurden Ständer und Stützen betoniert und der einzellige Verbundquerschnitt des Überbaus im Taktschiebeverfahren eingeschoben.

9.1.4 Taktschieben 9.1.4.1 Einleitung Beim Taktschieben werden einzelne, zwischen 10 und 30 m lange Teile des Überbaus, die so genannten Takte, in einer ortsfesten

767

Fertigungsanlage hinter dem Widerlager hergestellt. Die Takte sind monolithisch miteinander verbunden, mit jedem fertig gestellten Takt wird der Überbau in Brückenlängsrichtung verschoben. Angestrebt wird eine Fertigung im Wochentakt, da dann der Beton während des Wochenendes erhärten kann und so die Bauzeit optimal ausgenutzt werden kann. In der Regel wird das Bauverfahren für parallelgurtige Balkenbrücken mit konstanten oder sich nur wenig verändernden Stützweiten angewandt. Nach [Göhler, 1999] können Brücken mit Gesamtlängen ab 100 bis über 1000 m wirtschaftlich hergestellt werden. Ein Beispiel für ein solches langes Bauwerk ist die 1280 m lange Brücke in Veitshöchheim über den Main [Naumann et al., 1998]. Brücken unter 200 m Länge sind in der Regel nur dann wirtschaftlich, wenn die Bauausrüstung schon vorhanden ist. Optimal sind Einzelspannweiten von ca. 50 m, das Hauptanwendungsgebiet liegt bei 30 bis 55 m, nach [Leonhardt, 1979] sind aber auch Spannweiten bis zu 140 m möglich. Bei großen Spannweiten werden während des Bauvorgangs Hilfsstützen gestellt. Der günstigste Querschnitt ist der Spannbetonkasten. Das Bauverfahren wurde maßgeblich durch die Ingenieure des Büros Leonhardt und Andrä in mehreren Teilschritten, beginnend mit der Erfindung des „Konzentrierten Spannglieds“, entwickelt [Göhler, 1999]. Die Brücke, die als direkter Vorgänger des heutigen Taktschiebens gilt, ist die Anfang der 60er Jahre in Brasilien errichtete Flussbrücke über den Rio Caroni. Hier wurden an Land einzelne Takte als Fertigteile hergestellt und mit Ortbetonfugen verbunden. Der Überbau wurde anschließend auf ganzer Länge mit einem Konzentrierten Spannglied vorgespannt und auf einer Verschiebebahn unter Verwendung von Hilfsstützen längs in seine Endlage verschoben. Mit den Erfahrungen aus diesem Projekt wurde das eigentliche Konzept des

768

Bauverfahrens entwickelt, für das 1967 das Patent erteilt wurde. Die erste Taktschiebebrücke nach der heute üblichen Vorgehensweise war die Innbrücke Kufstein mit Spannweiten bis zu 102 m, die mittels Hilfspfeilern während der Bauphase gefertigt wurde. Die Brücke war allerdings im Verschiebezustand noch schlaff bewehrt. Mit dem Bau der Taubertalbrücke als der ersten Taktschiebebrücke in Deutschland wurde Ende 1967 begonnen. Beim Taktschieben werden die Vorteile der Fabrikfertigung mit denen der Ortbetonbauweise, bei der monolithische Tragwerke entstehen, kombiniert. Vorteilhaft ist vor allem die Einsparung des Lehrgerüsts, da mit einer ortsfesten Schalung gearbeitet wird. Durch die immer wiederkehrenden Arbeitsgänge verringert sich der Arbeitszeitaufwand insgesamt, die Fertigungsanlage ermöglicht ein schnelles Ein- und Ausschalen und bietet Witterungsschutz. Transportwege können optimiert werden, die Abhängigkeit von der Tragfähigkeit des Baugrunds, die bei Lehrgerüsten eine große Rolle spielt, entfällt, und der Verkehrsraum unter der Brücke bleibt analog zum Freivorbau weitgehend unbeeinträchtigt.

9.1.4.2 Anforderungen an den Überbau Im Regelfall wird als Querschnitt beim Taktschieben der Kasten gewählt, das Verfahren wird aber auch oft bei Stahl-BetonVerbundbrücken und in Ausnahmefällen bei Plattenbalken angewandt. Bei Spannbetonkastenbrücken haben sich Schlankheiten von maximal l/h ≈ 15 im Bauzustand als sinnvoll erwiesen. Die Schlankheit im Endzustand kann sich auf bis zu 30 verdoppeln, wenn Hilfsstützen eingesetzt werden. Es ist möglich, sowohl im Grundriss als auch im Aufriss gekrümmte Überbauten zu fertigen. Dabei sollte der Raumradius konstant sein, das heißt die gesamte Brücke

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

wird mit gleich bleibender Krümmung in jeder Raumrichtung gebaut. Soll die Gradiente im Grundriss einer Klothoide folgen, kann in vielen Fällen der Kasten im Kreisbogen geschoben werden, und die in Klothoidenform verlaufende Trasse wird durch unterschiedlich lange Kragarme der Fahrbahnplatte realisiert. Die Taktlänge sollte möglichst groß, aber in einer Woche herstellbar sein. Bei einer Brückenbreite von 20 m kann die Taktlänge bis zu 30 m betragen [Göhler, 1999]. Die Taktlänge entspricht i. d. R. der Hälfte der Regelstützweite, die ersten und die letzten beiden Takte sind kürzer, damit sich im Endzustand die Arbeitsfugen in den Viertelpunkten der Regelfelder befinden und ein Takt mittig über der Stütze liegt, was im Bild 9.1.4-5 bei der Darstellung des Bauablaufs skizziert ist. Beim Einsatz von Hilfsstützen bilden mehrere Takte den Feldbereich. Im Bereich komplizierter Einbauten wie Stützquerträger oder Querträger zur Spanngliedumlenkung bei externer Vorspannung sollten keine Fugen angeordnet werden. Der Überbau wird meist parallelgurtig ausgeführt. Die Querschnittsabmessungen sollten konstant sein, Ausnahmen sind auch hier möglich, z. B. wurde der Kasten der Vorlandbrücken der Donaubrücke Fischerdorf aufgeweitet [Curbach, 1993b]. Bei veränderlichen Bauhöhen sind senkrechte Stege und separate Bodenplattenund Stegschalungen von Vorteil [Curbach, 1994b]. Die Abmessungen des Überbaus sollten so gewählt werden, dass das Verhältnis der Widerstandsmomente Wo zu Wu dem Verhältnis von Stütz- zu Feldmoment infolge Eigenlast im Bauzustand entspricht, da dann die zentrische Primärvorspannung optimal eingesetzt werden kann. Die Dicke der Fahrbahnplatte ist abhängig von der Beanspruchung der Platte in Querrichtung, z. B. Querbiegung infolge Einzellasten, vom Platzbedarf für Kopplungen der zentrischen Spannglieder mit nach-

9.1 Betonbrücken

769

träglichem Verbund oder von den einzuhaltenden Mindestmaßen bei einer Quervorspannung. Die Bodenplatte muss ebenso zentrische Spannglieder aufnehmen können, im Bereich von Spanngliedkopplungen sind örtliche Verstärkungen üblich. Diese müssen im Gegensatz zu Voutungen der Fahrbahnplatte nicht über die gesamte Trägerlänge konstant sein, da sie problemlos mit einer aufgesetzten Schalung hergestellt werden können. Kommt ausschließlich die externe Vorspannung zum Einsatz, können die Platten entsprechend dünner ausgebildet werden. Bei Kastenquerschnitten muss auf eine ausreichende Dimensionierung der unteren Rahmenecken geachtet werden, da dort die Hubpressen zum Verschieben angreifen und die Auflagerkräfte kontinuierlich über die gesamte Überbaulänge während des Verschiebens abgetragen werden müssen. Insbesondere ist Abplatzungen vorzubeugen. Aus diesem Grund sind Mindestabstände von Hüllrohren zur Stegunterseite einzuhalten, siehe Bild 9.1.4-1. Beim Anfangstakt sind Verstärkungen zum Anschluss des Vorbauschnabels auszubilden. Weiterhin ist zu beachten, dass bei Vorspannung mit nachträglichem Verbund die zunächst leeren Hüllrohre der Sekundärvorspannung lokale Schwachstellen bedeuten, die bei zu geringem Abstand zur Stegunterseite ein Einbrechen des Stegs nach sich ziehen können. Im Bild 9.1.4-1 wird eine Möglichkeit der Ausbildung der Stegunterseite gezeigt.

9.1.4.3 Besonderheiten bei der Spanngliedführung Taktschiebebrücken wurden bis vor einigen Jahren konventionell mit Vorspannung mit nachträglichem Verbund gebaut. Heute hat sich die Mischbauweise etabliert, bei der zentrische Vorspannung mit nachträglichem Verbund und exzentrische, verbundlose Vorspannung kombiniert werden. Die dritte Variante ist die reine externe Vorspannung ohne Verbund. Es ist anzumerken, dass bei quer vorgespannten Fahrbahnplatten interne Spannglieder ohne Verbund eingebaut werden müssen. Bei Taktschiebebrücken wird grundsätzlich zwischen zentrischen und exzentrisch geführten Spanngliedern unterschieden. Die zentrischen Spannglieder werden auch als Primärspannglieder bezeichnet. Sie müssen alle Belastungen während des Bauvorgangs abdecken und werden in der Bodenund in der Fahrbahnplatte verlegt. Um die Spannglieder zu dimensionieren, müssen die Beanspruchungen aus allen Verschiebezuständen berücksichtigt werden. Dabei ist natürlich zu beachten, dass während des Vorschubs positive und negative Momente an ständig wechselnden Stellen des Überbaus auftreten. Verankerungen und Koppelstellen sollten sich in der Nähe der Stege befinden, wobei zu berücksichtigen ist, dass die Fahrbahnplatte ausreichend dick ausgebildet wird. Bei entsprechend langen Bauwerken wird je Taktfuge jedes zweite oder bei kurzen Takten jedes dritte Spannglied

≥ 10 %

≥ 10 %

≥ 15 mm

Außenliegende Vorspannung

≈ 10 mm

45°

45°

≈ 10 mm

Verschiebeplatten Verschiebelager

Bild 9.1.4-1 Ausbildung der Stegunterseite bei internen (links) oder externen (rechts) Spanngliedern, Skizzen aus [Göhler, 1999]

770

gestoßen. In der Regel handelt es sich um Spannglieder mit nachträglichem Verbund. Verpresst wird jeweils direkt vor oder nach dem Verschub des Takts. Die exzentrisch verlaufenden Spannglieder sind die so genannten Sekundärspannglieder. Zusammen mit den Primärspanngliedern sichern sie die Tragfähigkeit im Endzustand. Bisher üblich war das girlandenförmige Verlegen in den Trägerstegen, die Spanngliedführung wurde entsprechend dem Momentenverlauf infolge Eigenlast des Tragwerks und anteiliger Verkehrslast im Endzustand angepasst, siehe Bild 9.1.4-2 oben. Es werden Spannglieder mit nachträglichem Verbund eingesetzt, die über mehrere Felder durchlaufen können. Bei der Herstellung der einzelnen Takte werden leere Hüllrohre einbe-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

toniert, wobei darauf zu achten ist, dass die Hohlräume beim Betonieren nicht beschädigt werden und voll laufen. Befindet sich der Überbau in seiner endgültigen Lage, werden die Litzen von den Lisenen aus eingezogen, vorgespannt und verpresst. Beim Stoßen von Spanngliedern sind die Bestimmungen der ZTV-ING und der DIN-Fachberichte einzuhalten. Dementsprechend müssen mindestens 2/3 der Spannglieder zur Abdeckung der maximalen Feldmomente über die benachbarten Auflagerlinien durchlaufen. Außerdem müssen in jedem Querschnitt mindestens 30 % der Spannglieder ungestoßen durchgeführt werden. Bei der Mischbauweise werden die Primärspannglieder zentrisch eingebaut und nachträglich verpresst und die Sekundär-

Bild 9.1.4-2 Varianten der Spanngliedführung bei unterschiedlichen Vorspannkonzepten bei Kastenquerschnitten

9.1 Betonbrücken

spannglieder extern im Innern des Kastens durch Spannglieder ohne Verbund realisiert. Dabei werden die Spannglieder gerade oder polygonal angeordnet, verschiedene Möglichkeiten sind im Bild 9.1.4-2 dargestellt. Die Vorteile der externen Vorspannung sind darin zu sehen, dass eine Kontrolle und Auswechslung der Spannglieder jederzeit möglich ist und keine Schäden durch unsachgemäßes Verpressen der Hüllrohre zu erwarten sind. Weiterhin können die Spannglieder im Bau- und im Endzustand an verschiedenen Stellen im Querschnitt an- oder umgeordnet werden, was bei Bauverfahren mit wechselnden Beanspruchungen des Überbaus, wozu das Taktschieben gehört, zu Spannstahleinsparungen führen kann. Als ein Nachteil der Mischbauweise ist die Vergrößerung der Bauhöhe durch die randfernere Lage der Spannglieder im Gegensatz zur internen Vorspannung zu nennen. Weiterhin wird darauf hingewiesen, dass die mögliche Verringerung der Dicke der spanngliedlosen Stege schon zu Schäden während der Bauausführung geführt hat. [Streit/Sonnabend, 2002] beschreiben mehrere Schadensbilder, die zumeist auf lokale Überlastungen während des Verschiebens zurückzuführen waren, da die Pressen zum Verschieben wie bei konventionellen Taktschiebebrücken angesetzt wurden, womit eine höhere Exzentrizität der Lasteinleitung erzeugt wurde. Außerdem dürfen die Schwierigkeiten bei einem geplanten Umhängen von externen Spanngliedern von einer zentrischen in eine exzentrische Lage nicht unterschätzt werden. In Querrichtung können die Querschnitte entweder vorgespannt oder schlaff bewehrt werden.

9.1.4.4 Ausrüstung Zur Ausrüstung beim Taktschieben gehören der Taktkeller, die Verschubanlage, der Vorbauschnabel und eventuell Hilfsstützen

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oder Hilfspylone zur Reduzierung der Spannweite während des Bauvorgangs. Im Taktkeller, der sich in der Regel in einem Abstand von 1,2mal der Regeltaktlänge hinter einem der beiden Widerlager befindet [Göhler, 1999], wird die Brücke abschnittsweise gefertigt, so dass ein monolithischer Überbau entsteht. Die Schalung für die Bodenplatte liegt auf Stahlträgern, die entweder einen festen und unverstellbaren Trägerrost bilden oder die mittels Pressen in der Höhe verstellbar sind. Welche Variante zur Anwendung kommt, hängt vor allem von den Baugrundverhältnissen ab. Ein weiteres Kriterium ist eine eventuelle Krümmung des Überbaus in Grund- oder Aufriss. Bei der ersten Variante werden die Stahlträger mit hoher Genauigkeit verlegt und mit einem Trenn- und Gleitmittel, z. B. Siliconfett, beschichtet. Die Schaltafeln für die Bodenplatte werden darauf gelegt und beim Vorschub mit dem ganzen Takt über die Träger nach vorn gezogen. [Göhler, 1999] empfiehlt zum Beispiel 1 bis 2 cm dicke, oberflächenvergütete Sperrholzplatten mit einer Länge zwischen 1 und 1,5 m, die dann am Ende der Stahlträger herunterfallen und für den nächsten Takt neu verlegt werden. Es können auch stählerne Gleitbleche zwischen Bodenschalung und Stahlträgern positioniert werden. Bei der zweiten Variante wird der Trägerrost gemeinsam mit der Bodenschalung abgesenkt, so dass der Überbau nur noch auf Hilfslagern, die als Verschiebelager ausgebildet sind, ruht. Vorteilhaft bei dieser Variante ist das schnelle Ausschalen durch die Höhenverstellbarkeit des Trägerrosts. Die Schaltafeln verbleiben im Taktkeller, allerdings muss die Schalung für jeden Takt wieder genau eingerichtet werden. Bei zwei getrennten Überbauten werden in der Regel der Taktkeller und die Verschubanlage querverschieblich ausgebildet. Ein Takt wird in zwei Abschnitten hergestellt. Zuerst werden Bodenplatte und Stege betoniert, anschließend wird mit einem In-

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

nenschalwagen die Schalung für die Fahrbahnplatte komplettiert und diese gefertigt. Auf diese Art und Weise ist auch ein problemloseres Fertigen von Verstärkungen, Lisenen und anderen Sonderelementen möglich. Die Innenschalung wird mit dem Takt aus dem Taktkeller herausgeschoben und nach der Herstellung der Bodenplatte und der Stege des Folgetakts in diesen verschoben. Eventuelle Einbauten, Querträger und verschiebliche Innenschalung müssen aufeinander abgestimmt werden. Die Außenschalung kann abgesenkt oder weggeklappt werden. Zwischen dem Taktkeller und der Verschubanlage am Widerlager befinden sich Hilfslager. Sie dienen der Fixierung des vorgeschobenen Taktendes und sind ebenfalls als Verschiebelager ausgebildet. Durch Ausgleichen von horizontalen und vertikalen Abweichungen mittels Pressen kann die Sollgradiente eingehalten werden. Das Prinzip der heute am häufigsten eingesetzten Verschubanlage besteht in der Übertragung der horizontalen Pressenkraft über Reibung auf den Überbau. Eine Prinzipdarstellung der Verschubanlage ist im Bild 9.1.4-3 zu sehen. Die Verschubanlage ist i. d. R. fest auf dem Brückenwiderlager angebracht. Beim Vorschub wird als erstes der Überbau mit Hilfe der Hubzylinder um wenige Millimeter vom Absetzblock (Bremssattel) angehoben. Die Hubzylinder stehen in einem Gleitschuh auf einer teflonbeschichteten Platte aus Chromstahlblech als Gleitbahn, der Pressenkopf ist aufgeraut oder es sind gehärtete und geriffelte Stahlplatten befestigt, um den Reibwiderstand zwischen Überbau und Zylinder zu erhö2

hen. Mit dem Ausfahren der Zug-DruckPressen (auch Schubzylinder) wird der ganze Überbau um einen Pressenhub von ca. 20 bis 30 cm vorgeschoben. Sind die Pressen voll ausgefahren, werden die Hubpressen entlastet und der Überbau auf die Brückenlager und den Absetzblock abgesenkt. Die Zug-Druck-Pressen werden in ihre Ausgangslage zurückgezogen und der Vorgang kann wiederholt werden. Um den Überbau zu halten, sind auf dem Bremssattel ebenfalls profilierte Stahlbleche angeordnet, bei großen Abtriebskräften kann der Überbau aber auch über Gewindestäbe mit dem Widerlager verbunden werden. Bei Längsneigung wird in den meisten Fällen bergwärts geschoben, andernfalls sind Vorrichtungen zum Abbremsen des Überbaus zwingend erforderlich. Der Verschub kann auch mit Zuggliedern durchgeführt werden. Dieses Verfahren wird aus Kostengründen bei kurzen Brücken angewendet oder bei langen Brücken mit Steigungen von über 3 %, da hier die erforderlichen Reibungskräfte nicht mehr erzeugt werden können. Um die Bewegung des Überbaus zu ermöglichen und zu steuern, sind Verschiebelager und Seitenführungen notwenig. Die Lager erlauben vertikale, horizontale oder kombinierte Bewegungen. Der Aufbau eines Verschiebelagers ist im Bild 9.1.4-4 zu sehen. Verschiebelager sind, wie schon erwähnt, im und vor dem Taktkeller, auf dem Brückenwiderlager und auf Stützen und Hilfsstützen notwenig. Während des Vorschubs sind sämtliche Pfeiler durch Arbeiter zu besetzen, da die Teflonplatten der Verschiebelager und der Seitenführungen stän-

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Bild 9.1.4-3 Prinzipdarstellung der Verschubanlage, aus [Göhler, 1999]

Schubzylinder Absetzblock Hubzylinder profilierte Platte Gleitfläche Überbau

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9.1 Betonbrücken Überbau Verschiebeplatte Gleitblech Gleitplatte Elastomerlager geschweißter und mit Beton verfüllter Stahlkasten

Bild 9.1.4-4 Schematischer Längsschnitt durch ein Verschiebelager, nach [Göhler, 1999]

dig neu eingelegt werden müssen. Ist der Verschub des gesamten Überbaus beendet, werden die Verschiebelager ausgebaut und durch die endgültigen Brückenlager ersetzt. Der Vorbauschnabel wird benötigt, um die Belastung der vorderen Brückentakte durch die Kragarmmomente zu reduzieren. Die Anschaffung ist sehr teuer. Deshalb wird im Allgemeinen eine mehrmalige Wiederverwendung angestrebt. Die statisch günstigste Wirkung wird erzielt, wenn der Vorbauschnabel eine Länge von ca. 60 % der maximalen Spannweite hat. Der Vorbauschnabel soll möglichst leicht sein, daher wird er i. d. R. aus Stahlträgern gefertigt und ist entweder vollständig als Fachwerk ausgebildet oder besitzt vollwandige Längsträger. Er kann auch teilweise oder vollständig durch eine vorgespannte Betonkonstruktion ersetzt werden. In diesem Fall werden die Kastenstege des eigentlichen Überbaus in Form eines Vorbauschnabels verlängert und am Ende durch Stahlteile ergänzt und ausgesteift. Bei der Ausbildung von Aussteifungen und Rahmen in Querrichtung stählerner Vorbauschnäbel sollte darauf geachtet werden, dass die Breite der gesamten Konstruktion leicht variiert werden kann. Der Vorbauschnabel wird vor dem ersten Takt montiert und ausgerichtet und direkt an diesen anbetoniert. Die zugfeste Verbindung wird mit Spannstäben realisiert. An der Spitze des Vorbauschnabels ist eine Schnabelhubvorrichtung angebracht, mit welcher der Durchhang an der Spitze des Kragarms am nächsten Verschiebelager korrigiert werden kann, indem er auf die Verschiebelager gehoben wird.

Es bleibt anzumerken, dass die Brückenwiderlager ausreichend Platz für die Vorschubanlage bieten müssen. Die Kammerwände können erst nach Abschluss des Verschiebens hergestellt werden. Bei der Bemessung sind die Kräfte aus dem Verschiebevorgang und dem Zwischenabsetzen zu beachten. Das Zielwiderlager ist so auszubilden, dass der Vorbauschnabel durchgeschoben und hinter dem Widerlager abgebaut werden kann. Ebenso muss bei der Ausbildung der Stützen darauf geachtet werden, dass Verschiebelager positioniert und ausgetauscht werden können. Da die während des Bauvorgangs entstehenden Horizontalkräfte meist größer als die im Endzustand sind, müssen die Unterbauten gegebenenfalls horizontal oder schräg abgespannt werden.

9.1.4.5 Bauablauf Für die Herstellung eines Takts sollte möglichst eine Woche benötigt werden. Bei der folgenden Beschreibung der Arbeitsabfolge bei der Herstellung eines Takts wurden die vorzusehenden Wochentage ergänzt. Am Dienstag und Mittwochmorgen wird die Schalung vorbereitet. Die meist hinter der Taktanlage vorgefertigte schlaffe Bewehrung des Trogs und die internen Spannglieder werden eingebaut. Anschließend wird der Trog - Bodenplatte und Stege des Kastens - betoniert (Mittwochnachmittag). In den nächsten anderthalb Tagen wird die Fahrbahnplatte geschalt und bewehrt, die Betonage kann am Freitagnachmittag erfolgen. Die Betonzusammenset-

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden 1

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Bild 9.1.4-5 Herstellungsschema beim Taktschieben, nach [Holst, 1998]

zung muss so gewählt sein, dass während des Wochenendes der Beton ausreichend erhärtet und am Montagmorgen das Vorspannen des Takts erfolgen kann. Anschließend kann der fertige Teil des Überbaus um einen Takt verschoben werden. Der Bauablauf ist im Bild 9.1.4-5 skizziert. Beim Fertigen der Querträger gibt es prinzipiell zwei Varianten. Zum einen kann ein rahmenartiger Querträger im Zuge der Fertigung des Stützentakts hergestellt werden. Dabei ist zu beachten, dass der Deckenschalwagen über die Verstärkung der Bodenplatte und durch den Querträger hindurch aus dem Kasten herausgefahren werden kann. Im Bild 9.1.4-6 sind zwei Möglichkeiten skizziert. Entweder wird der Schalwagen auf Konsolen an den Steginnenseiten bewegt, oder er wird so aufgeständert, dass er über den Querriegel hinweg verschoben werden kann. Zum anderen kann ein scheibenförmiger Querträger nachträglich einbetoniert werden. Hier wird der Riegel unter der Fahrbahnplatte angeordnet, die beiden Bauteile sind aber

durch einen Spalt voneinander getrennt, um das Tragverhalten der Fahrbahnplatte nicht zu beeinflussen. Der Vorteil dieser Variante ist, dass es keine Verzögerungen in der wöchentlichen Fertigung gibt, der Nachteil ist im Arbeiten im Innern des räumlich beengten Kastens zu sehen. Abhilfe kann in gewissem Maße ein nachträglich eingebauter Querträger in Form eines Stahlfachwerks schaffen. Für die Umlenkstellen für die externen Sekundärspannglieder gilt gleiches. Sie werden entweder bei der Herstellung des Takts im Taktkeller

Bild 9.1.4-6 Schalung bei der Fertigung von rahmenartigen Querträgern, nach [Göhler, 1999]

9.1 Betonbrücken

oder zu einem späteren Zeitpunkt eingebaut. Nachdem der letzte Takt gefertigt und der Überbau in seine endgültige Lage verschoben worden ist, werden der Vorbauschnabel abgebaut, die Verschiebelager entfernt, die endgültigen Brückenlager eingebaut und die externen Spannglieder der Sekundärvorspannung eingebracht und vorgespannt. Der Verschiebevorgang muss ständig überwacht werde. Dies betrifft vor allem den Pressendruck in der Verschubanlage und die Auslenkung der Pfeilerköpfe. So kann zum Beispiel die Blockierung eines Verschiebelagers festgestellt werden. Außerdem muss gewährleistet sein, dass die Verschubanlage über einen Notschalter von jedem Verschiebelager aus abgeschaltet werden kann.

9.1.4.6 Varianten Sind die Abmessungen des Querschnitts ungewöhnlich groß, kann zuerst ein Teil des Kastens gefertigt und verschoben werden. Anschließend wird mit einem Nachläufer der Querschnitt komplettiert. Eine weitere Variante ist, den Taktkeller nicht an das Brückenende, sondern zwischen zwei Brückenabschnitte zu legen und von dort aus Überbauten nach beiden Seiten zu fertigen und zu verschieben. Mit dem letzten Takt werden die beiden Abschnitte monolithisch verbunden und der Brückenschluss vollzogen. Dieses Verfahren ermöglicht es, Brücken mit einer Gesamtlänge von bis zu 2 km herzustellen, S-Kurven zu trassieren oder im Aufriss eine Gerade mit einer Ausrundung zu kombinieren. Auch beim Taktschieben von im Grundriss gekrümmten Brücken ergeben sich einige Besonderheiten. Die Taktstation muss im Grundriss drehbar und in Querrichtung verschieblich sein. Auch leichte Kippbe-

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wegungen um die Längsachse müssen ausgeführt werden können. Die Pfeilerköpfe erhalten zusätzliche Konsolen, Querträger und Hilfsstreben. Beispiele sind die Talbrücken Schnaittach und Schafstalgrund.

9.1.4.7 Beispiele ausgeführter Brücken Dessau – Mischbauweise, [Curbach/Wölfel, 1998] Die Neue Muldebrücke Dessau besteht aus zwei nebeneinander liegenden Überbauten mit einer Breite von je 17,44 m. Die Gesamtlänge der Brücke beträgt 431,5 m mit einer maximalen Spannweite von 44,0 m. Der einzellige Kasten hat eine Bauhöhe von 2,45 m und besitzt stark geneigte Stege. Aus Kosten- und Termingründen wurde die Taktlänge mit 36,75 m gewählt, was der Regelstützweite entsprach, die einzubauende Betonmenge betrug somit etwa doppelt soviel wie bei üblichen Taktschiebebrücken. Die Brücke wurde in Mischbauweise errichtet. Die für das Bauverfahren notwendigen zentrischen Spannglieder wurden intern im Verbund verlegt, die Sekundärvorspannung für den Endzustand wurde mit exzentrisch angeordneten Spanngliedern ohne Verbund realisiert, wie im Bild 9.1.4-2 zu sehen ist. Bild 9.1.4-7 zeigt einen Blick in die Schalung eines Takts. Fischerdorf – Regelüberbauten und aufgeweiteter Kasten, [Curbach, 1993b] Im Zuge des Ausbaus der A 92 wurde in unmittelbarer Nähe von Fischerdorf ein Donauübergang nötig. Das 102,5 m lange Hauptfeld über die Donau wurde mit einem Stahlbogen und zwei Kastenquerschnitten in Stahl-Beton-Verbundbauweise überspannt. Die Vorlandbrücken zu beiden Seiten des Flusses haben je 5 Felder mit einer Gesamtlänge von 2 × 277,3 m. Die Überbauten bestehen aus zwei voneinander getrennten Spannbetonkastenquerschnitten mit einer Schlankheit von l/h = 24, die

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.4-7 Bewehrung der Spannlisenen, nach [Curbach/Wölfel, 1998]

Bild 9.1.4-8 Taktkeller mit Aufweitung des Kastens, nach [Curbach, 1993b]

9.1 Betonbrücken

im Taktschiebeverfahren mit Hilfsstützen hergestellt wurden. Da die Gründung der Hilfsstützen auf Pfählen erfolgen musste, wurde zuerst ein Überbau gefertigt, exzentrisch vorgespannt und anschließend quer in seine Endlage verschoben. Danach wurde der zweite Überbau hergestellt. Eine weitere Besonderheit dieser Brücke ist die Aufweitung des Kastens auf der Deggendorfer Seite. Dazu wurde der Taktkeller so konstruiert, dass durch einen Umbau innerhalb von zwei Takten die Aufweitung realisiert werden konnte. Allerdings musste dabei beachtet werden, dass die Verschiebelager und die Pressen auf den Hilfsstützen zu jedem Zeitpunkt unter den Stegen positioniert waren, diese also in Querrichtung verschieblich sein mussten. Im Bild 9.1.4-8 ist der Taktkeller mit der Aufweitung zu sehen. Retzbach-Zellingen, [Curbach, 1994b] Bei diesem Brückenbauwerk wurden die drei Felder mit den größten Spannweiten im Freivorbau, siehe Abschnitt 9.1.3.7, und die 6 Felder der Vorlandbrücke am Widerlager Retzbach im Taktschiebeverfahren hergestellt. Der größte Teil der Vorlandbrücken weist im Grundriss einen konstanten Radius von 1300 m auf, am Widerlager Retzbach selbst verläuft die Trasse klothoidenförmig mit A = 437,5 m. In diesem Bereich wurde mit einem Ersatzradius für den Kasten gearbeitet, d. h. die Klothoide wurde durch variable Kragarmlängen realisiert. Außerdem folgt die Trasse im Aufriss einem konstanten Radius von R = 17 000 m, die Unterkante des Kastens ist mit R = 12 600 m ausgerundet, wodurch sich die Höhe des Überbaus in Richtung Zellingen von 2,19 m auf 3,09 m vergrößert. Die Taktlänge betrug in der Regel 27,50 m. Insgesamt wurden 12 Takte gefertigt. Die Schlankheit l/h betrug ca. 19. Während des Bauvorgangs wurden deshalb Hilfsstützen eingefügt.

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9.1.5 Segmentbauweise Gerhard Girmscheid

(bis 9.1.6)

9.1.5.1 Einleitung Die Entwicklung des Massivbrückenbaus ist seit Mitte des vorigen Jahrhunderts stark durch die Anwendung der Vorspannung geprägt worden. Bei den ersten Anwendungen der Vorspannung wurden die Spannglieder außerhalb des Betonquerschnitts angeordnet, um die recht großen Spannkraftverluste aus Schwinden und Kriechen des Betons durch die Möglichkeit des Nachspannens zu beherrschen. Mit der Verwendung hochfester Spannstähle konnte dieser Einfluss verringert werden. Die Spannkraftverluste aus Schwinden und Kriechen des Betons wurden zudem auch quantitativ erfassbar. In der Folge verschwand die externe Vorspannung fast gänzlich, da der Verbund von Spannstahl und Beton neben einer verbesserten Rissverteilung auch einen langfristigen Korrosionsschutz versprach. Dass die externe Vorspannung [Jungwirth/Hochreither, 1992], [Vogel, 1994], [Eibl, 1998] in den letzten Jahren wieder verstärkt zum Einsatz gelangt, ist eng mit dem Segmentbrückenbau verbunden, bei dem der Überbau in einzelne quer zur Brückenlängsrichtung liegende Segmente unterteilt ist, die z. B. industriell vorgefertigt und auf der Baustelle zusammen gespannt werden [Eibl, 1998]. Diese Bauweise besitzt vor allem in Frankreich und den USA eine lange Tradition, wo die wesentlichen Schritte in der Entwicklung von Konstruktion und Bauverfahren unternommen wurden [Podolny/Muller, 1982]. Im Mittelpunkt der konstruktiven Entwicklung stand die Fugentechnik, die von der relativ breiten vergossenen Beton- bzw. Mörtelfuge über die dünne geklebte Kontaktfuge hin zur Trockenfuge führte. Die Fugen stellen ein erhöhtes Korrosionsrisiko für im Steg von Kastenträgern geführte Spannglieder dar. Durch die exter-

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ne Anordnung der Spannglieder im Kastenträger der Brücke verbunden mit dem heute verfügbaren verbesserten Korrosionsschutz konnte das Problem der Spanngliedkorrosion prinzipiell gelöst werden. Zudem wurden dadurch die Schwierigkeiten der genauen Einschätzung und Überprüfung des Verpressergebnisses beim Injizieren der Hüllrohre weitgehend beseitigt. Letztendlich erlauben die freiliegenden, leichter zugänglichen Spannglieder durch die verbesserte Kontrolle und Wartung sowie der Möglichkeit des Nachspannens das Errichten und Betreiben dauerhafter Brückenbauwerke [Girmscheid, 1994], [Miller, 1995]. Neben der Dauerhaftigkeit waren es wirtschaftliche Aspekte, die zu einer Verbindung der Segmentbauweise mit der externen Vorspannung geführt haben. Durch die Auslagerung der Spannglieder und die Einführung der Trockenfuge konnten die Fertigungsvorgänge – Bewehren, Betonieren und Montieren – vereinfacht werden. Die einzelnen Fertigungsschritte vom Einbau der Hüllrohre bis zum Injizieren der Spannglieder wurden ebenso wie das aufwändige Schließen der Fugen vermieden. Die damit verbundene gleichmäßig gute Betonverdichtung im Steg bei gleichzeitiger Verwendung hochfester Betone sowie der begrenzte Betonierabschnitt (Segment), der nicht mit Hilfe von ausgeklügelter Abbindeverzögerung über mehrere Stunden betoniert werden muss (Ortbetonbrücke), ergeben eine höhere Qualität der Segmente bzw. des fertiggestellten Überbaus. Zudem konnten die Taktzeiten bei der Herstellung und Montage der Segmente verkürzt werden. Mit der Vereinfachung der Fertigungsvorgänge wurde die Einführung mechanisierter Verlegesysteme gefördert.

9.1.5.2 Merkmale der Segmentherstellung Die enge Verflechtung von Bauwerkskonstruktion und Bauverfahren infolge indus-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

trieller Produktionsmethoden spiegelt sich beim Teilprozess Segmentherstellung in erster Linie in Art und Anzahl der herzustellenden Segmente wider. Ob zusätzlich zu Standard- und Verankerungssegmenten auch Umlenksegmente hergestellt werden müssen, wird maßgeblich über die gewählte Spanngliedführung beeinflusst. Nachfolgend werden alle drei Segmenttypen berücksichtigt, wobei durch die prinzipielle Darstellung der Segmentherstellung eine Übertragung auf unterschiedliche konstruktive Gegebenheiten leicht möglich ist.

9.1.5.2.1 Herstellungsstandort Die Überbausegmente können vorgefertigt werden x in einem stationären Fertigteilwerk, x in einem temporären Fertigteilwerk, x in der temporären Baustellenfertigung, wobei die Wahl des Herstellungsstandorts über x die verfügbaren Platzverhältnisse x die Anzahl der Segmente, x die Transportwege und Transportentfernungen, x die Transporthäufigkeit und x die Art des Transportmittels getroffen wird [Kotulla, 1992]. Die Abhängigkeit der Segmentkosten von der Transportentfernung und der Segmentanzahl ist im Bild 9.1.5-1 dargestellt. Verhindern geometrische Randbedingungen des Transportwegs, wie Durchfahrtshöhen und Gewichtsbeschränkungen, die Vorfertigung der Segmente in stationären Fertigteilwerken nicht, lassen sich größere Transportentfernungen durchaus rechtfertigen, da geringe Vorkosten für die maschinelle Ausrüstung und die Ausnutzung des hohen Mechanisierungs- und Automatisierungsgrads die Einzelkosten der Segmente senken. Dies bedeutet, dass sich im stationä-

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Bild 9.1.5-1 Segmentkosten: Abhängigkeit von Transportentfernung und Segmentanzahl

ren Fertigteilwerk industrielle Produktionsmethoden am besten verwirklichen lassen, zudem durch den qualifizierten Mitarbeiterstamm der Arbeitsaufwand pro gefertigtem Segment bereits zu Herstellungsbeginn gering gehalten werden kann. Zu beachten ist, dass die Installierung einer neuen Fertigungslinie in die Produktionsplanung des Fertigteilwerks integriert werden muss. Bei kleineren Projekten kann die Entscheidung zugunsten der temporären Baustellenfertigung ausfallen, wo nur so viele Segmente hergestellt werden, wie für die Erstellung des Brückenbauwerks notwendig sind. Dies bedeutet zwar Kleinserien mit geringer Mechanisierung bei höheren Vorkosten für die Fertigungseinrichtung, dafür entfällt aber der gesamte Segmenttransport zur Baustelle, und die Segmentherstellung kann der Tragfähigkeit der Hebezeuge optimal angepasst werden. Bei einer temporären Baustellenfertigung wird man auch auf Vorfertigungselemente, wie

Teilbewehrungskörbe etc. zurückgreifen, um den Rationalisierungsgrad zu steigern und eine geringe Fertigungstiefe vor Ort zu erzielen. Nur bei sehr großen Projekten erscheint die Errichtung eines kompletten Fertigteilwerks vor Ort sinnvoll. Zwar erreicht das temporäre Fertigteilwerk nach einer gewissen Einarbeitungszeit die Effizienz eines stationären Fertigteilwerks bei kürzeren Transportwegen, aber als nachteilig sind der große Platzbedarf und die zusätzliche Steigerung der Vorkosten durch die Vorhaltung weiterer Baustelleneinrichtungselemente, wie Werkstätten, Unterkünfte usw. anzusehen. Grundsätzlich werden sich bei der Fertigung größerer Stückzahlen industrielle Produktionsmethoden am besten nutzen lassen. Da bei kleineren und mittleren Brückenbauvorhaben Segmente in entsprechend geringen Mengen gefertigt werden, ist mit Auswirkungen aus der Lernkurve

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.5-2 Vor- und Nachteile verschiedener Herstellungsstandorte

insbesondere auf die Fertigungsqualität und die Leistungsfähigkeit zu rechnen. Dieser Nachteil wird mit der Segmentherstellung im stationären Fertigteilwerk minimiert und kann durch ein spezialisiertes Unternehmen auch für die temporäre Baustellenfertigung in bestimmten Maße aufgehoben werden. Eine Gegenüberstellung der verschiedenen Herstellungsstandorte ist dem Bild 9.1.5-2 zu entnehmen.

9.1.5.2.2 Herstellungsverfahren Der Teilprozess der Segmentherstellung wird durch die Schalung als das wesentliche Verfahrenselement gekennzeichnet. Durch sie lassen sich zwei Verfahren für die Vorfertigung des Brückenüberbaus unterscheiden (Bild 9.1.5-3), x das Short-Line und x das Long-Line Verfahren.

Beiden, dem Long-Line und dem ShortLine Verfahren, ist die Match-Cast-Methode (Kontaktverfahren) gemeinsam. Diese ermöglicht kongruente Flächen zwischen benachbarten Segmenten und somit eine exakte Passgenauigkeit der Fugen durch die Verwendung des zuletzt betonierten Segments (Match-Cast-Segment) als Stirnabschalung für das nächst folgende Segment. Beim Long-Line Verfahren wird der Schalungsboden für eine Brückenspannweite vollständig oder teilweise erstellt und die bewegliche Seiten- und Innenschalung nach dem Betonieren um eine Segmentlänge versetzt [Dimel, 1984]. Aus Einzelsegmenten bestehend liegt der Brückenüberbau am Ende des Teilprozesses für eine ganze Spannweite vor. Nur bei größeren Brückenbauvorhaben, bei denen eine Vielzahl gleichartiger Spannweiten mit geringen Krümmungen zu erstellen sind, wird das Long-Line Verfahren daher wirtschaftlich einzusetzen sein [Mondorf, 1993].

9.1 Betonbrücken

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Bild 9.1.5-3 Prinzipieller Schalungsaufbau bei der Segmentherstellung

Das Short-Line Verfahren hingegen bedient sich einer ortsfesten Schalung, in der ein einzelnes Segment des Überbaus hergestellt wird, welches man nach dem Betonieren aus der Schalung hebt und vor der Schalung als neues Match-Cast-Segment positioniert [Girmscheid/Prade, 1993]. Die übri-

gen, bereits gefertigten Segmente des Überbauabschnitts werden separat zwischengelagert. Der geringe Platzbedarf für die eigentliche Fertigungseinrichtung und die gute Anpassung an veränderte Strecken- und Gradientenführungen lassen das Short-Line Verfahren bevorzugt zur Anwendung gelan-

Bild 9.1.5-4 Vor- und Nachteile der Verfahren zur Segmentherstellung

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gen und qualifizieren es dadurch auch für den erweiterten Anwendungsbereich der Segmentbauweise (Bild 9.1.5-4). 9.1.5.2.3 Vermessung und Kontrolle Da beim Short-Line Verfahren die Segmente des Überbaus einzeln gefertigt werden, kommt der Überprüfung der Maßgenauigkeit der Segmente eine besondere Bedeutung zu, dies insbesondere bei gekrümmtem und geneigtem Überbau. Um die Passgenauigkeit der einzelnen Segmente sicherzustellen, den geforderten Gradientenverlauf einzuhalten und ästhetische Mängel zu vermeiden, ist die Aufstellung eines Kontroll- und Vermessungskonzepts unabdingbar, das zum einen in den Taktplan der Segmentherstellung zu integrieren ist und zum anderen die einzuhaltenden Maßtoleranzen überprüfbar macht (Bild 9.1.5-5). Grundlage der Vermessung sind die theoretischen Berechnungen der Segmentgeometrien, die u. a. die Abweichungen des Gra-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

dientenverlaufs aus der Eigenlast und der Vorspannung des Überbaus sowie aus Kriechen, Schwinden und Relaxation zu berücksichtigen haben. Maßabweichungen bei der Herstellung der Segmente sind nicht vollständig zu vermeiden, sei es durch Temperaturänderungen des Betons oder Schalungsungenauigkeiten. Aus diesem Grund müssen festgestellte Differenzen zwischen den IstWerten und den Soll-Werten des zuletzt betonierten Segments weitgehend bei der Einmessung der nachfolgenden Segmente korrigiert werden, um Fehlerakkumulationen auszuschalten. Um dabei den festgelegten Taktplan einhalten zu können, ist ein möglichst automatisiertes Vermessungsverfahren mit digitaler Datenübergabe anzustreben, das gleichzeitig die Daten für die Vermessung während der Segmentmontage bereitstellt. Grundsätzlich sollte die Vermessung in zwei Schritten erfolgen: 1. Überprüfung der Ausrichtung des Segments in der Match-Cast-Position und der justierten Schalung des neu zu beto-

Bild 9.1.5-5 Vermessungsprinzip während der Segmentherstellung

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nierenden Segments (Vermessung vor dem Betonieren). 2. Überprüfung von Lage und Abmessungen des betonierten Segments nach dem ersten Erhärten des Betons, aber vor dem Ausschalen und dem Entfernen des Segments aus der Match-Cast-Position (Vermessung nach dem Betonieren). Für gewöhnlich werden auf dem Segment 6 Vermessungspunkte festgelegt, die in Verbindung mit dem Festpunktkoordinatennetz die erforderlichen Höhen- und Längenmessungen ermöglichen. Man sollte sich beim Entwurf des Vermessungskonzepts immer vor Augen halten, dass mit jeder Genauigkeitssteigerung auf der einen Seite auch der Aufwand für die Fertigung und damit die Kosten steigen, aber auf der anderen Seite Schwierigkeiten in der Passgenauigkeit und Nacharbeiten reduziert werden. Oder anders ausgedrückt, je größer die zulässigen Toleranzen sind, um so geringer fallen die Fertigungskosten aus, aber desto höher ist der Aufwand für die Beseitigung etwaiger Mängel aus Ungenauigkeiten [Kotulla, 1992]. Ebenso entscheidet der Genauigkeitsanspruch über die Qualifikation des Vermessungspersonals. Deshalb müssen allfällige Vermessungsarbeiten von einem eigens dafür eingesetzten Vermessungsingenieur durchgeführt werden oder sie sind auch von einem guten Bauführer zu bewältigen. Zu empfehlen ist in jedem Fall eine Doppelmessung mit einer getrennten Kontrollrechnung von zwei unabhängigen Stellen. Das Konzept der Doppelmessung muss so erstellt sein, dass bei beiden Messungen unabhängige Messwerte genommen und erst nach der Kontrollrechnung mit Hilfe der EDV die Ergebnisse miteinander verglichen werden. Damit wird verhindert, dass unter Produktionsdruck Messwerte von der ersten für die zweite Messung übernommen werden.

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9.1.5.2.4 Herstellungstakt Um eine kontinuierliche Produktion der Segmente zu erreichen, sollte angestrebt werden, ein Segment pro Tag und Schalung zu erstellen. Der Beton kann in diesem Fall über Nacht abbinden und am nächsten Morgen das Segment ausgeschalt und in die Position des neuen Match-Cast-Segments umgesetzt werden. Zuvor ist meist noch das Aufbringen einer teilweisen Quervorspannung erforderlich. Der Herstellungszyklus der einzelnen Arbeitsvorgänge eines Tages unter Berücksichtigung der Vermessungs- und Kontrollvorgänge (Bild 9.1.5-6) beginnt danach mit einer Kontrollmessung des am Vortag betonierten Segments (N) und dem MatchCast-Segment (N – 1) (1.). Je nach Schalungskonstruktion wird nun in einer oder mehreren Stufen die Innenschalung entfernt (2.). Im Anschluss wird das MatchCast-Segment (N – 1) von einem Hebegerät übernommen und zum Lagerplatz transportiert (3.). Das zuletzt betonierte Segment (N) wird aus der Schalung gehoben und an die Match-Cast-Position gesetzt (4.). Gleichzeitig erfolgt die Ausrichtung der hinteren Stirnabschalung. Als nächstes wird das neue Match-Cast-Segment (N) vertikal und horizontal eingemessen (5.). Danach werden die unteren und äußeren Schalungsteile positioniert, ihre korrekte Verbindung mit der hinteren Stirnabschalung kontrolliert und mit Hilfe der Justierund Vermessungseinrichtungen ihre Lage den geforderten Segmentabmessungen angepasst (6.). Nun kann der bereits erstellte Bewehrungskorb in die Schalung gesetzt werden (7.). Bevor mit dem Betonieren des neuen Segments (N + 1) begonnen werden kann, ist die Innenschalung wiederum in einer oder mehreren Stufen an ihre Position im neuen Segment (N + 1) zu verfahren (8.).

Bild 9.1.5-6 Short-Line-Verfahren-Zyklus der Segmentherstellung

784 9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1 Betonbrücken

9.1.5.2.5 Herstellungsorganisation Die einzelnen Fertigungsvorgänge zur Herstellung der Segmente, die in einer bestimmten technischen und organisatorischen Reihenfolge ablaufen, geben den Ausschlag für die räumliche Anordnung der einzelnen Einrichtungselemente am Herstellungsstandort. Sie bestimmen die Fertigungsrichtung und die Aufteilung der Segmente in Fertigungsabschnitte. Als Grundelemente der Vorfertigungseinrichtung sind zu nennen: x Fertigungshalle, Fertigungsplatz der Bewehrungskörbe, x Turmkran zum Einheben des Bewehrungskorbs und für das Betonieren, x Stahl- oder Stahlrahmenschalungen für das Betonieren der Segmente, x Betonmischanlage und oder Transportbeton,

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x Portalkran, Shuttlelift etc. für den Transport der Segmente zum Lagerplatz x Lagerplatz. Von der Baustellenfertigteilproduktion können die allgemeinen Elemente der Baustelleneinrichtung, wie Unterkünfte, Büroräume, Werkstatt, Materiallager usw., der gesamten Brückenbaustelle mit genutzt werden. Beim temporären Fertigteilwerk sind sie zusätzlich zu errichten. Durch die vorhandene Infrastruktur des stationären Fertigteilwerks werden nur wenige Elemente der Vorfertigung, wie z. B. die Stahlschalungen, zu installieren sein. Um die Anzahl der Fertigungsschritte gering zu halten, sollte die Bewehrung bereits im vorgebogenen Zustand geliefert und aus den einzelnen Positionen in der Segmentvorfertigung nur der Bewehrungskorb zusammengesetzt werden. Da der Brückenüberbau hinsichtlich der Spanngliedführung in der Regel aus verschie-

Bild 9.1.5-7 Schematische Darstellung der üblichen Segmentquerschnitte

Bild 9.1.5-8 Prinzip der räumlichen Organisation bei der Segmentherstellung

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

denen Querschnitten besteht, müssen neben Standardsegmenten Segmente mit Verankerungs- und Umlenkblöcken hergestellt werden (Bild 9.1.5-7), was meist zu mehreren Fertigungslinien in der Vorfertigung führt. Standardsegmente und Segmente mit Umlenkblöcken können häufig auf einer Fertigungslinie erstellt werden, da die Schalung durch ein zusätzliches Innenteil leicht anzupassen ist. Damit ergibt sich für die Baustellenfertigung bei Anwendung des Short-Line Verfahrens die im Bild 9.1.5-8 dargestellte prinzipielle räumliche Organisation der Segmentherstellung.

Überbau auf die Arbeitsvorgänge des Teilprozesses Segmentmontage. Damit kann der bereits beim Teilprozess Segmentherstellung aus der Übersichtlichkeit des Bauprozesses resultierende Vorteil eines zeit- und kostenoptimalen Produktionsablaufs bei gleich bleibender Fertigungsqualität durch die Verwendung mechanisierter Verlegegeräte auch für die Montage zum endgültigen Überbau auf der Baustelle genutzt werden. Ist bei der Segmentherstellung die Schalung das Kernelement der Verfahrenskennzeichnung, so lässt bei der Segmentmontage das Verlegegerüst eine Unterteilung in zwei Verfahrenstypen zu:

9.1.5.3 Merkmale der Segmentmontage

x Segmentmontage mit untenliegendem Verlegegerüst und (Bild 9.1.5-9) x Segmentmontage mit obenliegendem Verlegegerüst (Bild 9.1.5-10).

Auch bei der Segmentmontage sind Konstruktion und Bauverfahren interaktiv voneinander abhängig, insbesondere in bezug auf das Brückenlängssystem. Durchlaufträger werden danach veränderte Gerüsttypen verlangen als Einfeldträger und es werden eventuelle Hilfsmaßnahmen erforderlich, wie z. B. temporäre Spannglieder und Ortbetonfugen. Des Weiteren sind Auswirkungen auf den Montagetakt und die Montageorganisation zu erwarten. Für die folgenden Erläuterungen wurden Einfeldsysteme zugrunde gelegt. 9.1.5.3.1 Montageverfahren Mit der Vorfertigung der Überbausegmente beschränkt sich der Fertigungsprozess

Allerdings muss erwähnt werden, dass bei Anwendung der Segmentbauweise mit einem Lehrgerüst zusätzlich eine sehr kostengünstige Verfahrensvariante für kleinere Brückenbauwerke (2-feldrig) zur Verfügung steht. Welcher Gerüsttyp eingesetzt wird, entscheidet sich in erster Linie aus der Fahrgeometrie bzw. Zugänglichkeit der Trasse. Während die Hauptanwendung des untenliegenden Gerüsts bei geraden und schwach gekrümmten Brücken liegt, ist das obenliegende Gerüst auch bei sehr kleinen Krümmungsradien einsetzbar [Girmscheid, 1993]. Das untenliegende Verlegegerüst wird für die vorgeschlagenen Anwendungser-

Bild 9.1.5-9 Segmente mit untenliegendem Verlegegerüst und unterschiedliche Unterstützungskonstruktionen an den Pfeilern (s. Bild 9.1.5-14)

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9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.5-10 Segmente mit obenliegendem Verlegegerüst

weiterungen der Segmentbauweise auf kleinere Brückensysteme das zu bevorzugende Gerüst sein. Zu begründen ist die Wahl mit der Einfachheit des Gerüsts in der Konstruktion, da sie aus standardisierten Fachwerkmodulträgern, wie sie von verschiedenen Herstellern am Markt angeboten

werden, flexibel und kostengünstig zusammengesetzt werden können. Dadurch ist auch eine leichte Anpassung an veränderte Feldlängen möglich, und die Aufwendungen für die statischen Berechnungen, die infolge der Belastungszustände aus Vorschubphasen und Segmentverlegung aufge-

Bild 9.1.5-11 Vor- und Nachteile der Verfahren zur Segmentmontage

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stellt werden müssen, sind gering. Gerade kleine Brückenbauwerke verlangen diesbezüglich einfache Herstellungs- und Konstruktionskonzepte, damit umfangreiche, zeit- und kostenintensive Vorarbeiten vermieden werden können. Begünstigt wird die Entscheidung zugunsten des untenliegenden Gerüsts noch durch die oft anzutreffenden großen Krümmungsradien kleinerer und mittlerer Brückenbauwerke. Das obenliegende Gerüst und die dazugehörigen Operationskonzepte wurden in [Girmscheid/Prade, 1993] erläutert. Ein Vergleich beider Gerüsttypen führt auf die im Bild 9.1.5-11 zusammengestellten Vor- und Nachteile.

9.1.5.3.2 Vermessung und Kontrolle Auf der Grundlage der Vermessungsdaten aus der Vorfertigung muss während der Segmentmontage die genaue Einmessung

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

des Überbaus entsprechend dem dokumentierten Gradientenverlauf sichergestellt werden. Dazu sind verschiedene zyklische Vermessungen und Kontrollen erforderlich (Bild 9.1.5-12): x Höhe und Ausrichtung des Verlegegerüsts x Höhe der Lager x Lage und Höhe von Segmentaufhängung bzw. Segmentvorschubschlitten x exakte Positionsbestimmung, Höhe und Ausrichtung der Segmente nach Erreichen der Verlegestelle x Ausrichtung der Segmente eines Brückenfelds nach dem Verlegen, aber vor dem Vorspannen über die Lagerpunkte x Höhe und Ausrichtung des fertigen Überbaus eines Brückenfelds Ausgehend von den Vermessungspunkten, mit denen bereits in der Vorfertigung die Segmente markiert wurden, wird zwischen den Stützensegmenten einer Spannweite

Bild 9.1.5-12 Vermessungsprinzip während der Segmentmontage

9.1 Betonbrücken

eine Mittellinie definiert, die als Basis für die Ausrichtung der Überbausegmente dient. Durch die Übertragung auf die Stützen wird sie zudem für die Lagekontrolle des Verlegegerüsts herangezogen. Die Vermessung erfolgt während des gesamten Montagevorgangs. Die wichtigsten Messungen sollten möglichst zweimal unabhängig voneinander durchgeführt werden.

9.1.5.3.3 Montagetakt Der Zyklus für die Montage eines Brückenfelds, der je nach Länge des Brückenfelds und Trassenführung innerhalb von zwei bis vier Tagen abgeschlossen sein sollte, gliedert sich in drei Fertigungsvorgänge: x die Segmentverlegung x die Segmentvorspannung und x den Vorschub des Verlegegerüsts. Im Wesentlichen sind die einzelnen Fertigungsschritte in den Fertigungsvorgängen der Segmentverlegung und -vorspannung beim unten- und beim obenliegenden Verlegegerüst gleich (Bild 9.1.5-13). Nachdem

Bild 9.1.5-13 Zyklus der Segmentmontage

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ein Segment vom Verlegegerüst übernommen wurde, wird es an seine planmäßige Position verschoben, wobei jedes Segment so gelagert bzw. aufgehängt werden muss, dass es einzeln ausgerichtet werden kann (1.). Sind alle Segmente des Brückenfelds positioniert und ausgerichtet, werden sie über eine temporäre Vorspannung miteinander gekoppelt. Danach werden die Spannglieder eingezogen und die Vorspannung bis zu dem Punkt aufgebracht, an dem sich der Überbau selbst trägt (2.). Dann wird der Überbau mittels Pressen an den Lagern gehoben, meist die gesamte Vorspannung aufgebracht und anschließend die Hänger bzw. der Kontakt zu den Vorschubschlitten gelöst. Nach dem kraftschlüssigen Untergiessen der Lager werden die Lagerhilfspressen freigesetzt und die Vorspannung in ihrer endgültigen Größe eingetragen (3.). Beim obenliegenden Gerüst werden die Segmente mit einer Gerüstlaufkatze vom Transportfahrzeug aufgenommen und zur Verlegestelle gefahren. Dort werden sie über Hängestangen am Gerüst befestigt und mit hydraulischen Pressen ausgerichtet. Beim

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untenliegenden Gerüst werden die Segmente durch Kran oder Übergabekonstruktion (s. a. Abschnitt 9.1.5.3.4) vom Transportfahrzeug übernommen und auf Verschubwagen/-schlitten oder Pressenschemel abgesetzt und mit diesen auf dem Obergurt/Führungsschienen in die Verlegeposition verschoben. Die Vorschubschlitten sind mit Hydraulikpressen ausgestattet, die in der Verlegeposition die lagegenaue Ausrichtung der Segmente ermöglichen. Während des Vorschubs ist das untenliegende Verlegegerüst leicht zu handhaben. In Abhängigkeit von der konstruktiven Ausbildung des Gerüsts bieten sich unter der Verwendung von Seilwinden, hydraulischen Pressen und/oder Zahnstangen verschiedene Lösungen an. Abhebekräfte, die bei größeren Spannweiten auftreten können, werden in den Überbau eingeleitet. Schwieriger gestalten sich die Vorschubzustände beim obenliegenden Gerüst insbesondere bei ge-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

krümmten Streckenverläufen, bei denen die Kippsicherheit des Brückenfelds und des Gerüsts sowie die Tragfähigkeit der Lager und Hilfslager zu beachten sind [Girmscheid, 1993]. Des Weiteren müssen spezielle Hilfseinrichtungen, wie Hilfsgleitstühle, Nachlaufwagen usw., vorgehalten werden.

9.1.5.3.4 Montageorganisation Die gesamten Fertigungsvorgänge der Segmentmontage liegen innerhalb eines Fertigungsabschnitts, der Spannweite eines Brückenfelds. Auf wie viel Fertigungslinien der Überbau dabei erstellt wird, richtet sich nach der Anzahl nebeneinander liegenden Überbauten, wie es z. B. mit zwei oder mehr Überbauten bei mehrspurigen Fahrbahnen der Fall ist. Danach können die Segmente auf den verschiedenen Fertigungslinien nacheinander oder parallel montiert werden.

Bild 9.1.5-14 Anlieferung und Übergabe der Segmente bei untenliegendem Verlegegerüst

9.1 Betonbrücken

Die Anlieferung der Segmente kann auf zwei Wegen organisiert werden: x Anlieferung vom Brückenfuß oder x Anlieferung über den bereits fertiggestellten Überbau. Geländeverhältnisse und Brückenhöhe sind die wesentlichen Randbedingungen, welche die Art der Anlieferung beeinflussen. Als Transportgerät vom Fertigteilwerk zur Baustelle kommen Spezialtieflader zum Einsatz, die entweder die Segmente direkt bis zur Gerüstübergabe befördern oder vorher auf Flachbettwagen absetzen, die über Vorschubeinrichtungen oder Zugmaschinen an das Verlegegerüst gelangen. Die Segmentübergabe vom Transportfahrzeug auf das Verlegegerüst bei der

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obenliegenden Variante wie beim untenliegenden Gerüst bedarf eines zusätzlichen Hebegeräts. Zum Einsatz gelangen (Bild 9.1.5-14): x Autokran am Brückenfuß oder auf dem Überbau, x stationärer Kran auf dem Überbau und x Portalkran bzw. Übergabekonstruktion auf dem Überbau. Welches Hebegerät eingesetzt wird, ergibt sich aus den Leistungsanforderungen, der wirtschaftlichen Optimierung und der Verfügbarkeit. Die prinzipielle räumliche Organisation der Montage ist für ein untenliegendes Gerüst mit stationärem Kran im Bild 9.1.5-15 ersichtlich.

Bild 9.1.5-15 Prinzipielle räumliche Organisation der Segmentmontage bei untenliegendem Verlegegerüst

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9.1.5.4 Planung der Ausführung der Segmentmontage an einem Beispiel 9.1.5.4.1 Technische Ausführungsplanung Die notwendige baubetriebliche Ausführungsplanung soll am Brückensystem einer Hochstraße mit einfeldrigen, einzelligen Segmentkastenträgern, die auf bewehrten Elastomerlagern gelagert sind (Bild 9.1.5-16) erläutert werden. Das Brückensystem ist mit Spanngliedern, die innerhalb des Kastenträgers extern geführt werden, vorgespannt. Im Endzustand werden die Einfeldsysteme durch Federplatten zu drei- bis vierfeldrigen Systemen verbunden, so dass Fahrbahnübergänge nur dort notwendig sind. Jedes Feld ist durch Erdbebenstopper (Knaggen), die mit Elastomerpufferplatten abgepolstert sind, mit den Pfeilern verzahnt. Im Erdbebenfall werden dadurch größere Relativverschiebungen zwischen Unter- und Überbau weitgehend verhindert. Die Spannweiten der einfeldrigen Kastenträgerbrücken betragen zwischen ca. 25 m und 50 m. Die

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

einzelligen Kästen sind als Standardquerschnitte konzipiert. Die Überbaubreiten liegen zwischen 7,00 m und 15,50 m. Die einfeldrigen Brückenlängssysteme setzen sich aus folgenden typischen Standardsegmenten zusammen (Bild 9.1.5-17): a) Pfeilersegmente jeweils an den Enden eines jeden Felds mit dem Verankerungsschott für die Spannglieder. b) Normalsegmente zwischen den Pfeilerund Umlenksegmenten. Die Stege haben eine vergleichsweise geringe Wanddicke. Dies ergibt eine deutliche Gewichtsverminderung des Überbaus, da die Stegdicke nicht aus konstruktiven Gründen, sondern durch rein statische Erfordernisse (Betondruckstrebe) bestimmt ist. c) Umlenksegmente befinden sich ungefähr in den 1/3- bzw. 1/4-Punkten der Stützweite. An diesen Stellen werden die Vertikal- und Horizontalkomponenten der Umlenkkräfte aus der Vorspannung konzentriert abgeleitet. Zum Verständnis der notwendigen statisch konstruktiven Untersuchungen der

Bild 9.1.5-16 Überbau (Feld mit drei/zwei Umlenkblöcken)

9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.5-17 Kastenquerschnitt, externe Vorspannung

Bauzustände muss die Verlegetechnik der Segmente erläutert werden. Die Segmente werden auf tief liegenden, von je einer Zugmaschine gezogenen Flachbettwagen zum Verlegegerüst befördert. Dort werden sie von einer Gerüstlaufkatze übernommen, zur Verlegestelle längs verfahren und an das Gerüst mit Hängestangen angehängt. Nach dem Einfahren aller Fertigteile eines Felds werden diese ausgerichtet und durch eine leichte Hilfsvorspannung von 0,1 N/mm2 zu einer Einheit gekoppelt. Die Elemente werden trocken, ohne durchgängige Bewehrung, aneinandergefügt und durch Schubnocken verzahnt. Danach werden die Hüllrohre und Spannglieder der externen Längsvorspannung eingebaut und vorgespannt. Der fertig vorgespannte Überbau wird anschließend auf Hilfslager abgesenkt und das Gerüst über das fertiggestellte Überbaufeld ins nächste Feld verschoben. Hierzu werden am Gerüst der Hilfsgleitstuhl mit Vorschubeinrichtung und der Nachlaufwagen benötigt. Die grundsätzliche Entscheidung für einen unten- oder obenliegenden Gerüsttyp

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ergibt sich aus der Fahrgeometrie und der Zugänglichkeit der Trasse. Untenliegende Gerüste werden bei gerader Streckenführung und bei freier Zugänglichkeit der Pfeiler verwendet; diese ist notwendig für die Montage der Gleitbahnunterstützungen. Obenliegende Gerüste werden bei den gekurvten Streckenführungen erforderlich. Das obenliegende Gerüst lässt sich, unabhängig von der Zugänglichkeit der Pfeiler, mit tangentialer Verschiebung durch die Kurven verfahren. Dieser Gerüsttyp ist jedoch zwangsläufig aufwändiger hinsichtlich Fahreinrichtungen, Steuerungshydraulik und Handhabung. Das untenliegende Gerüst beansprucht die Unterbauten und stellt den Entwurfsingenieur vor vergleichsweise einfache Aufgaben. Das obenliegende Gerüst beansprucht dagegen während der Überfahrt die gesamte, endgültige Überbaukonstruktion. Zudem sind die während des Verfahrzustands eingetragenen Lasten an den Unterstützungen des Gerüsts häufig wesentlich schwerer als die Einzellasten aus den Verkehrslasten des Endzustands; dabei ist jedoch die Gesamtverkehrslast in der Regel größer als das Gesamtgewicht des Gerüsts. Das Ziel umfangreicher statischer Untersuchungen der Bauzustände ist es, ein Konstruktions- und Betriebskonzept für das Gerüst zu entwickeln, ohne dass bleibende Zusatzverstärkungen für das Endsystem notwendig werden. Ein Betriebskorridor zum Verfahren des Gerüsts, die Randbedingungen und gegebenenfalls begrenzte, wieder verwendbare Hilfseinrichtungen sind festzulegen. Für diese Nachweise müssen verschiedene Last- und Betriebszustände unter Berücksichtigung aller Einflussparameter untersucht werden.

9.1.5.4.2 Detaillierte Planung der Verlegetechnik mittels Verlegegerüst Die wiederkehrenden Abläufe beim Verlegen sind im Bild 9.1.5-18 dargestellt.

794

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.5-18 Vorschubgerüst in Verlegstellung

Die Verlegetechnik untergliedert sich nach statischen Gesichtspunkten in drei Hauptsysteme: a) Verlegeposition – einfaches, offenes statisches System, b) Vorspannen und Absetzen – statisches System mit veränderlicher Gliederung, c) Vorfahrzustände – veränderliches statisches System. Die Verlegeposition des Gerüsts in bezug auf die Pfeilerachsen wird so gewählt, dass die größte aufnehmbare ausmittige Normalkraft der in allen konstruktiven Abmessungen vorgegebenen Pfeiler ausgenutzt werden (Mx , My , N – Interaktion). Die aufnehmbare Torsionsbeanspruchung des Gerüstträgers (Stahlfachwerkkasten) wird genutzt, um die Beanspruchung der Pfeiler im Verlegzustand in der Größenordnung der Einwirkung aus Verkehrsbelastung und Eigenlast, allerdings unter der Berücksichtigung des verminderten Lastfaktors im Bauzustand zu halten (Bild 9.1.5-19). Ferner werden die Maßnahmen zum Rückhängen bzw. Koppeln der Überbauten ermittelt, um die während des Bauzustands auftretenden Horizontalkräfte abzutragen. Beim Vorspannen verhält sich der Brückenbalken wie ein Balken auf elastischer Bettung, hervorgerufen durch die elastisch federnde Wirkung des Gerüsts. Dabei ist zu beachten, dass es sich statisch um ein Sys-

tem mit veränderlicher Gliederung handelt (Bild 9.1.5-20). Im Ausgangszustand ist der Brückenbalken noch eine Gelenkkette mit definierten Hängerlasten. Durch das Vorspannen erhält der Brückenbalken seine Steifigkeit und entlastet die mittleren Hänger des Verlegegerüsts. Da die Gesamteigenlast jedoch

Bild 9.1.5-19 Verlegen: Einwirkung und Interaktion von Gerüst auf Über- und Unterbauten

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9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.5-20 Statische Systeme während des Vorspannens

gleich bleibt, wandert die Last während des Spannvorgangs zunehmend in die äußeren Hängestangen, solange der Brückenbalken nicht abgesetzt wird. Dabei sind folgende Kriterien nach Superposition von Ausgangs- und Vorspannungszustand zu beachten: a) Zulässige Last in den äußeren Hängern kontrollieren. b) Kein Hänger darf Druckkraft erhalten. Falls doch, wird der Hänger gelöst und die Eigenlast des Segments auf den Brückenbalken verlagert. c) Zugspannungen dürfen in der Betonkonstruktion während des gesamten Vorspannens nicht auftreten. Für die danach anschließenden Verschiebezustände (Bild 9.1.5-21) ist der zulässige Betriebskorridor für den Nachlaufwagen des Vorschubgerüsts zu ermitteln. Die Radsätze des Nachlaufwagens werden so angeordnet, dass sie bei sehr hohen Lasten un-

gefähr über den Stegen der Elemente fahren können. Das Verschieben in den Kurven erzwingt jedoch das Verlassen der Stegbereiche; die Räder gelangen auf die Fahrbahnplatte bzw. auf den Kragarm. Gleichzeitig vermindert sich jedoch die Auflagerkraft auf dem Nachlaufwagen, da der Schwerpunkt zum Hilfsgleitstuhl wandert (Phase 2 im Bild 9.1.5-22). Für das Brückenlängssystem müssen jeweils die größten aufnehmbaren Lasten ermittelt werden, um die Umsetzpunkte für das Verleggerät bei bestimmten Operationen zutreffend festlegen zu können. Während all dieser Bauphasen müssen folgende Randbedingungen beachtet werden: a) Kippsicherheit des Brückenfelds; b) Tragfähigkeit der Lager bzw. Hilfslager; c) Kippsicherheit des Stahlgerüsts; d) Geometrisches Erreichen des nächsten Pfeilers.

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

senlager verstärkt werden müssen. Für eine wirtschaftliche, termingerechte Bauausführung ist es unerlässlich, aufwändige Bauhilfsmaßnahmen auf ein Minimum zu reduzieren (Bild 9.1.5-23).

9.1.5.5 Anwendungsbereiche des Segmentbrückenbaus

Bild 9.1.5-21 Vorschubzustände

Gleichzeitig ist beim Verschieben der horizontale Festpunkt des Systems eindeutig festzulegen, besonders beim Verfahren der Gleitstühle bzw. beim Umsetzen der Lasten auf den Hauptgleitstuhl: Die Hangabtriebkräfte auf den Hilfslagern aus Längs- und Querneigung der Brücke sind mit den Reibungskräften aus dem Vorschub zu überlagern. Die auftretenden Kräfte müssen bis zur Gründung verfolgt werden und machen es teilweise erforderlich, mehrere Felder bzw. Pfeiler zu koppeln. Beispielsweise sind die Lager auf dem Pfeiler i (Bild 9.1.5-22) beim Verschieben von Phase 2 nach 3 so stark belastet, dass sie durch vier Hilfspres-

Infolge der Möglichkeit der industriellen Vorfertigung der Überbausegmente und der Effizienz bei der Montage kommt ein entscheidender Vorteil des Segmentbrückenbaus in bezug auf Qualität und Wirtschaftlichkeit zum Tragen. Die von den eigentlichen Baustellenprozessen entkoppelte Fertigung der Überbausegmente gestattet Bauvorhaben als sogenannte FastTrack-Project abzuwickeln [Girmscheid, 1996], [Girmscheid/Hartmann, 1999], das heißt innerhalb extrem kurzer Zeitspannen zwischen Vergabe und Fertigstellung. Die Forderung, ein wirtschaftliches und gleichzeitig dauerhaftes Bauwerk im Rahmen eines Fast-Track-Project zu erstellen, wird vermehrt bei der Verwirklichung großer Infrastrukturprojekte gestellt. Da eine Vielzahl der heutigen Infrastrukturbauten als Konzessionsobjekte realisiert werden, liegt ein wesentlicher Grund für diese Forderung in dem Bestreben einer schnellen Amortisation des investierten Kapitals. Wird zudem die Baustellenfertigung aufgrund beengter Platzverhältnisse behindert, wie es z. B. bei den großen Agglomerationen in Asien und Südamerika der Fall ist, ist mit der Segmentbauweise ein geeignetes Brückenbauverfahren gegeben, das einen zeitlich komprimierten Baufortschritt durch die Parallelität von Fertigungsprozessen mit der Fertigung einzelner Bauwerkselemente außerhalb der Baustelle verknüpft [Girmscheid/Prade, 1993]. Aus der Übertragung technischer und organisatorischer Merkmale der stationären Industrie auf die Bauindustrie lässt sich

9.1 Betonbrücken

797

Bild 9.1.5-22 Vorschubzustände – Einwirkungen auf Über- und Unterbauten

ein zusätzlicher Kostenvorteil erzielen, der aber nur dann zu greifen scheint, wenn die Überbausegmente in großen Stückzahlen gefertigt werden, um die nicht unerheblichen Vorkosten für die maschinelle Ausrüs-

tung der stationären Produktionsstätte (Schalung, Hebegeräte usw.) und der Baustelle (Transport-, Hebe- und Verlegegeräte usw.) aufzufangen. 9.1.5.5.1 Bedingungen für die Anwendung im europäischen Baumarkt Die Frage, ob das Anwendungsfeld der Segmentbauweise auch auf kleinere und mittlere Brückenbauwerke auszuweiten ist und unter welchen Bedingungen sich der Einsatz als lohnend erweist, führt zu folgenden Überlegungen:

Bild 9.1.5-23 Bauhilfs- und Stabilisierungsmaßnahmen beim Verlegen und Vorspannen

x Grundsätzlich kann die Segmentbauweise mit angepasster baubetrieblicher Technik und Logistik auch für kleine und mittlere Brückenbauwerke wettbewerbsfähig eingesetzt werden. Denn gerade bei mehrfeldrigen Brückensystemen, die man auf einem Lehrgerüst oder Verlegeträger in Ortbeton erstellen würde, kann die Herstellung und das oft aufwändige feldweise Umsetzen der

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Schalung entfallen. Das Verschieben der vereinfachten Lehrgerüste oder Vorschubträger ist zwar weiter erforderlich, dennoch lassen sich die Vorteile einer kostengünstigen Produktion des Überbaus mit der Verkürzung der Bauzeit verbinden. x Es ist unerheblich, ob die Fertigung für ein großes oder mehrere kleine Brückenbauwerke erfolgt, solange die einzelnen Baustellen voneinander bzw. von der Fertigungsstätte der Überbausegmente nicht zu weit entfernt liegen. Brücken über Autobahnen erfüllen häufig diese Forderung, zumal sie sich in ihren geometrischen Randbedingungen weitgehend ähneln. Daher sind sie trotz ihrer geringen Bauwerkslängen mit einer zentral angeordneten Segmentfertigung wirtschaftlich zu realisieren. x Die Frage nach den Kosten einer Baumaßnahme steht im Mittelpunkt bei der Wahl einer geeigneten Bauweise. Neben den eigentlichen Baukosten kann die Segmentbauweise in manchen Fällen dazu beitragen, Baunebenkosten, die aus einer Wechselwirkung der Baumaßnahme mit der Umwelt entstehen, zu vermindern. Beim Bau von innerstädtischen Brücken und beim Um- bzw. Ausbau von Autobahnbrücken erweist sich daher die Segmentbauweise durchaus als Alternative gegenüber anderen Bauverfahren, denn die Kosten aus der Verlegung und Behinderung von Verkehrsströmen hoch frequentierter Straßen können infolge der schnellen Baudurchführung gesenkt sowie die Akzeptanz der Betroffenen erhöht werden. x Neben den Kosten, die während der Baumaßnahme entstehen, finden immer stärker die späteren Folgekosten Eingang bei der Entscheidung für eine Bauweise, denn ein aufwändiger Unterhalt und die ebenfalls häufig mit einer Verkehrsbeeinflussung verbundene Sanierung von Brückenbauwerken sind in

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

ihrer Kostenrelevanz nicht zu unterschätzen. Die Segmentbauweise bietet hier den bereits erwähnten Vorteil, dass die eigentliche Bau- bzw. Unterhaltszeit und damit auch die Zeit der Verkehrsbehinderung bei Sanierungsmaßnahmen verkürzt wird. Der Brückenunterhalt wird durch die externe Vorspannung erleichtert, da ein Nachspannen oder Auswechseln von Spanngliedern möglich ist. Die externe Vorspannung begünstigt zusätzlich die Möglichkeit zur vereinfachten Demontage und Rückgewinnung einzelner Segmente bzw. ganzer Brückenabschnitte. x Innerhalb der angestrebten langen Nutzungsdauer von Brückenbauwerken sind Nutzungsänderungen nur über einen erhöhten baulichen Aufwand zu berücksichtigen. Die externe Vorspannung erlaubt in diesem Fall durch sukzessives Erhöhen der Vorspannkraft bzw. das Einziehen weiterer Spannglieder die einfache und schnelle Anpassung an sich ändernde Einwirkungen. Zusammenfassend stellt sich die Segmentbauweise unter bestimmten Randbedingungen auch im europäischen Baumarkt als ein attraktives Bauverfahren dar, welches auch bei kleineren und mittleren Brückenbauprojekten zu einer Senkung von x x x x x x

Investitions- und Kapitalkosten Fertigungskosten Baunebenkosten Unterhaltskosten Schadenfolgekosten und Nutzungsänderungskosten beitragen kann.

Damit die wirtschaftlichen Vorteile des Segmentbrückenbaus für Bauvorhaben im Bereich kleiner und mittlerer Bauwerkslängen in ganzem Umfang zum Tragen kommen, bedarf es einiger Voraussetzungen:

9.1 Betonbrücken

x einer Projektplanung, die sich an den Erfordernissen des Bauverfahrens orientiert x eines Bauprozesses, der einen technisch und organisatorisch reibungslosen Ablauf garantiert x eines einfachen und leicht zu verändernden Verfahrens für die Segmentherstellung, um auch kleine Serien wirtschaftlich fertigen zu können x eines Vermessungs- und Kontrollkonzepts, das eine den Anforderungen entsprechend hohe Maßgenauigkeit gewährleistet x einer durchdachten Organisation der Logistik x eines einfachen, schnellen und modifizierbaren Montageverfahrens, damit der Zeit- und Kostenvorteil der Vorfertigung erhalten bleibt Grundlegende und vergleichende Betrachtungen beschäftigen sich nachfolgend mit den Wegen zur Erfüllung dieser Voraussetzungen und sollen Entscheidungshilfen für den effizienten Einsatz der Segmentbauweise geben.

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9.1.5.6 Segmentbauweise als Fast-Track-Project Grundlage für die Charakterisierung eines Bauvorhabens als Fast-Track-Project bildet das Verständnis über die Produktionsstruktur der Segmentbauweise. Die markanteste Merkmalsausprägung eines Fast-TrackProjects [Girmscheid, 1996], [Girmscheid/ Hartmann, 1999] die enorm kurze Fertigungsdauer, liegt in der Ausnutzung der bautechnologischen Eigenschaften der Segmentbauweise begründet. Die Segmentbauweise hebt sich gegenüber anderen Bauweisen dadurch hervor, dass das Brückenbauwerk in Einzelbauteile aufgeteilt wird, die sich oft wiederholen und in Form und Abmessungen weitgehend identisch sind. Als Folge lässt sich der Bauprozess (Produktionsprozess) in verschiedene Fertigungsprozesse (Bild 9.1.5-24) gliedern, die sich wiederum aus verschiedenen Teilprozessen zusammensetzen [Fiedler, 1991]. Zum einen sind diese Teilprozesse durch zyklisch aufeinanderfolgende Arbeitsvorgänge charakterisiert und zum anderen durch ihre teilweise, die Ferti-

Bild 9.1.5-24 Zyklus des Fertigungsprozesses Überbau

800

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.5-25 Bauprozessgliederung des Segmentbrückenbaus (Überbau)

9.1 Betonbrücken

gungstiefe auf der Baustelle verringernde Verlagerung auf baustellenunabhängige Produktionsstätten. Danach unterteilt sich der Bauprozess Segmentbrückenbau in die beiden Fertigungsprozesse Unterbau und Überbau, wobei der zuletzt genannte Fertigungsprozess sich aus den beiden Teilprozessen Segmentherstellung und Segmentmontage zusammensetzt. In Form der repetitiven Arbeitsvorgänge Bewehren, Schalen, Betonieren, Quervorspannung und Nachbehandlung wird der Teilprozess Segmentherstellung in die baustellenunabhängige Vorfertigung verlagert. Bei dem auf der Baustelle ablaufenden Teilprozess Segmentmontage verringert sich die Anzahl der gleichfalls repetitiven Arbeitsvorgänge auf das Segmentverlegen, die Längsvorspannung und den Verschub des Verlegegerüsts. Den Ablauf der Fertigung unterstützend und sichernd kommen sowohl bei der Segmentherstellung als auch bei der Segmentmontage noch die Transportprozesse, die Kontrollprozesse sowie die Wartungs- und Lagerprozesse hinzu (Bild 9.1.5-25).

9.1.5.6.1 Zeitgewinn aus parallelen Fertigungsprozessen und industriellen Produktionsmethoden Im Vergleich zur konventionellen Ortbetonbauweise mit ausschließlicher Baustellenfertigung ist in der Segmentbauweise eine wesentliche Zeitersparnis zu erzielen (Bild 9.1.5-26). Laufen bei der konventionellen Ortbetonbauweise die beiden Fertigungsprozesse Unterbau und Überbau nacheinander ab, wird mit der Segmentbauweise ihre parallele Abfolge möglich (Zeitgewinn Δt1). Das heißt, bereits während der Erstellung der Unterbauten kann mit der Herstellung der einzelnen Überbausegmente in der Vorfertigung begonnen werden. Dabei ist die Segmentproduktion im Grunde völlig unab-

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hängig von den Baustellengegebenheiten und den vorherrschenden Witterungsverhältnissen. Parallelisierte Abfolgen von einzelnen Arbeitsvorgängen innerhalb der Teilprozesse sind ebenfalls möglich, wobei zudem durch die zyklische Wiederkehr der Arbeitsvorgänge und ihre hohe Mechanisierung industrielle Produktionsmethoden erreicht werden können, die schließlich zu einer weiteren zeitlichen Ersparnis (Zeitgewinn Δt2) gegenüber der Ortbetonbauweise führen [Girmscheid/Hartmann, 1999].

9.1.5.6.2 Zeitgewinn aus parallelen Projektphasen Eine wirtschaftlich orientierte Nutzung industrieller Produktionsmethoden im Bauwesen setzt die konsequente Umsetzung ihrer technischen und organisatorischen Merkmale voraus. Dies kann erreicht werden durch parallisierte Projektphasen, mit einer an den Produktionsmethoden orientierten Planung der Bauwerkskonstruktion und der Bauverfahren. Nur so gelingt die weitgehende Standardisierung der einzelnen Fertigungsvorgänge, die Nutzung ihres Mechanisierungspotentials, ihre optimale Verknüpfung untereinander und der gezielte Einsatz der Produktionsmittel. Unter der Voraussetzung von Totalunternehmerverträgen kann dieses Ziel der fertigungsorientierten Planung durch die Übertragung der Ausführungsplanung in die Verantwortlichkeit des Bauunternehmens verwirklicht werden [Girmscheid, 1996]. Dadurch wird sichergestellt, dass der Erkenntnisgewinn aus früheren Baumaßnahmen direkt in die Planungsphase des neuen Bauvorhabens zurückfließt. Gleichzeitig eröffnet sich dem Bauunternehmen die Möglichkeit, Planung und Bauausführung parallel verlaufen zu lassen. Das heißt, ohne dass das gesamte Brückenbauwerk vollständig geplant und konstruiert ist, können

Bild 9.1.5-26 Zeitgewinn aus parallelen Fertigungsprozessen und industriellen Produktionsmethoden

802 9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.5-27 Zeitgewinn aus parallelen Projektphasen

9.1 Betonbrücken 803

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bereits einzelne Bauabschnitte erstellt werden. Zum Zeitvorteil infolge der Produktionsstruktur der Segmentbauweise (Zeitgewinn ΔtFertigung) kann somit ein weiterer Zeitvorteil aus der Parallelität von Planung und Ausführung (Zeitgewinn ΔtPlanung) treten. Koppelt man beide Zeitvorteile, kann die Gesamtdauer eines Bauvorhabens durch den frühzeitigen Beginn und durch die Verkürzung der Ausführungsphase erheblich verkürzt werden (Bild 9.1.5-27). Die Anforderungen, die sich durch das Überlappen von Ausführungsplanung und Bauausführung an das Planungsmanagement ergeben, sind enorm hoch. Bedingt durch das abschnittsweise Planen und Errichten des Bauwerks fordert das ständige Wechselspiel zwischen den konzeptionellen Aufgaben der Ausführungsplanung [Girmscheid, 1996] x Erstellen des technischen Konzepts: Einbinden von Normen, Spezifikationen und Vorschriften usw. x Festlegen des Tragwerkkonzepts: statische und konstruktive Berechnung des Brückenbauwerks, Anfertigung der Ausführungszeichnungen usw. x Aufstellen des optimalen baubetrieblichen Konzepts: Planung der Segmentherstellung und Segmenttransport, Entwurf und Einsatz der Verlegegeräte, Berechnung der Montagezustände usw. die strikte Einhaltung genau zu definierender Planungsschritte und -abläufe, die in eine Terminplanung einzubetten sind, die exakt festlegt, wer, was und wann planerisch umzusetzen hat. Dafür ist es unabdingbar, dass x an der Abschnittsbildung des Bauwerks orientierte Planungspakete aufgestellt werden, x der jeweilige Planungsstand hinreichend dokumentiert ist, x die Planverteilung an Prüfer, Baustelle, etc. überwacht und gesteuert wird und

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

x vorausschauend Grundlagen zu schaffen sind, die das Einbinden von späteren Planungsänderungen erleichtern. Des Weiteren muss zwischen den einzelnen Planungsteams, den genehmigenden Stellen und der Bauausführung der Informationsfluss in der Form organisiert werden, dass die wesentlichsten Informationen rechtzeitig und präzise fließen. Die angedeuteten komplexen Anforderungen an das Management der Ausführungsplanung lassen sich nur erfüllen, wenn die Planungsbeteiligten die Zusammenhänge zwischen getroffener konstruktiver und bauverfahrenstechnischer Vorgehensweise und deren Auswirkung auf die nachfolgenden Entscheidungen erkennen, beurteilen und ihr Handeln in wirtschaftlicher Weise daran ausrichten können. Sie müssen die Bauverfahren voll beherrschen und projektphasenübergreifend eingespielte Teamstrukturen aufweisen.

9.1.5.6.3 Schlussfolgerungen für die Wirtschaftlichkeit Bisher wurde die Charakterisierung von Bauvorhaben in Segmentbauweise als FastTrack-Project in erster Linie über die Leistungsfähigkeit dieser Bauweise während der Bauwerkserstellung vorgenommen. Dabei resultieren die enorm kurzen Ausführungsphasen nicht aus einer kapazitiven Erhöhung der Produktionsfaktoren, sondern liegen begründet in der Produktionsprozessstruktur dieser Bauweise. Infolgedessen zeichnet sich im Vergleich der Segmentbauweise mit einer konventionellen Ortbetonbauweise die im Bild 9.1.5-28 aufgezeigte Abhängigkeit der Fertigungskosten von der Fertigungsdauer ab. Setzt man ein gleiches Kostenminimum bei beiden Bauweisen voraus (Fertigungskosten k1), wird ersichtlich, dass die konventionelle Ortbetonbauweise, um das Bau-

9.1 Betonbrücken

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Bild 9.1.5-28 Abhängigkeit der Fertigungskosten von der Fertigungsdauer

projekt im selben kurzen Zeitraum abwickeln zu können wie die Segmentbauweise (Fertigungsdauer t1), aufgrund der notwendigen Erhöhung der bereitzustellenden Kapazitäten ein Mehr an Kosten (Fertigungskosten k3) verlangt. Erhält der Realisierungszeitraum einer Baumaßnahme bei der Wahl einer Bauweise entscheidendes Gewicht, wird das Ziel einer kurzen Fertigungsdauer auch bei einer Erhöhung des Kostenminimums der Segmentbauweise (Fertigungskosten k2) kostengünstiger zu erreichen sein als mit der konventionellen Ortbetonbauweise. Bezieht man die weiteren bereits erwähnten Kostenreduzierungen (s. Abschnitt 9.1.5.5.1) bei der Suche nach der optimalen Bauweise mit ein, wird die Segmentbauweise auch bei geringerer Wichtung der Fertigungsdauer ihre Wirtschaftlichkeit beibehalten können. Die Kennzeichnung als Fast-Track-Project lässt sich nunmehr auf Bauvorhaben erweitern, die neben einer extrem kurzen Fertigungs-, Unterhalts- und Umnutzungszeit die Errichtung und Betrei-

bung anpassungsfähiger, unterhaltsfreundlicher und dauerhafter Brückenbauwerke beinhalten.

9.1.5.7 Zusammenfassung Die Segmentbauweise mit externer Vorspannung hat als Brückenbauverfahren in den letzten Jahren zunehmend an Bedeutung gewonnen. Die Gründe für diesen Trend liegen zum einen in den konstruktiven und baubetrieblichen Verbesserungen des Bauverfahrens, wie z. B. der Entwicklung der Fugen- und Vorspanntechnik, dem Produktionsprozess und zum anderen in der Realisierung als Fast-Track-Project. Neben den Einsatzkriterien für Großprojekte wurden auch Einsatzkriterien aufgestellt, die es ermöglichen sollen, die Segmentbauweise in ihrem Anwendungsbereich auch für kleinere und mittlere Brückenlängen als eine wirtschaftliche und dauerhafte Bauweise einzusetzen.

806

9.1.6 Schrägkabelbrücken 9.1.6.1 Herstellung der Pylone Bei den Stahlbetonpylonen wird zwischen A-Pylon und H-Pylon unterschieden. Die vertikalen Bauteile der Pylone werden mittels Kletterschalung etappenweise hergestellt. Die Kletterschalung wird nach dem Erhärten des Betons mit Hilfe eines Krans oder einer Kletterautomatik auf den unmittelbar folgenden Betonierabschnitt umgesetzt (Bild 9.1.6-1). Die Kletterautomatik funktioniert nach dem Schreitwerkprinzip und besteht neben dem Selbstklettergerüst aus einer Kletterstange oder einem Kletterrahmen. Das selbstständige Klettern erfolgt mittels hydraulischen Hubwerks, welches sich auf die Kletterschiene oder den Kletterrahmen abstützt und das Kletterge-

Bild 9.1.6-1 Kletterschalung Pylonstiel [PERI GmbH]

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

rüst nachzieht. Voraussetzung für die Umsetzbarkeit einer Kletterschalung ist der Einbau von entsprechenden Vorlaufankern. Die Merkmale einer Kletterschalung sind: x Die Fertigung bzw. der Steigrhythmus erfolgt abschnittsweise. Die Kletterschritte bleiben meist gleich groß. Die Schalung besteht aus einzelnen, großflächigen, modular zusammengebauten Elementen und umfasst jeweils einen Pylonstiel. Die Größe wird begrenzt durch die Tragkraft der vorhandenen Hebegeräte. Öffnungen und Einbauteile lassen sich sauber einbauen. Schalungsumbauten für sich verändernde Abmessungen und Wanddicken sind möglich. x Der Arbeitsrhythmus ist diskontinuierlich, aber zyklisch. Ein Zyklus besteht aus: – Klettergerüst mit Schalung in Etappen umsetzen und verankern – Ausrichten der Innen- bzw. Außenschalelemente (die Außenseite bleibt für die Bewehrungsarbeiten meist offen) – Bewehrung einbauen – Außenschalelemente vorfahren, Schalung schließen, ausrichten (Spindeln dienen zum Ausrichten der Schalelemente beim Einschalen und zum Abrücken beim Ausschalen), mit Schalungsankern verspannen – Betonieren (von der oberen Arbeitsbühne aus) – Nach dem Erreichen der Ausschalfestigkeit werden Außen- und Innenschalung zurückgefahren – Klettergerüst mit Schalung in Etappe n + 1 umsetzen und verankern. Waagrechte Arbeitsfugen sind im Pylonbau unvermeidbar, da in Etappen betoniert wird, doch können diese bewusst ausgebildet und angeordnet werden. Der Rationalisierungseffekt des Kletterschalungsprinzips liegt weitgehend in der zeitlichen und ar-

9.1 Betonbrücken

beitskraftmässigen Übereinstimmung der durchzuführenden Einzelarbeiten, weshalb die Kletterbauweise in konsequentem Arbeitstakt erfolgt.

9.1.6.1.1 A-Pylon Die beiden Beine des A-Pylons werden je mit einer selbst schreitenden Kletterschalung hergestellt. Das Schreiten von einer Etappe zur anderen kann mit Hilfe eines Klettergerüsts oder mittels eines, im Inneren des Hohlquerschnitts angeordneten, Schreitschnabels erfolgen (Bild 9.1.6-2). Hierbei muss beachtet werden, dass die APylonbeine bis zum Zusammenführen im Dammbereich als Kragarme auf Biegung beansprucht werden (Bild 9.1.6-3). Daher muss die ideelle Herstellachse um die negative Verformung aus Eigenlast sowie Schwinden und Kriechen des Betons überlagert, d. h. überhöht werden. Je nach Neigung der A-Pylonbeine ist eine temporäre horizontale Zwischenaussteifung (Bild 9.1.6-4) erforderlich, um das Kragarmmoment und die Verformung klein zu halten (Bild 9.1.6-5). Bei der Herstellung von A-Pylonen besteht die Schwierigkeit, die beiden Kletterschalungen der Pylonbeine im Dammbereich zu vereinen (Bild 9.1.6-2) und anschließend den Verankerungsstiel herzustellen. Dies erfolgt meist in der Weise, dass die auf der Innenseite liegenden Außenschalungen nach dem Betonieren der letzten Etappe der Pylonbeine vor dem Schalen des „Dammbereichs“ stehen bleiben und nach der Verstärkung der Verankerung als Auflager für die „Dammschalung“ dienen. Die beiden restlichen Außenschalungen, bestehend aus je drei Seiten, werden im „Dammbereich“ zusammengeführt (Bild 9.1.6-6). Dabei werden bei den horizontalen Aussteifungsrahmen der Kletterschalung die jeweils gegenüberliegenden verstellbaren Rahmenteile gelöst. Diese verbleiben bei der stehenbleibenden

807

Außenschalung an der Pylonbeininnenseite unterhalb des Damms. Dann werden die beiden U-förmigen horizontalen Rahmen verbunden (Bild 9.1.6-2). Anschließend wird beim etappenweisen Weiterklettern die Schalung sukzessive umgebaut, bis die vertikale Außenlinie des Verankerungsstiels des Pylons erreicht ist. Für diesen Bereich ist meist eine Spezialinnenschalung erforderlich, um die Ankerauflager für die Kabel auszubilden. Zu diesem Zweck wird für den oberen Verankerungsstiel der Pylone eine neue Innenschalung eingehoben (Bild 9.1.6-7). Es ist besonders wichtig, dass diese Schalung so ausgelegt wird, dass vorgefertigte Aussparungselemente für die Anker und die Ankertrompeten möglichst einfach eingesetzt und befestigt werden können, da sich die horizontalen und vertikalen Einstellwinkel der Aussparungselemente und Ankertrompeten von Einbaustelle zu Einbaustelle verändern. Der Einbau muss sehr präzise von der Innenschalungsseite her erfolgen. Diese umfangreichen Arbeiten erfordern zusammen mit dem Einbau der Spaltzugbewehrung (meist ist auch eine Spaltzugvorspannung anzubringen) erheblich Zeit, so dass sich der Kletterprozess verlangsamt. Der Herstellungsablauf eines A-Pylons mit Verankerungsstiel (reine Stahlbetonkonstruktion) ist in den Bildern 9.1.6-2 bis 9.1.6-7 dargestellt. Um der Verlangsamung des Kletterprozesses am Pylonstiel im Verankerungsbereich der Kabel entgegenzuwirken, verwendet man häufig vorfabrizierte Stahlbauelemente, d.h. einen Stahlbaukasten pro doppeltem Kabelpaar. In den Stahlbaukastenelementen werden die Verankerungsplatten und Ankertrompeten bereits im Werk äußerst genau eingeschweißt, auf der Baustelle präzise eingehoben, abgesetzt und vor Ort miteinander verschweißt (Bild 9.1.6-8). Mit dieser Maßnahme kann die Bauzeit der meist zeitkritischen Pylonherstellung reduziert werden und die Qua-

808

Bild 9.1.6-2 A-Pylon mit Verankerungsstiel

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1 Betonbrücken

809

Bild 9.1.6-3 Phase 1: Betonieren der V-förmigen Pylonbeine

lität des Verankerungsbereichs verbessert werden, da aufgrund der Einbauelemente der Anker und der dichten Bewehrungslagen in diesem Bereich das Einbringen von Beton sehr schwierig ist. Aus architektonischen Gründen wird dieser Stahlverankerungsstiel häufig mit einer Ortbetonverkleidung umhüllt oder mit Fertigteilen (örtliche Fugen) verkleidet (Bild 9.1.6-8). Der Zwischenraum wird für einen Treppensteg bzw. Aufzug genutzt. Unter der Fahrbahn (Streckträger) werden bei A-Pylonen häufig Querbalken eingebaut, welche die Spreizkräfte der Pylonstiele weitgehend aufnehmen, um die Beanspruchung im Pylon und im Funda-

ment zu reduzieren. Dieser Querbalken dient meist auch als Startplattform für die Freivorbauwagen des Streckträgers (Bild 9.1.6-4). Die Herstellung erfolgt in der Weise, dass in den Pylonbeinen schwere Verankerungen für die temporären Stahlabstützkonsolen eingelassen werden. Dann werden die Abstützkonsolen eingehoben und montiert. Anschließend werden die Rüstträger bzw. Rüstfachwerkträger mit der Querbalkenschalung und dem Arbeits-

Bild 9.1.6-4 Phase 2: Betonieren des Querbalkens

Bild 9.1.6-5 Phase 3: Betonieren der A-förmigen Pylonstiele

810

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.6-6 Phase 4: Betonieren der Verbindung der Pylonstiele (Dammbereich)

gerüst mittels Mobilkran eingehoben, auf den beidseitigen Konsolen aufgelagert und verankert. Auf der Rüstträgerkonstruktion zwischen den beiden Pylonbeinen werden anschließend die Seitenschalungen eingehoben, verlegt und gestellt (Bilder 9.1.6-4, 9.1.6-10 und 9.1.6-13). Nach dem Bewehren, Betonieren und Erhärten wird die Abstützkonstruktion hydraulisch abgesenkt und Schalung sowie Gerüst ausgebaut. Dieser Querbalken des Pylons kann auch als Fertigteil mittels Schwimmkran oder Litzenhubgerät eingehoben werden.

Bild 9.1.6-7 Phase 5: Betonieren des Pylonkopfs (Verankerungsstiel) mit den Kabelverankerungen

9.1.6.1.2 H-Pylon Die Herstellung eines H-Pylons erfolgt wie beim A-Pylon mittels Kletterschalung (Bilder 9.1.6-9 bis 9.1.6-11). Der Herstellungsablauf ist jedoch wesentlich einfacher, da keine aufwändigen Anpassungsarbeiten an der Schalung erforderlich sind. Auch die Herstellung des Verankerungsbereichs ist einfacher, da pro Pylonstiel nur zwei Kabelebenen verankert werden. Der Einbau der Verankerungselemente erfolgt in der Au-

ßenschalung, analog zur A-Pylonherstellung. Bei H-Pylonen sind Querbalken meist unter der Fahrbahn und im oberen Teil der Pylonstiele oder am Pylonkopf als Kopfquerbalken erforderlich. Die Herstellung der Querbalken in Ortbeton erfolgt analog wie bei den A-Pylonen beschrieben (Bilder 9.1.6-10 bis 9.1.6-12). Die Querbalken können auch als Fertigteile mittels Schwimmkran und/oder Litzenhubgerät eingehoben werden (Bild 9.1.6-13). Die Verbindung zu

9.1 Betonbrücken

811

Bild 9.1.6-8 Stahlbauverankerungskörper eines Pylons mit lbetonverkleidung

Bild 9.1.6-9 Phase 1: Betonieren des Pylonunterteils mittels Kletterschalung

den Stielen erfolgt dabei mittels Ortbetonfuge. Nach dem Einbau des Querbalkens unter dem Streckträger kann der obere Fertigteil- Querbalken oder Kopfquerbalken auf dem unteren Querbalken zwischengelagert werden (Bild 9.1.6-13). Nach erreichter Pylonstielhöhe wird der obere Querbalken mittels Litzenhubgerät gehoben. Dabei kann der Querbalken beidseitig an den temporären Montagekonsolen angehängt und

nach Erreichung der Montageposition in den vorbereiteten Verankerungen montiert werden. Der Anschluss des Fertigteil-Querbalkens an die Pylonstiele erfolgt mittels gekoppelten Spanngliedern von Arbeitsgerüsten aus. Die Spannglieder werden aus Nischen von der Außenseite der Pylonstiele eingeschoben und in den Ortbetonfugen zwischen Pylonstiel und Fertigteil gekoppelt. Dann werden die Fugen mit Ort-

812

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1.6.2 Herstellung des Streckträgers im Ortbetonfreivorbau Die Herstellung des Streckträgers in Ortbeton mittels Freivorbauwagen erfolgt in Längsrichtung von den Pylonen ausgehend, symmetrisch, abschnittsweise und alternierend in den folgenden Schritten (Bild 9.1.6-14): 1. Ausrichten des Freivorbauwagens 2. Aufziehen und Verankern der Spannkabel im Pylon 3. Betonieren 4. Absenken der Schalung und verankern der Spannkabel im Streckträger 5. Vorschieben des Freivorbauwagens

Bild 9.1.6-10 Phase 2: Betonieren des Querbalkens

beton ausbetoniert und die Spannstäbe bzw. Litzenspannglieder von der Pylonaußenseite her vorgespannt. Bei der Anwendung dieser Methode ist zwischen den beiden Pylonstielen keine temporäre Aussteifung möglich. Ferner muss vor dem Hochziehen des oberen Fertigteil-Querbalkens oder -Kopfquerbalkens die Hubeinrichtung an den Pylonstielen oder auf den Köpfen der Pylonstiele installiert werden (Bild 9.1.6-13). Weiterhin ist es im Bauzustand manchmal erforderlich, die beiden Pylonstiele temporär durch Hilfsaussteifungsriegel gegenseitig auszusteifen (Bild 9.1.6-11).

Der Freivorbauwagen besteht aus zwei gegenseitig verschiebbaren Einheiten, dem Vorschubträger und dem Freivorbauwagen. Diese Einheiten dienen als Schreit- bzw. Vorschubeinrichtung. Der Vorschubträger liegt auf den letzten erstellten Etappen des Streckträgers auf und wird mit diesem temporär verankert. Die Hauptträger der Freivorbauwagen liegen längs zum Streckträger. Man unterscheidet folgende Freivorbauwagensysteme (Tabelle 9.1.6-1): x Oben liegende x Unten liegende Die Vor- und Nachteile der beiden Freivorbauwagensysteme sind in Tabelle 9.1.6-1 aufgeführt.

9.1.6.2.1 Freivorbauwagen mit oben liegenden Hauptträgern Der oben liegende Freivorbauwagen (Bild 9.1.6-15) besteht aus Längs- und Querfachwerkscheiben, die den Schalungsrost tragen. Das Längssystem besteht aus mindestens zwei Fachwerkscheiben. Diese meist trapezförmig angeordneten Längsfachwerkscheiben tragen meist im vorderen Bereich zwei Fachwerkquerträger. An diesen obe-

B)

Bild 9.1.6-11 Phase 3: Herstellung des oberen Teils des H-Pylons [Storda Bru, 2002]. A) Herstellung der Stiele im oberen Bereich des H-Pylons mit temporärer Queraussteifung. B) Herstellung des Kopfquerbalkens in Ortbeton

A)

9.1 Betonbrücken 813

814 Unterer Querbalken

9 Herstellung und Ausführungsmethoden Kopfquerbalken

Bild 9.1.6-12 H-Pylon – Herstellung des unteren und oberen Querbalkens in Ortbeton [Samchonpo Bridge, 2002]

ren Fachwerkquerträgern sind die unteren Rüstquerträger abgehängt. Das Quersystem besteht somit aus den Fachwerkquerträgern, die am Obergurt der Längsfachwerkscheiben angeordnet sind, und den beiden unteren Fachwerkrüstquerträgern, auf denen der Schalungskasten aufliegt. Die unteren Fachwerkrüstquerträger sind an den oberen Fachwerkquerträgern mittels Hängestangen aufgehängt. Diese Hängestangen können mittels doppelgreifenden Hohlkolbenpressen und damit der Schalungskasten auf- und abgesenkt werden. Die Fachwerke müssen gegen seitliches Kippen ausreichend ausgesteift werden. Die Horizontalund Vertikalkräfte sowie das Kragarmmoment des Freivorbauwagens müssen von dem vorher hergestellten Betonierabschnitt aufgenommen werden.

Der Vorschubträger unter den Fachwerkslängsscheiben muss ausreichend zur Aufnahme der Zug- und Reibungskräfte während des Verschiebevorgangs des Freivorbauwagens in der Platte verankert werden. Der Vorbauwagen ist im hinteren Bereich mittels einer Klauenkonstruktion an den Vorschubträger gesichert. Diese Klauenkonstruktion dient zur Sicherung während des Vorschubs gegen Kippen. Im vorderen Bereich der Längsfachwerkscheiben ist eine Panzerrolleneinrichtung zum Verschieben angeordnet. Der Verschubvorgang erfolgt meist mittels Zugstangen und Hohlkolbenpressen. In diesem Bewegungszustand muss der Vorbauwagen mittels Seilen oder Zugstangen gegen unkontrollierte Bewegungen insbesondere im Gefälle gesichert werden. Während des Betonierzu-

B)

Bild 9.1.6-13 Montage der vorgefertigten Querbalken mittels Schwimmkran bzw. Litzenhubgerät [Second Seven Crossing Bridge, 1995]. A) Einheben des Fertigteil-Querbalkens mittels Schwimmkran (links). Obere Querbalken wird mittels Litzenhubgerät (mittleres Bild) in Position gehoben, eingebaut und verspannt (rechts). B) Oberer Fertigteil-Querbalken auf bereits eingebauten unteren Fertigteil-Querbalken abgesetzt

A)

9.1 Betonbrücken 815

816

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

stands wird der Vorbauwagen mittels Zugstangen unterhalb der Fahrbahnplatte neben den Längsträgern mit lastverteilenden Traversen verankert. Die meisten Vorbauwagen werden mit Gegengewicht zum Schalungskasten im hinteren Bereich ausgerüstet. Damit ist eine Rückverankerung in der Platte nur für das Betoniergewicht erforderlich.

9.1.6.2.2 Freivorbauwagen mit unten liegenden Hauptträgern

Bild 9.1.6-14 Herstellungsablauf des Streckträgers

Der unten liegende Freivorbauwagen (Bild 9.1.6-16) besteht aus Längsträgern bzw. Fachwerkscheiben, die den Schalungskasten tragen, und Querfachwerkträgern. Die Lastabtragung des unten liegenden Freivorbauwagens an den Streckträger erfolgt über das hintere Rollwerk bzw. Druckplatte und andererseits durch die beiden seitlichen Hängekonstruktionen. Das Kippmoment

Tabelle 9.1.6-1 Freivorbausysteme bei Schrägkabelbrücken – Vor- und Nachteile Freivorbauwagen mit oben liegenden Hauptträgern

Freivorbauwagen mit unten liegenden Hauptträgern

Vorteile

– Vorschubelemente sind in Sichtkontakt, damit höhere Sicherheit

– Einfache Lager- und Verschubkonstruktion, daher meist einfacher handhabbar (KIS) – Meist geringeres Gewicht durch einfache Konstruktion – Kabelverankerung kann im vorderen Bereich des Elements angebracht werden – Keine Behinderung durch Abhängequerträger – Freivorbau einfacher in der Konstruktion

Nachteile

– Verankerungskonstruktion und Verschubkonstruktion konstruktiv aufwändig – Meist höheres Gewicht – Schrägkabel und Abhängeträger können sich behindern – Verankerung muss sich daher oft am hinteren Teil des Segments befinden

– Vorschubelemente sind oben und unten nicht gleichzeitig einsehbar, daher geringere Sicherheit

817

9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.6-15 Freivorbauwagen: oben liegende Längsträger – Interaktion Kabel – Längsträger

des Kragarms muss mittels Kräftepaar durch den vorher hergestellten Brückenabschnitt aufgenommen werden, d. h. Druckkraftabgabe am hinteren Auflager an der Streckträgerunterseite und Zugkraftannahme über die Aufhängung des Freivorbauwagens mittels U-förmigem Querfachwerkträger und klauenförmiger Auflagerkonstruktion am vorderen Auflager. Die Längsträger bzw. Längsfachwerkscheiben des Vorbauwagens tragen den Trägerrost des Schalungskastens. Diese Längsträger sind im mittleren Bereich mit einem integrierten Querfachwerkträger, der U-förmig ausgebildet ist, verbunden. Mittels dieser U-förmigen Querträgerkonstruktion wird der unten liegende Freivorbauwagen an den Längsvorschubträger des vorherigen Bauabschnitts abgehängt. Die

Vorschubträger werden im Randbereich des Streckträgers, zwischen der Kabelebene und der Außenkante der Betonkonstruktion angeordnet. Für das Verschieben des Freivorbauwagens muss ausreichend Arbeitsraum zur Kabelebene vorhanden sein. Im hinteren Bereich des Freivorbauwagens wird unterhalb des Streckträgers ein integrierter Querträger angeordnet. Zum Absenken und präzisen Ausrichten des Freivorbauwagens sind entsprechende Pressen zwischen der Auflagerkonstruktion des U-förmigen Querfachwerkträgers und den Vorschubträgern anzuordnen. Während des Betoniervorgangs müssen die Pressen auf einer Schraubspindel abgesetzt werden. Ferner sind am hinteren unteren Querträger Panzerrollen für den Verschiebevorgang vorgesehen. Während des

818

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.6-16 Freivorbauwagen: unten liegende Längsträger – Interaktion Kabel – Längsträger

Betonierens wird der Kontakt zum vorherigen Brückenabschnitt mittels Pressen und Druckkraftspindeln an den hinteren Lagern des unten liegenden Freivorbauwagens sichergestellt. Während des Betoniervorgangs sind entsprechende Sicherungen gegen unbeabsichtigtes Verschieben des Freivorbauwagens zu treffen. Der Verschub erfolgt meist mittels Zugstangen und Hohlkolbenpressen. In den Bildern 9.1.6-16 bis 9.1.6-18 wird die Anwendung dieses Konzepts in der Praxis dargestellt.

9.1.6.2.3 Entwurfsgrundsätze für Freivorbaugerüste Folgende Vorgehensweise empfiehlt sich beim Entwurf eines Freivorbaugerüsts für Schrägkabelbrücken:

1. Betonierabschnitte bzw. Freivorbaulängen aus Kabelabstand in Längsrichtung festlegen (möglichst äquidistant!). 2. Anordnung von Vorschubträgern und Freivorbauhaupt- und Querträgern, so dass die Verschiebbarkeit des Freivorbaugerüsts in den nächsten Abschnitt nach dem Spannen der Schrägkabel ohne deren Behinderung gewährleistet ist. 3. Entwurfschema zur Anordnung des Schalungsrosts: Der Abstand des Schalungsrosts beträgt ca. 30–40 cm und ergibt sich aus der relativen Durchbiegungsbegrenzung der Schaltafeln. Dieser Rost muss meist auf einen Unterstützrost aus Stahlträgern aufgelegt werden, da die Spannweite des Rosts aufgrund der zulässigen Durchbiegung (vorgegebene Toleranzen) bestimmt wird. Die Richtung des orthogonalen Rosts ergibt sich aus

9.1 Betonbrücken

819

Bild 9.1.6-17 Sunnibergbrücke, CH (oben) [Batigroup, 1996-1998] Vasco da Gama Bridge, (unten) [Bento Pedrodo Constr., 1995-1998]

der Länge des Betonierabschnitts bzw. aus dem Abstand der Hauptträger des Gerüstwagens (kürzeste statische Längen, keine Kräfte „spazieren fahren“). 4. Kontrolle aller Lastfälle im Bauzustand.

Die übergeordneten Kriterien beim Entwurf sind die einfache Handhabung des

Freivorbauwagens beim Vorfahren, möglichst einfache Vorschubschritte ohne Gefahr von Verankerungsfehlern, möglichst ein statisches System ohne wechselnde Gliederung, sowie eine leichte Konstruktion aus Kostengründen. Bei der Konzeption der Arbeitsabschnitte versucht man meistens, einen Wochen-

820

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.6-18 Schalung abgesenkt und vorgeschoben zur Neuausrichtung

takt sicherzustellen. Der Wochentakt der Streckträgerherstellung der Sunnibergbrücke (CH) ist in Bild 9.1.6-19 dargestellt.

9.1.6.3 Kabelmontage Die vorgefertigten Schrägkabel werden meist auf Bobinen gewickelt und abrollbereit auf die Baustelle geliefert. Vom Zwischenlagerplatz werden sie zum Einbauort transportiert und dort in das Abziehgerät eingesetzt. Die Temperatur des Kabels soll beim Abrollvorgang mindestens 10 °C betragen. Beim Montieren von PE-verrohrten Kabeln sind zwei Grundsätze zu beachten: x Bei Ablenkstellen sind während der Montage der Kabel die Kabel mittels Sattelelementen zu führen, um Knicke und sonstige Schäden des PE-Rohres zu vermeiden.

x Axialkräfte können beliebig am Kabelende über Gewinde und Stirnflächen der Ankerhülsen aufgebracht werden, jedoch nur beschränkt am PE-Hüllrohr der freien Kabellänge. Je nach Bauvorgang werden die Sattelelemente am Pylon vorgängig montiert oder gemeinsam mit dem aufliegenden Kabel zum Pylon gehoben (Bild 9.1.6-21). Die unteren Sattelelemente werden in der Regel vor dem Kabeleinbau auf dem Brückenträger platziert (Bild 9.1.6-24). Folgende Vorbereitungsarbeiten sind zur Installation der Kabel erforderlich: x Installation der Arbeitsplattform an der Außenseite des Pylons auf der Höhe der relevanten Trompete. x Installation der Arbeitsplattform bei der unteren Verankerung und außerhalb der Betonplatte, unterhalb des Streckträgers, am oberen Ende der Trompete.

(Total 36.5 m3)

Bild 9.1.6-19 Wochenarbeitstakt Sunnibergbrücke (CH)

Abrollen Schrägseile ab Bobine Vorbereiten Schrägseile für Montage Montage Schrägseile Schrägseile spannen (4−6 Spannstufen mit V0 ca. 2200 kn)

Spannpressen montieren

Armieren fallender (steigender) Vorbauast Armieren steigender (fallender) Vorbauast

Versetzen Trompetenrohr fallender (steigender) Vorbauast Versetzen Trompetenrohr steigender (fallender) Vorbauast

Vorschubträger für nächste Etappe positionieren Freivorbauwagen vorfahren

Stirnschalung entfernen Schalen

Betonieren Träger Betonieren Platte

Donnerstag

Freitag

Samstag Sonntag

Abbinden, Aushärten Beton

Arbeitsschritte

Montag

Dienstag

Mittwoch

9.1 Betonbrücken 821

822

x Installation der Winde auf der Brückenplatte und dem Zuggerät bei der Ankerplatte. x Vorbereitung der Sicherungsmuttern bei der oberen und unteren Verankerung. Folgende Montagegeräte sind erforderlich: x Arbeitsplattformen: Plattform an der Außenseite des Pylons zum Einführen der Kabel in die Trompete und auf der gegenüberliegenden Seite zum Einziehen und Abstützen des Ankerkopfs. Plattform bei der unteren Verankerung für die Spannarbeiten unterhalb des Streckträgers (Fahrbahn). x Hebezeuge: Mobilkran zum Abladen der Kabelbobinen und Einsetzen derselben ins Abziehgerät (Kapazität: max. Transportgewicht der Kabel inkl. Bobine). Turmdrehkran, evtl. Winde zum Einhängen der Kabel im Pylon. Mobiles Hebegerät auf der Brückenfahrbahn zum Umsetzen von Spanngeräten, Einlaufsättel etc. und zum Anheben der Kabel beim Einführen in die untere Trompete. Leichtes Hebegerät bei der Verankerung im Pylon zum Umsetzen der Einziehgeräte. Seilwinden mit Umlenkrollen: Seilwinde zum Vorziehen des Kabels bis zum Eintritt in die untere Trompete.

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1.6.3.1 Einhängen kurzer Kabel im Pylonbereich Kurze Kabel in Pylonnähe können in der Regel mit dem Turmdrehkran direkt eingehängt werden. Das freihängende Kabel wird zuerst in die untere Trompete eingeführt, evtl. provisorisch fixiert (Bild 9.1.6-20) und anschließend zur Trompete im Pylon geschwenkt. Danach wird der obere Ankerkopf durch die Trompete eingezogen und gegen die Ankerplatte gesichert (Bild 9.1.6-21).

9.1.6.3.2 Einhängen langer Kabel Sobald Höhe, Arbeitsradius und Lastbereich des Krans für die direkte Montage nicht mehr ausreichen, wird der Montagevorgang umgestellt (Bild 9.1.6-22). Das obere Kabelende wird mit dem Kran zum Pylon gehoben, durch die Trompete eingezogen und mit Muttern oder Stützplatten verankert. Beim Freivorbau ist es oft günstig, mehrere Kabel (max. alle Kabel der nächsten Etappe) im Pylon vorgängig zu montieren. Das Einziehen der Kabel in den Pylon kann aber auch wie in Bild 9.1.6-23 dargestellt mit Kabelwinden, die am Pylonkopf angeordnet sind, erfolgen. Die Kabel werden über den

Bild 9.1.6-20 Einhängen kurzer Kabel im Pylonbereich

9.1 Betonbrücken

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Bild 9.1.6-21 Detail Pylonkopf – Verankerung

Bild 9.1.6-22 Einhängen langer Kabel

Einlaufsattel in die Trompete des Streckträgers eingezogen und soweit angespannt, bis die Ankerhülse gegen die Ankerplatte gesichert werden kann (Bild 9.1.6-24). Die Geräte wie Pneukran, Winde und hydraulische Pressen werden den notwendigen Ziehkräften angepasst.

Bild 9.1.6-23 Verankerung im Pylon – Einziehen der Schrägkabel

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.6-24 Installation des Kabels am Streckträger – Untere Verankerung

Bild 9.1.6-25 Pasco Kennewick Bridge, Columbia River, USA [Leonhardt et al., 1980]

9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.6-26 Ohio River Bridge USA, Portsmouth 1984

Bild 9.1.6-28 Xiang Jia Tang Bridge, China

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.1.6-27 New Ohio Bridge, USA, Portsmouth Alternativentwurf)

9.1 Betonbrücken

Bild 9.1.6-29 Houston Ship Channel Crossing

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.1.6.3.3 Spannvorgang

9.2 Stahlbrücken

Nach Beendigung der Montage werden die Kabel nach Anweisung gespannt. Beim Außengewinde von Anker und Spannspindel ist ein kontinuierliches Anspannen der Kabel möglich und, falls nötig, auch ein Nachlassen der Kraft. Die spannbare Verankerung kann je nach Zugänglichkeit am oberen oder unteren Kabelende angeordnet werden. Bei großen Brücken ist dies meist unterhalb des Brückenträgers.

Günter Ramberger und Francesco Aigner

9.1.6.4 Kennwerte von typischen Schrägkabelbrücken für Vorkalkulationszwecke Zur Vordimensionierung von Schrägkabelbrücken wird auf [Girmscheid, 1987] verwiesen. Die überschlägige Kostenermittlung sowie die Kontrolle der Kalkulation kann anhand der Quadratmeterpreise oder etwas genauer anhand der ermittelten Einheitsmassen abgeschätzt und kontrolliert werden. Nachfolgend sind für verschiedene Brückentypen solche Werte zusammengestellt. Die angegebenen Werte beziehen sich auf die Einheit Quadratmeter Brückenfläche (Fahrbahn) bzw. Kubikmeter (Pylon, Streckträger). Der Berechnung liegt die Lasteinwirkung nach AASTHO [Standard Specifications, 1996] zugrunde.

9.2.1 Werkstattfertigung Die Einteilung des Querschnittes in Sektionen (siehe Bild 4.2.2-20) und die Einteilung des Balkens in Felder bestimmt die Abmessungen der in der Werkstatt gefertigten Einheiten (Bild 9.2.1-1). Ihre Größe und ihr Gewicht ist auf die Fertigungsmöglichkeiten der Werkstatt, auf Transportweg und Transportmittel und auf die Art und Tragfähigkeit der eingesetzten Hebezeuge bei der Montage abzustimmen. Da Stahlbau immer Fertigteilbau ist, ist bereits vom Beginn der Planung an die Werkstattfertigung und die Montage in die Überlegungen einzubeziehen, um kostengünstige Brückentragwerke herstellen zu können. Stahlbrücken sind überwiegend Blechkonstruktionen. Da heute auch die Festigkeits- und Zähigkeitseigenschaften dicker Bleche bei tiefen Betriebstemperaturen hinreichend gut sind, kommen immer mehr auch dicke Bleche zum Einsatz. Als Fügetechnik in der Werkstatt wird fast ausschließlich das Lichtbogen-Schmelzschweißen in Form von Metall-Aktivgas (MAG-)Schweißen und Unterpulver (UP-)Schweißen verwendet. Die E-Handschweißung mit umhüllten Elektroden wird von den genannten Verfahren wegen deren höherer Abschmelzleistung zurückgedrängt.

Bild 9.2.1-1 Einteilung einer Brücke in Montagefelder, Rheinbrücke Düsseldorf-Oberkassel [Beyer et al., 1977]

9.2 Stahlbrücken

Die überwiegenden Elemente für den Stahlbrückenbau sind längs- und quer ausgesteifte Bleche (orthotrope Platten und Scheiben). Die Bleche werden meist auf CNC-gesteuerten Kreuzwagen-Brennschneidemaschinen auf Maß geschnitten. Diese Maschinen können auch mit Ankörnund Anreißvorrichtung ausgestattet sein, die auch die Risse für Schweißnähte und die Lochmitten für Bohrungen an den Blechen anzeichnen. Schweißnahtvorbereitungen an den Kanten für V-, X-, K- und Steilflankennähte werden meist beim Ausschneiden der Bleche durch Schiefstellung der Brenner oder durch Schneiden mit mehreren Brennern in einem Arbeitsgang angefertigt. Warmgewalzte Profile für Längssteifen (Flachstähle, Wulstflachstähle, halbierte I-Profile) werden entweder auf genaues Maß zugeschnitten bestellt (Aufpreis) oder auf der Säge, auch im Paket, geschnitten. Kaltprofile für dreiecks- oder trapezförmige Steifen werden entweder als kaltgewalzte Profile gekauft oder durch Abkanten hergestellt. Da die Abkantbänke der meisten Werkstätten kürzer als die Feldlängen der Lieferteile sind, werden die abgekanteten Profile vorab zu längeren Einheiten stumpf zusammengeschweißt. Kaltgewalzte Profile haben auch weitaus geringere Abmessungstoleranzen als abgekantete Profile. Offene Steifen werden zunächst mit dem Blech mit Heftnähten (20–30 mm lang, ca. 400– 800 mm Abstand) verbunden. Geschlossene Profile können direkt auf das Blech gestellt werden und in größeren Abständen geheftet werden. Für die Einhaltung der Passgenauigkeit und damit für die Vereinfachung der Fertigung ist wichtig, dass die Längssteifen an den Kreuzungsstellen mit den Quersteifen genau auf Sollmaß sitzen und dort geheftet sind. Kleinere Abweichungen zwischen den Quersteifen sind ohne Bedeutung. Die Verbindung der Längssteifen mit dem Blech erfolgt mit Kehlnähten. Dazu eignen sich vorwiegend UnterpulverSchweißautomaten mit zwei oder mehreren

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Schweißköpfen, die in Längsrichtung über das Blech fahren. Die Heftnähte werden dabei überschweißt. Durch den tiefen Einbrand der UP-Schweißung wird auch der Spalt bei Trapezblechen aus der Schiefe der Trapezstege zugeschweißt und eine biegesteife Verbindung mit den Blechen erreicht (siehe auch Bild 4.2.2-4). Für orthotrope Scheiben (Steg- und Bodenbleche) können die Quersteifen auch an der den Längssteifen gegenüberliegenden Blechseite angeordnet werden. Dadurch werden Durchdringungen vermieden und die Werkstattfertigung vereinfacht (Bild 9.2.1-2, 9.2.1-3). Für orthotrope Fahrbahnplatten und für orthotrope Scheiben von Steg- und Bodenblechen mit glatten Außenseiten liegen die Querträger bzw. Steifen auf der Seite der Längsträger bzw. Steifen. Dazu werden die Stege der meist T-förmigen Querträger so ausgeschnitten, dass sie auf die Längsträger aufgekämmt und dabei Höhentoleranzen der Längsträger ausgeglichen werden können. Die Querträgerstege werden mit den Quergurten vorher mit Kehlnähten verschweißt. Die Verbindung der Querträgerstege mit dem Blech und den Längssteifen erfolgt meist mit MAG-geschweißten Kehlnähten. Jede Kehlnaht erzeugt einen Schrumpf des Bleches um 0,1 bis 0,3 mm, abhängig von der Dicke a der Naht und dem gewählten Schweißverfahren. Da alle orthotropen Fahrbahnplatten viele Kehlnähte aufweisen, sollte diese Tatsache durch eine nach der Erfahrung gewählte Breitenzugabe berücksichtigt werden. Querstöße von Blechen werden üblicherweise vor dem Zuschnitt der Gesamtbleche gefertigt. Für die Verbindung von Steg- mit Deckblechgurt und Bodenblech werden Kehlnähte verwendet. Meist genügt es, auch die Querträger mit Kehlnähten an die Stege anzuschließen. Bei hoher Beanspruchung in den Gurten und bei hohen Anforderungen an die Ermüdungsfestigkeit sind für

Bild 9.2.1-2 Querschnitt mit außenliegenden Steglängssteifen und innenliegenden Stegquersteifen, Nordsteg über die Donau in Wien [VA TECH VOEST MCE]

830 9 Herstellung und Ausführungsmethoden

831

9.2 Stahlbrücken

Bild 9.2.1-3 Träger mit außenliegenden Steglängssteifen, Nordsteg über die Donau in Wien

Bild 9.2.1-4 Gurtlamellenabstufung [Thiele et al., 1997]

den Anschluss durchgeschweißte Nähte (K-Nähte) erforderlich (siehe Bild 4.2.2-1). Während früher die Anpassung der Dicken der Untergurte an die Momentenlinie durch Zulagelamellen erfolgte, wird heute diese Anpassung durch die Wahl der Lamellendicke selbst durchgeführt (Bild 9.2.1-4). Bleche mit einem Kohlenstoffäquivalent CEV ≥ 0,4 und Dicken ≥ 30 mm sollten vor dem Schweißen vorgewärmt werden, damit bei dicken Blechen durch das Abfließen der Wärme auftretende hohe Abkühlgeschwindigkeit die Martensit- und Bainitbildung verringert und damit Sprödbrüche im Naht-

bereich vermieden werden. Thermomechanisch gewalzte Stähle mit einem ausnehmend geringen CEV können auch bei großen Dicken ohne Vorwärmen verschweißt werden. Besondere Beachtung ist jenen geschweißten Stellen beizumessen, bei denen in Dickenrichtung des Blechs entweder aus äußeren Einwirkungen, aber auch aus der Belastung des Schweißschrumpfs, Zugspannungen auftreten. Durch die Einlagerung von Mangansulfiden und -oxiden, die beim Walzen in Walzrichtung entstehen, kann es bei einem Schweißvorgang mit

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.1-5 Werkstattfertigung mit Rhönrad [Gerhards et al., 1982]

Zugspannungen in Dickenrichtung zum Aufschmelzen der Mangansulfide und -oxide und zu Terrassenbrüchen kommen. Abhilfe schafft hier die Verwendung von Blechen, deren Eigenschaften bei Beanspruchung in Dickenrichtung garantiert werden, wie Bleche Z15, Z25, Z35. Anleitung, welche Blechqualität verwendet werden sollte, gibt die [ÖNORM EN 1993-1-10]. Schweißnähte werden bevorzugt in der Wannen- oder in der Horizontalposition hergestellt. Die Lagerung des zu fertigen-

den Teiles in einer Drehvorrichtung (Rhönrad) kann dies wesentlich erleichtern (Bild 9.2.1-5).

9.2.2 Montage vorgefertigter Einheiten Stahltragwerke haben gegenüber Ortbetonund Verbundtragwerken den entscheidenden Vorteil, dass alle ihre Teile nach der Werkstattfertigung voll tragfähig sind. Deshalb werden heute Stahltragwerke nie auf

Bild 9.2.2-1 Transport einer gesamten Brücke, Eisenbahnbrücke Sandträger-Weg, Düsseldorf

9.2 Stahlbrücken

vollständigen Lehrgerüsten hergestellt, da diese Methode unwirtschaftlich ist. Bei kleineren Brückentragwerken ist es manchmal möglich, das gesamte Tragwerk in der Werkstatt herzustellen, zur Baustelle zu transportieren und dort mit Hilfe von Hebezeugen (meist Mobilkränen) auf die Unterbauten zu legen (Bilder 9.2.2-1 bis 9.2.2-4).

833

Ist das Tragwerk zu breit, kann eine Längsteilung des Brückenbalkens in zwei oder mehrere Hauptträger die Montage vereinfachen. Die Stöße zwischen den Hauptträgern werden dann auf der Baustelle geschlossen. Auf diese Weise können auch zwischen den Hauptträgern liegende bzw. an die Hauptträger anschließende Plattenelemente feldweise angeschlossen werden.

Bild 9.2.2-2 Einheben einer gesamten Brücke mit zwei Autokränen, Eisenbahnbrücke SandträgerWeg, Düsseldorf

Bild 9.2.2-3 Einheben mit Autokran, Eisenbahnbrücke Sandträger-Weg, Düsseldorf

834

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.2-4 Einheben einer Fachwerkbrücke mit Schwimmkränen, Donaubrücke Krems

Bei Durchlaufträgern können die Hauptträger über die jeweils einzelnen Stützweiten verlegt werden und anschließend geschlossen werden. Dabei ist in der Berechnung zu beachten, dass die Hauptträgerfelder für die Belastung aus Eigenlast der Konstruktion als Einfeldträgerketten, nach dem Schließen jedoch als Durchlaufträger wirken (Bilder 9.2.2-5 und 9.2.2-6).

Ist der Transport von Trägern in der Länge einer Stützweite nicht möglich, können auch die Felder einer Stützweite zu einem Vormontageplatz in der Nähe der Baustelle transportiert werden, dort abgelegt, zusammengebaut und in diesem Zustand mit Hebezeugen eingesetzt werden. Eine Sonderstellung nehmen hier Bogentragwerke ein. Da Bogentragwerke erst

Bild 9.2.2-5 Einheben des Seitenfelds einer Mittelträger-Eisenbahnbrücke mit vier Schwimmkränen, Süderelbebrücke Hamburg, 3. Überbau

9.2 Stahlbrücken

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Bild 9.2.2-6 Einheben des Mittelfelds einer Mittelträger-Eisenbahnbrücke mit vier Schwimmkränen, Süderelbebrücke Hamburg, 3. Überbau

Bild 9.2.2-7 Einschwimmen bzw. -schieben eines Langer‘schen Balkens, Mittellandkanalbrücke Brahmsche

im geschlossenen Zustand voll tragfähig sind, wird immer angestrebt, das Tragwerk komplett auf einzelnen Unterstützungen zusammenzubauen und als eine Einheit einzulegen. Dies kann nicht nur durch Einheben mit Kränen, sondern auch durch Einschwimmen und Einschieben auf Wagen und/oder Schiff erfolgen (Bilder 9.2.2-7 und 9.2.2-8). In seltenen Fällen ist es auch möglich, das Tragwerk auf dem Untergrund herzustellen und erst nachfolgend den Untergrund unter dem Tragwerk abzutragen. Ist das zu überbrückende Hindernis nicht allzu tief oder wird durch Hilfsstützen die Benutzung der Flächen unter der Brü-

cke nicht gestört, so können auch Hilfsstützen gestellt werden und die in der Werkstatt hergestellten Felder auf den Stützen gelagert und an Ort und Stelle zum Tragwerk zusammengefügt werden. Für alle Montagen mit vorgefertigten Einheiten ist die Einhaltung der geometrischen Form sowohl für die Ästhetik als auch bei statisch unbestimmten Systemen für die Beanspruchung von entscheidender Bedeutung. Für die Werkstattfertigung und für die Montage ist nicht die geometrische Sollform des Bauwerks im Endzustand einzuhalten, sondern die sich für den spannungslosen Zustand ergebende, aus der Sollform abgeleitete Werkstattform.

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.2-8 Montage eines Langer‘schen Balkens, Donaubrücke Schwabelweis [Carl et al., 1982]

9.2 Stahlbrücken

Die richtige Form eines Felds wird durch die richtige Form der formgebenden Elemente, das sind die Stegbleche, erreicht. Zur Erzielung der richtigen Form und der richtigen Länge des aus Feldern zusammengesetzten Trägers müssen die Felder, zumindest deren formgebende Elemente (Hauptträger), in der richtigen Form zusammengelegt werden. Um Längenfehler (z. B. aus Schweißschrumpf) ausgleichen zu können, wird üblicherweise ein Ende auf Maß abgelängt, das andere Ende mit planmäßiger Überlänge (30 bis 50 mm) gefertigt. Zwei aufeinanderfolgende Hauptträger werden entweder in der Werkstatt oder auf einem Vormontageplatz oder bei Auflagerung auf Hilfsstützen direkt bei der Montage so zusammengelegt und höhenmäßig eingerichtet, dass die Sehnenstiche h1 und h2 den Stichen der Werkstattform entsprechen. Dann wird das Istmaß list vom ersten zum letzten Querträger genommen und mit dem Sollmaß lsoll verglichen. Die Differenz ' = list – lsoll ist jenes Maß, mit dem vom abgelängten Ende aus das andere Ende mit Überlänge angerissen und abgeschnitten wird. Damit wird sichergestellt, dass sowohl Stichmaße zwischen aufeinanderfolgenden Schüssen als auch die Längenmaße stimmen (Bild 9.2.2-9).

Bild 9.2.2-9 Herstellung der Werkstattform

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Noch besser ist es natürlich, wenn dieses Verfahren nicht nur auf jeweils zwei, sondern auf mehrere hintereinander liegende Felder angewendet wird. Die Maße der zusammengelegten Felder sind durch Passmarken oder Passlaschen zu sichern. Die Verbindung der einzelnen Felder erfolgt entweder durch Schweißung oder durch GV-Verschraubung. Schweißen wird vor allem im Bereich der Fahrbahnplatten angewendet, da Laschen und Schraubenköpfe die Dicke des Fahrbahnbelags vermindern und sich in den Belag durchdrücken. Schraubenverbindungen haben den Vorteil, dass sie meist schon bei teilweiser Verschraubung für die Montage ausreichende Tragfähigkeit aufweisen und dass Fertigungsungenauigkeiten leichter ausgeglichen werden können. Bei GV-Schraubenverbindungen kann auch durch die Verwendung von reibfesten Anstrichen in den Berührungsflächen der gesamte Korrosionsschutz in der Werkstatt aufgebracht werden. Das Verbinden der Teile durch Schweißung an der Baustelle erfordert höhere Anforderungen an die Schweißer als das Schweißen in der Werkstatt, da die Teile in der jeweiligen Zwangsposition (auch steigend und über Kopf) verbunden werden müssen. Schweißen stellt auch gegenüber einer Laschenverbindung die homogenere Verbindung der Teile ohne Kräfteumleitung dar. In Ausnahmefällen können auch Schweißnähte blecheben geschliffen werden, so dass sie unter dem Korrosionsschutz unsichtbar bleiben. Um die durchgehenden Deck-, Steg- und Bodenbleche beidseitig oder einseitig auf Badsicherung verschweißen zu können, werden meistens die Steifen im Bereich der Schweißnaht zunächst auf einige 100 mm Länge im Nahtbereich weggelassen. Um die Bleche vor allem in den Ecken gut anpassen zu können, werden auch die Längsnähte einige 100 mm vor dem Stoß nicht geschweißt. Die erforderlichen Schweißnahtvorbereitungen sind bereits beim Schneiden der Bleche angearbeitet.

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Badsicherungen auch durch Stahlplättchen werden meist erst bei der Montage angebracht, da sie beim Transport abgeschlagen werden können. Die zu verbindenden Teile werden zunächst mit Knaggen gesichert, geheftet und schließlich verschweißt und die Knaggen entfernt. Anschließend werden die vorher nicht verschweißten Kehlnahtenden nachgeschweißt. Die Stöße der Längssteifen werden durch eingeschweißte Passstücke, die meist auf der Baustelle nach Naturmaß abgelängt werden, geschlossen. Bei Hohlsteifen werden die Stumpfnähte der Passstücke entweder auf eingelegten Unterlagsplättchen oder auf eingesetzten Querschotten als Badsicherung verschweißt. Da beim Schweißen der Korrosionsschutz zerstört wird, muss in den von den Schweißnähten beeinflussten Bereichen der Korrosionsschutz vom Grund auf nachgearbeitet werden.

9.2.3 Freivorbau Freivorbau wird jenes längsorientierte Montageverfahren genannt, bei dem nach dem Aufstellen des ersten, sogenannten Standfeldes, die weiteren Felder am Ort der endgültigen Lage über weitere Strecken, eventuell unter Einbeziehung weniger Hilfsstützen nacheinander angeschlossen werden. Das Hebezeug kann dabei unter der Brücke oder (meist) auf der Brücke fahren. Das Vorfahren der einzelnen Teile eines Felds erfolgt dabei im Allgemeinen über den bereits montierten Brückenbalken. Das Anschließen der Teile eines Felds erfolgt im Hebezeug freihängend. Zunächst werden die längsorientierten Hauptträger vorgehängt und biege- und schubfest an das vorhergehende, bereits montierte Feld angeschlossen. An die Hauptträger werden die dazwischenliegenden und auskragenden Teile meist längsorientiert, manchmal auch querorientiert angeschlossen. Nach Montage eines Felds werden bei auf dem Brückendeck fahrenden Hebezeugen diese um

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

eine Feldlänge vorgefahren und der Montagevorgang fortgesetzt. Bei Erreichen eines Pfeilers muss die Vorbauspitze entweder dort gehoben werden, oder durch Überhöhung der vorhergehenden Lager die Durchbiegung des Kragarms ausgeglichen werden (Bild 9.2.3-1). Freivorbau kann von einem Randstandfeld aus nach einer Seite oder von einem inneren Standfeld aus nach beiden Seiten betrieben werden. Bei Durchlaufbalken mit ausgeprägten großen Öffnungen, z. B. Strombrücken, wird der Freivorbau von beiden Seiten gleichzeitig oder nacheinander bis zur Brückenmitte durchgeführt und dort das Brückentragwerk geschlossen. Das Schließen muss höhen- und tangentengleich erfolgen. Das kann durch die Wahl der entsprechenden Momentenverteilung, durch Hebung an den anliegenden Stützen oder durch örtliche Eintragung eines Biegemoments (ev. auch einer Querkraft) mit hydraulischen Pressen erfolgen. Das Montieren der beiden Tragwerksteile nacheinander hat den Vorteil, dass mit einem Vorbaugerät, das nach Montage des ersten Tragwerksteils auf den zweiten umgesetzt wird, das Auslangen gefunden werden kann. Als Nachteil steht die längere (etwa doppelte) Montagezeit gegenüber (Bild 9.2.3-2). Beim Freivorbau können eventuell auch bei großen Steghöhen längsgeteilte Hauptträger montiert werden. Hier werden allerdings Montagespannungen „eingefroren“, die bei den Nachweisen der Träger berücksichtigt werden müssen. Vor allem beim Freivorbau ist das im vorhergehenden Abschnitt beschriebene Auslegen der Träger benachbarter Felder mit Form- und Längenanpassung erforderlich. Bei der Montage sind die Abstände der Passmarken oder Passlaschen genau einzuhalten (Passschrauben). Die theoretische Biegelinie ist nach Montage jedes Felds mit der tatsächlichen Trägerform zu vergleichen. Bei Abweichungen können mit den nachfolgenden Schüssen diese Fehler

Bild 9.2.3-1 Freivorbau einer Balkenbrücke, Rheinbrücke Wiesbaden-Schierstein [Weitz, 1975]

9.2 Stahlbrücken 839

840

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.3-2 Ein- und zweiseitiger Freivorbau einer Balkenbrücke [Weitz, 1975]

Bild 9.2.3-3 Stabweiser Freivorbau einer Fachwerkbrücke im Seitenfeld, Hochbrücke Brunsbüttel über den Nordostseekanal

9.2 Stahlbrücken

841

Bild 9.2.3-4 Stabweiser Freivorbau einer Fachwerkbrücke bis zur Brückenmitte, Hochbrücke Brunsbüttel über den Nordostseekanal

wieder ausgeglichen werden. Besonderes Augenmerk ist auf die Form zu legen, wenn Teile des Querschnitts (z. B. Deckblech) durch Schweißnähte und andere Teile (z. B. Stege und Untergurte) mit GV-Laschenstößen angeschlossen werden. Das Schrumpfen der Schweißnaht kann in Folge zu einer erheblichen Abweichung von der Sollgeometrie führen. Deshalb ist während der Montage die Form des Tragwerks laufend zu kontrollieren und eventuell zu korrigieren. Der Freivorbau eignet sich als Montagemethode besonders für Vollwand- und Fachwerkbalken. Bei Fachwerken geringerer Höhe werden Hauptträger“wände“ vorgebaut, bei Fachwerken großer Höhe erfolgt der Freivorbau stabweise (Bilder 9.2.3-3 bis 9.2.3.-5). Auch Schrägseilbrücken sind für den Freivorbau hervorragend geeignet, wenn die Seitenöffnung auf einigen Hilfsstützen errichtet werden kann, dann der Pylon gebaut wird und abschließend die Teile der großen Öffnung im Freivorbau, jeweils mit Seilunterstützung montiert werden (Bild 9.2.3-6). Der Freivorbau des Balkens von Hängebrücken erfolgt meist durch Aufziehen der auf Pontons eingeschwommenen Balken-

teile von einer auf den Tragkabeln fahrenden Hebebühne aus. Dabei wird meistens der komplette Querschnitt eines Feldes auf den Pontons zusammengebaut und aufgezogen.

Bild 9.2.3-5 Freivorbau eines Obergurtstabs, Hochbrücke Brunsbüttel über den Nordostseekanal

842

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.3-6 Freivorbau einer Schrägseilbrücke, Rheinbrücke Düsseldorf Oberkassel [Beyer et al., 1977]

9.2 Stahlbrücken

9.2.4 Längseinschub (Lancieren) Beim Längseinschub wird die Brücke in der Achse des Tragwerks auf einem Montageplatz mit den ersten Feldern beginnend zusammengebaut und längs in Achse eingeschoben (Bild 9.2.4-1). Der Längsverschub ist eine sehr wirtschaftliche Montagemethode, da der Zu-

843

sammenbau auf dem Montageplatz immer an derselben Stelle unter denselben Bedingungen erfolgt, die durchaus den Zusammenbaubedingungen in der Werkstatt ähnlich sein können. Dieser Zusammenbauplatz kann mit einem Kran (meist Portalkran) ausgestattet und für Schweiß- und Korrosionsschutzarbeiten eingehaust werden (Bilder 9.2.4-2 und 9.2.4-3).

Bild 9.2.4-1 Längseinschub einer Balkenbrücke, U6-Brücke über die Donau in Wien

Bild 9.2.4-2 Zusammenbauplatz mit Portalkran, U6-Brücke über die Donau in Wien

844

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.4-3 Zusammenbau von zwei Feldern, U6-Brücke über die Donau in Wien

Selbstverständlich können nur Brückenbalken mit im Grundriss kreisförmiger oder gerader Achse längs eingeschoben werden. Besonders geeignet ist das Verfahren für parallelgurtige Durchlaufträger über mehrere Felder. Der Montageplatz liegt üblicherweise hinter dem Widerlager, bei dem zunächst die Kammermauern weggelassen werden. Das Zusammenlegen und Anpassen der Teile kann bei diesem Montageverfahren direkt am Montageplatz erfolgen. Zwischen Montageplatz und erstem Pfeiler sind normalerweise ein oder zwei Hilfsstützen er-

forderlich, um den ersten Pfeiler erreichen zu können. Um die Vorschubspitze zu leichtern wird entweder ein Verschubschnabel verwendet, oder es werden alle Querschnittsteile, die für die Tragfähigkeit an der Vorschubspitze nicht erforderlich sind, weggelassen und erst nach Ende des Längsverschubs eingefügt (Bild 9.2.4-4). Bei gleichen Stützweiten hat der Vorschubschnabel den Nachteil, dass die maximalen Kragmomente beim ersten Feld nicht an der Stelle auftreten, wo das maximale Stützmoment auftritt. Deswegen wird

Bild 9.2.4-4 Längsverschub einer Balkenbrücke mit Vorschubschnabel, U6-Brücke über die Donau in Wien

9.2 Stahlbrücken

im Stahlbau häufig die zweite Methode der Leichterung gewählt. Eine andere Methode zur Verstärkung des Kragarms ist die Verwendung einer Hilfsüberspannung. Der Längsverschub kann kontinuierlich erfolgen, wenn die Verschublager unter den Hauptträgerstegen angeordnet sind, oder diskontinuierlich, wenn die Brücke auf jedem Querträger oder unter der Kreuzung Hauptträger – Querträger gelagert wird. Der heute überwiegend angewandte kontinuierliche Längsverschub hat den Vorteil, dass größere Strecken, zumindest aber die Länge eines Felds ohne Unterbrechung verschoben werden können, jedoch den Nachteil, dass jeder beliebige Punkt jedes Felds Auflagerpunkt wird und die Auflagerkraft in den Steg eingeleitet werden muss. Der kontinuierliche Längsverschub kommt auch mit einer relativ kurzen Verschubbahn aus. Der diskontinuierliche Längsverschub erfolgt immer über den Abstand der Querträger oder über den Abstand der Fachwerkknoten auf einem Wagen über einer Verschubbahn, die zumindest die Länge dieses Abstands hat. Dann wird das Tragwerk angehoben, die Lager zurückgeschoben, das Tragwerk abgesetzt und weiterverschoben. Der diskontinuierliche Längsverschub hat den Vorteil, dass die Lagerpunkte ausgesteift sind und die dazwischen liegenden Teile, da sie nie Lasteinleitungspunkte werden, nicht örtlich ausgesteift werden müssen.

845

Beim Längsverschub ist das Rollen oder Gleiten bewegter Teile auf Unterstützungen von wesentlichem Einfluss. Bei Auflagerkräften bis etwa 1000 kN können Rollenwagen zum Einsatz kommen. Da die gehärteten Rollen der Rollenwagen bei Überbeanspruchung, vor allem bei zu hohen Kantenpressungen, leicht brechen können, ist es ratsam, diese auf elastomeren Montagelagern aufzulegen. Bei größeren Kräften ist nur mehr die Lagerung auf Gleitflächen möglich. Die Gleitpaarung mit der geringsten Reibung ist die Paarung PTFE (Polytetrafluoräthylen) mit hochlegierten ChromNickel-Stählen, z. B. X 5 CrNiMo 1810 mit polierter Oberfläche, wobei durch geeignete Schmierung der Reibwert deutlich unter 1% gedrückt werden kann. Dies ist bei diskontinuierlichem Verschub immer möglich, da die Gleitbahnen mit einem polierten hochlegierten Blech bespannt werden können. Bei kontinuierlichem Verschub ist dies nicht möglich, weshalb üblicherweise die beschichtete, gut geschmierte Stahlträgerunterseite über das PTFE des Lagers gleitet. Das PTFE sollte daher gekammert auf einem Blech liegen, damit es beim Verschub nicht herausgeschoben wird und die „Bartbildung“ weitgehend vermieden wird. Die verdrehweiche Lagerung des Verschublagers durch Anordnung eines ElastomereMontagelagers ist auch hier zu empfehlen (Bilder 9.2.4-5 und 9.2.4-6).

Bild 9.2.4-5 Verschublager vor Belastung U6-Brücke über die Donau in Wien

846

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.4-6 Verschublager mit Brücke, U6-Brücke über die Donau in Wien

Erfolgt das Lancieren über eine schiffbare Wasserfläche, so kann anstelle eines Verschublagers ein Schiff treten, das den Überbau an einer festgesetzten Stelle unterstützt, mit dem Überbau aus Stabilitätsgründen biegesteif verbunden ist und mit dem Überbau längs eingeschoben wird. Hierbei ist besonders zu beachten, dass die Unterstützung durch das Schiff sehr nachgiebig (weich) ist, während die Lagerung auf Verschublagern unnachgiebig (starr) ist. Bei statisch unbestimmter Lagerung können daher hohe Beanspruchungen des Brückenbalkens durch Änderungen der Höhe des Wasserspiegels (z. B. Wellengang) entstehen. Um ein Brückentragwerk auf einem Verschubschiff lagern zu können, wird entweder der Überbau mit hydraulischen Pressen vom Schiff aus aufgestapelt, oder das Schiff vorher geflutet und unter dem Überbau gelenzt (Bild 9.2.4-7).

9.2.5 Spezielle Verfahren Die in den Abschnitten 9.2.2 bis 9.2.4 dargestellten Montageverfahren für Stahlbrücken stellen die „klassischen Verfahren“ dar. Bei Ersatz bestehender Tragwerke durch neue mit oder ohne Beibehaltung der Unterbauten werden spezielle Montageverfahren angewandt, um die Verkehrsunterbre-

chung so gering wie möglich zu halten: Dazu gehören: a) Der Querverschub des alten Tragwerks, die Umleitung des Verkehrs auf das alte Tragwerk und der Neubau in der bestehenden Achse (Bild 9.2.5-1). b) Der Bau des neuen Tragwerks parallel zum bestehenden Tragwerk, die Umleitung des Verkehrs auf das neue Tragwerk, der Abbruch des alten Tragwerks und der Querverschub des neuen Tragwerks in die bestehende Achse (Bild 9.2.5-2). c) Der Bau des neuen Tragwerks parallel zum bestehenden Tragwerk, der gemeinsame Querverschub beider Brücken (Bild 9.2.5-3). d) Der Ausbau von alten und der Einbau von neuen Tragwerken, wenn aus räumlichen Gründen oder wegen nicht ausreichender Krankapazität ein direkter Austausch mit Kränen nicht möglich ist. Dabei dient das alte Tragwerk als Träger beim Einschieben des neuen Tragwerks und das neue Tragwerk als Träger beim Ausschieben des alten Tragwerks. Bei den Verfahren a) und b) können auch die Unterbauten der Brücke vollständig erneuert werden. Bei den Verfahren c) und d) müssen die Unterbauten weitgehend erhalten bleiben. Das Verfahren c) hat gegenüber d) den Vorteil, dass sich der Austausch le-

9.2 Stahlbrücken

847 Herstellen Tragwerk (8 Schüsse) Schusslängen ca. 23 m Lancieren bis Pylon Mobilkran Donauinsel

DONAU

Pylonmontage (5 Schüsse) Tragwerk bis ca. 54 m über Pylonpfeiler Lancieren und weitere 6 Schüsse montieren

Mobilkran (220 t Gittermastausleger)

ca. 54 m Tieflader

Mobilkran (130 t)

Schute 1 Turmdrehkran Einschwimmen ca. 150 m

Kabel

67 m

Schute 1

Schute 2

Kabel

Schute 1

Zwei Kabel bereits vormontiert 1. Ponton andocken vorschieben um 67 m Übernahme 2. Ponton Vorschieben bis Endlage

Winde

Erforderliche Kabel aktivieren Ponton fluten und ausfahren Ende Schifffahrtssperre Tragwerk (Schuss 15) ergänzen

Schute 2

Tragwerk endlagern Sämtliche Kabel montieren Spannbetontragwerk

Bild 9.2.4-7 Einschieben und -schwimmen einer Brücke mit Verschubschiffen, Donaustadtbrücke über die Donau in Wien [Pauser]

diglich auf einen Querverschub beschränkt, aber den Nachteil, dass das neue Tragwerk auf einem Gerüst montiert und das alte Tragwerk auf einem Gerüst demontiert werden muss und die Flächen beiderseits zur Brücke in ausreichender Größe zur Verfügung stehen müssen. Beim Verfahren d) werden die Kosten für diese Gerüste ein-

gespart, der Zusammenbau des neuen Tragwerks und die Demontage des alten Tragwerks kann auf einem Vormontageplatz mit beliebig vielen Unterstützungen erfolgen. Rüstungen werden aber für das Ein- und Ausschieben der Tragwerke und für die Lagerungen auf den Pfeilern benötigt. Außerdem ist der Austausch selbst

848

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Ausgangszustand

Ausgangszustand

Querverschub der alten Brücke Verkehrsumleitung

Bau der neuen Brücke

Neubau

Querverschub beider Brücken

Endzustand Abbruch der alten Brücke

Endzustand, Abbruch der alten Brücke

Bild 9.2.5-1 Querverschub des alten Tragwerks und Neubau in der bestehenden Achse

Ausgangszustand

Neubau in verschobener Achse, Verkehrsumleitung

Abbruch der alten Brücke

Querverschub der neuen Brücke, Endzustand

Bild 9.2.5-2 Neubau parallel zum bestehenden Tragwerk und Querverschub in die alte Achse

Bild 9.2.5-3 Gleichzeitiges Ausschieben des alten und Einschieben des neuen Tragwerks

komplizierter als der Querverschub nach dem Verfahren c). Bekannte Beispiele sind für das Verfahren a) der Querverschub der KronprinzRudolf-Brücke über die Donau in Wien, 1934, siehe Bilder 9.2.5-4 bis 9.2.5-7 (Stahl), für das Verfahren b) der Querverschub der Oberkasseler Rheinbrücke in Düsseldorf, 1976, siehe Bilder 9.2.5-8 bis 9.2.5-11 [Beyer et al., 1977], für das Verfahren c) der Neubau der Trisanna Brücke, 1964, siehe Bilder 9.2.5-12 bis 9.2.5-14 [Schmid et al., 1964], für das Verfahren d) der Austausch im Drehverfahren bei der Schwarzbachtalbrücke in Wuppertal, 1981, siehe Bilder 9.2.5-15 bis 9.2.5-22 [Gerhards et al., 1982] und der Austausch der Kampbrücke Zwettl, 1999, siehe Bild 9.2.5-23 bis 9.2.5-30 [Holzinger et al., 1999].

9.2 Stahlbrücken

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Bild 9.2.5-4 Kronprinz-Rudolf-Brücke über die Donau in Wien vor dem Verschub

Bild 9.2.5-5 Kronprinz-Rudolf-Brücke über die Donau in Wien mit Vorbereitungen für den Querverschub

Bild 9.2.5-6 Kronprinz-Rudolf-Brücke über die Donau in Wien nach dem Querverschub

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.5-7 Bau der alten Reichsbrücke neben der querverschobenen Kronprinz-Rudolf-Brücke über die Donau in Wien

Bild 9.2.5-8 Rheinbrücke Düsseldorf Oberkassel, Neubau in verschobener Achse. Im Hintergrund die alte Brücke

Bild 9.2.5-9 Rheinbrücke Düsseldorf Oberkassel, neue Brücke in provisorischer Lage

9.2 Stahlbrücken

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Bild 9.2.5-10 Rheinbrücke Düsseldorf Oberkassel, neue Brücke in endgültiger Lage

Bild 9.2.5-11 Rheinbrücke Düsseldorf Oberkassel, vor und nach dem Querverschub [Beyer et al., 1977]

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Bild 9.2.5-12 Alte Trisanna-Brücke [Waagner – Biro]

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.2 Stahlbrücken

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Bild 9.2.5-13 Neubau der Trisanna-Brücke und gemeinsamer Querverschub beider Brücken [Waagner – Biro]

Bild 9.2.5-14 Neue Trisanna-Brücke [Waagner – Biro]

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden Ansichten der Brücke Überbau 1

Überbau 2

Schnitte I-I

Überbau 3 Einfahrt der neuen Brücke

neue Brücke 1500

Transportgleis

alte Brücke 30180

a

30180 855

30080 905

A

3000

B

Hubtraversen

Hubtraversen

Spannglieder

Drehvorrichtung (Rhönrad) Transportwagen

Dr eh ric ht un g

b

Drehvorrichtung (Rhönrad)

c

alte Brücke

neue Brücke

d

Absenktraversen

Ausfahrt der alten Brücke

Absenktraversen

e

Bild 9.2.5-15 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Montageübersicht [Gerhards et al., 1982]

9.2 Stahlbrücken

Bild 9.2.5-16 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Einfahren des neuen Tragwerks

Bild 9.2.5-17 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Aufziehen des alten Tragwerks

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856

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.5-18 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Drehvorgang

9.2 Stahlbrücken

Bild 9.2.5-18 (Fortsetzung)

Bild 9.2.5-19 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Ablassen des neuen Überbaus

857

858

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.5-20 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, zwischen den beiden Überbauten

Bild 9.2.5-21 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Ausfahren der alten Brücke

Bild 9.2.5-22 Schwarzbachtalbrücke Wuppertal, Zerschneiden der alten Brücke

VI Martinsberg

Bild 9.2.5-23 Kampbrücke Zwettl, Montageübersicht [Holzinger et al., 1999]

Heben des alten TW am neuen TW hängend

f

Absenken des neuen TW, Aufziehen und Montage der Koppelrahmen

e

Abheben des neuen TW von den Transportwagen, Transportwagen ausfahren

d

Einfahren des neuen TW und Befestigung an den Hubgerüsten

c

Montage Hubgerüste und Abstützungen

b

Montage Viaduktbefestigung, Montage Querträger im alten TW, Montage Auflageträger Pfeiler V1

a

IV V Bhf. Zwetti

Erneuerung der Tragwerke der Zwettler Kampbrücke -schematischg

j

Einfahren des neuen TW und Befestigung an den Hubgerüsten

c

Versetzen des Zwettler Hubgerüstes, Demontage Widerlagerbefestigung

l

Versetzen des Martinsberger Hubgerüstes, Montage Querträger im neuen TW

k

Einbau der Koppelrahmenwagen in das Martinsberger Hubgerüst, Montage Querträger im nächsten alten TW

Neues TW fertiggestellt

Absenken des neuen TW auf Hilfsstützen, Erneuerung Brückenlager, Demontage Koppelrahmen

i

Weiteres Ausschieben des alten TW und Absetzen am zweiten Transportwagen, Abtransport altes TW

h

Ausschieben des alten TW und Absetzen am äußeren Transportwagen

9.2 Stahlbrücken 859

a Hubgerüst, Seitenansicht Montagesituation sinngemäß entsprechend Bild f.

Bild 9.2.5-24 Kampbrücke Zwettl, Hubrahmenübersicht [Holzinger et al., 1999] Auflageträger an den Pfeilern VI und VIII

bereits fertiggestelltes neues Tragwerk

Brückentransportwagen

Lichtraumprofil

altes Tragwerk, am neuen Tragwerk hängend

neues Tragwerk maximal angehoben

6770

600 maximaler Hub 11927 18305

b Hubgerüst, altes Tragwerk am gehobenen neuen Tragwerk hängend

c Koppelrahmen

860 9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.2 Stahlbrücken

861

Bild 9.2.5-25 Kampbrücke Zwettl, Ansicht der alten Brücke [Holzinger et al., 1999]

Bild 9.2.5-26 Kampbrücke Zwettl, Zusammenbau des neuen Tragwerks auf dem Bahnhofsgelände [Holzinger et al., 1999]

Bild 9.2.5-27 Kampbrücke Zwettl, Einfahren des neuen Tragwerks

862

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.2.5-28 Kampbrücke Zwettl, Heben der beiden Tragwerke

Bild 9.2.5-29 Kampbrücke Zwettl, Ausfahren des alten Tragwerks

Bild 9.2.5-30 Kampbrücke Zwettl, neues Tragwerk eingebaut, Verschub des linken Rahmens

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise Ulrike Kuhlmann und Annette Detzel 9.3.1 Fertigung und Montage Stahlüberbau 9.3.1.1 Allgemeines Gerade die ausgezeichneten Fertigungsund Montagemöglichkeiten des Stahlüberbaus führen in vielen Fällen zur Entscheidung für eine Verbundbrücke: Zur Überführung von Flüssen, Kanälen, stark befahrenen Autobahnen und Eisenbahnstrecken, also dort, wo die Aufständerung von festen erdgebundenen Lehrgerüsten zur Erstellung von Standardbetonbrücken schwierig und kostenträchtig ist, kommen häufig Verbundbrücken zum Einsatz. Typisch für eine solche Situation ist das Beispiel Eisenbahnüberführungen über die A4 bei Köln, vergleiche Abschnitt 5.2.3.1, Bild 5.2.3-1 [Kuhlmann, 1995]. Unmittelbar über der Autobahn im Kölner Ring gelegen, war eine Zwischenunterstützung von unten beim Betonieren nicht möglich. Die Stahlkonstruktion wurde während einer kurzzeitigen Sperrung neben dem noch befahrenen alten Bauwerk auf Hilfsunterstützungen in den Lagerachsen montiert. Der Verkehr auf der Autobahn konnte anschließend ungehindert weiterfahren. Die Betonplatte wurde betoniert, dabei wurde die Schalung von den frei über die Autobahn spannenden Stahlträgern getragen, und nach Fertigstellung der Platte wurde der Verbundüberbau in seine endgültige Lage querverschoben. Verbundbrücken bieten also die Möglichkeit, mit ihren Stahlträgern quasi als „Schalungsträger“, die Stützweiten ohne oder nur mit wenigen zusätzlichen Unterstützungen zu überwinden. Die Fertigung und Montage des Stahlüberbaus von Verbundbrücken ähnelt der Fertigung und Montage von reinen Stahlbrücken. Aller-

863

dings sind Verbundbrücken gegenüber Stahl- und Spannbetonbrücken oft konkurrenzfähiger, da bei den gleichen Vorteilen während der Montage im Vergleich zu Stahlbrücken durch den Verzicht auf die orthotrope Platte deutliche Kostenvorteile entstehen. Je nach Größe und Spannweite des Brückentragwerks gibt es zwei prinzipielle Montageabläufe für den Stahlüberbau: Montage durch Einheben und Montage durch Freivorbau und/oder Längsverschub.

9.3.1.2 Montage durch Einheben In der Regel wird vor allem bei kleinen bis mittleren Spannweiten und wenigen Feldern die Stahlkonstruktion der Verbundbrücke in großen vorgefertigten Montageeinheiten mit Schwerlasttransport angeliefert. Autokrane oder bei Überführungen von Wasserwegen auch Schwimmkrane heben die Teile auf die auf Pfeilern und Widerlagern vorbereiteten Hilfslager. Die Baustellenstöße werden von leichten Arbeitsgerüsten im unmittelbaren Stoßbereich aus geschlossen. Die Schalungsunterkonstruktion wird an die Stahlträger gehängt. Diese Schalungsgerüste werden häufig gleichzeitig als Arbeitsund Schutzgerüste eingesetzt. Die eigentliche Schalung wird aufgebaut. Es wird die Verbundplatte bewehrt und in einem Zuge oder abschnittsweise betoniert. Nach dem Entschalen erfolgen die Ausbauarbeiten, wie Betonieren der Kappen und ggf. des Schutzbetons, Aufbringen von Schotter bzw. Asphalt, Montage der Geländer usw. Im Folgenden werden einige Merkmale dieser Vorgehensweise an Beispielen erläutert. Die Eisenbahnbrücken der Umfahrung Melk (siehe auch Kapitel 4.2.3.2) [Pommer, 1995], [Glatzl/Pommer, 1995], [Glatzl, 1997] spannen über 31 m bis 79 m. Die Stahlträger wurden in einer Länge von 25 m in der Werkstatt vormontiert und über Sonder-

864

transporte zur Baustelle gebracht. Dort wurden jeweils zwei bis drei Schüsse am Boden zusammengeschweißt und mit Autokranen auf die fertigen Pfeiler und Widerlager gehoben und verschweißt (siehe Bild 4.2-1). Die Betonfahrbahn wurde zur Erzielung einer Vorspannung in überhöhter Lage des Stahltragwerks betoniert. Im sogenannten Pilgerschrittverfahren wurden zuerst die Feldbereiche und dann die Stützbereiche betoniert, um im Stützbereich Zugspannungen aus dem Betoneigengewicht zu vermeiden. Die Absenkung des Überbaus in die Endlage erfolgte erst, nachdem die Kriechund Schwindeinflüsse zu einem großen Teil abgebaut waren, um den negativen Effekt auf die Vorspannkräfte zu minimieren. Bei Überführungen von Wasserwegen wird zum Einheben der Überbauteile auch häufig ein Schwimmkran eingesetzt. So wurde zum Beispiel bei der Moselbrücke Bernkastel-Kues [Kuhlmann, 1996], um Montagekosten zu minimieren, der Stahlüberbau im Werk zu drei Großbauteilen von 7,5 m Breite und ca. 50 m Länge vollständig zusammengebaut. Drei Schiffe brachten die Brückenteile auf dem Wasserweg nach Bernkastel. Dort wurden die Teile nacheinander, erst die auskragenden Seitenfelder, dann das Mittelteil, mit einem Schwimmkran entladen und auf die Hilfs-

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

lager aufgelegt. Bild 9.3-1 zeigt das Einheben des Mittelteils, das über Obergurtknaggen zwischen die Kragarme der Seitenteile eingehängt wurde. Bei großen Spannweiten und größeren Brücken mit mehreren Feldern ist dieses Verfahren nicht geeignet. Dann kommen Montageverfahren wie Freivorbau oder Taktschieben zum Einsatz, die auch aus dem Stahlbrückenbau und dem Betonbrückenbau bekannt sind.

9.3.1.3 Montage durch Freivorbau und/oder Verschub Bei großen Spannweiten und Feldern, die z. B. wegen eines zu tiefen Talgrunds nicht über Kran erreicht werden können, kann die Stahlkonstruktion im Freivorbau montiert oder auch längs eingeschoben werden. Für das Einschieben ist von Vorteil, wenn die Felder ähnliche Spannweiten haben und der Brückenzug gerade ist bzw. eine konstante Krümmung hat. Auch sollte bei der Gestaltung des Querschnitts auf die Ausbildung einer Voute möglichst verzichtet werden. Eine Brücke, bei der die Stahlkonstruktion längs eingeschoben wurde, ist die Dilltalbrücke bei Haiger in Hessen [Pelke, 2000] mit den Spannweiten 45 m–85 m und einem

Bild 9.3-1 Moselbrücke Bernkastel-Kues: Einheben des mittleren Stahlträgers

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

Radius von 750 m im Grundriss. Der Brückenquerschnitt setzt sich aus einem trapezförmigen Stahltrog und auskragender Fahrbahnplatte zusammen. Die Einzelteile Bodenblech, Stege und Verbände wurden vom Werk auf die Baustelle geliefert und dort in einer eigens errichteten Montagehalle zu rund 15 m langen Schüssen verschweißt. Diese Schüsse wurden an den Vorschubstationen hinter den beiden Widerlagern (es wurde von zwei Seiten eingeschoben) zu 80 m langen Abschnitten verbunden, die dann taktweise eingeschoben wurden (Bild 9.3-2). Dabei konnten zum Teil die Pfeiler der alten Brücke als Hilfspfeiler für den Verschub weiterverwendet werden. In Brückenmitte wurden beide Hälften zu einem durchlaufenden Träger zusammengeschweißt. Die Herstellung der Fahrbahnplatte erfolgte auch hier mit Hilfe eines Schalwagens mit dem Pilgerschrittverfahren. Weitere Beispiele für hohe Talbrücken in Verbund, die eingeschoben wurden, sind die beiden Brücken Siebenlehn über die Freiberger Mulde (Spannweiten ca. 2 u 71,4 – 81,6 – 71,4 – 61,2 – 56,1 m) und WilkauHaßlau über die Zwickauer Mulde (Spannweiten ca. 55 – 2 u 110 – 3 u 99 – 88 m), [Seifried/Stetter, 1996]. Beide Brücken haben

865

quer vorgespannte und längs schlaff bewehrte Verbundplatten. Beide bestehen aus zwei getrennten Überbauten mit jeweils einem einzelligen Kasten mit geneigten Stegen. Sie wurden beide als Ersatz alter Überbauten auf bestehenden Pfeilern errichtet. Wegen der großen Höhen der Pfeiler über dem Talgrund von bis zu 70 m war für beide Brücken nur eine Montage durch Längseinschub möglich. Während in Siebenlehn nur die Stahlkonstruktion eingeschoben wurde, wurde bei Wilkau-Haßlau die gesamte Verbundbrückenkonstruktion mit Platte verschoben. Dabei wurde ausgenutzt, dass bei Stützweiten von maximal 110 m bereits für den Abbruch des alten Überbaus Hilfsstützen mittig im Feld notwendig waren. Wegen der engen Terminsituation hat sich die ausführende Firmengemeinschaft bei der Talbrücke Wilkau-Haßlau zu einem besonderen Taktfertigungsverfahren entschlossen, siehe Bild 9.3-3. Die Fertigungsanlage bestand aus drei Teilen: x In der Stahlbauhalle wurden die in der Werkstatt vorgefertigten Elemente zusammengebaut, je Stahlschuss vier Ele-

Bild 9.3-2 Dilltalbrücke Haiger, Taktschieben von zwei Seiten (Quelle: Hessisches Landesamt für Straßen- und Verkehrswesen)

866

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.3-3 Taktfertigungsanlage für die Talbrücke Wilkau-Haßlau

mente: zwei Elemente Bodenblech mit Steganschluss und zwei Stegelemente mit Obergurt und Kopfbolzendübeln. x In der klimatisierten Korrosionsschutzhalle wurden die Sandstrahl- und Beschichtungsarbeiten ausgeführt. x In der Betonierhalle wurde die Betonfahrbahnplatte geschalt, bewehrt, betoniert und vorgespannt, bei 20 Betoniertakten ca. 33 m pro Woche. Die optimale Abstimmung aller Einzelvorgänge der Stahlbaumontage, der Korrosionsschutzmaßnahmen, der Verbundplattenerstellung und des Verschubs aufeinander brachte bei der Talbrücke Wilkau-Haßlau nicht nur wirtschaftliche sondern auch entscheidende zeitliche Vorteile. Dieser Aspekt ist gerade beim Bau stark befahrener Autobahnbrücken von Bedeutung.

9.3.2 Schalung und Fertigung Betonfahrbahnplatte 9.3.2.1 Allgemeines Bei der Herstellung der Fahrbahnplatte können zwei grundsätzliche Verfahren unterschieden werden. Entweder die Betonplatte wird mit Hilfe eines Schalgerüsts oder eines Schalwagens komplett vor Ort betoniert oder es kommen Betonfertigteile

als Schalung zum Einsatz. In beiden Fällen werden Lasten während des Betoniervorgangs an die Stahlkonstruktion abgegeben, deren Einleitung und Weiterverfolgung für einen Teil der Stahlkonstruktion wie z. B. Querträger und Querrahmen bemessungsrelevant sind. Hinsichtlich des vorgesehenen Schalungskonzepts muss also schon in einem Frühstadium der Planung eine detaillierte Abstimmung zwischen Betonbauund Stahlbaupartner erfolgen. 9.3.2.2 Schalung mit ortsfestem Schalgerüst oder Schalwagen Neben vertikalen Lasten aus Schalungsund Frischbetongewicht bzw. Verkehrslasten aus Baubetrieb werden über die Einleitungspunkte zwischen Schalung und Stahlkonstruktion immer auch horizontale Kräfte abgegeben: Dazu gehören Windund Stabilisierungslasten, aber auch seitlicher Frischbetondruck. Die Verfolgung dieser Horizontallasten in der Stahlkonstruktion ist entscheidend, weil dem Querschnitt im Zustand des Betonierens noch die geschlossene Betonfahrbahnplatte fehlt, die im Endzustand für die notwendige Steifigkeit in horizontaler Richtung sorgt. Bei der Fertigung von Verbundbrücken muss also besonders auf eine ausreichende Stabilisierung der reinen Stahlkonstruktion in

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

Form von Querrahmen oder sogar Montageverbänden geachtet werden. Diese sollten so dicht wie möglich an die zu stabilisierenden Bauteile wie die unter Druckbeanspruchung stehenden Stahlträgerobergurte geführt werden. Erforderliche Querträger sollten andererseits aber auch ausreichend tief im Querschnitt angeordnet sein, um das Schalen nicht zu behindern. In Hinblick auf die Fertigung mit Schalgerüst oder -wagen sind offene Querschnitte zu bevorzugen, da im Unterschied zum Kastenquerschnitt der Arbeitsraum nicht eingeschränkt ist und die ausladenden Stahlträgeruntergurte eine einfache Abstützung der Schalungskonstruktion ermöglichen. Bild 9.3-4 zeigt das Beispiel eines untergehängten Lehrgerüstträgers, der sich über eine Knaggenkonstruktion auf den Untergurt in Stegnähe abstützt. Auch die Kragarmschalungen können so einfach abgefangen werden. Bei Verbundkastenquerschnitten muss die Kragarmschalung an den noch nicht geschlossenen Stahlkasten außen angehängt werden. Bild 9.3-5 zeigt als Beispiel

867

die Schalungskonstruktion der Wilhelmsburger Brücke in Hamburg. Die durch das Kragmoment auftretenden Zugkräfte werden dabei über Schraubverbindungen am Hauptträgersteg in die Querrahmen eingeleitet und außerdem über Zugstangen aus Bewehrungsstählen über die Kastenbreite kurzgeschlossen. Die Druckkräfte werden über die Querträger und Montagedruckglieder abgetragen. Ortsfeste Schalgerüste werden im allgemeinen nur für Brückenlängen eingesetzt, die in einem Zug betoniert werden können. Bei längeren Brücken mit konstanten Querschnitten kann die Betonfahrbahn wirtschaftlicher mit Hilfe von Schalwagen hergestellt werden, siehe Bild 9.3-6. Während die Innenschalung auf Schienen bewegt wird, die auf den Querträgern aufliegen, wird die Kragarmschalung punktuell über später einbetonierte Aufständerungen auf den Stahlträgerobergurten jeweils an den Stellen der Querrahmen abgestützt. Jüngere Entwicklungen haben bei einigen Talbrücken mit einzelligem Kasten-

Bild 9.3-4 Lehrgerüstträger mit Kragarmschalung

Bild 9.3-5 Wilhelmsburger Brücke, Schalungskonstruktion

868

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.3-6 Schalwagen für eine Verbundbrücke

träger als Überbau und durch Streben gestützten Kragarmen, wie z. B. die Talbrücke Schwarza [DEGES, 2001] zu einer nur unten hängenden Schalwagenkonstruktion für die Kragarme geführt. Sie wird nur am äußeren Längsträger des Kragarms und am Kastenträgers befestigt. Der Verzicht auf Schalungsträger oberhalb der Verbundplatte vermeidet die Durchdringungen der Platte durch die Aufständerungen und erlaubt ein ungehindertes Arbeiten auf der zu betonierenden Fläche.

9.3.2.3 Betonplatte mit Fertigteilen Besonders bei Verbundkastenquerschnitten bieten sich, wie auch das folgende Beispiel zeigt, Fertigteile als Schalelemente an. Im Zuge der A4-Eisenbahnüberführungen bei Köln, vergleiche Abschnitt 5.2.3 [Kuhlmann, 1995] wurde u. a. auch die Eisenbahnüberführung Bauwerk 231A erneuert, siehe Bild 9.3-7. Bei dem System im Grundriß handelt es sich um einen Durchlaufträger über zwei Felder, der in einer starken Krümmung liegt: Der mittlere Krümmungsradius beträgt ca. 350 m. Infolgedessen wurde der Querschnitt mit zwei einzelligen Stahlkästen und durchgehender Verbundplatte ausgeführt.

Für die Stützweiten bis zu 32 m war mit 1,34 m durch Lichtraumprofil und Gleislage schon eine recht niedrige Bauhöhe vorgegeben. Wegen der eingeschränkten Bauhöhe – die Stahlkästen sind nur etwa 1,10 m hoch – wurde zur Besichtigung der Konstruktion eine Inspektionsplattform auf Schienen eingebaut. Ähnliche Schwierigkeiten, wie man sie wegen der niedrigen Bauhöhe bei der Besichtigung im Innern des Kastens hat, wären auch beim Entfernen der Innenschalung nach dem Betonieren der Verbundplatte entstanden. Daher wurden Betonfertigteile als verlorene Schalung eingesetzt, d. h. die Betonfertigteile wurden für die Tragfähigkeit der Verbundplatte nicht berücksichtigt. Gerade bei so niedrigen Bauhöhen ist die Reduzierung des effektiv wirksamen Querschnitts um 5 bis 8 cm Bauhöhe der nicht mitwirkenden Fertigteile bei gleichzeitiger Gewichtserhöhung keine optimale Lösung. Eine bessere Alternative, die sich besonders für kleinere und mittlere Spannweiten eignet, stellt der Einsatz von Großflächenschalelementen dar, wie sie in jüngster Zeit vor allem von Schüßler-Plan [Schmackpfeffer, 1999] entwickelt wurden. Je nach Art der Unterstützung (Zwei- oder mehrstegige Einzelträger, bzw. Kastenträger) wurden als

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

869

Bild 9.3-7 Querschnitt BW 231A

Typenentwürfe der gängigen Regelquerschnitte drei verschiedene Plattentypen ausgearbeitet (Bild 9.3-8a)–d)). In den Bereichen zwischen den Stegen spannen die Platten in Querrichtung. Für den Fall einfacher I-Träger kragen diese Elemente über die äußersten Stege hinaus und bilden so mit Hilfe einer Aufkantung am Rand die Schalung für die Kragarme (Bild 9.3-8b). Bei Kastenträgern spannen die Randelemente in Längsrichtung zwischen in größeren Abständen angeordneten Konsolen. Es handelt sich also nicht um Kragplatten, sondern um längsorientierte Systeme (Bild 9.3-8d). Folgende Besonderheiten kennzeichnen diese Großflächenschalelemente (siehe Bild 9.3-9): 1. Bei den Platten erfolgt die Schubsicherung über eine Schubgirlande ohne oberen Querstab. Ein Einfädeln der Bewehrung entfällt somit. Die Verbundfuge wird für den Endquerschnitt als volltragend angesetzt. 2. Die Verbundwirkung in Längsrichtung wirkt bereits für den Zwischenzustand

Stahlträger-Fertigteilverbund. Dies wird durch die Verwendung von Doppeldübeln erreicht. Nach dem Verlegen der Fertigteilplatten werden die Längs- und Querfugen einschließlich der Dübelöffnungen vergossen. Im Falle der auskragenden Fertigteile sind die Kopfbolzendübel in Aussparungen zu Gruppen zusammengefasst. 3. Um eventuelle Toleranzen auffangen zu können und zur Abdichtung der Fuge werden die Fertigteile auf schmalen Elastomerstreifen auf den Stahlträgern gelagert. Bei den zu den Großflächenschalungen gehörenden Typenentwürfen sind nur in den Lagerachsen Querträger erforderlich. Diese Querträger können sowohl in Stahl, d. h. als Verbundträger in Querrichtung, als auch nur in Beton ausgeführt werden. Wird der Querträger wie im Bild 9.3-10 aus Beton hergestellt ist die planmäßige Unterbrechung der Stahllängsträger sinnvoll. Die Aufnahme des negativen Stützmoments im Längsträger erfolgt dann über ein Kräftepaar mit zentrisch wirkender Zugkraft im Beton-

870

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

a)

b)

c)

Bild 9.3-8 Großflächenschalungselemente: a) zweistegiger Stahlträger für Wirtschaftsweg; b) vierstegiger Stahlträger für RQ 10,5; c) einzelliger Kasten für Wirtschaftsweg; d) dreizelliger Kasten für RQ 10

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

871

d)

30

20

Bild 9.3-8 (Fortsetzung)

35

380

35

450

Bild 9.3-9 Detail Stahlträgerauflager mit Doppeldübeln, Schubgirlande und Elastomer-Streifen

gurt und entsprechender Druckkraft auf Höhe des Stahlträgeruntergurts. Die Zugkraft im Beton wird nur durch die Längsbewehrung in der Platte aufgenommen. Erfolgt die Übertragung der Druckkraft über den Beton des Querträgers, wird die Kraft über eine dicke Kopfplatte auf eine größere Fläche verteilt. Zur Aufnahme der Spannungen ist in der Regel eine größere Fläche erforderlich, die zu einem höheren Querträger führt. Die Aufnahme eines Biegemoments ist so-

mit erst nach dem Erhärten des Betons möglich. Während der Montage findet also eine Systemänderung statt, die bei der Bemessung berücksichtigt werden muss. Die Übertragung der Querkraft erfolgt über Kopfbolzendübel. Diese werden bei unterbrochenen Trägern an Kopfplatten auf den Längsträgerenden angebracht. Querträger aus Beton vereinfachen den Bauablauf auf der Baustelle, wenn die Stahlträger in vollständigen Einheiten ausgelie-

872

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.3-10 Querschnitt Betonquerträger mit Kopfplatte

fert werden können und keine Stahlbauarbeiten auf der Baustelle mehr erforderlich sind. Die Bilder 9.3-11 und 9.3-12 zeigen als Beispiel für diese Art der Teilvorfertigung zwei kleine Brücken nördlich von Ravensburg mit einer Spannweite von 28 m, die in Anlehnung an den Typenentwurf entwickelt wurden. Um die Fertigteilplatten im Kragarmbereich zu halten wurden sie über den Randträger durchlaufend ausgebildet. Für die in Gruppen angeordneten Kopfbolzendübel waren entsprechende Aussparungen in den Fertigteilen vorgesehen. Beim Betonieren der durchgehenden Ortbetonplatte wurden diese Dübelgruppen mitvergossen. Noch einen Schritt weiter in Bezug auf Vorfertigung geht die VFT-Bauweise für Verbundbrücken im kleinen bis mittleren

Spannweitenbereich, [Doss et al., 2001], [Schmitt et al., 2000]. Im Spannbetonbrückenbau ist der Einsatz mehrstegiger Plattenbalkenfertigteile einschließlich breiter Obergurte als Schalung für die Ortbetonplatte seit Jahren bekannt. Diese Idee wurde auf den Verbundbau übertragen. Das Fertigteilelement besteht aus einem Stahlträger mit vorgefertigtem Betonflansch, der den Träger bei Transport und Montage stabilisiert und gleichzeitig als Schalung für die Ortbetonfahrbahnplatte dient. Gegenüber einem üblichen Spannbetonträger mit gleicher Steifigkeit hat der Verbundträger ein wesentlich geringeres Gewicht, so dass Transport und Montage der Fertigteile erleichtert werden (Bild 9.3-13). Die Fertigung und Montage erfolgt in drei Schritten:

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

873

Bild 9.3-11 BW 1 bei Ravensburg, Stahlträger mit Kopfbolzendübel

1. Herstellen der Stahlträger im Stahlwerk: Auf den Obergurten werden die für die Verbundsicherung benötigten Kopfbolzendübel angebracht. Die Kopfbolzen haben unterschiedliche Höhen, um sowohl einen Verbund mit dem Fertigteilflansch als auch mit der Ortbetonschicht herzustellen. 2. Fertigung des Fertigteilobergurts: Der Stahlträger wird eingeschalt. Der Obergurt wird bewehrt und betoniert. Der Stahlträger ist so gelagert, dass keine

Bild 9.3-12 BW 1, Dübelgruppen in Fertigteilaussparung

Spannungen im Träger eingeprägt werden. 3. Montage auf der Baustelle: Das Fertigteil wird mit einem Kran auf die Hilfsjoche gehoben und die Ortbetonplatte betoniert. Durch den bereits vorhandenen Obergurt ist eine Montageaussteifung während des Betonierens nicht erforderlich. Als besonderes Beispiel zeigt Bild 9.3-14 eine Ausführung als Rahmentragwerk. Bei der Überführung für die Staatsstraße Perlach-Unterhaching über die Bundesautobahn A8 ist der VFT-Überbau biegesteif in die Widerlager eingebunden. So wurde eine Überbrückung von 42,7 m mit sehr schlanken Trägern ohne Mittelunterstützung möglich. Da keine Lager und Fahrbahnübergänge vorhanden sind, ist die Brücke weniger unterhaltungsintensiv als eine Balkenbrückenlösung. Die Fertigteil-Bauweise ermöglichte eine äußerst kurze Bauzeit von nur vier Monate nach Vergabe ohne Einschränkung des Autobahnverkehrs. Eine ähnliche Idee wie der VFT Bauweise liegt dem Entwurf eines Verbundträgers

874

9 Herstellung und Ausführungsmethoden 40,0 35,0

Gewicht t je m Breite

30,0 25,0 Spannbeton-FT Gt je m Breite 20,0 15,0 Verbund-FT Gt je m Breite

10,0 5,0 0,0 15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

Trägerlänge in m

Bild 9.3-13 Gegenüberstellung der Transportgewichte von Spannbetonfertigteilen und VFT-Trägern [Schmitt et al., 2000]

Bild 9.3-14 Rahmentragwerk Perlach-Unterhaching

ohne Stahlobergurt zugrunde [Kuhlmann/ Maier, 2002]. Zusätzlich zu den Dübellöchern entfallen der wenig wirksame Stahlobergurt und mit ihm die teuren Längsschweißnähte. Der Steg ragt in die beiden Plattenteile aus Betonfertigteil und Ortbeton hinein. Die Verbundwirkung wird durch an den Steg angeschweißte, liegende Kopfbolzendübel hergestellt. Jüngere Forschungsarbeiten geben Auskunft über die Tragfähigkeit horizontaler in dünnen Betonplatten liegender bzw. randnaher Kopfbolzendübel [Breuninger/Kuhlmann, 2001], [Kürschner, 2003].

Der Grad der Vorfertigung der Fahrbahnplatte hat also großen Einfluss auf die Wirtschaftlichkeit und unter Umständen auch auf die Gestaltung der Verbundbrücke.

9.3.3 Einfluss des Bauablaufs 9.3.3.1 Eigengewichtsverbund Da Brücken in der Regel nach den elastischen Grenzzuständen bemessen werden, kommt der genauen Verfolgung der Lastgeschichte eine große Bedeutung zu. Das Sys-

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

tem während des Betonierens beeinflusst die Aufteilung der Schnittgrößen auf Stahlund Verbundquerschnitt. Durch geeignete Systemwahl für den Betonierzustand kann eine bestimmte Schnittgrößenaufteilung gezielt eingestellt werden. Dazu ein Beispiel aus dem Bereich der Wasser- und Schiffahrtsdirektion Mitte: Die Brücke Nr. 71, siehe Bild 9.3-15, überführt als Einfeldträger die Landstraße L104 über den Stichkanal bei Osnabrück [Kuhlmann, 1995]. Die Brücke hat eine Stützweite von 47 m und eine konische Trägerform. Der Brückenquerschnitt ist ein zweistegiger Plattenbalken, der im Abstand von ca. 8 m durch Querrahmen ausgesteift wird. Während des Betonierens im Bauzustand wurde die Brücke nicht an den Brückenenden an den Widerlagern, sondern auf den im Bild 9.3-15 dargestellten Hilfsstützen

Bild 9.3-15 Brücke Nr. 71

875

aufgelagert. Diese Hilfsstützen waren um 7 m nach Innen angeordnet, so dass sich die freie Stützweite auf 33 m verkürzte. Auf dieses Kragarmsystem wirkte der Hauptanteil der Eigenast aus Stahlgewicht, Schalungsgewicht und vor allem Frischbetonlast. Damit betrug das maximale Biegemoment in Trägermitte nicht ca. 17 MNm wie bei einer Lagerung an den Brückenenden, sondern nur noch 6,6 MNm. Der Biegemomentenanteil, der den reinen Stahlträger belastete, reduzierte sich also beträchtlich. Nach dem Erhärten des Betons wurden die Hilfsstützen freigesetzt. Infolgedessen wirkten zusätzlich zu den Ausbaulasten wie Kappen- und Asphaltgewicht die Auflasten aus den Hilfsstützen als Lasten auf den Verbundträger. Dabei entstand ein relativ hohes Eigenlastmoment von 13,1 MNm. Dieses Moment beanspruchte dann den Verbund-

876

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

Bild 9.3-16 Momentenverteilung Brücke Nr. 71

querschnitt mit der fertiggestellten Betonplatte. Durch den Einsatz der Hilfsstützen verminderte sich also der Biegemomentenanteil, der den reinen Stahlträger belastete, von über 50% auf nur 20% des Gesamtbemessungsmoments. Dagegen stieg das Eigenlastmoment auf den Verbundquerschnitt um ca. 30% auf 41% des Gesamtmoments. Durch das Montageverfahren wurden also ca. 30% des Gesamtmoments statt vom reinen Stahlquerschnitt vom Verbundquerschnitt aufgenommen. Diese gezielte Verlagerung des Eigenlastmoments vom reinen Stahlquerschnitt auf den Verbundquerschnitt wird auch als

Eigengewichtsverbund bezeichnet. Durch einen solchen Eigengewichtsverbund können Bauglieder, deren Abmessungen sich überwiegend aus dem Bauzustand herleiten wie zum Beispiel die Stahlträgerobergurte, erheblich kleiner ausgeführt werden. So beträgt z. B. beim Bauwerk Nr. 71 die Obergurtfläche an der maximalbeanspruchten Stelle in Trägermitte nur ca. 40% der Untergurtfläche. Entsprechend erreicht das Gesamtstahlgewicht bezogen auf die Brückenfläche für Bauwerk Nr. 71 mit 152 kg/m2 einen vergleichsweise niedrigen Wert. Durch die gezielte Verlagerung der Eigenlastbeanspruchung vom reinen Stahlquer-

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

877

Bild 9.3-17 Eisenbahnüberführung in Horrem

schnitt auf den Verbundquerschnitt wird also eine sehr wirtschaftliche Bemessung möglich. Die wirtschaftlichste Lösung erzielt man durch einen vollständigen Eigengewichtsverbund, also durch eine kontinuierliche Unterstützung des Stahlträgers beim Betonieren, so dass das gesamte Eigenlastmoment durch den Verbundquerschnitt aufgenommen wird. Ein solches Bauverfahren ist aber nur in Ausnahmefällen möglich. Die Brücke über die Hauptstraße in Horrem im Bereich der Bundesbahndirektion Köln, siehe Bild 9.3-17, ist ein solches Beispiel. Im Zuge des Ausbaus der L163 musste die Eisenbahnüberführung über die Hauptstraße in Horrem bei Köln erneuert werden. Statt der ausgeschriebenen einfeldrigen mehrgleisigen Stahldeckbrücke wurde ein Sonderentwurf in Verbundbauweise ausgeführt. Hierbei lagen besonders schwierige Verkehrsverhältnisse vor. Der Straßenverkehr auf der Hauptstraße in Horrem musste während der gesamten Bauzeit aufrechterhalten werden und konnte nur für kurze Kraneinsätze am Wochenende gesperrt werden. Auf der Brücke lagen die beiden Hauptgleise der Strecke Köln – Aachen, ein Überholungsgleis und ein Ausziehgleis. Besonders die beiden Hauptgleise konnten nur für jeweils eine Nacht gerade für das Auswechseln der Überbauten unterbrochen werden.

Der Brückenquerschnitt, siehe Bild 9.3-17, wurde an diese Montagebedingungen angepasst. Er besteht aus sechs Einzelüberbauten mit jeweils zwei Hauptträgern. Die Fugen- und Stoßeinteilung zwischen den Überbauten erfolgte so, dass die vier Gleise jeweils genau auf einem dieser Einzelüberbauten zu liegen kamen. Die Verbundüberbauten wurden auf einem Vormontageplatz mit Betonplatte vollständig vorgefertigt. In drei nächtlichen Kraneinsätzen wurden dann die alten Überbauteile ausgehoben und die neuen Verbundüberbauten eingelegt. Unmittelbar nach dem Einlegen waren die Einzelüberbauten für sich schon wieder befahrbar. Erst später – dann schon unter Verkehr – wurden die Stöße in dem Mittelquerträger und den beiden Endquerträgern geschlossen und damit das Trägerrostsystem hergestellt. Bei einer Stützweite von nur etwa 20 m war hier das Einzelgewicht der Überbauten trotz Betonplatte noch unter 100 t, so dass ein Einheben mit einer vernünftigen Krangröße noch möglich war. Die Transportmöglichkeiten, also Abmessungen und Gewicht der Einzelüberbauten, haben hier den Einsatz einer Verbundkonstruktion ermöglicht. Die Stahlbetonverbundplatte war vor allem deshalb eine wirtschaftlich günstige Alternative, weil sie auf dem Vormontageplatz mit einer

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von unten kontinuierlich unterstützten Schalung erstellt werden konnte. Erst nach dem Einheben des vorgefertigten Überbaus wirkte das gesamte Konstruktionsgewicht auf das System und damit auf den Verbundquerschnitt. Mit diesem vollständigen Eigengewichtsverbund wurde für die Bemessung die optimale Schnittgrößenaufteilung im Verbundquerschnitt erreicht. So betrug das Verhältnis der Obergurtfläche des Stahlquerschnitts zu seiner Untergurtfläche nur noch ca. 25%. Ähnlich wie durch die Unterstützung beim Betonieren kann auch durch die Reihenfolge der Betonierabschnitte oder das nachträgliche Schließen von Gelenken, d. h. von Baustellenstößen, Einfluss auf den inneren Spannungszustand im Verbundquerschnitt und die Verteilung der Eigenlastschnittgrößen in einem statisch unbestimmten Längssystem genommen werden. So wird durch das nachlaufende Betonieren der Stützquerschnitte, dem sogenannten Pilgerschrittverfahren, die Betonplatte über der Stütze nur aus Ausbaulasten und Verkehrslasten auf Zug beansprucht. Diese Maßnahme, die der Rissweitenbegrenzung in der bewehrten, nicht vorgespannten Betonplatte über der Stütze dienen soll, erfordert ein sehr zeit- und kostenaufwendiges Verfahren des Schalwagens im Vor- und Rücklauf. Es stellt sich die Frage, ob nicht durch sorgfältige Fahrbahnabdichtung gegen Tausalz, konstruktiv sinnvolle Bewehrung bzw., wo möglich, auch begrenztes Vorspannen qualitativ gleichwertige, aber

Bild 9.3-18 Querschnitt Brücke Arminiusstraße

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

kostengünstigere Verbundbrücken erreicht werden.

9.3.3.2 Vorspannung Ebenso von großer Bedeutung im Hinblick auf die Fertigung ist die Wahl der Vorspannung in der Betonplatte. Man kann in Längs- und Querrichtung oder nur in jeweils einer Richtung vorspannen. Vorspannung in Längsrichtung lässt sich sowohl mit Hilfe von Spanngliedern als auch durch Montagemaßnahmen erreichen. Die Vorund Nachteile müssen bei jeder Bauaufgabe neu abgewägt werden. Bei üblichen Plattendicken von 30 bis 35 cm ist eine Spanngliedvorspannung in beiden Plattenrichtungen konstruktiv schwierig herzustellen. Die Bewehrungsdichte bei zwei Spanngliedrichtungen, die zusätzlich erforderliche schlaffe Bewehrung und eventuelle Einbauten für Entwässerung und Ähnliches erschweren das Einbringen und Verdichten des Betons. Grundsätzlich sollte man also eine Spanngliedvorspannung immer nur in einer Brückenrichtung, längs oder quer, vorsehen. Die Brücke Arminiusstraße, gebaut von der Firma Dörnen Stahlbauwerke, Dortmund, und Hochtief, Dortmund, im Auftrag der Stadt Dortmund, ist hierfür ein Beispiel [Kuhlmann, 1995] (Bild 9.3-18). Die Brücke Arminiusstraße hat einen typischen zweistegigen Plattenbalkenquerschnitt. Die beiden Hauptträger haben

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

einen Abstand von 7 m, die Kragarmlänge beträgt 3,75 m. Wegen dieser Stützungsverhältnisse ist die Fahrbahnplatte in Brückenquerrichtung mit Spanngliedern vorgespannt. Auf eine Spanngliedvorspannung in Brückenlängsrichtung wurde jedoch bewusst verzichtet. Statt dessen wurde eine Längsvorspannung durch Montagemaßnahmen erzeugt. Die Brücke wurde in überhöhter Lage betoniert. Nach dem Erhärten des Betons wurde die Brücke um ca. 30 cm an den Pfeilern planmäßig abgesenkt, wodurch über den Innenstützen eine Druckvorspannung in der Fahrbahnplatte erzeugt wurde. Die erforderliche Betonstahlbewehrung (an den Innenstützen) wurde damit deutlich reduziert. Allerdings erzeugt solch eine Vorspannung, egal ob durch Absenkung oder Spannglieder, nicht nur eine Druckbeanspruchung in der Platte, sondern auch Zugbeanspruchung im Stahlträgeruntergurt, und das nicht nur über den Stützen, sondern auch im ohnehin zugbeanspruchten Feldbereich. Infolge einer solchen Absenkmaßnahme zur Vorspannung muss in der Regel also der Stahlträgeruntergurt verstärkt werden. Ein weiteres Beispiel für Längsvorspannung, hier jedoch mit Spanngliedern, ist

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die 1995 erneuerte Moselbrücke zwischen Bernkastel und Kues. Der Überbau besteht aus einem zweizelligen Stahlkasten mit einem gemeinsamen Mittelsteg und einer durchgehenden Betonfahrbahnplatte. Durch die Unterstützung der drei Stege konnte auf eine Quervorspannung der Platte verzichtet werden. In Längsrichtung ist die Brücke durch Spannglieder vorgespannt. Die Trägerhöhe variiert zwischen 2 m und 4,3 m. An den Pfeilern werden durch das statische System ebenso wie durch den Betoniervorgang besonders hohe Stützmomente erzeugt, das heißt hohe Zugkräfte in der Fahrbahnplatte oben und hohe Druckkräfte im Untergurt. Die hohen Zugkräfte in der Fahrbahnplatte werden durch die Längsvorspannung überdrückt. Die hohen Druckkräfte im Untergurt werden nicht wie üblich durch ein dickes eng ausgesteiftes Stahlblech aufgenommen, sondern durch einen Doppelverbundquerschnitt mit Bodenplatte aus Beton. Sie ist ca. 29 m lang und zwischen 25 und 50 cm dick. Anhand der schematischen Darstellung im Bild 9.3-19 wird der Bauablauf der Brücke erläutert. Als erstes wurden die drei Teile des Stahlüberbaus im Werk als Großbauteile von 7,5 m Breite und jeweils ca.

25 cm

Bild 9.3-19 Bauablauf Moselbrücke Bernkastel-Kues

25 cm

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50 m Länge mit Hilfe eines Schwimmkrans montiert. Dabei wurde der Mittelteil gelenkig zwischen die zuvor aufgelegten Seitenteile eingehängt. Nachdem die Baustellenstöße verschweißt waren, wurden an den Brückenenden die Lager abgebaut und so der Überbau an den Widerlagern freigesetzt. Durch das Freisetzen lag für die dann folgenden Betoniervorgänge ein eindeutiges statisch bestimmtes System vor. Anschließend wurde symmetrisch zu den Pfeilern betoniert. Das fing mit dem Betonieren der Betonbodenplatten und der Pfeilerquerträger an und setzte sich im gleichen Sinne beim Betonieren der Fahrbahnplatte in insgesamt sechs Betonierabschnitten fort. Durch das Verhältnis Feldlänge gleich etwa doppelte Kragarmlänge wurden beim Betonieren wie an einem Wiegebalken immer links und rechts vom Pfeiler die gleichen Beanspruchungen erzeugt. Da das Betonieren am Pfeiler begann, wirkte der Hauptanteil der Beanspruchung auf den Verbundquerschnitt. Durch das doppelte Kragarmsystem erhielten die Stahlobergurte beim Betonieren praktisch nur Zugbeanspruchung. Sie konnten daher sehr wirtschaftlich ausgelegt werden. Im zwölften Schritt wurden die Brückenenden um ca. 25 cm angehoben und eine Lagerung eingerichtet. Durch das Anheben wurde im Tragwerk planmäßig ein Zwängungszustand eingeprägt. In diesem Fall diente die Montagemaßnahme nicht zur Vorspannung des Systems sondern zur Erhöhung des Anpressdrucks an den Widerlagern. Nach dem Anheben wurden die Endquerträger betoniert, die Lager eingebaut, die Brücke mit Kappen und Asphalt ausgerüstet. Dann konnte der Verkehr von der alten Moselbrücke auf die neue Brücke umgeleitet werden. Anschließend wurde die alte Brücke abgebrochen. Ihre Pfeiler und Widerlager wurden saniert und für die Aufnahme der neuen Brückenkonstruktion vorbereitet. Während einer Sperrzeit für

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

den Verkehr wurde die neue Brücke aus der Umfahrungslage um ca. 13 m in ihre endgültige Lage quer verschoben. Danach wurde die Brückenausrüstung vervollständigt, die Fahrbahnübergänge eingebaut, die Lager wieder eingerichtet usw. Anschließend konnte die Brücke wieder für den Verkehr freigegeben werden. Die Moselbrücke Bernkastel-Kues ist ein besonderes Beispiel dafür, wie durch die Montagefolge und durch gezielte Montagemaßnahmen die Beanspruchungen im Verbundquerschnitt maßgeblich beeinflusst werden. Man hat hier gezielt durch das Freisetzen an den Widerlagern und die Betonierfolge Eigenlastschnittgrößen zum Verbundquerschnitt an die Pfeiler verlagert. „Teurer“ Stahlobergurt ist hier durch Spanngliedlängsvorspannung ersetzt worden. Nach der Diskussion über Spanngliedvorspannung in dünnen Betonstegen würde man heute möglicherweise im Sinne der Überwachung und Auswechselbarkeit ähnlich wie bei Spannbetonüberbauten die Längsspannglieder als externe Spannglieder im Kasten führen.

9.3.4 Systemabhängige Bauabläufe 9.3.4.1 Allgemeines Bauabläufe werden maßgeblich durch die äußeren Rahmenbedingungen bestimmt, wie Zugänglichkeit der Baustelle, Möglichkeiten der Hilfsunterstützung und freie Montageflächen. Aber ebenso gibt es Randbedingungen, die sich aus dem statischen System ergeben. Eine Schrägseilbrücke wird typischer Weise im Freivorbau errichtet, indem mit wachsendem Kragarm nach und nach die verschiedenen Seilebenen eingezogen werden können. Bei Hängebrücken müssen als erstes immer die Pylone errichtet und das Tragkabel eingezogen werden. Beide Systeme sind Beispiele dafür, dass die statischen Systeme im End- und im Bauzu-

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

881

stand die gleichen sind. Ein unschätzbarer Vorteil, wenn gerade für große Spannweiten im Bauzustand kein Hilfssystem erforderlich ist. Anders ist es bei Bogensystemen: Die Vorteile der Bogenwirkung, Abtragung der Lasten über Drucknormalkräfte, kommen erst dann zur Wirkung, wenn der Bogen geschlossen ist. Bei Stabbogenbrücken muss sogar der Fahrbahn- und Versteifungsträger als Zugband angeschlossen sein, um das statische System des Endzustands zu aktivieren. Da also in jedem Fall Hilfskonstruktionen erforderlich sind und die für möglichst geringe Lasten ausgelegt werden sollten, heißt ein Grundsatz bei der Montage von Bogenbrücken mit Verbundfahrbahn, dass immer erst das Bogensystem zu schließen ist, bevor die Betonfahrbahnplatte betoniert wird. Die folgenden Beispiele von Stabbogenbrücken bzw. „echten“ Bogenbrücken zeigen deshalb vor allem typische Verfahren zur Montage der Stahlunterkonstruktion. Die Erstellung der Betonfahrbahnplatte folgt den üblichen Verfahren, siehe 9.3.2. Wichtiger systemabhängiger Punkt ist hier allerdings die Berücksichtigung, dass Bodensysteme empfindlich auf unsymmetrische Lasten reagieren, siehe Abschnitt 5.4.4.1, und man deshalb am besten auch symmetrisch betoniert, d. h. zum Beispiel von der Mitte beginnend immer abwechselnd zu beiden Seiten.

9.3.4.2 Montage von Stabbogenverbundbrücken Erst wenn Bogen und Versteifungsträger geschlossen und miteinander verschweißt sind, wirkt das Stabbogensystem. Bis dahin braucht die Konstruktion zusätzliche Unterstützungen zwischen den Lagerpunkten. Vorteilhaft ist natürlich, wenn diese Unterstützung am eigentlichen Einbauort erfolgen kann, wie zum Beispiel bei der Montage der Amperbrücke [Hagedorn et al., 1997], siehe Bild 9.3-20. Hier war es mög-

Bild 9.3-20 Montageablauf Amperbrücke

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9 Herstellung und Ausführungsmethoden

lich im Überflutungsgebiet der Amper Hilfsunterstützungen zu setzen, die die Spannweite von 70,2 m auf 40,2 verkürzten. Der Trägerrost wurde in 4 Achsen gelagert und diente zur Unterstützung der Bogenhilfsstützen, auf die die jeweils zwei Bogenschüsse abgesetzt wurden. Nach Verschweißen der Bogen wurden als letzter Schritt die Hänger eingebaut. Bogenhilfsstützen und Hilfslager konnten dann entfernt werden und das Gesamtsystem wurde auf Verschubbahnen an den Auflagerbänken in die Endlage quer verschoben. Von dieser typischen Reihenfolge: 1. Fahrbahnrostfertigstellung, 2. Bogenmontage, 3. Hängermontage wird nur in sehr seltenen Fällen abgewichen. Ein Beispiel hierfür ist die Saalebrücke Beesedau [Heiland et al., 2000], wo es ebenfalls möglich war, Hilfsunterstützungen vor Ort vorzusehen, die aber in diesem Fall direkt der Bogenmontage dienten. Günstig für den gesamten Zeitablauf wurde parallel dazu der Fahrbahntrog unabhängig hinter dem Widerlager

erstellt und in Taktschiebebauweise montiert. Erst nach Fertigstellung beider unabhängiger Systeme erfolgte die eigentliche Kopplung zwischen Bogen und Fahrbahntrog und der Einbau der Hänger. Häufig ist es aber gerade an schiffbaren Wasserwegen nicht möglich, Hilfsunterstützungen zu errichten. Hier hängt die Montageart wesentlich vom möglichen Montageplatz ab. Bei der Brücke Fischerdorf z. B. konnte die Stahlkonstruktion auf der schon fertiggestellten Spannbetonvorlandbrücke zusammengebaut werden., siehe Bild 9.3-21. Der Zusammenbau zum kompletten Stabbogensystem erfolgte auf dicht unterstützter Zulage. Zum Verschieben wurde die Brücke nach dem Freisetzen vorne auf Pressen mit Gleitschuhen aus Teflon-Gleitlagern und hinten durch schnabelförmige Verlängerungen auf gummibereiften Plattformwagen abgestützt. Nach dem Vorrollen auf der Verschubbahn wurde der Überbau vorne auf ein Schiff umgelagert, das in der 2. Hängerachse,

Vormontage

Vorschieben

Einschwimmen

Bild 9.3-21 Montageablauf Donaubrücke Fischerdorf

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

die entsprechend durch eine Bogenstütze verstärkt war, die Brückenlagerung übernahm. Zur Stabilisierung während Vorrollen und Einschwimmen wurden die Hänger untereinander durch einen Hilfsverband und der Bogen durch eine Bogenstrebe gehalten. Nicht immer kann solch ein günstiger „Fahrweg“ durch Vorlandbrücken zur Verfügung gestellt werden. So konnte zum Beispiel die Elbebrücke Dömnitz [Lüesse et al., 1993] nur hinter dem Widerlager auf einem Straßendamm erstellt werden und musste dann durch Verschieben auf dem Damm und Einschwimmen mit zeitweise auch 2 Pontons längs in die Endlage transportiert werden. Dazu gehörte ein mehrmaliges Umsetzen auf verschiedene Lagerpunkte, entsprechend viele verschiedene Zwischenzustände und statische Systeme, die auch für die Dimensionierung der Stahlkonstruktionen zum Teil maßgebend wurden. Da Stabbogenbrücken vergleichsweise niedrige Versteifungsträger und Stege haben sind, ist eine Längseinschieben mit festen Lagerpunkten, die gezielt verstärkt werden können, trotz dieses Aufwands aber in der Regel sinnvoll.

Bild 9.3-22 Montage Grenzbrücke über die Oder

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Unter Umständen befindet sich der Vormontageplatz gar nicht in unmittelbarer Einbaunähe, so dass Längs- und Querverschieben nicht möglich sind. Bild 9.3-22 zeigt das Einschwimmen des Bogenfelds der Grenzbrücke über die Oder bei Frankfurt [BMVBW, 2003]. Hier wurde die Stahlkonstruktion der Stabbogenverbundbrücke vollständig auf einer schwimmenden Montageplattform, bestehend aus mehreren Pontons, auf der Oder in ca. 300 m Entfernung vom Einbauort zusammengebaut. Gerade die letzten Beispiele zeigen, dass Verbundlösungen, die ein „leichtes“ Stahlstabbogensystem im Bauzustand für das Verschieben und Einschwimmen und das spätere Betonieren haben, sich für die Überbrückung schiffbarer Wasserwege ohne Möglichkeiten der Hilfsunterstützung besonders eignen.

9.3.4.3 Montage von echten Bogenbrücken Da eine Bogenwirkung erst existiert, wenn auch das letzte Schlussstück des Bogens kraftschlüssig eingesetzt ist, müssen für die

884

Bild 9.3-23 Ansicht Isarbrücke Grünwald

Bild 9.3-24 Montageablauf Elbebrücke Pirna

9 Herstellung und Ausführungsmethoden

9.3 Brücken in Verbund- und Mischbauweise

Herstellung des Bogens umfangreiche Abstützungen vorgesehen werden. Bei Bogentragwerken wie die Wilde Gera [DEGES, 2000] oder die Brücke Albrechtsgraben [DEGES, 2001], bei denen ein einzelliger Stahlkasten mit Verbundplatte auf einem geschlossenen Betonbogen aufgeständert ist, kann die Bogenmontage unabhängig vom Überbau durch Freivorbau mit Abspannungen erfolgen. In beiden genannten Fällen wurden anschließend die hinter den Widerlagern zusammengebauten offenen Stahlkästen durch Längsverschub über die Aufständerungen des Betonbogens geschoben. Anschließend erfolgte die Erstellung der Verbundfahrbahnplatte mit Schalwagen wie in 9.3.2.2 beschrieben. Schwieriger ist die Montage, wenn der Fahrbahnträger selber den Bogen schließt, wie zum Beispiel bei der Elbebrücke Pirna [Eilzer et al., 1999] oder der Isarbrücke Grünwald [Fink, 1999]. Bei der Isarbrücke Grünwald, siehe System Bild 9.3-23, war es möglich Hilfsjoche auch in die Isar bzw. den Isarkanal zu stellen. Dadurch konnten die leichten Bogenträger aus Stahlkästen zusammen mit den Versteifungsträgern (ebenfalls Stahlkästen) und den Ständern direkt vom Lkw gehoben und auf Lager und Joche aufgelegt und dort verschweißt werden. Für die Elbebrücke Pirna mit Betonbogen erfolgte die Herstellung der Bogenhälften über der Elbe und die gleichzeitige Montage der Überbauschüsse im Freivor-

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bau mit Hilfspylon und Hilfsabspannung. Bild 9.3-24 zeigt die Montagefolge des Freivorbaus. Durch die vorgezogene Erstellung der landseitigen Bogenhälfte konnte zu einem recht frühen Zeitpunkt die Bogendruckkraft über den Überbau kurzgeschlossen werden. Das Schlussstück des Überbaus, das gleichzeitig auch den großen Bogen mit 134 m Spannweite über die Elbe schließt, wird mit Hilfe eines Schwimmkrans montiert. Danach können die Hilfspylone und Abspannungen abgebaut werden. Bei einer solch aufwändigen Abspannungskonstruktion stellt sich schon die Frage, ob nicht eine Schrägseilbrücke mit gleicher Abspannung im Bau- und im Endzustand hier wirtschaftlicher gewesen wäre. Anschließend folgte wie auch in den anderen Beispielen die Herstellung der Betonfahrbahnplatte mit konventionelle Schalwagenkonstruktion. Erstaunlich ist auch, dass im Zusammenhang mit solchen Verbundbogentragwerken und den Schwierigkeiten im Freivorbau diesen schweren Betonbogen zu schalen, zu bewehren und zu betonieren, man zumindest nach unserem Wissen bisher noch keinen echten Verbundbogen realisiert hat. Eigene Versuche im Rahmen von Sonderentwürfen eine solche „gekrümmte Verbundstütze“ durchzusetzen, sind bisher nicht auf ernsthaft interessierte Partner getroffen.

10 Brückenausrüstung

10.1 Fahrbahnausbildung und Dichtungen Ursula Freundt (bis 10.2; in die Abschnitte 10.1 und 10.2 sind Ausarbeitungen von Günter Ramberger eingeflossen)

10.1.1 Fahrbahnen von Straßenbrücken 10.1.1.1 Fahrbahnplatten-Stahl (orthotrope Platte) Jede Brücke ist ein Bestandteil eines Straßenzugs. Der Fahrbahnbelag der Brücke sollte sich daher nicht von dem des Straßenzugs unterscheiden. Brücken mit Stahldeck erhalten normalerweise bituminöse Brückenbeläge, Gehwege öfter auch reaktionsharzgebundene Dünnbeläge. Der Fahrbahnbelag besteht aus Dichtungsschicht, Schutzschicht und Deckschicht (Bild 10.1.1-1). Die Stahloberfläche wird für den Korrosionsschutz durch mechanisches Strahlen oder Flammstrahlen nach EN ISO 12 944 vorbereitet. Bei Flamm-

strahlentrostung ist dafür zu sorgen, dass die Beschichtung an der Deckblechunterseite keinen Schaden erleidet. Nach dem Flammstrahlen ist die Oberfläche mit mechanischen Bürsten zu reinigen. Das Strahlgut muss umweltgerecht entsorgt werden. Auf die so vorbereitete Fläche folgt die Grundierungsschicht als Korrosionsschutz. Sie besteht aus bituminösen Beschichtungsstoffen oder Reaktionsharzbeschichtungsstoffen, meist mit haftverbessernden Zusätzen. Darauf folgen die Haftschicht und die Klebeschicht aus bituminösen Stoffen oder lösungsmittelfreien Harzen mit guten Klebeeigenschaften, gegebenenfalls mit einer Abstreuung. Klebe- und Haftschicht zusammen, manchmal auch an deren Stelle eine Schicht, bilden die Dichtungsschicht. Darauf folgt die Schutzschicht aus Gussasphalt, Splittmastixasphalt oder Asphaltbeton mit einem Hohlraumgehalt < 4 Vol.%. Die Schutzschicht gleicht auch die Unebenheiten des Deckblechs aus. Die Nenndicke der Schutzschicht beträgt normalerweise 3,5 bis 4 cm, sollte jedoch an keiner Stelle unter 2,5 cm und in einer Schicht über 5 cm dick

Bild 10.1.1-1 Aufbau Brückenbelag auf Stahl [Vollrath et al., 2002]

888

sein. Größere Dicken sind in zwei Arbeitsgängen aufzubringen. Auf die Schutzschicht wird die Deckschicht als obere Verschleißschicht aufgebracht. Sie hat üblicherweise eine Dicke von 3,5 bis 4 cm und wird aus denselben Materialien wie die Schutzschicht hergestellt. Werden Deckschichten aus Splittmastixasphalt oder Asphaltbeton auf Schutzschichten aus Gussasphalt gelegt, dann wird die heiße Gussasphaltschicht mit bituminösem Edelsplitt abgestreut. Auch beim Aufbringen von Gussasphalt ist darauf zu achten, dass der Korrosionsschutz an der Unterseite des Deckblechs keinen Schaden nimmt. Fuß- und Radwege erhalten Oberflächenvorbereitung, Korrosionsschutz und entweder die Dichtungsschicht wie die Fahrbahn mit einer etwa 3 cm dicken Lage Gussasphalt als Schutz- und Verschleißschicht oder eine zweilagige Deckschicht aus reaktionsharzgebundenen Dünnbelägen, wobei jede Schicht mit Quarzsand abgestreut wird. Die Gesamtdicke des Fahrbahnbelags auf orthotropen Platten beträgt somit etwa 8 bis 10 cm, des Gehwegbelags etwa 4 cm bei Gussasphalt und etwa 1 cm bei Dünnbelägen.

10.1.1.2 Fahrbahnplatten-Beton Analog dem Fahrbahnbelag auf Stahl (Bild 10.1.1-1) besteht der Fahrbahnbelag auf Stahlbeton- und Spannbetonfahrbahnplatten aus der Dichtungsschicht, der Schutzschicht und der Deckschicht. Die Dichtungsschicht setzt sich zusammen aus einer auf die vorbehandelte Betonoberfläche aufgetragene Grundierung (ggf. Versiegelung) oder Kratzspachtelung auf Reaktionsharzbasis und einer einlagigen bzw. zweilagigen Bitumen-Schweißbahn oder einer Dichtungsschicht aus Flüssigkunststoff. Die Vorbereitung der Betonoberfläche erfolgt i. d. R. durch Strahlen mit festen

10 Brückenausrüstung

Strahlmitteln. Nach der Vorbehandlung muss die Abreißfestigkeit im Mittel mindestens 1,5 N/mm2 betragen. Sofern die Rautiefe der vorbereiteten Betonoberfläche die zulässigen Werte überschritten hat, wird anstelle der Grundierung eine Kratzspachtelung aufgetragen. Die Bitumenbahn wird auf die vorbehandelte Betonoberfläche aufgeschweißt. Als Schweißbahn kommen Polymerbitumen-Schweißbahnen mit hochliegender Trägereinlage oder metallkaschierte Bitumen-Schweißbahnen zum Einsatz. Im Übergangsbereich von der Fahrbahn zur Kappe wird bei Ausführung einer einlagigen Abdichtung zur Verstärkung der Dichtungsschicht eine mindestens 30 cm breite, edelstahlkaschierte BitumenSchweißbahn oder ein Edelstahlband auf Bitumenklebemasse angeordnet. Als Flüssigkunststoffe für die Dichtungsschicht werden hitze- und alterungsbeständige sowie gleichzeitig bitumenverträgliche Stoffe auf der Basis von Urethan-Elastomeren verwendet. Bei Ausführung der Dichtungsschicht als einlagige Abdichtung mit einer Bitumen-Schweißbahn und im Falle einer Flüssigkunststoffabdichtung wird die Schutzschicht aus Gussasphalt hergestellt. Die Dicke der Schutzschicht beträgt i. d. R. 3,5 cm. Die Dicke der Schutzschicht darf in einer Lage nicht mehr als 5 cm betragen. Größere Dicken sind wiederum in zwei Arbeitsgängen anzufertigen. Die Schutzschichtdicke darf außer bei Schweißbahnüberlappungen an keiner Stelle 2,5 cm unterschreiten. Sofern als Deckschicht Asphaltbeton oder Splittmastixasphalt vorgesehen ist, wird die noch heiße Gussasphaltschutzschicht mit bitumenumhülltem Edelsplitt abgestreut. Bei Ausführung der Dichtungsschicht als zweilagige Abdichtung mit BitumenSchweißbahn wird die Schutzschicht aus Asphaltbeton ausgeführt. Ansonsten gelten

10.1 Fahrbahnausbildung und Dichtungen

für die maximale und minimale Schichtdicke ähnliche Forderungen wie für Gussasphaltschutzschichten. Die Deckschicht sollte der Deckschicht der anschließenden Straße entsprechen. Die Dicke der Deckschicht beträgt i. d. R. bei Gussasphalt 3,5 cm, bei Splittmastixasphalt und bei Asphaltbeton 4,0 cm. Im Falle der Abdichtung mit einer einlagigen Bitumen-Schweißbahn wird in der Deckschicht ein 20 cm breiter Randstreifen vor dem Schrammbord aus Gussasphalt ausgebildet. Vor Schrammborden, Einbauten oder sonstigen Begrenzungen werden in der Schutz- und Deckschicht 2 cm breite Fugen ausgeführt. Diese Fugen werden mit bituminöser Fugenvergussmasse verfüllt. Zur Vermeidung einer Dreiflankenhaftung wird die Fuge in der Deckschicht vor Schrammborden und Bordsteinen mit einem Unterfüllstoff oder einem hitzebeständigen Kunststoff versehen.

10.1.1.3 Holzbeläge Holzbohlenbeläge werden häufig bei Radund Gehwegbrücken ausgeführt. Die Bohlen sind auf der tragenden Konstruktion (Längs- oder Querträger) durch Verschraubung oder Vernagelung befestigt.

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Bohlenbeläge sind häufig Trag- und Verschleißschicht zugleich. Ihre Dicke wird demzufolge über das statisch notwendige Maß hinaus um mindestens 2 cm größer gewählt. Die Verlegung erfolgt i. d. R. quer zur Laufrichtung mit offenen Fugen. Die günstigste Fugenbreite beträgt zwischen 6 und 8 mm. Dadurch werden Zwängungen im Belag infolge Quellen der Bohlen vermieden. Häufig kommen gespundete Bohlen zur Anwendung, die gegenüber offen verlegten Bohlen folgenden Vorteile aufweisen: x Vermeidung von Schmutzkegeln und damit verbundenen Feuchtigkeitsansammlungen über den Auflagerhölzern x Verhinderung des Eindringens von Regenwasser in die Unterkonstruktion x Vermeidung von gegenseitigen Verwerfungen und unterschiedlichen Durchbiegungen benachbarter Bohlen. Sofern der Bohlenbelag diagonal angeordnet ist, wird eine Mitwirkung des Fahrbahnbelags als Teil des Windverbands erzielt. Zur Erhöhung der Rutschsicherheit bei Nässe und im Winter werden im Bohlenbelag oberseitig Längsrillen von ca. 7–8 mm Breite, ca. 10 mm Tiefe und in Abständen von 10–20 mm vorgesehen.

Bild 10.1.1-2 Prinzipieller Aufbau für den Bohlenbelag auf einer Fußgängerbrücke

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10 Brückenausrüstung

In gespundeter Ausführung sollten die Nuten einen Bewegungsspielraum von etwa 4% der Bohlenbreite aufweisen, um sich den unterschiedlichen Klimabedingungen schadlos anpassen zu können. Zum Einsatz kommen kesseldruckimprägnierte Bohlen aus Kiefernholz. Dauerhafter ist die Verwendung von Bohlenbelägen aus Kernholz der Eiche, Lärche oder Douglasie. Zwischen Bohlenbelag und tragender Unterkonstruktion werden gewebeverstärkte Kunststofffolien, Bitumenpappen oder verzinkte Bleche angeordnet, um die Unterkonstruktion vor stauender Nässe zu schützen. Bild 10.1.1-2 zeigt den prinzipiellen Aufbau des Bohlenbelags. Weitere Beispiele sind in [EG Holzbau, 1997] dargestellt.

10.1.2 Oberbau von Eisenbahnbrücken 10.1.2.1 Oberbau auf Stahl

Gleisachse Tragwerkachse

In der Regel besteht heute der Oberbau von Eisenbahnbrücken aus den Schienen auf Schwellen im Schotterbett (Bild 10.1.2-1). Das hat den Vorteil, dass das Schotterbett über die gesamte Strecke durchläuft und stellt sowohl für Wartung und Erhaltung als auch für den Lärmschutz die beste Lösung dar. Die Regelbreite des Schotterbetts

beträgt 4,40 m, der Abstand zwischen Deckblech und Schwellenunterkante an der Stelle der tieferliegenden Schiene soll mindestens 30 cm betragen. Somit ergibt sich eine Mindestdicke des Schotterbetts ab Schwellenoberkante der tiefer liegenden Schiene von 55 cm und ein Abstand von Schienenoberkante bis Oberkante Deckblech von 72 cm bei Schienenform UIC 60. Die Schottertrogoberfläche wird zur Vorbereitung der Beschichtung mechanisch gestrahlt oder flammgestrahlt nach EN ISO 12 944. Darauf wird eine Grundbeschichtung aus Reaktionsbeschichtungsstoff aufgebracht und mit Quarzsand abgestreut. Auf die Grundbeschichtung werden zwei etwa je 2,5 mm dicke Schichten aus Reaktionsbeschichtungsmörtel (Polyethan oder Epoxiharz) aufgespachtelt und nach jeder Schicht mit Quarzsand abgestreut. Neben den heute üblichen Schotterbettfahrbahnen werden bei Nebenstrecken und Behelfsbrücken auch offene Fahrbahnen ausgeführt. Ihr Vorteil gegenüber dem Schotterbett ist das geringere Gewicht. Die Nachteile sind allerdings die hohe Lärmbelästigung sowohl der Umgebung als auch der Reisenden, die Notwendigkeit von Schienenauszugsvorrichtungen an Brückenenden mit beweglichen Lagern und die unveränderliche Lage und Höhe der Gleise an beiden Brückenenden. Bei offenen Fahrbahnen werden die Schwellen unmittelbar

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r⭌ 40 r⭌

SO ± 0

–720 ≥300 550 40

40

Bild 10.1.2-1 Schotterbettfahrbahn [DS 804]

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10.1 Fahrbahnausbildung und Dichtungen

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Bild 10.1.2-2 Offene Fahrbahn [Inst. F. Stahlbau, TU Wien]

auf den Längsträgern gelagert, die bei ausreichender Konstruktionshöhe auf den Querträgern oder bei beschränkter Höhe zwischen den Querträgern angeordnet werden. Die Längsträger werden im Allgemeinen als Durchlaufträger ausgebildet. Die Abstände der Längsträger betragen 1,5 m bis 2,0 m, die der Querträger 2,0 m bis 6,0 m. Die Schwellen werden mit Stemmwinkeln an den Längsträgern befestigt. Eine allenfalls

erforderliche Überhöhung im Bogen wird durch stählerne Unterlagsplatten erzielt. Die Bereiche seitlich und zwischen den Schienen müssen entweder mit Bohlen oder mit Blechen abgedeckt werden, damit im Notfall die Reisenden auch auf der Brücke aussteigen können (Bilder 10.1.2-2 und 10.1.2-3). In ausgesprochen seltenen Fällen und nur mit ausdrücklicher Zustimmung der Bahnverwaltung werden direkte Schienen-

Bild 10.1.2-3 Schwellenbefestigung bei offener Fahrbahn [Inst. F. Stahlbau, TU Wien] (Abdeckungen nicht dargestellt)

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10 Brückenausrüstung

Bild 10.1.2-4 Direkte Schienenlagerung [Beyer et al., 1977]

lagerungen auf orthotropen Fahrbahnplatten ausgeführt (Bild 10.1.2-4). Da die Schienenoberkante wesentlich genauer liegen muss als das Deckblech, muss eine variable Ausgleichsschicht zwischen Deckblech und Schienenbefestigung vorhanden sein. 10.1.2.2 Oberbau auf Beton Ausbildungen des Oberbaus auf Eisenbahnbrücken sind umfänglich in [Köppel, 1999] beschrieben und werden hier auszugsweise zusammengefasst. Die Regelbauart bei Eisenbahnbrücken aus Beton ist eine Deckbrücke mit einem ca. 80 cm dicken Schotterbett. Der Schotter als Material für die Oberbaukonstruktion hat sich über Jahre hinweg als eine gute Konstruktion bestätigt. Mit günstigen Eigenschaften, wie geringe Herstellungskosten, leichte Veränderbarkeit und Höhenregulierung der Konstruktion, sowie gute Körper-und Luftschalldämmung, hat sich der Schotteroberbau bei allen Schienenwegen durchgesetzt. Den Aufbau dieser Konstruktionen zeigt Bild 10.1.2-5. Mit geeigneten Befestigungsmitteln werden die Schienen mit den Betonschwellen zu einem Gleisrost, welcher im Schotter eingebettet ist, verbunden. Diese Verbindung ist verdreh- und durchschubsicher

auszubilden. Durch die somit erzielte Rahmensteifigkeit ist die Lagesicherheit des Gleises gewährleistet. In den letzten Jahren hat sich eine weitere Oberbauart, die Feste Fahrbahn, für hohe Geschwindigkeiten und geringen Wartungsaufwand bewährt. Bei der Festen Fahrbahn wird das Schotterbett durch eine lastverteilende Tragplatte aus Beton oder Asphalt ersetzt. Auf dieser Platte werden die Schienen elastisch gelagert. Bei der damaligen Deutschen Bundesbahn wurden bereits 1972 zwei Versuchsstrecken in Oelde und Rheda mit Fester Fahrbahn hergestellt. Untersuchungen haben gezeigt, dass der Oberbau RHEDA auch für den Hochgeschwindigkeitsbetrieb geeignet ist [Matthews, 1998]. Die Vorteile der Festen Fahrbahn sind: x besseres Langzeitverhalten des Oberbaus bei Reduzierung der Unterhaltungsarbeiten, x bei hohen Geschwindigkeiten wird kein Schotter aufgewirbelt, x der uneingeschränkte Einsatz der verschleißfreien Wirbelstrombremse ist möglich. In den letzten Jahren sind eine Reihe von Bauarten der Festen Fahrbahn entwickelt worden. Die für den Erdkörper zugelassenen Fahrbahnen sollten aus technologischen

10.1 Fahrbahnausbildung und Dichtungen

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Bild 10.1.2-5 Regelquerschnitt in Verbundbauweise mit zweigleisigem Schotteroberbau aus [Curbach, 1997]

Gründen ohne wesentliche konstruktive Änderungen auch auf Eisenbahnbrücken angewendet werden. Grundsätzlich ist zu vermerken, dass die Feste Fahrbahn nur dann einzubauen ist, wenn der Oberbau auch vor und hinter dem Brückenbauwerk als Feste Fahrbahn ausgebildet ist. An die Überbauten werden in Abhängigkeit von der Bauart zum Teil

höhere Steifigkeitsanforderungen gestellt. Der Elastizitätssprung zwischen Brücke und Erdkörper muss durch geeignete konstruktive Maßnahmen im Übergangsbereich abgefangen werden. Eine Korrektur der Gleisanlage muss gewährleistet werden, weil zum Beispiel bei Spannbetonüberbauten durch das Kriechen des Betons Aufwölbungen entstehen können.

Bild 10.1.2-6 Bauart RHEDA auf Brücken aus [Nesnau, 1997]

894

Auf Spannbetonbrücken ist die Bauart RHEDA (Bild 10.1.2-6) seit 1973 zugelassen. Es ist in Deutschland die bisher einzige im Eisenbahnbetrieb erprobte Bauart.

10 Brückenausrüstung

dann in der Bezeichnung erkenntlich, zum Beispiel ein Verformungsgleit- oder Topfgleitlager.

10.2.2 Verformungslager

10.2 Lager 10.2.1 Übersicht Lager sind nach EN 1337 [DIN EN 1337-1] Bauteile, die Verdrehungen zwischen zwei Bauwerksteilen ermöglichen und anforderungsgemäß definierte Lasten übertragen. Sie erlauben Verschiebungen in alle Richtungen einer Ebene, oder sie verhindern Verschiebungen. Elemente, die planmäßig Momente um die vertikale Achse oder Zugkräfte übertragen, sind nicht in Normen geregelt. Zuglager sind Sonderkonstruktionen, die in Einzelfällen vorkommen können. Einen Überblick über den Stand der Normung gibt Tabelle 10.2.1-1. Der Tabelle sind auch die gebräuchlichen Lager zu entnehmen. Die aufgeführten Gleitteile stellen dabei keine eigenständigen Lager dar. Ihre ausgezeichnete Funktion ist die Realisierung von Verschiebungen mit geringen Widerständen. Für die im Bauwerk stets erforderliche Verdrehungskapazität wird das Gleitteil mit einem Lager kombiniert. Die Kombination ist

Im Brückenbau sind Verformungslager immer bewehrte Elastomerlager. Sie bestehen aus Elastomerschichten und Stahlblechen als Bewehrungseinlagen. Die Grundrissform ist viereckig (rechteckig, quadratisch) oder kreisrund. Als Sonderformen gibt es auch ovale und achteckige Lager. Die Bewehrungseinlagen aus Stahlblech sind in gleichem Abstand untereinander und symmetrisch zur Lagermittelfläche angeordnet und werden durch Warmvulkanisation mit den Elastomerschichten verbunden. Der prinzipielle Querschnitt eines bewehrten Elastomerlagers ist in Bild 10.2.2-1 dargestellt. Als Rohpolymer bei Elastomerlagern ist gegenwärtig in Deutschland nur Chloroprenkautschuk (CR) zugelassen. In den europäischen Regelungen ist neben dem CR auch Naturkautschuk (NR) erlaubt. In Ländern mit tiefen Temperaturen wird der Naturkautschuk wegen seiner geringeren Versteifung bei tiefen Temperaturen bevorzugt. Obwohl der Gehalt an CR oder NR geregelt ist und physikalische und mechanische Eigenschaften des Elastomers definiert sind, sind die Arbeitslinien des

Bild 10.2.2-1 Querschnitt eines bewehrten Elastomerlagers nach DIN EN 1337-3

10.2 Lager

895

Tabelle 10.2.1-1 Regelwerke für Lager im Bauwesen Norm

Ausgabe

Titel

EN 1337 – Lager im Bauwesen – Europäische Norm DIN EN 1337-1

2001-02

Allgemeine Regelungen

DIN EN 1337-2

2004-07

Gleitteile

DIN EN 1337-3

2005-07

Elastomerlager

DIN EN 1337-4

2004-08

Rollenlager

DIN EN 1337-5

2005-07

Topflager

DIN EN 1337-6

2004-08

Kipplager

DIN EN 1337-7

2004-08

Kalotten- und Zylinderlager mit PTFE

DIN prEN 1337-8

2006-03

Führungslager und Festpunktlager

DIN EN 1337-9

1998-04

Schutz

DIN EN 1337-10

2003-11

Inspektion und Instandhaltung

DIN EN 1337-11

1998-04

Transport, Zwischenlagerung und Einbau

DIN 4141: Lager im Bauwesen – Deutsche Norm DIN V 4141-1

2003-05

Allgemeine Regelungen

DIN 4141-2

1984-09

Lagerung für Brücken

DIN 4141-2/A1

2003-05

Lagerung für Brücken: Änderung A1

DIN 4141-14

1985-09

Bewehrte Elastomerlager: Bauliche Durchbildung und Bemessung

DIN 4141-14/A1

2003-05

Bewehrte Elastomerlager: Bauliche Durchbildung und Bemessung; Änderung A1

DIN 4141-140

1991-01

Bewehrte Elastomerlager: Baustoffe, Anforderungen, Prüfungen und Überwachung

DIN 4141-140/A1

2003-05

Bewehrte Elastomerlager: Baustoffe, Anforderungen, Prüfungen und Überwachung; Änderung A1

Materials nicht gleich. Ursachen liegen in unterschiedlicher Menge und Art der Füll- und Hilfsstoffe. Zudem wird die genaue Rezeptur als „know how“ der Hersteller gehandelt. In Bild 10.2.2-2 ist beispielhaft eine Arbeitslinie eines CR 60 dargestellt. Für die Bewehrungsbleche kommt Stahl nach EN 10025 oder ein gleichwerti-

ger Stahl mit mindestens 18% Bruchdehnung zum Einsatz. Die Bleche sind 2 mm bis 5 mm dick. Bewehrte Elastomerlager übertragen vertikale Kräfte und verschieben und verdrehen sich unter entsprechender Einwirkung. Dies wird möglich durch die Verformbarkeit des Elastomers.

896

10 Brückenausrüstung

Bild 10.2.2-2 Arbeitslinie CR 60 (Mittelwerte)

Da in vertikaler Richtung unter Vertikalkräften keine tragverhaltensbeeinflussende Verformung erwünscht ist, wird die Steifigkeit in dieser Richtung durch die einvulkanisierten Stahlbleche erhöht. Die Stahlbleche verhindern die freie Verformbarkeit des Elastomers und es entstehen bei Beanspruchung Ausbauchungen zwischen den Blechen (Bild 10.2.2-3). Dabei entsteht im mittleren Lagerbereich die größte Druckbeanspruchung im Gummi und gleichzeitig die größte Zugbeanspruchung in den Blechen. Relativverschiebungen von Überbau und Unterbau bewirken eine Schubverformung des Elastomerlagers, die in gewissen Grenzen problemlos aufnehmbar ist. Die einvulkanisierten Bewehrungsbleche behindern diese Verformung nicht (die horizontale Steifigkeit ist ca. 1000-mal geringer

als die vertikale Steifigkeit), so dass der Verformungswiderstand nur zu vergleichsweise geringen Rückstellkräften führt. Eine Schubverformung setzt gleichzeitig wirkende Vertikalkräfte voraus, ansonsten würde das Lager durchrutschen. Die entsprechende Verformungsfigur ist in Bild 10.2.2-4 dargestellt. Bei Anwendung einer elastischen Lagerung werden die Rückstellkräfte genutzt, um äußere Horizontalkräfte (Wind, Bremsen und Anfahren) abzutragen. Die Rückstellkraft, besser der Widerstand gegen Horizontalverformung, ist abhängig von der Verschiebung: FR = A · G · tan γ wobei tan γ das Verhältnis von der Verschiebung zur Lagerhöhe, A die Lagerfläche und G der Schubmodul des Lagers sind. In

Bild 10.2.2-3 Verformungsbild eines bewehrten Elastomerlagers unter zentrischer Vertikallast

897

10.2 Lager

Bild 10.2.2-4 Verformungsfigur eines druck- und schubbeanspruchten Elastomerlagers

Bild 10.2.2-5 Verformungsfigur unter Verdrehung

analoger Weise können durch Schubverformungen des Elastomers Relativverdrehungen zwischen Überbau und Unterbau realisiert werden. Die entsprechende Verformungsfigur ist in Bild 10.2.2-5 dargestellt. Die dabei auftretenden Rückstellmomente (Verdrehwiderstände), sind abhängig von der Verdrehung, der Geometrie des Lagers und dem Schubmodul. M=

M=

a5 ⋅ b ⋅ G 50 ⋅ t 3 D ⋅G 100 ⋅ t 3

⋅α

⋅α

für rechteckige Lager

für runde Lager

wobei D der Verdrehwinkel je Elastomerschicht, t die Dicke einer Elastomerschicht, G der Schubmodul, a die Lagerbreite, b die Lagerlänge und D der Lagerdurchmesser sind. Der Schubmodul von Elastomer ist auch temperaturabhängig. Bei tiefen Temperaturen versteift das Material und bei hohen Temperaturen wird es weicher. Dieser Sachverhalt ist bei der Ermittlung der Widerstandswerte zu beachten. Ein Elastomerlager kann nur verformt werden, wenn die Verschiebung oder Ver-

drehung in das Lager eingeleitet wird. Das setzt eine schubfeste Verbindung zwischen den Bauteilen des Tragwerks und dem Lager voraus. Ist die vorhandene Vertikalkraft hinreichend groß, dann wird durch Reibung der schubsichere Kontakt (Gleitsicherheit) gewährleistet. Bei geringer Auflast (kleiner als die Mindestpressung) sind konstruktive Maßnahmen erforderlich. Aus diesem Grund werden Elastomerlager unterschiedlich ausgeführt. Die zwei prinzipiellen Formen sind: Unverankerte Elastomerlager Die äußeren Stahlbleche sind dabei von einer Elastomerschicht überdeckt. Unverankerte Elastomerlager können direkt zwischen den angrenzenden Bauteilen (Beton, Stahl) angeordnet werden. In Deutschland sind zur Gewährleistung eines Lagerausbaus generell Ankerplatten auszuführen. Verankerte Elastomerlager Bei geringer Auflast dürfen die Ankerplatten durch Verschweißen, Verschrauben oder durch eine Dübelscheibe mit dem Lager verbunden werden. Im Bild 10.2.2-6 ist beispielhaft die Verbindung mit Dübel-

898

scheiben dargestellt. Die schubsichere Verbindung zwischen Lager und Unter-/ Überbau wird bei nicht ausreichender Reibung in der Regel über Kopfbolzen hergestellt, die im Bild 10.2.2-6 mit dargestellt sind. Ein bewehrtes Elastomerlager kann auch als Festlager dienen. Es erhält dann Festhaltekonstruktionen. Diese bestehen aus einem Ober- und einem Unterteil, die mit Knaggen ineinander eingreifen. Durch die Form des Knaggeneingriffs (Loch oder Schlitz) kann die Festhaltung in allen Richtungen oder nur in einer Richtung (längs oder quer zur Brückenachse) erfolgen (Bilder 10.2.2-7 und 10.2.2-8). Ebenso kann ein bewehrtes Elastomerlager auch als Gleitlager dienen. Dazu wird zusätzlich eine Gleitplatte auf dem Elastomerkissen angeordnet werden. Es entsteht ein Verformungsgleitlager. Das Tragverhalten bewehrter Elastomerlager wurde umfassend durch das Forschungs- und Versuchsamt (ORE) des Internationalen Eisenbahnverbandes (UIC) in den Jahren 1962 bis 1965 experimentell untersucht und ist in den ORE- Berichten zur Frage D 60 dokumentiert [ORE, 1962– 65]. Die Untersuchungen umfassen statische und dynamische Versuche unter zentrischer und exzentrischer Last und Versuche bei extremen Temperaturen. Aus den Versuchen wurden für die einfache prakti-

Bild 10.2.2-6 Verankertes Elastomerlager

10 Brückenausrüstung

Bild 10.2.2-7 Elastomerlager, allseitig fest [Ramberger, 2002]

Bild 10.2.2-8 Elastomerlager, einseitig fest [Ramberger, 2002]

sche Anwendung Empfehlungen für folgende Sachverhalte abgeleitet: x x x x

Werkstoffe für die Lager Bemessung der bewehrten Lager Einbau der Lager Prüfungen an Lagern

Die Erkenntnisse zum Tragverhalten wurden in empirische, für die praktische Handhabung aufbereitete Empfehlungen für die Bemessung umgesetzt. Einige werden nachfolgend auszugsweise aufgeführt: 1. Die Versuche zeigten einen großen Einfluss der vertikalen Dauerschwingbeanspruchung. Deshalb wird empfohlen bei der Nachweisführung die Anteile aus Vertikallast und Verdrehung, die aus ruhenden (ständigen) Einwirkungen herrühren

10.2 Lager

mit dem Faktor 1 und die Anteile aus den beweglichen (veränderlichen) Einwirkungen mit dem Teilsicherheitsbeiwert 1,5 zu berücksichtigen. Bei den Horizontalkräften ist dies nicht erforderlich. 2. Es wird eine zulässige (ertragbare) Schubspannung mit dem Wert 5 G definiert. Die aufzunehmende Schubspannung ergibt sich aus der Summe der Schubspannungen aus Druck, Verdrehung und Verschiebung, wobei die Einwirkungen mit den Teilsicherheitsbeiwerten nach 1. zu berücksichtigen sind. 3. Die zulässige Verschiebung beträgt tan γ = 0,7. 4. Um Gleiten zu vermeiden ist mindestens eine mittlere Druckspannung von 2 N/mm2 erforderlich. In den aktuellen deutschen und europäischen Regelwerken werden auch Nachweise für bewehrte Elastomerlager definiert. Für einen kurzen Quervergleich werden hier einige aufgeführt. Gesamtschubverzerrung:

ε N, d + ε v , xy , d + εα , d ≤ 7,0 oder ≤ 5 (7,0 für den GZT und 5 für den GZN mit G = 1 N/mm2) Die Anteile der Gesamtschubverzerrung werden wie folgt berechnet, wobei für die

899

Horizontalverschiebung und die Lagerverdrehung zusätzliche Grenzwerte einzuhalten sind: Schubverzerrung infolge Vertikallast:

ε N, d =

1,5 ⋅ N Sd Gd ⋅ Ar ⋅ S

Schubverzerrung infolge Horizontalverschiebung:

ε v , xy , d =

v xy , d n ⋅t

≤ 0,95

Schubverzerrung infolge Lagerverdrehung:

ϑx , d ⎛ a ⎞2 ⎜ ⎟ 2 ⋅n ⎝ t ⎠ εα , d = max ϑy , d ⎛ a ⎞2 εα y , d = ⎜ ⎟ 2 ⋅n ⎝ t ⎠ und: ϑd ≤ 1,2 ⋅ 0,0065 = 0,0078 εα x , d =

(a ist die Seite rechtwinklig zur Drehachse)

Das Klaffen der Lagerfuge ist nachzuweisen. a′⋅ ϑx , d + b′⋅ ϑy , d vd ≥ für rechteckige 3 Lager vd ≥

D′ ⋅ ϑ 3

Bild 10.2.2-9 Beanspruchungssituationen für bewehrte Elastomerlager

für runde Lager

900

10 Brückenausrüstung

Aufgrund der gegenseitigen Beeinflussung der einzelnen Einwirkungen ist eine nur geometrieabhängige Angabe einer aufnehmbaren Vertikalkraft nicht möglich. Zu diesem Zweck werden an dieser Stelle unterschiedliche Beanspruchungssituationen gewählt Bild 10-2.2-9. In der

Tabelle 10.2.2-1 werden beispielhaft die aufnehmbaren Vertikalkräfte für Standardlager mit den Grundflächen 350 u 450 mm2 und 900 u 900 mm2 gezeigt. Bei Elastomerlagern ist das Bruchverhalten bei einer gleichzeitigen Beanspruchung von Druck, Verschiebung und

Tabelle 10.2.2-1 Aufnehmbare Vertikalkräfte für Standardlager 350 u 450 mm2 und 900 u900 mm2 1

2

3

4

5

6

7

8

10

11

b (längere Lagerseite)

Elastomerdicke T = nti

Schichten n (Anzahl)

Schichtdicke Elastomer ti

Schichtdicke Bewehrung ts

max vxy, d

Situation „min“

Situation „Si. 1“

Situation „Si. 2“

Situation „max“

Aufnehmbare Vertikalkraft NSd im ULS

a (kürzere Lagerseite)

Lagergeometrie

9

mm

mm

mm

mm

mm

mm

mm

kN

kN

kN

kN

350

900

450

900

33

3

31,4

4206

3332

2202

44

4

41,8

4274

3286

2437

55

5

52,3

4307

3203

2516

66

6

4320

3103

2517

77

7

73,2

4324

2992

2474

88

8

83,6

4321

2875

2402

99

9

94,1

4314

2754

2313

108

6

102,6

29 982

22 917

17 591

126

7

119,7

30 351

22 732

18 019

144

8

136,8

30 603

22 429

18 140

162

9

153,9

30 776

22 047

18 057

180

10

30 894

21 610

17 831

198

11

188,1

30 972

21 134

17 501

216

12

205,2

31 020

20 627

17 093

234

13

222,3

31 045

20 097

16 625

252

14

239,4

31 052

19 549

16 109

11

18

4

5

62,7

171,0

4737

34 634

10.2 Lager

Verdrehung weder experimentell noch theoretisch erforscht. Ein Druckbruch wird durch das Zugversagen der Stahlbleche eingeleitet und ein Schubbruch durch Zerstörung der Kontaktfuge Elastomer/ Stahlblech oder durch Elastomerversagen. Zur Absicherung der für die Nachweisführung verwendeten Lagerparameter und des prinzipiell angenommenen Tragverhaltens werden die physikalischen und mechanischen Eigenschaften der Materialien und das Lagerverhalten sowie einzelne Lagerparameter geprüft und während der Herstellung laufend überwacht. Insgesamt ist das Elastomerlager ein „gutmütiges“ Lager. Seine Verformungsfähigkeit gleicht, wenn sie nicht überfordert wird, Unzulänglichkeiten aus Herstellung und Nutzung aus.

10.2.3 Stahllager Stahllager sind die ältesten Lager. Ihr Nachteil liegt darin, dass die Kräfte entlang einer Auflagerstrecke oder durch einen Auflagerpunkt und damit sehr konzentriert übertragen werden. Für die Verteilung dieser konzentrierten Kräfte sind daher entsprechend hohe Konstruktionen erforderlich. In dieser Auflagerstrecke oder im Auflagerpunkt rollt eine ebene Platte über einen zylindrischen oder kugelförmigen Körper ab. Im ersten Fall handelt es sich um ein Linienkipplager (Bild 10.2.3-1), im zweiten Fall um ein Punktkipplager (Bild 10.2.3-2). Verwendet man eine Rolle zwischen zwei ebenen Platten, erhält man ein Rollen-

Bild 10.2.3-1 Linienkipplager [Ramberger, 2002]

901

Bild 10.2.3-2 Punktkipplager, allseitig fest [Ramberger, 2002]

lager (Bild 10.2.3-3), das einseitige Verdrehung und einachsige Verschiebung ermöglicht. Zur Übertragung von horizontalen Kräften werden die Lager mit Knaggen versehen. Die Übertragung von Kräften in Strecken oder Punkten ergibt theoretisch unendlich hohe Spannungen. Der Physiker Heinrich Hertz hat 1881 die elastische Lösung des Berührungsproblems angegeben. Strecken werden unter der Last elastisch zu schmalen Rechtecken, Punkte zu kleinen Kreisen verformt. In diesen Flächen ergeben sich hohe Spannungen, die sogenannten Hertz’schen Pressungen (Bild 10.2.3-4). Je größer der Zylinder bzw. Kugelradius, desto kleiner die Hertz’sche Pressung. Die Grenzwerte für die Pressung wurden in Versuchen ermittelt. Punktkipplager sind für Vertikallasten zwischen 500 und 2500 kN geeignet. Ihre Verdrehbarkeit beträgt etwa nur 1/10 der aller anderen Lager und liegt bei 1‰. Punktkipplager können auch als allseitig oder einseitig bewegliche Lager mit einer zusätzlichen Gleiteinrichtung ausgestattet werden (Bilder 10.2.3-5 und 10.2.3-6).

902

10 Brückenausrüstung

Bild 10.2.3-3 Rollenlager [Ramberger, 2002]

Bild 10.2.3-4 Hertz’sche Pressung [Ramberger, 2002]

Bild 10.2.3-5 Punktkipplager, einseitig verschieblich [Ramberger, 2002]

Sie werden heute nur noch selten verwendet. Linienkipp- und Rollenlager eignen sich für Vertikalkräfte von 200 bis 20.000 kN. Die Anwendung von hochfesten Werkstoffen in den Kontaktlinien hat zu einer Verkleinerung der Lager beigetragen. Zu beachten ist, dass keine großen Biegemomente in Querrichtung auftreten dürfen, damit die Auflagerpressung nicht zu ungleichmäßig wird und Überbeanspruchungen zum Lagerbruch führen.

10.2.4 Topflager Topflager bestehen aus einem meist kreisrunden Stahltopf mit einer Elastomereinlage, einem darauf passenden Deckel und einer zwischen Topf und Deckel liegenden Dichtung (Bild 10.2.4-1). Vertikalkräfte werden durch Pressung der Elastomereinlage und damit flächenhaft übertragen. Die Elastomereinlage wird durch eine Dichtung am Ausquetschen behindert. Die Elastomereinlage verhält sich

Bild 10.2.3-6 Punktkipplager, allseitig verschieblich [Ramberger, 2002]

10.2 Lager

903

Bild 10.2.4-1 Schnitt durch ein festes Topflager [Ramberger, 2002]

unter Druck etwa volumenkonstant wie eine Flüssigkeit. Horizontalkräfte werden über den Anpressdruck des Deckels an den Topf übertragen. Um diese Lager allseitig oder einseitig verschieblich zu gestalten, wird ein zusätzliches Gleitteil eingeführt. Als Gleitpaarung wird der Kunststoff Polytetrafluoräthylen (PTFE-Firmenname Teflon, Hostaflon) mit hochlegiertem, austenitischen Stahlblech gewählt. Das PTFE ist etwa 5–6 mm dick, wird etwa 2–3 mm tief in den Lagerdeckel eingelassen (gekammert) und ist mit eingepressten Vertiefungen (Schmiertaschen) versehen, die vor dem Zusammenbau des Lagers mit Silikonfett gefüllt werden. Das hochlegierte Stahlblech ist etwa 1 mm dick und wird auf einer

Stahlplatte umlaufend geschweißt (Bild 10.2.4-2). Das Gleitblech muss so groß sein, dass es bei allen Bewegungen die PTFEFläche voll bedeckt. Wird die Bewegung nur in einer Richtung gewünscht, so wird durch eine in den Lagerdeckel eingelassene Führungsleiste, die in einer in der Gleitplatte eingefrästen Nut gleitet, die Bewegung quer zur Führungsleiste verhindert (Bild 10.2.4-3). Im Allgemeinen wird das Gleitblech so angeordnet, dass dessen Oberfläche nach unten zeigt, um die Ablagerung von Staub auf dem Gleitblech zu verhindern. Die Exzentrizität aus der Lagerverschiebung ist dann im Überbau zu berücksichtigen. Ein umgekehrter Einbau ist ebenfalls möglich.

Bild 10.2.4-2 Schnitt durch ein allseitig bewegliches Topflager [Ramberger, 2002]

904

10 Brückenausrüstung

Bild 10.2.4-3 Schnitt durch ein einseitig bewegliches Topflager [Ramberger, 2002]

Die Exzentrizität geht dann in den Unterbau. Das Lager wird durch einen Faltenbalg gegen Zutritt von Wasser und Schmutz geschützt. Die Nachweise bei Topflagern umfassen die Festigkeitsberechnung der Topfkomponenten, die Druckspannung im Elastomer, die Beanspruchungen infolge der Verdrehwinkel beim Deckel/Topf-Kontakt und das Einhalten von Randbedingungen für die erforderliche Rotationsfähigkeit. Der Einsatz von Topflagern ist für Verdrehungen bis 0,03 rad üblich. Die wechselnden Verdrehwinkelgrößen bestimmen die zu verwendende Dichtung. Topflager sind für Vertikalkräfte bis 50 MN geeignet. Topflager ohne Gleitteil sind feste Lager, wobei die Verdrehungen durch die Verformungseigenschaften des Elastomers realisiert werden. Die resultierende Widerstandsgröße, das Rückstellmoment, ist deshalb von der Verdrehung abhängig. Allerdings beeinflussen eine Reihe weiterer Parameter die Größe des Rückstellmoments. Dies sind: x x x x x

Elastizität des Elastomers, d. h. G-Modul Relaxation des Elastomers Temperatur Verdrehgeschwindigkeit und Verdrehung Geometrie des Lagerkörpers

x Schmierung x Dichtung x Lagerpressung Die Ermittlung des Rückstellmoments erfolgt nach DIN EN 1337 [DIN EN 1337-5] nach einem empirischen Ansatz. Me, max = 32 u d3 u [F0 + (F1 u α1) + (F2 u α2max)] F0 , F1 und F2 aus Versuchen d Durchmesser des Elastomerkissens in [mm] Me, max Rückstellmoment der Elastomerplatte (SLS und im ULS Me, d *1,5) resultierender Drehwinkel aus stänα1 digen Einwirkungen in rad α2max resultierender Drehwinkel aus veränderlichen Einwirkungen in rad Beim festen Lager kommt ein Rückstellmoment infolge Topf/Deckel-Kontakt durch eine angreifende Horizontallast dazu. Zur Bestimmung des Rückstellmoments Mμ, max infolge Reibung zwischen Topfdeckel und Topfwand darf ein Reibungskoeffizient von 0,2 angenommen werden. Wie in Abschnitt 10.2.2 beschrieben, ist der Einfluss der Temperatur zu berücksichtigen.

10.2 Lager

10.2.5 Kalottenlager Die Grundform des Lagers ist das allseitig bewegliche Lager. Es besteht aus drei Teilen: der Pfanne, der Kalotte und der Gleitplatte. Um die Bewegung der drei Teile zu gestatten, sind jeweils Gleitflächen dazwischen angeordnet. In die Pfanne wird eine PTFE-Schicht mit Schmiertaschen eingekammert. Die Gegenfläche der Kalotte ist hart verchromt und poliert. Zwischen Kalotte und Gleitplatte ist die Gleitpaarung PTFE/hochlegiertes Gleitblech wie bei verschieblichen Topflagern vorzusehen. Die beiden Gleitflächen sind notwendig, um kinematisch eine Verdrehung ohne gegenseitige Verschiebung zwischen Über- und Unterbau zu ermöglichen (Bild 10.2.5-1). Zur Verhinderung der Verschiebung bei einem festen oder einseitig beweglichen Lager übergreift die Gleitplatte beim festen Lager wie ein Topf, beim einseitig beweglichen Lager wie eine U-förmige Schiene die Pfanne (Bilder 10.2.5-2 und 10.2.5-3). Die Lager decken nach deutschen Zulassungen eine Vertikalkraft bis 100 MN ab, bei einer Verdrehungsmöglichkeit von 10‰ und mehr. Die Widerstände bei Kalottenlagern entstehen durch Reibung.

905

Beim Auftreten von Verschiebungs- und Verdrehungsbewegungen in den ebenen und gekrümmten Gleitflächen des Kalottenlagers entsteht ein Rückstellmoment infolge des Reibungswiderstands. Dieses ergibt sich aus der beim Verdrehvorgang entstehenden Exzentrizität der Vertikalkraft. Die Exzentrizität ermittelt sich aus dem Reibbeiwert und dem Kalottenradius. e1 = μmax ∙ r Die Reibbeiwerte sind den Normen oder Zulassungen zu entnehmen. Bei Kalottenlagern mit Führungen ist für die Verankerungsmittel und die angrenzenden Bauteile eine zusätzliche Exzentrizität infolge der Reibung in den Führungen zu beachten. Bei Kalottenlagern sind die Pressungen in den Gleitflächen sowie das Klaffen in den Gleitfugen nachzuweisen und es ist ein Festigkeitsnachweis der Trägerplatten zu führen. Für alle Lager werden Bauteilprüfungen und während der Herstellung laufende Überwachungen durchgeführt. Neben der Absicherung der Nachweisbedingungen werden Betriebsbeanspruchungen (z. B. Druckschwell-Dauerprüfungen bei bewehrten Elastomerlagern oder Dauerkippversuche bei Topflagern) geprüft.

Bild 10.2.5-2 Schnitt durch ein festes Kalottenlager [Ramberger, 2002]

Bild 10.2.5-1 Schnitt durch ein allseitig bewegliches Kalottenlager [Ramberger, 2002]

Bild 10.2.5-3 Schnitt durch ein einseitig bewegliches Kalottenlager [Ramberger, 2002]

906

10.2.6 Horizontalkraftlager Im Teil 8 der europäischen Lagernorm werden Führungslager und Festhaltekonstruktionen behandelt. Festhaltekonstruktionen sind keine eigenständigen Lager, sondern sie werden mit beweglichen Lagern kombiniert. Dieser Sachverhalt ist in den vorliegenden Abschnitten bereits dargestellt. Eine Ausnahme dabei sind Horizontalkraftlager. Diese Lager übertragen dem Namen entsprechend Horizontalkräfte, jedoch keine Vertikalkräfte. Bei festen Horizontalkraftlagern umgreift ein topfförmiges Stahlteil einen auf einer Grundplatte befestigten stählernen Kopf (Bild 10.2.6-1), bei einseitig beweglichen Horizontalkraftlagern umgreift eine U-förmige Schiene einen auf einer Gleitplatte befestigten abgerundeten Teil, der mit PTFE ausgestattet ist (Bild 10.2.6-2).

Bild 10.2.6-1 Festes Horizontalkraftlager (Inst. f. Stahlbau, TU Wien)

10 Brückenausrüstung

Die Kraftübertragung erfolgt über den Anpressdruck in den Gleitflächen. In vertikaler Richtung ist für einen ausreichenden Abstand zu sorgen, damit keine Übertragung der Vertikalkräfte erfolgt. Besonderes Augenmerk ist dem Anschluss der Teile an Überbau und Unterbau zu widmen, da nicht nur Horizontalkräfte, sondern auch wegen der Exzentrizität des Kraftangriffs Biegemomente in der Anschlussfuge übertragen werden müssen.

10.2.7 Sonderlager Die kurze Darstellung der gebräuchlichen Lagerarten kann nicht umfassend sein. Neben weiteren hier nicht aufgeführten Kombinationen, die auch den europäischen Regelwerken entnommen werden können, existieren eine Reihe nicht genormter Lager mit besonderen Funktionen. Dazu gehören Zuglager, Lager mit eingebauter Sensorik zur Messung von Kräften und Verformungen, rückstellbare bewehrte Elastomerlager, kippweiche Elastomerlager und höhenregulierbare Lager. Die Aufzählung ist nicht vollständig. Der kurze Abriss soll verdeutlichen, dass bei besonderen Anforderungen eine Rückfrage bei den Lagerherstellern immer zum Erfolg führt.

10.2.8 Einbau und Austausch der Lager 10.2.8.1 Einbau der Lager

Bild 10.2.6-2 Einseitig bewegliches Horizontalkraftlager (Führungslager) (Inst. f. Stahlbau, TU Wien)

Das Lager wird vom Hersteller komplett auf die Baustelle geliefert und darf auf der Baustelle nicht demontiert werden. Alle Angaben zum Lager und des Einbaus müssen schriftlich fixiert werden. Im Teil 11 der europäischen Norm ist das Formblatt eines Lagerprotokolls gegeben. Lager sind hochwertige Bauprodukte, deren volle Funktionsfähigkeit und Dauerhaftigkeit nur bei ordnungsgemäßem Ein-

10.2 Lager

bau garantiert ist. Einbaumängel sind in der Baupraxis wesentlich häufiger Ursache von Lagerschäden als die Nutzungsbeanspruchung und der planmäßige Verschleiß. Hauptursache der Befindlichkeiten beim Einbau sind die nicht vermeidbaren Maßstabsunterschiede zwischen dem Maschinenbau und dem Bauwesen. Genauigkeiten während der Bauausführung und zulässige Toleranzen des Maschinenbaus sind schwer zu vereinbaren. Deshalb sollten Lager nur durch Fachkräfte eingebaut werden. Die Anwesenheit des Lagerherstellers ist mindestens bei jedem Bauwerk beim ersten Lager seiner Art angebracht. Die Lager werden nach dem Lagerversetzplan und entsprechend der Lagerbeschriftung eingebaut. Die Mörtelfuge zwischen der unteren Ankerplatte und Oberkante der Auflagerbank darf nicht dicker als 5 cm sein. Die Mindestdicke muss das Dreifache des Größtkorns aus dem Zuschlagstoff betragen. Die Fuge wird nach dem Einrichten des Lagers entweder mit Vergussmörtel vergossen oder mit erdfeuchtem Mörtel satt unterstopft. Beim Vergießen wird das Lager ringsum eingeschalt und ein schwindarmer Vergussmörtel, der genau nach Anweisung in einem Zwangsmischer gemischt wurde, von einer Seite her eingegossen, bis er auf den anderen Seiten austritt. Dadurch wird sichergestellt, dass der Mörtel die Luft vor sich hertreibt und keine Luftblasen unter dem Lager verbleiben. Ist die verbleibende Lagerfuge kleiner als 1 cm, sollte anstelle eines Vergussmörtels auf Zementbasis ein ZweikomponentenEpoxidharzverguss verwendet werden, der dünnflüssiger ist und ebenfalls von einer Seite her eingegossen wird. Bei ausreichend dicker Fuge kann auch anstelle des Vergussmörtels ein erdfeuchter Mörtel verwendet werden, der ohne Schalung mit Hilfsmitteln unter die Ankerplatte gestopft und am Rand glatt abgezogen wird. Die Verbindung der oberen Ankerplatte mit dem Überbau ist vom Herstellungsver-

907

fahren und dem Baustoff des Überbaus abhängig. Beim Lehrgerüstbau wird die obere Ankerplatte (mit dem Lager) in der Regel unmittelbar einbetoniert. In anderen Fällen ist diese Verbindung mit Vergussmörtel herzustellen. Bei Stahlbrücken sind gesonderte Zusammensetzungen des Vergussmaterials zu beachten.

10.2.8.2 Austausch von Lagern Brücken werden so entworfen, dass ein Austausch von Lagern unter laufendem Verkehr durchgeführt werden kann. Die dazu erforderlichen Ansatzpunkte für hydraulische Pressen sind in der Konstruktion vorgesehen. Beim Tausch von einseitig oder allseitig festen Lagern ist im angehobenen Zustand auch die Ableitung der Horizontalkräfte sicherzustellen. Während der Planung sind bei größeren Brücken Lagerauswechselschemata zu erarbeiten, wobei ein achsweiser Austausch vorzusehen ist. Auch bei jedem Austausch von Lagern ist ein Lagerprotokoll zu erstellen.

10.3 Fahrbahnübergänge Günter Ramberger und Francesco Aigner 10.3.1 Allgemeines Fahrbahnübergänge haben die Aufgabe, die Fuge zwischen der Brücke und der anschließenden Fortsetzung der Fahrbahn zu schließen und die dort stattfindenden Bewegungen infolge Temperaturänderungen und veränderlicher Lasten auszugleichen. Fahrbahnübergänge für Straßenbrücken sollen robust, leicht auswechselbar und

908

10 Brückenausrüstung

Bild 10.3.1-1 Interaktion zwischen Gleis, Überbau und Unterbauten

möglichst wasserdicht konstruiert werden. Sie sollen hohen Fahrkomfort und geringe Geräuschemission gewährleisten. Fahrbahnübergänge sind Verschleißteile, die während der Lebensdauer einer Brücke meist mehrmals ausgetauscht werden müssen. Es gibt derzeit weder nationale noch europäische Normen für Fahrbahnübergänge. Für Fahrbahnübergänge gibt es jedoch nationale Zulassungen, die in Hinkunft europaweit ausgedehnt werden sollen (EOTA). Bei Eisenbahnbrücken mit offener Fahrbahn oder direkter Schienenlagerung ist zumindest an der Seite der beweglichen Lager eine Schienenauszugsvorrichtung anzuordnen. Bei Eisenbahnbrücken mit Schienen im Schotterbett wird heute weitgehend auf die teuren Schienenauszugsvorrichtungen verzichtet. Bei Schotterbett mit durchgehend geschweißten Schienen ohne Auszugsvorrichtung ist nach Eurocode 1, Teil 3 [ÖNORM ENV 1991-3] die thermische Dehnlänge bei Stahltragwerken mit 60 m, bei Beton- und Verbundtragwerken mit 90 m zu begrenzen. Die thermische Dehnlänge ist der Abstand vom thermischen Festpunkt (das ist jener Punkt, der bei einer gleichmäßigen Temperaturänderung keine Verschiebung erfährt) bis zum jeweiligen Überbauende. Als Horizontalkraft ist ein Längsverschiebewiderstand des Gleises anzusetzen, was sich vor allem bei den Horizontalkräften in Brückenachse auf die festen Lager und auf die Unterbauten auswirkt (Bild 10.3.1-1). Dafür dürfen in diesen Fällen die Kräfte infolge Bremsens und Anfahrens abge-

mindert werden. Bei Schienenauszugsvorrichtungen an einer Seite ist ebenfalls der Längsverschiebewiderstand zu berücksichtigen, jedoch dürfen die Kräfte infolge Bremsens und Anfahrens abgemindert werden.

10.3.2 Fahrbahnübergänge für Straßenbrücken Fahrbahnübergänge für Straßenbrücken werden eingeteilt in a) Übergänge für kleine Bewegungen (bis 25 mm) b) Übergänge für mittelgroße Bewegungen (25 mm bis 80 mm) c) Übergänge für große Bewegungen (größer als 80 mm) Verschiebungen an Fahrbahnübergängen können in Brückenlängsrichtung, Brückenquerrichtung und in vertikaler Richtung erfolgen; auch Verdrehungen können auftreten. Nicht alle Übergänge können Verschiebungen in Brückenquerrichtung aufnehmen. Auch vertikale Verschiebungen können viele Übergänge nur in sehr beschränktem Ausmaß mitmachen. Diese Verschiebungen können außerdem die Fahrdynamik wesentlich verschlechtern. Deshalb sind die Fahrbahnübergänge immer mit den Lagerungen gemeinsam auszulegen und die Lager so anzuordnen, dass es an den Fahrbahnübergängen nicht zu Verschiebungen oder Verdrehungen kommt, die diese nicht mitmachen können.

10.3 Fahrbahnübergänge

Fahrbahnübergänge für kleine Bewegungen (bis 25 mm) Diese Übergänge werden in der Regel bei Bewegungen bis zu 15 mm unter dem durchgehenden Belag ausgeführt (Bilder 10.3.2-1 bis 10.3.2-3).

909

Der Belag erhält an dieser Stelle eine eingeschnittene Fuge, die mit einem dauerelastischen Material gefüllt wird. Bei Bewegungen bis 25 mm wird die Fuge abgedeckt und meistens auch abgedichtet. Im Bereich des Übergangs wird anstelle des

Bild 10.3.2-1 Unterbelag Fahrbahnübergang bis 15 mm auf Betonbrücken [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-2 Unterbelag Fahrbahnübergang bis 15 mm auf Stahlbrücken [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-3 Unterbelag Fahrbahnübergang bis 15 mm auf Betonbrücken mit elastischer Füllung [Ramberger, 2002]

910

Belags ein dauerelastisches Material verwendet (Bilder 10.3.2-4, 10.3.2-5). Fahrbahnübergänge für mittelgroße Bewegungen (25 bis 80 mm) Bei diesen Fahrbahnübergängen wird der Belag auf jeden Fall unterbrochen und meist durch ein Metallprofil abgeschlossen. Die Fuge wird durch ein spezielles Gummiprofil oder durch ein bewehrtes Gummikissen abgedeckt, das die Bewegung durch

10 Brückenausrüstung

Verformungen gestattet. Von besonderer Bedeutung ist die Befestigung der verformbaren Elemente und die Möglichkeit des Auswechselns. Bei Übergängen, die von Fußgängern begangen werden, ist vor allem im städtischen Bereich bei Gummiprofilen ein Steckenbleiben von Stöckelabsätzen entweder mit einer Blechabdeckung oder mit einem an der Oberfläche ebenen Gummiprofil entsprechender Festigkeit zu vermeiden (Bilder 10.3.2-6 bis 10.3.2-10).

Bild 10.3.2-4 Unterbelag Fahrbahnübergang bis 25 mm auf Betonbrücken [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-5 Unterbelag Fahrbahnübergang bis 25 mm auf Stahlbrücken [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-6 Fahrbahnübergang bis 60 mm mit Gummilippe [Ramberger, 2002]

10.3 Fahrbahnübergänge

911

Bild 10.3.2-7 Fahrbahnübergang bis 80 mm mit Gummisonderprofil [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-8 Fahrbahnübergang bis 80 mm mit Gummikissen [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-9 Fahrbahnübergang bis 80 mm mit Gummizellkörper [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-10 Fahrbahnübergang bis 80 mm mit Gummilippe und Blechabdeckung [Ramberger, 2002]

912

Fahrbahnübergänge für große Bewegungen (größer als 80 mm) Bei den Fahrbahnübergängen für große Bewegungen haben sich verschiedene Konstruktionen bewährt. a) die Kissenkonstruktion (bis ca. 350 mm) b) der Fingerübergang (bis ca. 300 mm) c) der wasserdichte Lamellenübergang (bis ca. 1000 mm) d) der Gleitplattenübergang (ab ca. 300 mm) Die Kissenkonstruktion besteht aus bewehrten Gummiprofilen, die durch Verzerrung der weichen unbewehrten Teile die Bewegung ermöglichen (Bilder 10.3.2-11 und 10.3.2-12). Bei den Fingerübergängen gibt es zwei Typen: den mit auskragenden Fingern (Bild

10 Brückenausrüstung

10.3.2-13) und den mit gelagerten Fingern (Bild 10.3.2-14). Die Übergänge mit gelagerten Fingern gestatten größere Bewegungen. Fingerübergänge sind sehr robust und brauchen außer der Reinigung keine Wartung. Sie gestatten jedoch keine Bewegung in Brückenquerrichtung und sind nicht unmittelbar an der Oberfläche wasserdicht. Durch eine Abdichtung und Entwässerung unterhalb des Übergangs kann ein Durchrinnen des Wassers auf die Widerlagerkonstruktion vermieden werden. Bei den wasserdichten Lamellenübergängen gibt es mehrere Bauarten, die sich in den zwischen den Stahllamellen liegenden Gummiprofilen, in der Unterstützung der Lamellen und in der Art der Lamellensteuerung

Bild 10.3.2-11 Fahrbahnübergang mit bewehrtem Gummikissen [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-12 Fahrbahnübergang mit bewehrtem Gummikissen mit mehreren Dehnfugen [Ramberger, 2002]

10.3 Fahrbahnübergänge

913

Bild 10.3.2-13 Fingerübergang mit auskragenden Fingern [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-14 Fingerübergang mit gelagerten Fingern [Ramberger, 2002]

unterscheiden. Bei den Gummiprofilen gibt es V- und Kastenprofile, die auf unterschiedliche Weise auswechselbar sind. Die Unterstützung der Lamellen erfolgt durch Balken in Brückenachse, durch schräg liegende Balken oder durch vertikale Scheren. Die Steuerung der Profile, damit sie in jeder Stellung gleiche Öffnungsweiten aufweisen, kann durch Federn zwischen den Balken, durch

horizontal oder schräg angeordnete Steuerelemente oder durch vertikale Scheren erfolgen (Bilder 10.3.2-15 bis 10.3.2-18). Der Gleitplattenübergang, der meist erst ab Bewegungen von ca. 500 mm angewendet wird, besteht aus einer Pendelplatte, die die Fuge überbrückt und anschließenden Gleitplatten, die bei Bewegung der Fuge auf Gleitböcken vor- und zurückgleiten kön-

914

10 Brückenausrüstung

Bild 10.3.2-15 Lamellenübergang mit Balken in Längsrichtung und Federsteuerung [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-16 Lamellenübergang mit Balken in Längsrichtung und Horizontalführungssteuerung [Ramberger, 2002]

10.3 Fahrbahnübergänge

nen. Auf der Seite der Gleitböcke werden die Gleitplatten mit einer Zungenplatte abgedeckt. Pendelplatte und Zungenplatte werden durch starke Federn niedergehalten. Der Gleitplattenübergang ist von Haus aus nicht wasserdicht und braucht daher ein Entwässerungssystem (Bild 10.3.2-19). Von entscheidender Bedeutung für Fahrkomfort, Geräuschemission und Lebensdauer eines Fahrbahnübergangs ist sein fachgerechter Einbau und die Verankerung

915

der Konstruktion an Brücke und Widerlager. Deshalb und auch aus Gründen der Gewährleistung sollte der Einbau des Fahrbahnüberganges unter Berücksichtigung der Einbautemperatur und der noch zu erwartenden zeitabhängigen Verschiebungen (Schwinden, Kriechen) durch oder zumindest unter Aufsicht des Herstellers erfolgen.

Bild 10.3.2-17 Lamellenübergang mit Schrägbalkenlagerung und Schrägbalkensteuerung [Ramberger, 2002]

916

10 Brückenausrüstung

Bild 10.3.2-18 Lamellenübergang mit Scherenstützung und Scherensteuerung [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.2-19 Gleitplattenübergang [Ramberger, 2002]

10.3 Fahrbahnübergänge

10.3.3 Schienenauszugsvorrichtungen Bei Schienenauszügen gibt es zwei Typen: a) der Auszug mit parallelem Stoß (Bild 10.3.3-1) b) der Auszug mit Federzungenstoß (Bild 10.3.3-2)

917

Schienenauszüge sollten nicht unmittelbar am Stoß, sondern besser in kurzem Abstand hinter dem Widerlager außerhalb der Brücke angeordnet werden. Damit wird der Knick (Tangentenverdrehung) durch das Gleis ausgerundet und die Festhaltung der Schienenauszugsvorrichtung erleichtert.

wobei der letztere die besseren Fahreigenschaften aufweist, da keine Lücke in der Schiene vorhanden ist.

Bild 10.3.3-1 Schienenauszug mit parallelem Stoß [Ramberger, 2002]

Bild 10.3.3-2 Schienenauszug mit Federzungenstoß [Ramberger, 2002]

918

10.4 Schrammborde, Leiteinrichtungen, Kappen und Geländer Ursula Freundt Ausstattungselemente, wie Geländer Schrammborde und Schutzplanken, dienen der sicheren Führung des Fahrzeug- und Fußgängerverkehrs auf dem Brückenbauwerk. Sie bilden die seitlichen Begrenzungen und trennen die Verkehrsräume der Nutzer untereinander.

10 Brückenausrüstung

schnittsgestaltung erfolgt vorwiegend außerorts bei zulässigen Geschwindigkeiten vzul > 50 km/h. Bei zulässigen Geschwindigkeiten bis zu vzul d 50 km/h sowie bei Überführungen von land- und forstwirtschaftlichen Wegen genügen in der Regel Schrammborde mit einer Höhe von 0,15 m bis 0,20 m und es kann auf die Anordnung der Schutzplanke verzichtet werden. Die Querschnittsausbildung richtet sich nach der erforderlichen Breite für den Fußgänger- bzw. Radverkehr und den erforderlichen Sicherheitsabständen. Die Bilder 10.4.1-2 und 10.4.1-3 zeigen die Kappen-

10.4.1 Kappen von Straßenbrücken Die Kappen bilden den Schrammbordbereich und damit die seitliche Begrenzung der Fahrbahn für die sichere Führung des Fahrzeugverkehrs. Durch den Bordanschlag und die Schutzplanke wird ein abirrendes Fahrzeug aufgefangen und wieder auf die Fahrbahn zurückgelenkt. Insbesondere soll verhindert werden, dass Fahrzeuge von der Brücke stürzen bzw. bei mehreren Richtungsfahrbahnen auf die Gegenfahrbahn gelangen. Die Regelausführung für die Kappenausbildung im Randbereich ist im Bild 10.4.1-1 dargestellt. Diese Quer-

Bild 10.4.1-2 Kappenausbildung auf Wirtschaftswegüberführungen

Bild 10.4.1-1 Kappenausbildung auf Bauwerken nach [RIZ-ING, 2003]

Bild 10.4.1-3 Kappenausbildung für gemeinsamen Geh-Radweg (vzul ≤ 50 km/h)

10.4 Schrammborde, Leiteinrichtungen, Kappen und Geländer

dachbahn angeordnet. Dennoch wird zur Vermeidung von breiten Rissen eine hohe Mindestbewehrung in Längsrichtung vorgesehen. Die starken Beanspruchungen durch Frost und Tausalze stellen hohe Anforderungen an den Beton. Zum Einsatz kommen Betone mit einem höheren Luftporengehalt. Die Betonfestigkeit sollte möglichst gering sein, um die Zwangsbeanspruchungen gering zu halten.

10.4.2 Kappen auf Eisenbahnbrücken Die Kappen auf Eisenbahnbrücken bilden wie bei Straßenbrücken den seitlichen Abschluss der Fahrbahn und stützen zusätzlich das Schotterbett des Eisenbahngleises. Bild 10.4.2-1 zeigt die typische Ausbildung der Randkappe auf einer Eisenbahnüberführung mit Schotterabfangung in Anlehnung an die Richtzeichnung M-RKP 1602 [DB Netz AG, 2000]. Der Dienstweg auf der Randkappe dient der Besichtigung des Bauwerks und der Gleisanlagen. In dem Kabeltrog werden die erforderlichen bahntechnischen Leitungen und Kabel verlegt. Auf großen Brücken der

Gleisachse

ausbildung für die Überführung eines Wirtschaftswegs bzw. für einen Rad- Gehweg. Neben der Sicherungsfunktion für den Fahrzeugverkehr haben die Kappen auch konstruktive und gestalterische Aufgaben zu erfüllen. Sie überdecken den seitlichen Abschluss (Kragarmstirnseite) des Überbaus und der Dichtungsschicht. Die Ausbildung des Gesimsbands trägt wesentlich zur Gesamtansicht des Brückenbauwerks bei. In der Kappe werden häufig, die im Zuge der Straßentrasse verlaufenden Versorgungsleitungen überführt. Die einzelnen Leitungen und Kabel werden zweckmäßigerweise in einbetonierten Schutzrohren verlegt, um sie auswechseln zu können. Die Kappen werden üblicherweise fugenlos über die gesamte Überbaulänge geführt und unterliegen damit in Längsrichtung einer starken Schwind- und Temperaturbehinderung. Um diese Beanspruchungen möglichst gering zu halten, erfolgt die Befestigung der Kappe über Anschlussbewehrung nur an der Stirnseite des Überbaus. Zwischen der Dichtungsschicht und der Auflagerfläche der Kappe wird zusätzlich eine Schutzlage aus einer Bitumen-

919

Bild 10.4.2-1 Betonkappe mit Schotterwand auf Eisenbahnbrücke

920

10 Brückenausrüstung

Bild 10.4.2-2 Randkappen gemäß Rahmenplanung Neubaustrecken [Prommersberger et al., 1987]

Neubaustrecken werden die Oberleitungsmasten in der Randkappe verankert. Der Dienstweg wird so breit ausgeführt, dass auf diesem entsprechende Geräte für die Brückeninspektion aufgestellt werden können, ohne den Fahrbetrieb zu beeinträchtigen. Die typische Ausbildung zeigt Bild 10.4.2-2 aus [Prommersberger et al., 1987].

10.4.3 Geländer und Leiteinrichtungen Das Geländer als äußere Begrenzung des Brückenquerschnitts soll in erster Linie den

Brückenbenutzer vor einem Absturz schützen. Dieser Schutz kann vom Geländer nur für den Fußgänger- und Radfahrerverkehr in vollem Umfang gewährleistet werden. Für die Rückhaltung des Fahrzeugverkehrs werden, wie im Abschnitt 10.4.1 beschrieben, Schrammborde bzw. Schutzplanken am Fahrbahnrand angeordnet. Geländer werden üblicherweise aus Stahl oder Aluminium gefertigt. Aus gestalterischen Gründen oder in Abhängigkeit vom jeweiligen Brückenbauwerk sind auch Holzgeländer oder Beton- oder Mauerwerksbrüstungen möglich.

10.4 Schrammborde, Leiteinrichtungen, Kappen und Geländer

Neben Rad- und Gehbahnen werden Füllstabgeländer eingesetzt, weil sie eine höhere Sicherheit gegen das Abstürzen von Kindern und Kleintieren sowie das Herabfallen von Gegenständen bieten. Möglich sind auch Drahtgitterausfachungen der einzelnen Geländerfelder. Die Geländerhöhe beträgt neben Fußgängerwegen mindestens 1,00 m. Neben Radwegen ist sie um 20 cm auf 1,20 m zu erhöhen. Bei Brücken außerhalb von Ortschaften mit vorhandenen Notgehbahnen und neben Dienstwegen auf Eisenbahnbrücken sind Holmgeländer (Knieleistengeländer) ausreichend. Bei Straßenbrücken mit einer Länge über 20 m zwischen den Flügelenden wird im Handlauf des Geländers ein durchlaufendes Drahtseil angeordnet. Im Falle eines Fahrzeuganpralls soll dieses die Anprallenergie auf die gesamte Geländerlänge verteilen und das Durchbrechen des Fahrzeugs verhindern. Das Geländer selbst und deren Verankerung im Kappenbeton wird dabei natürlich zerstört.

Bild 10.4.2-3 Betongleitwand mit Geh- Radweg

921

Schutzplanken aus Stahl werden prinzipiell auf Bauwerken als einfache Distanzschutzplanken ausgebildet. Die Aufprallenergie des Fahrzeugs wird durch Verformung der Schutzplanken absorbiert und das Fahrzeug in den Fahrbahnbereich zurückgeleitet. Starre Schutzplankensysteme, z. B. aus Beton, werden nicht mehr eingesetzt, da sie die Unfallschäden nachweisbar vergrößern. Gleitwände aus Beton verhindern durch ihre Formgebung ein Aufsteigen des abirrenden Rades und leiten dieses auf die Fahrbahn zurück. Bild 10.4.2-3 zeigt die Anordnung einer Betongleitwand auf einem Brückenbauwerk mit einem dahinter angeordneten Geh- und Radweg. Da in der Regel die Gleitwand nur durch das Rad des Fahrzeugs angefahren wird, werden größere Schäden am Fahrzeug verhindert. Allerdings gilt dies nur, wenn der Anfahrwinkel klein ist. Für das rechtwinklige Auftreffen des Fahrzeugs bildet die Gleitwand eine sehr starre Konstruktion. 

922

10 Brückenausrüstung

10.5 Brückenentwässerungen Günter Ramberger und Francesco Aigner (bis 10.7) Früher war es üblich, Niederschlagswässer auf kürzestem Weg von der Brückenoberfläche in das darunter liegende Gelände oder Gewässer abzuleiten. Heute ist dies im Allgemeinen nur mehr bei Fußgängerbrücken gestattet. Niederschlagswässer auf Fahrbahnen von Straßen und Eisenbahnbrücken werden heute gesammelt und der Kanalisation bzw. nach Abscheidung von flüssigen Kohlenwasserstoffen (Benzin, Öl) der Versickerung zugeführt. Bei Straßenbrücken soll aus fahrtechnischen Gründen ausreichendes Längs- und Quergefälle (q = 993 q2 + q2 ≥ 2,5%) zur raschen res

√

längs

quer

Entwässerung der Fahrbahn vorhanden sein. An den Rändern werden die Niederschlagswässer von verschraubbaren oder

absperrbaren und entsprechend belastbaren Brückeneinlaufen (Einflussfläche < 200 m2) mit Ablaufkästen und eventuell Schlammeimern aufgenommen (Bild 10.5-1) und durch Stichleitungen weitergeleitet, die an die Längsentwässerung angeschlossen sind. Unter Ausnutzung der Konstruktionshöhe des Bauwerks kann das Gefälle der Längsentwässerung stärker als das der Fahrbahn bzw. sogar in die umgekehrte Richtung verlaufen. Leitungsgefälle unter 1,5% sind zu vermeiden. Rohrdurchmesser unter 150 mm sollten wegen der damit verbundenen Verstopfungsgefahr durch eingeschwemmten Schlamm, Blätter, kleine Äste usw. weder für Stich- noch für Längsleitungen verwendet werden. Die Längsleitungen werden entweder auf Konsolen aufgelegt oder vom Tragwerk abgehängt. Wenn es aus ästhetischen Gründen vertretbar ist, sollten die Längsleitungen von außen zugänglich angeordnet werden, um Undichtigkeiten

Bild 10.5-1 Brückenablaufkasten für Stahlbrücken (li.), für Beton- und Verbundbrücken (re.) [ACO Drain Passavant]

923

10.5 Brückenentwässerungen

Bild 10.5-2 Querschnitt Oberflächenentwässerung 72,50 m

105,00 m

227,098 225,770

225,693

223,930

224,430 P

P

18 %

223,300

P

P

P

NW 250

P 2%

222,298

NW 200

5,00 m

Bild 10.5-3 Längsschnitt Oberflächenentwässerung

einfach feststellen zu können. Entwässerungsleitungen in Kastenquerschnitten sind möglichst zu vermeiden. Wenn möglich, sollten auch in entsprechenden Abständen Putzöffnungen in den Längsrohren vorgesehen werden. Als Material für die Längsentwässerung werden Stahl-, Gusseisen- und Kunststoffrohre verwendet. Der Abstand der Aufhängungen oder Unterstützungen richtet sich nach Material und Durchmesser der Rohre. Die Stöße werden mit Muffen (angearbeitet oder überschoben) ausgeführt, die sich bei Erschütterungen nicht verschieben dürfen. Kunststoffrohre, vor allem PE-Rohre, haben

Wärmeausdehnungskoeffizienten, die ein Vielfaches (bis zu 20-faches) der vom Stahl oder Beton betragen. Dies muss bei der Konstruktion durch entsprechende Verschieblichkeiten berücksichtigt werden. Bei direkter Einleitung in den darunter liegenden Vorfluter werden lotrechte Abflussstutzen verwendet, deren Unterkante unter der Brückenkonstruktion liegen sollte und die durch Schrägschnitt einen definierten Ablaufpunkt oder einen Strahlverteiler erhalten sollten, damit das Bauwerk und die Unterbauten nicht vom Niederschlagswasser getroffen werden. In allen anderen Fällen ist das Niederschlagswasser an den Widerla-

924

gern oder auch Pfeilern lotrecht abzuleiten und entweder der Schmutz- oder Mischwasserkanalisation oder über Benzin- und Ölabscheider einem Sickerschacht zuzuführen. Da sich das Brückentragwerk relativ zu den Unterbauten bewegt, sind an den Anschlussstellen der Längsentwässerungsleitung an die Abfallrohre entweder bewegliche Gummispiralschläuche oder Ablauftrichter vorzusehen, die auch bei extremen Längsverschiebungen des Überbaus einen einwandfreien Abfluss gewährleisten.

10 Brückenausrüstung

10.6 Beleuchtung Bei der Beleuchtung von Brücken wird zwischen Beleuchtung der Fahrbahn und Beleuchtung des Bauwerks selbst unterschieden. Die Fahrbahnbeleuchtung wird bei Straßenbrücken üblicherweise wie auf den anschließenden Bereichen ausgeführt. Dazu müssen auf dem Brückentragwerk die Beleuchtungsmaste oder die Maste für Abspannungen, an denen die Beleuchtungskörper befestigt werden, vorgesehen werden. Die Stromversorgung erfolgt mit Kabeln, die

Bild 10.6-1 Fahrbahnbeleuchtung wie bei Straßen

Bild 10.6-2 Beleuchtung der Stützenkonstruktion, Roßauer Brücke Wien [MA 33]

925

10.6 Beleuchtung

in Leerrohren geführt werden und in jedem Mast ein- und ausgeleitet werden. Die Gehflächen von Fußgängerbrücken werden in manchen Fällen auch dann beleuchtet, wenn die anschließenden Gehwege unbeleuchtet sind (siehe auch Bild 9.2.1-3). Damit werden Verschmutzungen und Beschädigungen durch Vandalismus wirksam vermindert. Die Beleuchtung kann auf üblichen Beleuchtungsmasten angebracht werden. Sie kann aber auch in das Geländer oder sogar in die Gehfläche integriert werden.

Bedeutende, architektonisch gut gestaltete Bauwerke in besiedelter Umgebung verdienen es durchaus, beleuchtet zu werden. Hier gibt es verschiedene Möglichkeiten, die Beleuchtung so anzubringen, dass der Benutzer nicht geblendet wird, das Bauwerk aber effektvoll angestrahlt wird. Mitunter ist es auch möglich, die Beleuchtung der Fahrbahn in die Beleuchtung der Brücke zu integrieren. Beispiele für Effektbeleuchtungen von Brücken zeigen die Bilder 10.6-1 bis 10.6-4.

Bild 10.6-3 Lichtleiteranlage, Franzensbrücke Wien [MA 33]

Bild 10.6-4 Beleuchtung des Randbalkens und der Stahlstützen – Augartenbrücke Wien [MA 33]

926

Bild 10.7-1 Querschnitt mit Einbauten

10 Brückenausrüstung

10.8 Lärmschutzanlagen

927

10.7 Versorgungsleitungen In diesem Abschnitt werden Leitungen behandelt, die für die kommunale Versorgung notwendig sind, wie Wasserleitungen, Erdgasleitungen, Stark- und Schwachstromkabel. Leitungen für Erdöl, Flüssigkeiten der chemischen Industrie, brennbare oder nicht brennbare, giftige oder die Atmung behindernde Gase müssen im Einzelfall mit der genehmigenden Stelle (Behörde) hinsichtlich der erforderlichen Sicherheitsmaßnahmen abgestimmt werden. Bei der Überführung von Trinkwasserleitungen auf Brücken ist zu beachten, dass die Rohre in entsprechenden Abständen auf dem Tragwerk aufgelegt oder aufgehängt werden, sodass die Belastung aufgenommen werden kann und gleichzeitig Relativbewegungen zwischen Rohr und Tragwerk ohne Behinderung stattfinden können. Zum Ausgleich der Bewegungen des Tragwerks an den Widerlagern sind entsprechende Kompensatoren einzubauen. Vor und nach der Brücke müssen Schieber eingebaut werden, die bei Rohrbruch automatisch schließen. Bei Verlegung der Wasserleitung in einem Kastenquerschnitt muss der Boden an geeigneten Stellen entsprechende Öffnungen erhalten, die den Abfluss des im Falle eines Rohrbruchs austretenden Wassers gestatten. Damit wird einerseits der Rohrbruch bemerkbar und andererseits eine Überbelastung des Tragwerks verhindert. Bei geringem Durchfluss müssen Wasserleitungsrohre durch Wärmeisolierung gegen Einfrieren geschützt werden. Erdgasleitungen für die kommunale Versorgung dürfen nicht in Kastenquerschnitten verlegt werden, sondern sollten möglichst an der Brückenaußenseite unter dem Brückendeck liegen (Bild 10.7-2), damit im Falle eines undichten Rohrs das austretende Gas kein explosives Gemisch mit Luft bilden kann. Erdgas ist bei einer Mischung mit Luft im Bereich von 4 bis 17

Bild 10.7-2 Lagerung des Gasrohrs

Volumenprozent explosiv. Hinsichtlich Lagerung der Rohre, Kompensatoren und Notabschlussschieber gilt dasselbe wie für Wasserleitungen. Starkstromkabel für die Energieversorgung und Schwachstromkabel für Telekommunikation werden auf Kabeltassen, in Leerrohren oder in Kabelkanälen verlegt. Da die die Starkstromkabel umgebenden Felder den Betrieb der Schwachstromkabel stören können, ist entweder ein ausreichender Abstand oder eine entsprechende Abschirmung zwischen den Kabeln vorzusehen. Zum Ausgleich von Bewegungen an den Brückenenden werden Abbiegungen oder Schleifen in den Kabeln angeordnet.

10.8 Lärmschutzanlagen Ursula Freundt 10.8.1 Überblick Die steigende Lärmbelästigung ist zu einem Problem für die Umwelt geworden, was auch den durch Straßenverkehr verursachten Lärm betrifft. Grund ist hierbei die allgemeine Zunahme des Verkehrsaufkommens und die dichter werdende Bebauung.

928

10 Brückenausrüstung

Lärmuntersuchungen und daraus folgende Lärmschutzmaßnahmen schreibt der Gesetzgeber in Deutschland nur bei Neubaustrecken oder Straßenabschnitten mit wesentlicher Änderung (z. B. Erhöhung der Spuranzahl, etc.) vor. Das Erfordernis einer Lärmschutzmaßnahme wird auf der Basis der Immissionsgrenzwerte nach dem Bundes-Immissionsschutzgesetz [BImSchG] beurteilt. Dabei ist nachzuweisen, dass der Lärmpegel am Immissionsort unterhalb der zulässigen Grenzwerte entsprechend Tabelle 10.8-1 liegt. Die Stärke des Lärmpegels am Immissionsort wird durch den Beurteilungspegel Lr ausgedrückt. Bei der Ermittlung des Beurteilungspegels werden verschiedene Faktoren berücksichtigt. Wichtigste Eingangsgröße ist die vorhandene oder prognostizierte Verkehrsstärke. Dabei ist besonders der Anteil des Schwerverkehrs maßgebend. Neben der gefahrenen Geschwindigkeit werden Straßenoberfläche, Längsneigung und mögliche Reflexionen des Straßenlärms zur Ermittlung des Lärmpegels herangezogen.

Bauliche Maßnahmen können den Schall abschirmen bzw. umlenken. Der Schirmwert, der Weg den der Schall zurücklegen muss, ist für die Erzielung des Schirmeffekts die maßgebende Größe. Ein Schallschirm muss folgende Eigenschaften haben: x schallundurchlässig, d. h. der Schall der direkt durch den Schirm läuft, muss um wenigstens 30 dB(A) gemindert werden Die Beugungskante sollte möglichst hoch sein und sich nahe am Verkehrsweg befinden, weil sich dadurch der Schirmwert z vergrößert. Mehrfachreflexionen können zu Pegelerhöhungen führen. Diese Effekte können durch die Verwendung von Materialien mit absorbierenden Eigenschaften reduziert werden. Entsprechend dem Absorptionsvermögen werden folgende Kategorien unterschieden: x reflektierend ΔL < 4 dB x absorbierend 4 dB ≤ ΔL < 8 dB x hochabsorbierend ΔL ≥ 8 dB

10.8.2 Lärmschutzanlagen auf Brücken Tabelle 10.8-1 Zulässige Immissionsgrenzwerte nach [BImSchG] Lage

Immissionsgrenzwert [dB(A)] Tag

Nacht

an Krankenhäusern, Schulen, Kurheimen, Altenheimen

57

47

in reinen und allgemeinen Wohngebieten, Kleinsiedlungen

59

49

in Kern-, Dorf- und Mischgebieten

64

54

in Gewerbegebieten

69

59

Brücken sind aufgrund Ihrer exponierten Lage über Gelände besonders schallschutzrelevant. Die Regelausführung besteht in der Anordnung von Lärmschutzwänden mit Höhen bis über 6,0 m. Da sich der Schallschirm nahe am Verkehrsweg befindet, wird somit ein guter Schirmwert erreicht. Lärmschutzwände sind aus Stahlpfosten, siehe Bild 10.8-1, mit zwischen liegenden austauschbaren Wandelementen aufgebaut. Die Fugen sind dabei schalldicht und dauerelastisch zu verschließen. Als Wandmaterialien kommen Metall, Holz, Beton oder auch Glas bzw. Kunststoff zum Einsatz. Die Pfosten werden im Gesimsbereich der Kappe oder auf aufgesetzten Betonbrüstungen

929

10.8 Lärmschutzanlagen

Bild 10.8.2-1 Lärmschutzwand im Bauzustand aus [Thür, 2003]

verankert. Bei Anordnung von Lärmschutzwänden ist die Kappe zusätzlich zu den Kappenbügeln durch Telleranker gegen Abheben zu sichern. Gestaltung Da Lärmschutzwände auf Brücken wesentlich die Gestaltung beeinflussen, sind entsprechende Anlagen schon in der Entwurfsphase mit zu berücksichtigen. Sowohl aus Sicht der Anwohner, als auch aus Sicht des Autofahrers sollten einige Gestaltungsgesichtspunkte zur konstruktiven Ausbildung, sowie zur Material- und Farbwahl berücksichtigt werden. Beispiele finden sich z. B. in [BMVBW, 1995]. So ermöglichen Lärmschutzwände aus Holz oder Beton unterschiedliche Oberflächengestaltungen von Anwohner- und Fahrbahnseite. Transparente Lärmschutzwände bewirken die geringste Störung des Brückenbilds. Aus der Sicht des Autofahrers sollten bei langen Lärmschutzwänden zumindest transparente Fenster – Streifen in ca. 1,20 m Höhe über der Fahrbahn angeordnet

werden. Bei hohen Talbrücken vermittelt ein nichttransparenter Sockel (ca. 50 cm Höhe) dem Autofahrer eine zusätzliche Sicherheit. Dem Übergang zur freien Strecke ist besondere Aufmerksamkeit zu schenken. Wandelemente Für die Wandelemente kommen verschiedene Baustoffe zum Einsatz, die spezifische Gestaltungsmöglichkeiten gestatten. Schallschutztechnisch unterscheiden sich die Wandaufbauten vor allem hinsichtlich ihrer Reflexionseigenschaften. Wandelemente aus Metall bestehen in der Regel aus 10–12 cm dicken Aluminiumkassetten, in die Lufträume und Schalldämmmatten, z. B. aus Steinwolle, integriert sind. Die Elemente sind in der Regel 33 oder 50 cm hoch. Durch ein- oder beidseitige Perforationen kann Schall eindringen und wird absorbiert. Beliebige Farbgebungen sind möglich. Wandelemente aus Holz werden vor allem dann angeordnet, wenn sie auf anschließender Strecke im Einsatz sind. Für

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die Gewährleistung einer ausreichenden Dauerhaftigkeit ist eine Hochdruckimprägnierung erforderlich, die eine Entsorgung problematisch macht. Der Wandaufbau besteht aus Leisten mit lichten Abständen von 4–5 cm. Dahinter befindet sich eine Schalldämmmatte. Die Rückseite wird in der Regel durch eine zementgebundene Spanplatte gebildet. Die Wandelemente sind zumeist großformatig z. B. 2,0 m · 5,0 m. Aufgrund des relativ hohen Eigengewichts kommen Wandelemente aus Beton auf Brücken nur bedingt zur Anwendung, zudem ist die Verlegung zumeist nur mit Kraneinsatz möglich. Allerdings ergeben sich die vielfältigsten Möglichkeiten der Oberflächengestaltung durch Struktur und Farbe. Transparente Lärmschutzwände besitzen in der Regel einen einschaligen Aufbau aus Silikat-Glas oder Kunststoffglas. Inzwischen bieten Hersteller auch absorbierende transparente Wandelemente an, bzw. modulare Kombinationen von blickdichten hochabsorbierenden und reflektierenden transparenten Wandelementen, so dass insgesamt auch eine transparente absorbierende Lärmschutzwand erstellt werden kann. Um den Splitterschutz über öffentlichen Verkehrsflächen zu gewährleisten sind gesonderte Fangkonstruktionen (Drahtgittergeflecht) vorzusehen. Verschiedene Hersteller bieten hier Lösungen durch den Einbau splitterbindender Fasern ohne eine Beeinträchtigung der Transparenz an. Zum Teil kann eine Blendwirkung durch Spiegelung in der Nacht auftreten. bauliche Anforderungen Lärmschutzwände müssen folgende Anforderungen erfüllen: x schalltechnische Anforderungen x verkehrssicherheitstechnische Anforderungen x ausreichend standsicher und formbeständig x alterungs- und korrosionsbeständig bzw. -geschützt

10 Brückenausrüstung

x farbtonbeständig, feuer- und steinwurfresistent und wartungsfreundlich. Bezüglich der Verkehrssicherheit sind die Forderungen der [RPS] und [ZTV-LSW] zu beachten. Wird bei Anordnung einer LSW auf ein zusätzliches Geländer verzichtet, ist das Sicherungskabel zur Absturzsicherung abirrender Fahrzeuge samt Holm an der Schallschutzwand anzubringen. Die LS-Elemente sind einzeln gegen Absturz zu sichern. Dazu werden in der Regel Haltekonstruktionen aus mind. 4 mm dicken Drahtseilen in den vier Ecken angeordnet, die mit den Pfosten verbunden sind. Das Auswechseln beschädigter Elemente oder ganzer Felder von Lärmschutzwänden muss ohne nachteilige Auswirkungen auf nicht betroffene Felder möglich sein. Die Standsicherheit für Lärmschutzwände ist für die tragenden Bauteile (Verankerungen der Pfosten und die Ableitung der Kräfte) nachzuweisen. Die wesentlichen Einwirkungen sind die Windeinwirkungen. Diese sind im DIN Fachbericht 101 [DIN FB 101] geregelt. Darüber hinausgehende Einwirkungen sind von der Höhe und Lage der Lärmschutzwand abhängig und unterliegen nationalen Regelungen, in Deutschland zum Beispiel der [ZTV-LSW]. Weiterentwicklungen Einen größeren Abschirmeffekt kann man erzielen, wenn ein wesentlich größerer Teil der Fahrbahn durch die Lärmschutzkonstruktion überdacht werden kann [Herder, 2001], [Groh, 2003]. Durch das Anbringen schallabsorbierender Bekleidungen an der Decke und den Wänden können Pegelerhöhungen durch Mehrfachreflexionen verringert werden. Pegelminderungen um etwa 20 dB(A) sind erreichbar. Bei teilweiser Überdachung ist zumeist die natürliche Belüftung und Belichtung ausreichend. Allerdings kann der Straßen-

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10.8 Lärmschutzanlagen

Bild 10.8.2-2 Brückeneinhausung in Italien aus [Röhm, 2003]

zustand hinsichtlich Feuchte und Eisglätte stark variieren. Die effektivste, wenngleich auch aufwändigste Art des Schallschutzes ist die komplette Einhausung der Brücke. Durch Verwendung transparenter Elemente kann dabei auf künstliche Belichtung verzichtet werden. In Bild 10.8-2 wird ein Beispiel aus Italien gezeigt.

Erfahrungen bezüglich der Probleme des Fahrzeuganpralls, des Brandschutzes, des Zugangs für Rettungskräfte und nicht zuletzt der Reinigung liegen bislang nicht vor. In Deutschland ist für die Saalebrücke bei Salzmünde im Zuge des Neubaus der BAB A 143 (Westumfahrung Halle) eine transparente Lärmeinhausung geplant [DEGES, 2002].

11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

11.1 Einleitung Eva-Maria Eichinger und Johann Kollegger (bis 11.3.2) Unter Bauwerksprüfung versteht man die Feststellung und Bewertung des Ist-Zustands einer Konstruktion. Unter Bauwerksüberwachung sind alle Maßnahmen zusammengefasst, die erforderlich sind, um Mängel und Schäden an Bauwerken so rechtzeitig zu erkennen, dass ein Versagen ohne Vorankündigung ausgeschlossen werden kann. In diesem Zusammenhang ist ein Schaden eine Veränderung am Bauwerk, durch welche die Gebrauchstauglichkeit, die Dauerhaftigkeit oder die Tragfähigkeit beeinträchtigt wird, wobei die Ursache entweder in einem Mangel auf der Widerstandsseite oder einer Überbeanspruchung der Konstruktion auf der Einwirkungsseite begründet sein kann. Ein Mangel ist die negative Abweichung vom angestrebten Bauwerkszustand zum tatsächlichen Zustand. Ein Mangel kann einen oder mehre Schäden zur Folge haben.

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken 11.2.1 Allgemeines Mängel an Brückentragwerken, die in der Folge einen Schaden verursachen können, werden durch Entwurfsfehler, Ausführungsfehler oder äußere Einwirkungen ver-

ursacht. Ein Großteil der festgestellten Mängel beeinträchtigt in erster Linie die Dauerhaftigkeit der Konstruktion. Werden diese Mängel nicht beachtet, so können sie mit fortschreitender Zeit jedoch auch die Tragfähigkeit der Brücke gefährden. Zur Vermeidung von Mängeln aufgrund von Ausführungsfehlern sind strenge Qualitätssicherungsmaßnahmen, im Sinne von Eigen- und Fremdüberwachung, zu setzen. Aufgrund der Tatsache, dass Brücken aus Stahlbeton- und Spannbeton einer Vielzahl von Einwirkungen ausgesetzt sind, ist es unmöglich, alle möglicherweise zu erwartenden schädlichen Einflüsse aufzulisten. Die am häufigsten auftretenden Schadensursachen sind jedoch bekannt und sollen im Folgenden beschrieben werden. Mängel und in Folge Schäden können die verschiedenen Bauteile und Baustoffe der Konstruktion betreffen und unterschiedlichste Ursachen haben. Ein wesentlicher Schadensschwerpunkt bei Stahlbeton- und Spannbetonbrücken liegt in der Korrosion der Bewehrung, welche durch Stoffe, die bereits in der Struktur eingelagert sind oder aus seiner unmittelbaren Umgebung stammen, ausgelöst wird. In diesem Zusammenhang muss betont werden, dass fachgerecht ausgeführter Stahlbeton unter normalen Bedingungen gegen Witterungseinflüsse dauerhaft beständig ist. Witterungsbedingte Schäden treten zumeist nur dann auf, wenn bereits Mängel vorliegen oder wenn Lebensdauer und Belastung der Konstruktion das ursprünglich angenommene Maß weit übersteigen [Ruffert, 1983].

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Die Verwendung von Tausalz im Rahmen des Straßenbetriebs in den Wintermonaten stellt für die Dauerhaftigkeit von Brückbauwerken eines der größten Probleme dar, wobei sowohl der Beton als auch der Stahl angegriffen werden. Im Winterdienst kommen hauptsächlich Natriumchloride als Taumittel zum Einsatz. Die Frage, wer die Verantwortung für die Beseitigung eines Schadens zu tragen hat, wird im Wesentlichen vom Zeitpunkt des Eintritts des Schadens bestimmt. In diesem Zusammenhang kommt es sowohl nach der Fertigstellung als auch vor dem Ende der Verjährungsfrist zu einer förmlichen Abnahme der Konstruktion. Der Zeitpunkt des Auftretens des Schadens ist nicht nur für die Klärung juristischer Fragen von Bedeutung, sondern kann auch hinsichtlich der technischen Beurteilung der Schadensursache einen entscheidenden Faktor darstellen.

11.2.2 Schäden am Beton 11.2.2.1 Allgemeines Der Beton soll einerseits gemeinsam mit der Bewehrung die Anforderungen im Hinblick auf die Tragfähigkeit der Konstruktion erfüllen, hat aber andererseits auch die Aufgabe, die Bewehrung dauerhaft vor Korrosion zu schützen. Die Dauerhaftigkeit des Gesamtbauwerks wird dabei wesentlich von der konstruktiven Durchbildung und den sich aus dem Herstellungsprozess vor dem Einbau ergebenden Materialeigenschaften des Betons beeinflusst. Bei Beton handelt es sich um einen porösen Baustoff. Seine Fähigkeit, Wasser in flüssiger Form aufzunehmen, ist dabei von der Oberflächenspannung abhängig. Das im Bereich einer Brücke anfallende Wasser kann durch Chemikalien verunreinigt sein und besitzt dann nur etwa die Hälfte der Oberflächenspannung von chemisch rei-

nem Wasser. Aus diesem Grund kann verunreinigtes Wasser viel leichter in den Beton eindringen. In diesem Zusammenhang ist es daher von besonderer Bedeutung, die Konstruktion durch eine sachgerechte Abdichtung vor derartigen Einwirkungen zu schützen. Die Eigenschaften des Betons hängen von seiner chemischen und mineralogischen Zusammensetzung sowie vom Verdichtungsgrad und damit verbunden dem Porenvolumen ab. Physikalische und chemische Einflüsse, die in verschiedenster Art und Kombination auf das Bauwerk wirken, beeinflussen die Alterung des Baustoffs wesentlich. Die Qualität des Betons hat jedoch einen wesentlichen Einfluss auf die Dauerhaftigkeit der Konstruktion. Als Kriterium für die Betonqualität wird oftmals lediglich die Betondruckfestigkeit herangezogen. Doch gerade bei Brückenbauwerken ist die Druckfestigkeit allein im Hinblick auf die Dauerhaftigkeit nicht aussagekräftig genug, es müssen auch noch andere Faktoren berücksichtigt werden [Ruffert, 1983]. Zu diesen zählen x das Kapillarvolumen, d. h. die Wasseraufnahmefähigkeit bei atmosphärischen Bedingungen im entspannten Trinkwasser, x die Luftdurchlässigkeit, d. h. der Widerstand gegen den Durchgang von Kohlendioxid, x ein ausreichender Gehalt an Kalziumhydroxid, feststellbar mittels pH-Wert und x die Rissefreiheit bei der Betrachtung der Oberflächen. Um eine ausreichende Verdichtung zu erreichen und das Porenvolumen im Festbeton zu begrenzen, wird der Frischbeton mittels eines Rüttlers verdichtet. Aus dem Verdichten können Mängel oder Schäden am Beton resultieren, wenn zwischen den Bewehrungsstäben nicht ordnungsgemäß verdichtet werden kann. Aber auch zu in-

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

tensives Rütteln kann Mängel produzieren, da es dadurch zu einer Entmischung des Frischbetons kommen kann. Durch die Verflüssigung des Betons sinken die Zuschläge infolge ihres Eigengewichts nach unten und der leichtere Zementanteil beginnt nach oben zu steigen. Beton kann durch chemische Substanzen angegriffen werden, wobei man zwischen lösendem und treibendem Angriff unterscheidet. Beim Zementstein handelt es sich um Calciumsilikate und -aluminate, die durch die Hydratation gebildet werden. Seine Alkalität ist die Ursache, dass dieser durch jede Säure angegriffen werden kann. Bei diesem lösenden Angriff wird der Zusammenhalt zwischen Zuschlag und Kittsubstanz zunächst gelockert und danach zerstört. Ist die schützende Betonhaut jedoch ungestört, so kann der lösende Angriff verhindert werden. Gefährlich sind Risse und großflächige Schädigungen, die das tiefe Eindringen der aggressiven Stoffe ermöglichen. Somit ist es wichtig, lösende Schäden so früh wie möglich zu erkennen und geeignete Maßnahmen zu deren Behebung einzuleiten. Eine Möglichkeit liegt darin, den empfindlichen Zementstein durch säurewiderstandsfähige Filme zu schützen. Lösen die angreifenden Stoffe eine Reaktion aus, die zu einer Vergrößerung des Volumens führt, so spricht man von einem treibenden Angriff. Diese Stoffe können durch Risse eindringen oder bereits in der Form von alkalischen Zuschlägen (AlkaliSilika-Reaktion) im Beton vorhanden sein. Das sich bildende größere Raumvolumen hat eine gefügesprengende Wirkung. Ein Beispiel dafür sind sulfationenhaltige Gase und Lösungen. Bei der Reaktion zwischen den Sulfaten und dem Tricalciumaluminat im Zementstein wird Ettringit gebildet, das etwa das achtfache Volumen der Ausgangsstoffe aufweist. Diese Volumenvergrößerung führt zu kraterförmigen Abplatzungen der Betonoberfläche, zu einer Festigkeits-

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minderung und im Extremfall zu einer völligen Zerstörung des betroffenen Betons. Diese Schäden können durch die Verwendung von sulfatbeständigen Zementen (HS) verhindert werden. Für die Korrosion der Bewehrung sind jedoch vor allem drei Arten von Schäden bzw. von Veränderungen der Eigenschaften des Betons von entscheidender Bedeutung, die im Folgenden näher beschrieben werden. Es sind dies die Rissbildung, die Karbonatisierung sowie der Chloridgehalt des Betons.

11.2.2.2 Risse im Beton In einer Konstruktion aus Stahl- oder Spannbeton entstehen Risse, wenn im Beton die Zugfestigkeit überschritten wird. Risse geringer Breite haben zunächst keine unmittelbaren negativen Auswirkungen auf die Tragfähigkeit eines Bauwerks, da diese mit der Annahme nachgewiesen wird, dass der Beton keine Zugkräfte übernehmen kann. Alle Zugkräfte werden demnach der Bewehrung zugeordnet. Folgende Arten von Rissen und deren Ursachen können unterschieden werden [Nürnberger, 1995]: x Spannungsrisse: Überschreiten der Betonzugfestigkeit resultierend aus Lasten (auch aus der Vorspannung) und behinderter Verformung (Schwinden, Temperaturänderung, Auflagerverschiebung) x Schrumpfrisse: Oberflächenaustrocknung des verarbeiteten Frischbetons x Hydratationsrisse: Oberflächenabkühlung des infolge der Hydratation erwärmten Betons x Korrosionssprengrisse: Volumenvergrößerung der Bewehrung bei Korrosion x Frostsprengrisse: Volumenvergrößerung des Wassers bei der Änderung des Aggregatzustands infolge Eisbildung

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bereits kurz nach dem Betonieren kann es infolge des Aushärtevorgangs und des Schwindens zur Rissbildung im Frischbeton kommen. Dem kann durch eine geeignete Betonzusammensetzung, eine Nachbehandlung entsprechend dem Stand der Technik oder durch Vorspannung begegnet werden. Der Beton ist durch die Vorspannung Druckkräften ausgesetzt, welche die aus ständigen und veränderlichen Einwirkungen sowie Zwängungen hervorgerufenen Zugspannungen weitestgehend überdrücken. Trotzdem ist es jedoch nur bedingt möglich, Risse im Beton zu verhindern. In den Überbauten treten Zugspannungen aus ständigen und veränderlichen Einwirkungen sowie Zwangszuständen (Stützensenkung, ungleichmäßige Erwärmung) auf. Für die Rissbildung sind auch Zwangs- und Eigenspannungen infolge Hydratrationswärme oder verschiedener Schwindmaße von Bauteilen unterschiedlicher Dicke bzw. Alters von Bedeutung. Zusätzlich treten Zwangsschnittgrößen durch Temperaturdifferenzen infolge Sonneneinstrahlung auf. In den teils sehr großen Temperaturunterschieden zwischen Ober- und Unterseite des Überbaus ist eine wesentliche Ursache für die Rissbildung bei Spannbetonbrücken zu sehen. Diese Zugspannungen wurden in den Anfängen des Spannbetonbaus in der statischen Berechnung jedoch oftmals nicht berücksichtigt. Überdies stellt die Betonzugfestigkeit eine stark streuende Größe dar, deren zulässige Werte auf Laborergebnissen beruhen. Die tatsächliche Betonzugfestigkeit im Bauwerk hängt vor allem von der Betonzusammensetzung, der Ausführungsqualität sowie möglichen Vorschädigungen ab und nimmt zudem mit der Zeit immer weiter ab. Zusätzlich beeinflussen eine unzureichende Nachbehandlung oder ungünstige Witterungsverhältnisse die Betonzugfestigkeiten negativ. Zur Vermeidung von Rissen infolge Hydratationswärme müssen in erster Linie alle betontechnologischen Maßnahmen er-

griffen werden, da Oberflächenrisse aufgrund ihrer Kerbwirkung Ausgangspunkte für Risse darstellen können. Bei Rissbreiten von mehr als 0,4 mm ist kein ausreichender Korrosionsschutz der Bewehrung gewährleistet, womit Korrosionsabtrag und damit eine Schwächung der Bewehrung möglich wird. Aus diesem Umstand könnte eine unmittelbare Gefährdung für die Tragfähigkeit des Bauwerks entstehen. Problematisch wirken sich Risse im Bereich der Koppelfugen aus, hier tritt das Problem der Dauerschwingfestigkeit für das Spannkabel in den Vordergrund. Durch die Änderung der Biegemomente infolge Verkehrslast treten große Spannungsschwankungen im Spannstahl auf [Leonhardt, 1979 und Zilch et al., 2004]. Während von Spanngliedern auf der freien Strecke zwischen den Koppelankern auch hohe Dauerschwingbeanspruchungen ohne Schaden ertragen werden können, ist im unmittelbaren Bereich des Koppelankers eine deutliche Minderung der Dauerschwingfestigkeit gegeben. Wird diese überschritten, besteht für die Spannstähle die Gefahr eines Ermüdungsbruchs. Für die Korrosion von Stahl sind zusätzlich vor allem der Chloridgehalt sowie die Karbonatisierung von entscheidender Bedeutung. Erst die Karbonatisierung des Betons bis zur Bewehrung ermöglicht, dass es an der Stahloberfläche zu einer Auflösung des Eisens und damit zur Bildung von Rost kommen kann. Wird im Querschnitt der Stahleinlagen eine kritische Chloridionenkonzentration überschritten, besteht jedoch auch im nicht karbonatisierten Beton Korrosionsgefahr. Im folgenden Abschnitt sollen daher der Einfluss von Chloridionen sowie der Karbonatisierung auf den Korrosionsprozess erläutert werden.

11.2.2.3 Chloridgehalt Die Anwesenheit von Chloriden verbessert die Leitfähigkeit des Elektrolyten, sodass

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

eine bereits laufende Korrosion im karbonatisierten Bereich des Betons erheblich beschleunigt werden kann. Durch Karbonatisierung des Betons wird daher die Korrosionsgefahr zusätzlich erhöht, da gebundenes (unschädliches) Chlorid wieder in Lösung geht. Bei der Chloridkorrosion von Stahl im Beton müssen folgende Voraussetzungen gleichzeitig erfüllt sein: x Der Chloridgehalt im Bereich der Bewehrung muss oberhalb eines kritischen Grenzwerts liegen. x Für den kathodischen Teilprozess muss in ausreichendem Maße Sauerstoff durch die Betondeckung zur Stahloberfläche diffundieren. x Für den Ionenstrom zwischen Kathode und Anode ist ein ausreichender Feuchtigkeitsgehalt des Betons erforderlich. Chloride können bereits in den Ausgangsstoffen für die Betonherstellung vorhanden sein, sind aber durch die technischen Vorschriften auf unschädliche Mengen begrenzt. Schädlich sind die Chloride, die infolge des Tausalzeinsatzes während der kalten Jahreszeit von außen in den Beton eindringen. Das Eindringen des Chlorids in den Beton läuft anders ab als das im Zuge der Karbonatisierung stattfindende Eindringen des gasförmigen Kohlendioxids. Während bei der Karbonatisierung des Betons gut messbare Fronten bzw. Bereiche auftreten, stellen sich bei der Chlorideindringung kontinuierlich abnehmende Konzentrationsverteilungen ein. Eine hohe Dichtigkeit des Betons (W/B-Wert, Verdichtung, Nachbehandlung) wirkt sich jedoch positiv auf den Eindringwiderstand der Chloride aus. Im Bereich von Dauertauchzonen können die an der Betonoberfläche in der Lösung vorhandenen Chloride durch Diffusion über die Mikroporen in den Beton eindringen. Die Diffusionsgeschwindigkeit ist umso höher, je größer das Konzentrationsgefälle und je niedriger der Diffusi-

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onswiderstand des Betons ist. Dies wird durch die Betondichtigkeit (Kapillarporosität) bestimmt, die Chloridkonzentration im Beton kann dabei nicht größer werden als in der Lösung. Hierbei strebt die Chloridkonzentration bei ausreichend dichtem Betongefüge mit der Zeit einem Endwert zu. Für Brücken gelten jedoch die Verhältnisse einer Wechselbefeuchtung, hier liegen deutlich ungünstigere Bedingungen vor. Der Transport von Chloridionen im Beton wird dabei maßgebend vom gleichzeitig eindiffundierenden Wasser beeinflusst, wobei den zeitlichen Abständen zwischen den Befeuchtungszyklen große Bedeutung zukommt. Wegen der Kapillarwirkung ist die Eindringgeschwindigkeit der Chloride in den Beton hoch, wenn die Lösung auf einen nicht wassergesättigten oder vollständig trockenen Beton einwirkt. Die Eindringgeschwindigkeit ist niedrig, wenn die Lösung auf einen wassergesättigten Beton trifft, da Chloride nicht über den Wassertransport in den Beton gelangen können. Wird der Beton wiederholt mit chloridhaltigen Lösungen befeuchtet und trocknet zwischenzeitlich aus, können nach dem Verdunsten des Wassers Chloridkonzentrationen auftreten, die weit über der Chloridkonzentration der Ausgangslösung liegen. In Rissen können Chloride wesentlich schneller zur Stahloberfläche vordringen als im ungerissenen Beton. Da Chloridbeaufschlagung immer mit einer Befeuchtung des Bauteils einhergeht, spielen kapillare Saugvorgänge eine wesentliche Rolle, Diffusionsvorgängen in Rissen kommt daher keine Bedeutung zu. Selbst bei hohen Chloridgehalten müssen jedoch zur Entstehung von Korrosion weitere Voraussetzungen erfüllt sein: der Beton muss ausreichend leitfähig (feucht) und genügend durchlässig für Sauerstoff sein. Die ungünstigsten Korrosionsbedingungen liegen vor, wenn bei undichter und geringer Betondeckung höhere Feuchtig-

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

keitsgehalte eingetragen werden. In dieser Situation kann es im Falle einer Karbonatisierung des Betons auch ohne Chlorideinwirkungen zu Korrosionsschäden kommen. In dichtem Beton und bei normgerechten Betondeckungen ist die Chloridkorrosion selbst im Fall hoher Chloridgehalte an der Bewehrung begrenzt, da der Sauerstoffzutritt behindert wird. Die Korrosionsgefahr für Stahl- oder Spannbetonbauteile unter Chlorideinwirkung kann demnach zusammenfassend folgendermaßen beurteilt werden. Starke Korrosionserscheinungen treten insbesondere bei Chloridangriff immer dann auf, wenn durch Schwachstellen in der Konstruktion starke Chloridanreicherungen und/oder häufige Durchfeuchtungen einzelner Bauteile auftreten, Betonierfehler vorliegen oder die Qualität der Betondeckung den Mindestanforderungen nicht genügt. Risse im Beton können in allen diesen Fällen Korrosionserscheinungen begünstigen. Da bei Spannstählen nach einer Depassivierung der Stahloberfläche ein Totalversagen nicht gänzlich ausgeschlossen werden kann, muss für Spannbetonbauteile ein Vordringen der Chloride bis zur Spannstahloberfläche verhindert werden. Dies kann beispielsweise mit Hilfe von dauerhaft dichten Hüllrohren (z. B. aus Kunststoff ) erreicht werden. Da Tausalzeinwirkungen für die Dauerhaftigkeit eine hohe Gefahr bedeuten, sind zusätzliche konstruktive Maßnahmen, d. h. direkte Schutzvorkehrungen erforderlich, um den Zutritt von Tausalzwasser an den Konstruktionsbeton und vor allem an die Spannstähle zu verhindern (einwandfreie Abdichtung und Entwässerung sowie dauerhaft wasserdichte Fahrbahnübergänge). Risse in der Fahrbahnplatte sind daher wegen möglicher Fehlstellen in der Fahrbahnabdichtung und der dort vorliegenden größeren Chloridbeaufschlagung grundsätzlich kritischer zu bewerten als Risse in

den Stegen und in der Bodenplatte, wo normalerweise mit Ausnahme von Sprühnebelbereichen über tausalzbehandelten Straßen nicht mit Angriffen durch Tausalzwasser zu rechnen ist. Bei defekter Abdichtung stellen Risse im Beton von Fahrbahnplatten, sofern sie Spannglieder kreuzen, eine ernsthafte Unterbrechung des Korrosionsschutzes dar.

11.2.2.4 Karbonatisierung Das in der Luft enthaltene gasförmige Kohlendioxid CO2, kann durch die luftgefüllten Poren des Zementsteins sowie an lokalen Fehlstellen, Nestern und Rissen in den Beton eindiffundieren. Das CO2 reagiert mit dem im Porenwasser des Betons gelösten Kalziumhydroxid Ca(OH)2 zu Kalziumkarbonat CaCO3 . Eine Reaktion des Kohlendioxids ist nun mit den im Wasser gelösten Bestandteilen des Zementsteins möglich, wobei das CO2 bei der Karbonatisierungsreaktion verbraucht wird. Erst wenn der Umsetzungsvorgang soweit fortgeschritten ist, dass am Reaktionsort kein Kalziumhydroxid mehr nachgelöst werden kann, dringt die Karbonatisierung tiefer in den Beton vor. Dadurch ergeben sich eindeutige, gut messbare Karbonatisierungsfronten. Bedingt durch Poren und andere Fehlstellen im Betongefüge treten jedoch Karbonatisierungsspitzen auf, die oft ein Vielfaches der mittleren Karbonatisierungstiefe betragen können. Durch die fortschreitende Karbonatisierung sinkt der ursprünglich hohe pHWert des Zementsteins bis schließlich bei pH-Werten unter 9 im karbonatisierten Bereich die Korrosionsschutzwirkung des Betons durch Depassivierung der Stahloberfläche verloren geht. Vollständig karbonatisierter Beton weist schließlich einen im Vergleich zum pH-Wert des unkarbonatisierten Zementsteins von ca. 12,5 sehr niedrigen pH-Wert von 8,3 auf. Der Beton

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

selbst wird durch die Karbonatisierung nicht geschädigt. Durch die Bildung des kristallinen Kalziumkarbonats werden die Dichtigkeit des Zementsteins sowie die Druckfestigkeit des Betons sogar erhöht. Die Karbonatisierungsfront wandert als Folge des oben beschriebenen Prozesses langsam in das Betoninnere vor. Da der Diffusionswiderstand des Betons zum Betoninneren zunimmt und gleichzeitig aus dem Inneren Kalziumhydroxid zur Karbonatisierungsfront wandert, stellt sich ein Grenzwert der Karbonatisierungstiefe in jenem Querschnitt ein, in dem sich zwischen eindiffundierendem Kohlendioxid und dem aus dem Inneren zugeführten Kalziumhydroxid ein Gleichgewicht einstellt. Für die Karbonatisierung sind die Zusammensetzung, die Verarbeitung sowie die Nachbehandlung des Betons von entscheidender Bedeutung. Bei der Zusammensetzung ist auf einen möglichst niedrigen Wasserbindemittelwert zu achten, da die Porosität des Zementsteins mit wachsendem W/B-Wert stark zunimmt. Weiters ist eine optimale Sieblinie der Zuschlagstoffe anzustreben. Bei der Verarbeitung des Betons kommt der Herstellung eines geschlossenen Gefüges durch vollständige Verdichtung große Wichtigkeit zu, was wiederum eine geeignete Frischbetonkonsistenz voraussetzt. Die Nachbehandlung soll die für den Korrosionsschutz der Stahleinlagen entscheidende Dichtigkeit des Betons an den Bauteiloberflächen durch Gewährleistung des notwendigen Hydratationsgrads garantieren. Eine ausreichende Nachbehandlung umfasst ein angemessenes Feuchtigkeitsangebot bzw. den Schutz vor frühzeitiger Austrocknung durch Abdeckung der frisch betonierten Bauteile. Neben den Betoneigenschaften selbst haben die Umgebungsbedingungen einen großen Einfluss auf die Karbonatisierung des Betons. Die Karbonatisierung ist dabei stark vom Feuchtigkeitsgehalt des Betons

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abhängig. Da das Kohlendioxid nur durch Poren diffundieren kann, die nicht wassergefüllt sind, ist wassergesättigter Beton weitgehend vor Karbonatisierung geschützt. Auch vollständig trockener Beton karbonatisiert nicht, da für die Karbonatisierungsreaktion Wasser benötigt wird. Luftfeuchten, die den Ablauf der Karbonatisierung verhindern (< 30% rel. Luftfeuchte) treten in Mitteleuropa allerdings kaum auf. Für die Karbonatisierung günstige Werte sind relative Luftfeuchten zwischen 50 und 70%, bei höheren Luftfeuchten verlangsamt sich der Karbonatisierungsfortschritt. Aus diesen Zusammenhängen wird verständlich, dass regengeschützte Flächen (Brückenuntersichten) größere Karbonatisierungstiefen aufweisen können als Flächen, die dem Regen stärker ausgesetzt sind.

11.2.3 Schäden am Bewehrungsstahl Viele Probleme an älteren Massivbrücken stehen im Zusammenhang mit Schäden an der schlaffen Bewehrung sowie der Spannbewehrung. Diese werden in den meisten Fällen durch Korrosion hervorgerufen. Darunter versteht man den zersetzenden Abbau eines Werkstoffs, in diesem Fall eines Metalls, unter äußeren Einflüssen an der Oberfläche beginnend. Metalle werden aus natürlichen Metallverbindungen (Erzen), die thermodynamisch energiearm und damit chemisch stabil sind, durch Energiezufuhr bei der Verhüttung gewonnen. Sie befinden sich in einem energiereichen, instabilen Zustand und haben das Bestreben, durch Bildung von Oxiden, Hydroxiden, Sulfaten oder Karbonaten wieder in einen energieärmeren Zustand zurückzukehren. Deshalb neigt ungeschützter Stahl zur Korrosion und bildet Eisenoxid und -hydroxid (Rost). Bei der Beschreibung des Korrosionsmechanismus kann zwischen dem Einleitungszeitraum und dem Schädigungszeitraum unterschieden werden. Der Einlei-

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.2.3-1 Galvanisches Element

tungszeitraum umfasst den Zeitabschnitt, in dem die Karbonatisierung bzw. ein kritischer Chloridgehalt noch nicht bis zur Stahloberfläche vorgedrungen ist. Die Stahloberfläche bleibt während dieses Zeitraums passiviert; es findet kein Korrosionsabtrag statt. Im Gegensatz dazu beginnt der Schädigungszeitraum erst dann, wenn Kor-

Bild 11.2.3-2 Korrosionsmechanismen im Riss

rosion tatsächlich möglich ist, d. h. nach Vordringen der Karbonatisierung bis zur Bewehrung bzw. nach Erreichen eines kritischen Chloridgehalts im Beton. Ein Korrosionsprozess setzt ein, sobald die schützende alkalische Umgebung durch den Zementmörtel nicht mehr vorhanden ist und Feuchtigkeitszutritt möglich wird. Korrosion ist ein elektrochemischer Prozess der in zwei Teilreaktionen abläuft, die an der Oberfläche unmittelbar nebeneinander oder örtlich getrennt stattfinden können. Dabei sind Vorgänge an der Anode und der Kathode zu unterscheiden (Bild 11.2.3-1). Grundsätzlich sind zwei Korrosionsmechanismen möglich (Bild 11.2.3-2). Sind die Korrosionsbereiche klein und liegen sie dicht nebeneinander, spricht man von einer Lokal- oder Mikroelementkorrosion (Eigenkorrosion, Korrosionsmechanismus I), der Fortschritt des Korrosionsmechanismus ist dann in der Regel eher gering. Im Rissbereich korrodiert die depassivierte Oberfläche der Stahleinlage wie ein

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

ungeschützter Stahl, die anodischen und kathodischen Teilbereiche liegen im Bereich des Risses unmittelbar nebeneinander und der benötigte Sauerstoff dringt überwiegend über den Riss ein. Behindert jedoch eine örtliche Durchfeuchtung den Sauerstoffzutritt oder haben Chloride die Passivierung nur örtlich zerstört, so kommt es zur sogenannten Makroelementkorrosion (Korrosionsmechanismus II). Bei diesem Vorgang wirkt die depassivierende Schicht im Rissbereich anodisch. Die daneben zwischen den Rissen liegende Stahloberfläche wirkt kathodisch, wobei der Sauerstoff im ungerissenen Bereich zur Kathode diffundiert.

11.2.3.1 Voraussetzung für Korrosion von Stahl Um eine Rostbildung zu ermöglichen, sind Feuchtigkeit und Sauerstoff notwendig, wobei mit steigender Temperatur der Korrosionsprozess beschleunigt wird. Im einbetonierten Zustand wird Stahl vom Beton wirksam gegen Korrosion geschützt. Der Korrosionsschutz beruht dabei auf der hohen Alkalität des Porenwassers im Beton, das durch das beim Abbinden und Erhärten von Zement entstandene gelöste Kalziumhydroxid Ca(OH)2 pH-Werte zwischen 12,5 und 13,5 aufweist. Hier bildet sich auf der Stahloberfläche eine stabile Passivschicht aus Eisenhydroxid aus, welche die anodische Eisenauflösung und somit die Korrosion verhindert. Der Passivfilm besteht zwar aus Korrosionsprodukten, jedoch sind die damit einhergehenden Abtragungsraten unter baupraktischen Gesichtspunkten ohne Bedeutung. Der Korrosionsschutz kann durch mechanische Verletzung (Verlust der Betondeckung), Karbonatisierung (Verlust der Alkalität der Porenflüssigkeit) oder zu hohem Chloridanteil im Beton (Angriff korrosionsfördernder Substanzen) verloren gehen. Karbonatisierung oder Chloride allein haben jedoch

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noch nicht zwangsläufig Korrosion zur Folge, da Stahl nur korrodieren kann, wenn die folgenden vier Bedingungen erfüllt sind: x Am Stahl muss genügend Wasser als Elektrolyt vorhanden ein. Bei einer relativen Luftfeuchte von 50 bis 60% ist diese Bedingung erfüllt. x Zwischen den metallisch verbundenen Elektroden muss eine Potenzialdifferenz existieren. An der Stahloberfläche ist diese stets vorhanden, z. B. durch Walzhaut und Grundmaterial, zwischen verschiedenen Legierungsbestandteilen, zwischen Gebieten unterschiedlicher Verformungszustände, zufolge der Inhomogenitäten im Beton und durch unterschiedliche Verdichtung. x An der Anode muss eine ungehinderte Eisenauflösung möglich sein. Dafür ist die Karbonatisierung des Betons die Voraussetzung. x An die Kathode muss ausreichend Sauerstoff gelangen. Dies ist bei einer unzureichenden Betondeckung oder bei zu großen Rissen im Beton möglich. Wird Korrosion durch Stoffe in der Umgebung eines Werkstoffs ausgelöst, unterscheidet man zwischen folgenden Korrosionsmitteln [Nürnberger, 1995 und Nagelschmidt, 2001]: x Korrosionsmittel physikalischer Art: Wärme, Frost, Temperaturwechsel, Feuchte, Wasserdampf, Schlagregen, Kondenswasser, Wind, Staub, UV-Strahlung x Korrosionsmittel chemischer Art: Säuren, Laugen, Salzlösungen, Lösemittel, Öle, Fette, organische Verbindungen, Abgase, Rauchgase, Smog x Korrosionsmittel biologischer Art: Mikroorganismen, Algen, Pilze, Makroorganismen Bezogen auf die Korrosion der Bewehrung in Stahl- und Spannbetonbrücken stellen neben den Korrosionsmitteln physikalischer Art jene chemischer Art in Form von

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Tausalzen die größten Probleme für die Dauerhaftigkeit von Brückenbauwerken dar. Um die Stahleinlagen vor diesen Umwelteinflüssen zu schützen, ist ein gut verdichteter Beton, eine ausreichende Betonüberdeckung der Bewehrung und eine Begrenzung der Rissbreiten von enormer Wichtigkeit. Vor allem einer ausreichenden Betonüberdeckung sowie der Rissbreitenbegrenzung wurde jedoch in den Anfängen des Spannbetonbaus relativ wenig Bedeutung beigemessen. In vorgespannten Bauwerken ist der Beton Druckkräften ausgesetzt, welche die aus ständigen und veränderlichen Einwirkungen sowie Zwängungen hervorgerufenen Zugspannungen weitestgehend überdrücken. In der Frühzeit der Spannbetontechnologie war man daher der Ansicht, dass keine Risse im Beton auftreten. Die Erfahrung zeigte jedoch bald, dass es nur bedingt möglich war, Risse im Beton gänzlich zu verhindern [Leonhardt, 1979 und König et al., 1986 ].

11.2.3.2 Arten der Korrosion Durch den Vorgang der Korrosion tritt eine Querschnittsminderung der Bewehrung ein, die entstehenden Rostprodukte zeigen ein Farbspektrum von rot über grün bis hin zu schwarz. Gibt es jedoch lokale Störstellen in der Passivschicht, können tiefe Rostnarben entstehen, die wegen der Kerbwirkung zusätzlich negative Folgen auf die Stähle haben können. Prinzipiell kann zwischen Flächenkorrosion, Lochfraßkorrosion, Reibkorrosion und Spannungsrisskorrosion unterschieden werden. Letztere stellt einen Sonderfall dar, da die Rissbildung und -ausbreitung im Stahl nur von Wasserstoffkonzentration sowie auftretender Zugspannung abhängt und auch ohne korrosionsbedingte Vorschädigung im alkalischen Milieu ablaufen kann. Spannungsrisskorrosion ist vor allem für hochempfindliche vergütete Spannstähle problematisch.

11.2.3.2.1 Flächenkorrosion Bei der Flächenkorrosion oder abtragenden Korrosion wird der Werkstoff von der Oberfläche aus nahezu gleichförmig abgetragen. Die wichtigste Voraussetzung für die Einleitung von Korrosion ist durch die Auflösung der alkalischen Passivschicht (Depassivierung) gegeben. Dies ist nach Absenkung des pH-Wertes unter die sogenannte Passivierungsschwelle der Fall. Der Angriff von Chloriden in bereits karbonatisiertem Beton führt zu einem deutlich verstärkten Korrosionsangriff der Bewehrung. Weiterhin muss eine ausreichende elektrische Leitfähigkeit des Betons gegeben sein. Diese wird durch das Vorhandensein von ungebundenem Wasser in den Kapillaren des Betons verursacht, wobei die Anwesenheit von Chloridionen die Leitfähigkeit des Betons wesentlich erhöht. Sauerstoff ist eine weitere wichtige Komponente, dieser wird während des Korrosionsprozesses durch die Reaktion verbraucht. Der Beton muss daher so trocken sein, dass ein Nachtransport von Sauerstoff über Diffusionsprozesse oder über Risse möglich ist. Der Korrosionsprozess ist daher eine Funktion der Parameter Leitfähigkeit (Wasser in den Kapillaren) und Sauerstoffnachlieferung, wobei diese beiden Faktoren stark voneinander abhängig sind. Der Extremfall des vollständig wassergesättigten Betons zeigt die beste elektrische Leitfähigkeit, setzt aber der Sauerstoffdiffusion einen erheblichen Widerstand entgegen. Der Extremfall des trockenen Betons zeigt eine sehr schlechte elektrische Leitfähigkeit, die Sauerstoffdiffusion findet hier optimale Randbedingungen vor. Die Korrosionsgefahr erreicht damit ein Maximum, wenn bei mäßig durchfeuchtetem Beton oder häufigem Nass-Trocken-Wechsel die kombinierte Wirkung von Sauerstoffangebot und elektrischer Leitfähigkeit gegeben ist.

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

11.2.3.2.2 Lochfraßkorrosion Die Lochfraßkorrosion (i. A. Chloridkorrosion) beruht grundsätzlich auf der Bildung von Mikro- und Makroelementen, jedoch fördern Chloride den Korrosionsprozess, ohne dabei verbraucht zu werden. Das Eindringen von Chloriden in den Beton im ungerissenen Zustand beruht auf der kapillaren Saugwirkung des Zementsteins einerseits und auf Diffusionsvorgängen andererseits. Sind Risse vorhanden, wandern Chloride bevorzugt zur Anode und bewirken an dieser Stelle eine Anreicherung im Elektrolyt. Frost-Tauwechsel (Wechselbeanspruchung) führen zu einer verstärkten Chlorideindringung, bei gleichmäßig und stark durchfeuchtetem Beton findet kaum Korrosion statt, da der Zutritt von Sauerstoff unterbunden wird.

11.2.3.2.3 Spannungsrisskorrosion Als Spannungsrisskorrosion bezeichnet man die Rissbildung und Rissausbreitung in Spannstählen unter Einwirkung bestimmter Medien sowie einer statischen Zugbelastung und/oder Eigenspannungen aus dem Produktionsprozess. Eine mechanische oder korrosionsbedingte Vorschädigung ist nicht erforderlich. In diesem Sinne können auch normgemäß eingebaute und geprüfte Stähle allein aufgrund ihres Chemismus gefährdet sein. Die Spannungsrisskorrosion ist an die Bildung von atomarem, absorptionsfähigem Wasserstoff gebunden, der für die Versprödung des Spannstahls verantwortlich ist. In einem alkalischen Medium entsteht Wasserstoff bei der Wasserzersetzung an der Kathode im Zuge einer anodischen Eisenauflösung. Zu den wichtigsten Einflussgrößen der wasserstoffinduzierten Rissbildung zählen Wasserstoffkonzentration und Zugspan-

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nungen. Unter hohen Zugspannungen genügt bei empfindlichen Stählen bereits eine sehr niedrige Wasserstoffaktivität, um den Prozess der Spannungsrisskorrosion einzuleiten. Die sogenannte Dekohäsionstheorie sieht als Ursache der Spannungsrisskorrosion die Diffusion von absorbiertem Wasserstoff in Bereiche hoher Spannungen (Kerben, Spitzen von Rissen etc.). Die Diffusion wird dadurch begünstigt, dass Wasserstoff auf Grund seines geringen Atomdurchmessers sehr beweglich ist. In den betroffenen Bereichen werden die Kohäsionskräfte im Metallgitter so weit herabgesetzt, dass Anrisse möglich werden, was ein weiteres Risswachstum begünstigt. Im Gegensatz zur Lochfraßkorrosion tritt eine Versprödung im Inneren des Stahls auf und nicht an einer Grenzfläche, Unstetigkeiten im Metallgitter (Korngrenzen) ziehen den atomaren Wasserstoff an. Das Risswachstum erfolgt stufenweise, wobei immer eine ausreichende Menge an Wasserstoff ins Innere nachgeliefert werden und an der plastischen Verformungsgrenze eindiffundieren muss. Dadurch wird jener Versprödungsgrad erreicht, der zu einem weiteren Fortschreiten des Risswachstums führt. Dieser stufenweise Ablauf der Versprödung ist der Grund für das verzögerte Bruchverhalten von empfindlichen Spannstählen. Vergütete Spannstähle zeigen im Vergleich zu anderen Spannstählen im Hinblick auf die festigkeitsmindernde Spannungsrisskorrosion ein wesentlich höheres Gefährdungspotenzial. Vor allem die chemische Zusammensetzung der Spanndrähte des sogenannten „alten Typs“ (vor 1965) gilt als kritisch. Ab 1965 konnten durch die Zulegierung von Chrom und eine Veränderung des Mn/Si-Verhältnisses sowie des Silizium- und Kohlenstoffgehalts die Eigenspannungen deutlich verringert und somit das Risiko einer Spannungsrisskorrosion reduziert werden.

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

11.2.3.2.4 Reibkorrosion Reibkorrosion tritt auf, wenn im gerissenen Beton (Zustand II) zwei Stahlflächen über längere Zeit unter Druck aneinander reiben (Reibdauerbeanspruchung). Spannstahl und Betonstahl zeigen auf Grund ihrer unterschiedlichen Oberflächengestaltung unterschiedliches Verbundverhalten, wodurch auch die Lasteinleitungs- bzw. Verankerungslängen von Spann- und Betonstählen variieren. In unmittelbarer Nähe von Rissen können daher Relativverschiebungen zwischen Spannglied und Hüllrohr bzw. zwischen den einzelnen Drähten eines Spanndrahtbündels auftreten. Rissbreitenschwankungen verbunden mit einem ständigen Öffnen und Schließen der Risse als Folge dynamischer Belastungen (Verkehrslasten) sind als besonders kritisch anzusehen, da sie den Verbund zwischen Beton und Bewehrung sukzessive schwächen. Diese Schwächung des Verbunds führt zu Reibvorgängen auf der Länge des verbundlosen Spannstahls. Dies hat zur Folge, dass Metallpartikel aus der Spannstahloberfläche herausgelöst werden, die sofort oxidieren. Die Oxidationsprodukte sind härter als der Stahl, was zu einer Erhöhung der Reibbeiwerte führt [Wollmann et al., 1988]. Brücken unterliegen durch die Verkehrsbelastung häufig wechselnden Beanspruchungen. Bei häufigen Belastungszyklen ist aber die Festigkeit der Werkstoffe geringer als bei einmaliger statischer Belastung. Im ungerissenen Beton (Zustand I) haben die Schwankungen der Biegemomente infolge der Verkehrslasten nur geringe Schwingbreiten bei den Spannstahlspannungen zur Folge. Reißt ein Querschnitt hingegen auf (Zustand II), steigen die Schwingbreiten der Spannstahlspannungen wesentlich an. Bei der Beurteilung des Ermüdungsbruchrisikos muss demnach zwischen der freien Spanngliedlänge und Spanngliedkopplungen unterschieden werden.

Auf der freien Strecke sind Reibdauerbeanspruchungen und Reibkorrosionsvorgänge hinsichtlich ihrer Auswirkung auf die ertragbaren Schwingbreiten eines Spannstahls zu beachten. Die Sonneneinstrahlung auf Tragwerke führt zu einer Änderung der vorhandenen Rissbreiten (Temperaturdehnung), die Verkehrslasten können zu einer weiteren Verstärkung dieses Effekts führen. Infolge des bereichsweise gelösten Verbunds treten dabei an den Spannstahloberflächen Reibdauerbeanspruchungen und Reibkorrosionsvorgänge auf, die einen Abfall der Dauerschwingfestigkeit der Spannstähle zur Folge haben. Da in Spannbetonbauwerken im Zustand I die festigkeitsmindernde Reibdauerbeanspruchung an der Spannstahloberfläche nicht vorhanden ist, kann von relativ hohen Dauerschwingfestigkeitswerten des frei schwingenden Spannstahls ausgegangen werden. Diese liegen für die meisten der heute bauaufsichtlich zugelassenen Spannstähle über 200 N/mm2. Im gerissenen Bereich treten einerseits größere Schwingbreiten auf, denen andererseits kleinere ertragbare Schwingbreiten auf Grund der größeren Reibwege gegenüberstehen. Gekrümmt geführte Spannglieder zeigen eine geringere Dauerschwingfestigkeit unter dieser Reibdauerbeanspruchung als freischwingende Spannstähle, wobei die Scheuerbewegungen der Spannglieder beim Öffnen und Schließen der Risse sowie Umlenkpressungen zwischen Spannstählen und Hüllrohren, aber auch innerhalb eines Bündels zu berücksichtigen sind. Brüche von Spannstählen infolge Reibdauerbeanspruchung und Reibkorrosion führen in der Regel nicht zum plötzlichen Versagen eines Bauteils, da sich die durch den Bruch freigesetzte Zugkraft auf die übrigen Spannglieder des Querschnitts umlagern kann. Die damit verbundenen Spannungserhöhungen bewirken eine Zunahme der Rissbreiten bzw. führen bei Tragwerken im Zustand I zur Ausbildung von erkenn-

11.2 Ursachen für Schäden an Betonbrücken

baren Rissen. Ein Versagen ist somit nur mit Vorankündigung zu erwarten. Bei Rissbildung in Brücken werden sowohl von dem Spannstahl als auch dem Betonstahl gemeinsam die Zugkräfte im Riss übertragen. Dies bedeutet, dass auf Grund der besseren Verbundeigenschaften des Betonstahls eine stärkere Zugkraftabtragung auftritt, als rechnerisch angesetzt wurde. Der Spannstahl hat damit noch Reserven, die bei der Planung und Wahl der Spannstähle nicht in Rechnung gestellt wurden.

11.2.4 Schäden an den Fugen und Lagern 11.2.4.1 Fugen Eine Massivbrücke ist infolge der Einwirkungen aus Temperatur und Lasten erheblichen Verformungen unterworfen. Damit eine Brückenkonstruktion diese Bewegungen ohne Schaden übersteht, sind von Haus aus Dehnungsfugen vorgesehen. An diesen Stellen kann der Belag nicht durchgeführt werden und es sind Fahrbahnübergänge anzuordnen. Diese können ohne Probleme die Längenänderungen der Konstruktion mitmachen. Neben dem großen Vorteil, dass sie die Dehnungen abbauen und somit keine Zwängungsspannungen verursachen, haben sie auch den Nachteil, dass an diesen Stellen der Belag nicht durchgeführt werden kann und sich daher für die Konstruktion eine Schwachstelle bildet, an der die Abdichtungsmaßnahmen schwierig sind. An die beweglichen Übergänge zwischen zwei starren Teilen einer Brückenkonstruktion werden die folgenden Anforderungen gestellt. Einerseits müssen sie eine ausreichende Beweglichkeit zum Abbau der auftretenden Dehnungen aufweisen und andererseits einen Schutz vor aggressiven Stoffen durch eine ausreichende Dichtwirkung sicherstellen. Fugen sind zahlenmäßig zu beschränken, weil sie Schwachstellen des Tragwerks

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darstellen. Da sie nicht so hohe Zug- und Schubspannungen übertragen können, sollten sie in Bereichen einer geringen Beanspruchung des Festbetons angeordnet sein [Schneider, 1995]. Man unterscheidet zwischen Dehn-, Arbeits- und Koppelfugen. Dehnfugen haben die Aufgabe, die Längenänderung aus den Temperaturänderungen und dem Schwinden des Betons aufzunehmen. Sie müssen angeordnet werden, damit die aus den vorher beschriebenen Längenänderungen herrührenden Zwängungsspannungen keine Schäden verursachen. Arbeitsfugen ergeben sich durch die einzelnen Betonierabschnitte und Koppelfugen durch die Vorspannung und Kopplung der Spannglieder an den Arbeitsfugen. Dehnfugen sind mit einem elastischen Dichtungsmaterial ausgestattet. Bei der Ausbildung wird zwischen plastischen Vergussmassen auf bituminöser Basis und dauerelastischen Kunststoffvergussmassen unterschieden. Fugen haben nicht die Aufgabe der Kraftübertragung, sondern sie müssen lediglich die aus den Belastungen und Temperaturänderungen zu erwartenden Verformungen schadfrei mitmachen. Um diese schadfrei zu überstehen, ist ein dauerelastisches Fugenmaterial erforderlich. Die Elastizität wird aus der Beigabe von Kunststoffen erzielt. UV-Bestrahlung und chemische Einflüsse lassen diese altern und verspröden. Gerade im Fugenbereich kann zusätzlich die Vielzahl der verlegten Bewehrung Fehler im Betoniervorgang verursachen (Kiesnester). Eine besondere Beanspruchung erfahren die Koppelfugen von älteren Spannbetonbrücken. An diesen Stellen wird ein neuer Teil gegen einen bereits erhärteten und vorgespannten Abschnitt betoniert. Die meist sehr geringe schlaffe Bewehrung bei alten Brückenbauwerken kann zu relativ breiten Rissen im Bereich dieser Anschlussfuge führen. Durch diese Risse kann tausalzhaltiges Wasser an die Spannstähle vordringen und Korrosionsschäden verur-

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

sachen. Zusätzlich sind Risse im Bereich der Koppelfugen auch im Hinblick auf die Dauerschwingfestigkeit und die Ermüdung der Spannstähle problematisch [Zilch et al., 2004]. Bei undichten Dehnfugen fließt das Wasser über die Stirnfläche des Tragwerks ab, wo sich die Anker der Spannbewehrung befinden. Die zugehörigen Spannnischen sollten in der Regel mit Mörtel verfüllt sein. Doch lösen sie sich manchmal durch das Schwinden vom Tragwerksbeton ab, wodurch an diesen Stellen das Wasser einen freien Zutritt zu den Spannkanälen finden kann.

11.2.4.2 Lager Auflager müssen die Kräfte in den Untergrund ableiten und die Verformungen des Tragwerks mitmachen. Um bei den Erhaltungsmaßnahmen möglichst wenige Behinderungen des Verkehrs zu verursachen, sollten Lager möglichst rasch und leicht ausgewechselt werden können. Auflagerkonstruktionen werden auch massiv durch Tausalz beansprucht. Dabei sind metallische Teile besonders vor einem Korrosionsangriff zu schützen. Bei alten Brückenbauwerken wird man hauptsächlich Rollenlager aus Stahl vorfinden.

11.2.5 Schäden am Oberbau Der Oberbau einer Brückenkonstruktion hat die Aufgabe, die Verkehrslasten zu verteilen und die Beanspruchung des Tragwerks durch den Verkehr zu mindern. Der Oberbau ist in der Regel aus einzelnen Schichten aufgebaut. Die oberste Schicht bildet die Deckschicht. Darunter ist eine Ausgleichsschicht angeordnet, die durch eine Dichtschicht von der Tragkonstruktion getrennt ist. Innerhalb der einzelnen Schichten können sich verschiedene Schadensschwerpunkte ausbilden.

11.2.5.1 Dichtschicht Um die Konstruktion vor dem Eindringen von Wasser zu schützen, ist eine Dichtschicht vorzusehen. In Verwendung sind vollflächig verklebte Dichtungs- und Dampfentspannungsschichten. Letztere haben den Vorteil, dass eine Blasenbildung weitgehend verhindert werden kann. Die Abdichtung stellt einen Schutz gegen chemische und physikalische Angriffe dar. Ein zusätzlicher Schutz wird durch das Bestreichen der gefährdeten Betonflächen mit einem Epoxidharz erzielt. In diesem Zusammenhang werden an die Abdichtung folgende Anforderungen gestellt [Kollegger et al., 2000]: x Wasserundurchlässigkeit x Beständigkeit gegen Tausalz, Öle, Fette und Säuren x Alterungsbeständigkeit gegenüber thermischen Einwirkungen und Ozon x Widerstandsfähigkeit gegen mechanische Einwirkungen x Geringer Erhaltungsaufwand x Gute Haftung auf dem Untergrund x Einfachheit beim Einbau x Befahrbarkeit durch Fahrzeuge beim Einbau des Belags Kommt es innerhalb der Dichtschicht zu einer Rissbildung, so besteht die Gefahr, dass schädliche Stoffe eindringen. In den Jahren 1975 bis 1985 wurden in der Regel zwei bituminöse Abdichtungsbahnen mit Glasvlieseinlagen mittels eines bituminösen Klebers auf das Tragwerk aufgebracht. Da diese Bitumen nur einen begrenzten Temperaturbereich der einwandfreien Gebrauchstauglichkeit (0 °C bis 90 °C) haben, traten immer wieder Probleme auf. Bei tiefen Temperaturen wirken die Bitumenbahnen nicht mehr rissüberbrückend und bei hohen Temperaturen nimmt deren Schubfestigkeit stark ab. Mit zunehmendem Alter beginnen die bituminösen Bahnen zudem zu verspröden und

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

sich als Folge der schlechten Haftung abzulösen. Nach 1985 fanden polymere Abdichtungsbahnen ihre Anwendung, die eine höhere Dehnfähigkeit besitzen. Ihre Gebrauchsspanne erstreckt sich von –20 °C bis +120 °C. Somit sind diese Polymere in einem ausreichenden Temperaturbereich rissüberbrückend und gebrauchstauglich. Eine Versprödung bedingt durch die Alterung der Polymere wird kaum festgestellt. Die Haftung der Abdichtungsbahnen kann durch die Verwendung von Epoxidharz zusätzlich entscheidend verbessert werden.

11.2.5.2 Deckschicht Bei der Ausbildung der Deckschicht kann zwischen der bituminösen Bauweise und der Betonbauweise unterschieden werden. Wegen ihrer unmittelbaren Beanspruchung durch den Verkehr ist die Deckschicht schadensanfälliger als das Tragwerk. In diesem Zusammenhang kann es zu einer Schädigung der Abdichtung und in der weiteren Folge der Tragkonstruktion kommen. Die bituminöse Bauweise wird in verschiedenen Varianten ausgeführt. Eine Möglichkeit besteht darin, den Belag aus Asphaltbeton herzustellen. Schwierigkeiten beim Einbau ergeben sich dadurch, dass die Verdichtung auf Objekten komplizierter ist als im angrenzenden Erdbaubereich. Nach kurzer Zeit werden bereits Wasseraustrittsstellen und Risse beobachtet. Um diesem Mangel entgegenzuwirken, kann der Mörtelanteil bzw. der Bindemittelgehalt im Mischgut erhöht werden. Die daraus resultierende Reduktion des Widerstands gegen Verformungen kann jedoch bereits innerhalb der Gewährleistungsfrist aufgrund starker Spurrinnenbildung zu Schäden führen. Eine weitere Ausführungsmöglichkeit liegt in der Anwendung von Gussasphalt. Hierbei handelt es sich um ein völlig anderes Verfahren als beim herkömmlichen

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Walzasphalt. Durch den hohen Bitumenund Füllergehalt muss der Gussasphalt nicht verdichtet werden und ist trotzdem hohlraumfrei. Sein Vorteil liegt in der Wasserdichtigkeit, dem Dampfdiffusionswiderstand und einem hohen Widerstand gegen Abrieb. Dringt an Fehlstellen Wasser ein, so wird es zwischen Dicht- und Deckschicht zurückgehalten. Eine Neigung der Fahrbahnplatte soll ein Abrinnen des Wassers ermöglichen, um ein schadhaftes Eindringen in die Brückenkonstruktion zu verhindern. Unter Beachtung der Längs- und Querneigung des Tragwerks, sollte das Gefälle der Abdichtung 2,5% nicht unterschreiten, um ein ausreichendes Abrinnen des Wassers zu gewährleisten. In der Vergangenheit wurde in hohlraumreiche Asphaltschichten Zementschlämme einvibriert. Bei diesem Verfahren traten bereits innerhalb der Gewährleistungsfrist Schäden auf. Häufig sind mangelhafte Anschlüsse der Abdichtung an Einbauteilen, wie Tagwassereinläufe, Unterflurentwässerungen und Dehnfugen, Ursachen für das Eindringen von Wasser. Eine Durchörterung der Abdichtung mit Bewehrungsstäben ist heute unzulässig, wird aber bei der Inspektion von älteren Bauwerken immer wieder festgestellt. Auch das wannenartige Hochziehen der Abdichtung an Längs- und Querrändern ist zu vermeiden.

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken 11.3.1 Grundlagen zur Überwachung von Brückenbauwerken Die Brückeninstandhaltung gliedert sich gemäß Bild 11.3.1-1 in Brückenerhaltung und Brückenüberwachung bzw. Brückenprüfung.

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.3.1-1 Brückeninstandhaltung

Zu den Aufgaben der Brückeninstandhaltung gehört die Anwendung globaler und lokaler Untersuchungsmethoden, die Beurteilung entdeckter Schäden, das Abschätzen der Tragfähigkeit des Bauwerks, das Entwerfen von Überwachungskonzepten sowie die Ausarbeitung und Beurteilung der Wirksamkeit von Instandsetzungsmaßnahmen.

11.3.2 Prüfung von Betonbrücken 11.3.2.1 Allgemeines Der Ablauf und die Organisation der Prüfung ist in entsprechenden Normen und Regelwerken, wie z. B. in Deutschland in der DIN 1076 (1999) „Ingenieurbauwerke im Zuge von Straßen und Wegen, Überwachung und Prüfung“, geregelt. Ziel ist dabei das Erfassen des Ist-Zustands und eine möglichst frühzeitige Schadenserkennung. Am Beginn der Prüfung steht die visuelle Inspektion des Bauwerks durch einen erfahrenen Ingenieur, da oftmals aufgrund des äußeren Erscheinungsbilds der Konstruktion auf den Bauwerkszustand geschlossen

werden kann. Bestehen jedoch Zweifel über den Zustand der Konstruktion, werden vorwiegend zerstörungsfreie oder quasizerstörungsfreie Prüfverfahren eingesetzt, welche im Gegensatz zu zerstörenden Prüfverfahren keine oder nur geringe Schädigungen am Bauwerk erfordern.

11.3.2.2 Vorschriften und Richtlinien zur Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken Allen Vorschriften, die heute dem Stand der Technik entsprechen ist gemein, dass die Überwachung bzw. Überprüfung der Brückenbauwerke in bestimmten Abständen und mit unterschiedlicher Detailliertheit zu erfolgen hat. Die Zeitabstände zwischen den einzelnen Prüfungen sind länderabhängig etwas unterschiedlich. Man unterscheidet im Wesentlichen x Laufende Überwachung alle 3 bis 6 Monate x Einfache Prüfung bzw. Kontrolle alle 2 bis 3 Jahre x Hauptprüfung alle 6 bis 10 Jahre

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

Zusätzlich können je nach Bedarf und Anlassfall Sonderprüfungen durchgeführt werden. Die Aufgabe der laufenden Überwachung von Brücken liegt in erster Linie in der Gewährleistung der Verkehrssicherheit und beschränkt sich auf Bereiche, die auch ohne Hilfskonstruktionen zugänglich sind. Das Bauwerk wird dabei auf außergewöhnliche Verformungen und Schrägstellungen, grob schadhafte Bauteile, auffällige Risse, große Feuchtstellen und Betonabplatzungen sowie Anprallschäden überprüft. Die Ergebnisse sind – idealerweise in einem Brückenmanagementsystem – festzuhalten. Die Überwachung der Brücke ist von sachkundigem Personal durchzuführen. Im Zuge der Prüfungen werden alle Schäden an der Konstruktion erfasst. Neben der Verkehrssicherheit werden auch die Tragfähigkeit und Dauerhaftigkeit der Konstruktion beurteilt. Um die Zugänglichkeit aller Bereiche der Konstruktion zu gewährleisten, sind für die Prüfung zumeist entsprechende Hilfskonstruktionen (Leitern, Rüstungen etc.) oder Brückeninspektionsgeräte erforderlich. Die Prüfung der Brücke muss von einem auf dem Gebiet der Brückenprüfung erfahrenen Ingenieur durchgeführt werden.

11.3.2.3 Planung der Brückenprüfung Die Grundlage für die Prüfung ist das Bauwerksbuch, das aus den Bestandsunterlagen besteht und die Ergebnisse der bisher durchgeführten Prüfungen enthält. Zusätzlich sind darin bereits ausgeführte Instandsetzungsmaßnahmen erfasst. Das Prüfkonzept soll auf die vorhandenen Wartungseinrichtungen abgestimmt werden, wobei die volle Zugänglichkeit aller Bauteile gewährleistet sein muss. Dabei ist besonders darauf zu achten, dass neben dem Haupttragwerk auch die Gründung sowie etwaige An-

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kerkonstruktionen im Untergrund geprüft werden. Gegebenenfalls ist die Prüfung mit Hilfe eines Brückeninspektionsgeräts durchzuführen, das auch die Prüfung schwer zugänglicher Teile, wie Lager etc. ermöglicht. In der Tabelle 11.3.2-1 sind beispielhaft jene Bereiche einer Massivbrücke zusammengestellt, die im Zuge einer Prüfung untersucht werden sollen. Zusätzlich sind jene Parameter erfasst, auf die im Zuge einer Brückenprüfung besonderes Augenmerk gelegt werden sollte. Bei der Planung der Prüfung sind diese Parameter entsprechend zu berücksichtigen. Auf dem Gebiet des Brückenbaus hat sich in den letzten Jahrzehnten sehr viel weiterentwickelt. Viele konstruktive Lösungen, die zur Zeit der Planung einer Brücke dem Stand der Technik entsprachen, sind heute nicht mehr zeitgemäß und werden aufgrund neuer Erkenntnisse als problematisch beurteilt [Iványi, 2002]. Diese Konstruktionsdetails sind Schadensschwerpunkte und daher besonders sorgfältig zu prüfen. Sie umfassen im Wesentlichen x Befestigungen von Abhängungen, Leitungen und hinterlüfteten Verkleidungen, x verlorene Schalungen, x einbetonierte Entwässerungseinrichtungen, x unzugängliche Fahrbahnübergangskonstruktionen und Fugen sowie x nicht zeitgemäße Konstruktionstechniken, wie z. B. Verankerungen von Spanngliedern in der Fahrbahnplatte, oder volle Kopplung der Spannglieder in der Arbeitsfuge. Ist eine Brücke bereits instandgesetzt oder verstärkt worden, so müssen vor allem die instandgesetzten oder verstärkten Bereiche besonders sorgfältig geprüft werden, um die Dauerhaftigkeit der Instandsetzungsoder Verstärkungsmaßnahme tatsächlich zu gewährleisten.

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Tabelle 11.3.2-1 Zu prüfende Bereiche und zu untersuchende Merkmale (nach [Iványi, 2002, und Bergmeister/Santa, 2004]) Zu prüfender Bereich

Zu untersuchende Merkmale

Beton

Verschmutzung/Staub, Fremdstoffe/Rückstände, Verwitterung, Zerstörungen, Kiesnester, Durchfeuchtungen, Wasseraustritt, Ausblühungen, Rostflecken, freiliegende Bewehrung, Risse, mechanische Beschädigung/Anprall, Brandschäden, Betondeckung, Hohlstellen, Dichtheit, Karbonatisierung, Chloridgehalt, Betonfestigkeit

Betonstahl

Lage und Durchmesser, Oberflächenrisse entlang der Stabachse, Zustand und Korrosionsgrad

Spannglieder

Zustand und Korrosionsgrad, Risse entlang der Spanngliedachse, mangelhaft verpresste Hüllrohrabschnitte

Spannanker und Koppelstellen

Zustand

Brückenlager

Zustand und Funktionsfähigkeit, Lagerstellung, Lagerschäden

Fahrbahnübergänge

Zustand, Funktionsfähigkeit, Dichtheit, Risse

Abdichtung

Zustand, Dichtheit

Entwässerung

Funktionsfähigkeit

Weitere Ausstattung

Fugendichtheit, Belagsschäden, Geländerverankerung

Geländeoberfläche

Setzungen, Anrisse, Rutschungen

11.3.2.4 Prüfausrüstung Eine Brückenprüfung besteht in der Regel aus einer Reihe von Einzelprüfungen, deren Art und Umfang der mit der Brückenprüfung betraute Ingenieur festlegt. Die Prüfung einer Spannbetonbrücke kann daher lediglich aus der genauen visuellen Inspektion aller Bauteile und einfachen Tests, wie z. B. dem Abklopfen der Oberfläche, der Bestimmung der Betondruckfestigkeit mittels Rückprallhammers – gegebenenfalls unter Verwendung eines Brückeninspektionsgeräts – bestehen. Es können aber auch umfangreichere Untersuchungen, die Entnahme von Proben, das Durchführen von Vermessungen oder Probebelastungen notwendig sein.

Das wesentliche Hilfsmittel bei der Brückenprüfung stellt für den Ingenieur das menschliche Auge dar, das es ihm ermöglicht, eine Zustandsbewertung der Brücke aufgrund der Oberflächen und des äußeren Erscheinungsbilds vorzunehmen. So können beispielsweise die Lage und Breite von Rissen, Verfärbungen, Rostflecken, Feuchtstellen, Abplatzungen und große Verformungen des Tragwerks im Zuge der visuellen Beurteilung der Konstruktion festgestellt werden. Als Hilfsmittel bei der visuellen Inspektion können Risslupen, Mikroskope oder Kameras dienen. Zur Feststellung von Eigenschaften des Bauwerks, die nicht aus dem äußeren Erscheinungsbild abgeleitet werden können, bedarf es zusätzlicher Prüfwerkzeuge, wie z. B. Rückprallhammer, Bewehrungssuch-

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

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Spannstahl

Betonstahl

Beton

Tabelle 11.3.2-2 Prüfziele und Prüfverfahren Prüfziel

Prüfverfahren

Bestimmung der Betondruckfestigkeit

Rückprallhammer, Kugelschlag, Ultraschall, mechanischer Einzelimpuls, Entnahme von Prüfzylindern

Beurteilung von Homogenität, Verdichtung, Fehlstellen, Hohlräumen, Einschlüssen

Augenschein, Abklopfen, Ultraschall, Gammarückstreuung, Radiografie, Infrarotthermografie, Endoskopie, Hohlraum-Evakuierung

Beurteilung von Porosität, Wasseraufnahme, Durchlässigkeit

Füllprobe, kapillares Saugen, Durchlässigkeitsprüfung

Beurteilung von Rissen (siehe auch Tabelle 11.3.2-3)

Augenschein, Lupe, Sonde, Ultraschall, dynamische Biegeprüfung, Infrarotthermografie

Beurteilung von Feuchtegehalt und -verteilung

Augenschein, Bohrmehlentnahme, Infrarotthermografie, elektrische Leitfähigkeit, Neutronenbremsung, Dielektrizitätskonstante

Beurteilung der Karbonatisierungstiefe

Indikatorverfahren (Phenolphtaleintest), Bohrmehlentnahme

Beurteilung des Chloridgehalts

Indikatorverfahren, Bohrmehlentnahme

Bestimmung von Lage und Durchmesser der Bewehrung

Magnetische Induktion, Wirbelstromsonde, Gammadurchstrahlung, Infrarotthermografie

Beurteilung der Korrosion

Endoskopie, Potentialfeldmessung, Korrosionsströme

Feststellung von Verpressfehlern

Endoskopie, Ultraschall, Gammadurchstrahlung, Röntgendurchstrahlung, Infrarotthermografie, Schallemissionsanalyse

Beurteilung des Korrosionszustands

Endoskopie

gerät, Korrosionsmessgerät oder Schichtdickenmesser. Je nach Prüfziel können unterschiedliche Prüfverfahren zur Anwendung kommen, die in der Tabelle 11.3.2-2 zusammengefasst sind. Dementsprechend ist auch die Prüfausrüstung zu wählen.

11.3.2.5 Prüfverfahren Für die Überwachung und Prüfung einer Brücke stehen verschiedene Verfahren zur

Verfügung, die sich aufgrund der erzielbaren Erkenntnisse voneinander unterscheiden. Es sind dies x x x x

visuelle Inspektion, Abklopfen der Oberfläche, Öffnen von Hohlstellen, Messungen am Bauwerk zur Bestimmung der Materialeigenschaften, x Entnahme von Materialproben sowie x Probebelastungen. Ob und in welchem Umfang die einzelnen Verfahren angewendet werden, hängt von

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

der jeweiligen Aufgabenstellung und dem Zustand der Konstruktion ab. Kompliziertere Verfahren werden zumeist nicht im Rahmen einer regulären Hauptprüfung verwendet, sondern im Bedarfsfall im Zuge einer Sonderprüfung zur Klärung spezifischer Probleme (z. B. Bestimmung des Zustands des Spannstahls) herangezogen.

11.3.2.5.1 Visuelle Inspektion Die visuelle Inspektion der Konstruktion bildet die Grundlage für die Verwendung anderer aufwändiger Prüfverfahren, wobei

alle an der Bauteiloberfläche erkennbaren Mängel und Schäden erfasst werden müssen. Im Zuge der Brückenüberwachung erfolgt die visuelle Inspektion ohne Hilfskonstruktionen, weshalb auch nicht alle Teile der Konstruktion einsehbar sind. Gegebenenfalls sollte daher ein Fernglas benutzt werden, um eine detaillierte Aufnahme der Brücke zu gewährleisten. Bei der Brückenprüfung stehen entsprechende Hilfskonstruktionen oder ein Brückeninspektionsgerät zur Verfügung und die Bauteile können aus unmittelbarer Nähe untersucht werden. Die Aufnahme von Rissen ist integraler Bestandteil der visuellen Inspektion. Kurz

Tabelle 11.3.2-3 Beurteilung von Rissen im Beton (nach [Iványi, 2002]) Prüfziel

Kriterium

Anmerkung

Beurteilung der Rissart

Oberflächennaher Riss

geringe Tiefe; je nach Ursache richtungsorientiert, mit großen Breiten (zufolge Setzen des Frischbetons, Trocknungsschwinden, Korrosion entlang der Bewehrung) oder netzartig, mit geringen Breiten

Trennriss

erfasst großen Teil des Querschnitts (Zugzone, Steg, Gesamtquerschnitt); entsteht zufolge Beanspruchung aus Lasten und Zwang

Beurteilung des Rissverlaufs

Lage und Länge

zeichnerische Darstellung oder Angabe charakteristischer Daten, z.B. Abstände bei Biegerissen, Maschenweite bei Netzrissen

Bestimmung der Rissbreite

senkrechter Abstand der Rissufer (Genauigkeit: 5/100 mm)

Angabe in mehreren definierten Bereichen (z.B. in Höhe der Bewehrungsstäbe)

Bestimmung der Rissbreitenänderung

kurzzeitig (Genauigkeit: 1/1000 mm)

vorwiegend zufolge Verkehrslasten

täglich (Genauigkeit: 1/100 mm)

zufolge Sonneneinstrahlung auf die Fahrbahnoberfläche, periodische Änderung

Langzeitig (Genauigkeit: 1/100 mm)

stetig (zufolge Setzungen) oder periodisch (zufolge jahreszeitlicher Veränderungen)

Feuchtegrad

Bestimmung gemäß Tabelle 12.2.2-1

Verunreinigungen

feststellen, falls von außen erkennbar

Ermittlung des Zustands der Risse und Rissufer

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

nach einer Regenperiode zeichnen sich Risse zumeist besonders gut ab und lassen sich daher besser erfassen. Es empfiehlt sich die Benutzung eines Linienstärkenmaßstabs (Risslineal) oder einer Rissmesslupe zur Bestimmung der tatsächlichen Rissbreite. Bei längeren Rissen sollte die Rissbreite an mehreren Stellen gemessen werden. Neben der Rissbreite sollten stets die Bauteiltemperatur und die herrschenden Witterungsverhältnisse aufgezeichnet werden. In der Tabelle 11.3.2-3 sind Prüfziele bei der Beurteilung von Rissen zusammengefasst. Die Bestimmung der Rissbreitenänderung erfolgt für langsame Rissbreitenänderungen mit Hilfe von Gips- oder Glasmarken. Mit Weggebern, die z. B. Wegänderungen auf der Basis der Änderung des induktiven Widerstands erfassen (induktive Wegaufnehmer) können auch kurzzeitige Rissbreitenänderungen erfasst und kontinuierlich aufgezeichnet werden. Werden im Zuge der Prüfung Risse festgestellt, so hängen Art und Umfang der Behandlung der Risse davon ab, ob sie das Aussehen, die Gebrauchstauglichkeit oder die Dauerhaftigkeit der Konstruktion beeinflussen. Eine Beurteilung der Risse hat dabei durch einen fachkundigen Ingenieur zu erfolgen. Im Allgemeinen beeinträchtigen Risse in Stahlbeton- oder Spannbetonbrücken mit Breiten < 0,4 mm bei ausreichend dicker und dichter Betonüberdeckung die Dauerhaftigkeit nicht. Bei Rissen unter aggressiven Einwirkungen (Tausalz) ist jedoch besondere Vorsicht geboten. Risse entlang der Bewehrung infolge der Sprengwirkung durch Korrosion erfordern grundsätzlich Instandsetzungsmaßnahmen.

11.3.2.5.2 Abklopfen der Oberfläche Durch das Abklopfen der Betonoberfläche gelingt es, oberflächennahe Hohlstellen zu lokalisieren, wobei jene Bereiche der Kon-

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struktion, in denen die Bewehrung sehr dicht liegt und in mehreren Lagen verlegt wurde, besonders sorgfältig untersucht werden sollten. Kritisch sind in diesem Zusammenhang Auflagerbereiche, Bauteilanschlüsse, Hoch- und Tiefpunkte sowie Verankerungsbereiche und Koppelfugenbereiche von Spanngliedern [Iványi, 2002]. Im Zuge der ersten Hauptprüfung sollte das Bauwerk zur Gänze abgeklopft werden. Bei den weiteren Prüfungen müssen dann lediglich auffällige Bereiche, an denen Fehlstellen, Abplatzungen oder Risse festgestellt wurden, mittels Abklopfens geprüft werden. Zusätzlich müssen im Zuge einer etwaigen Instandsetzungsmaßnahme Reparaturstellen aus Beton oder neu aufgebrachte Spritzbetonschichten durch Abklopfen kontrolliert werden, um die Qualität der Maßnahme sicherzustellen.

11.3.2.5.3 Öffnen von Hohlstellen Im Zuge der Prüfung sollten mechanische Eingriffe am Bauwerk, wenn möglich, vermieden werden. Daher sollten Hohlstellen nur dann geöffnet werden, wenn dies z. B. der Zustandsbestimmung der Bewehrung oder der Entnahme von Materialproben dient. Die Herstellung kleinerer Öffnungen ist zur Beseitigung etwaiger Wasseransammlungen in Hohlräumen oder als Vorbereitung für eine Endoskopie erforderlich. Das Öffnen größerer Bereiche (z. B. Koppelstellen, Spanngliedabschnitte, Auflagerbereiche) sollte nur in Ausnahmefällen im Rahmen einer Sonderprüfung, im Zuge derer spezifischen Probleme an der Konstruktion untersucht werden sollen, erfolgen, wobei eine Beschädigung der Bewehrungselemente unbedingt vermieden werden muss. Bohrlöcher, die erstellt werden müssen, um eine Endoskopie der Spannstähle ermöglichen zu können, sollten daher mit einer Bohrmaschine mit Abschaltautomatik gebohrt werden. Solche Bohrmaschinen

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

schalten bei Metallkontakt, d. h. wenn der Bohrer auf das Hüllrohr trifft, automatisch ab, und das Hüllrohr kann anschließend manuell geöffnet und der Verpressmörtel entfernt werden, ohne die Spannstähle zu schädigen. In allen Fällen ist streng darauf zu achten, dass die geöffneten Stellen wieder fachgerecht verschlossen werden.

11.3.2.5.4 Messungen am Bauwerk Je nach gewünschtem Prüfziel steht eine ganze Reihe zerstörungsfreier bzw. quasizerstörungsfreier Prüfverfahren zur Verfügung, die direkt am Bauwerk angewendet werden können. Zusätzlich existiert eine ganze Reihe zerstörungsfreier Prüfverfahren, die meist aufwändig sind, große Übung in der Deutung der gewonnenen Daten erfordern und daher im Zuge einer regulären Brückenprüfung nicht angewendet werden. Sie dienen vor allem der Beurteilung des Zustands der Bewehrungselemente sowie des Spannstahls, der Feststellung von Feuchtstellen oder Hohlräumen sowie der Beurteilung des Gesamttragverhaltens und liefern je nach Tragwerk und Konstruktionsart mehr oder weniger zuverlässige Ergebnisse. Diese Verfahren werden fast ausschließlich im Zuge von Sonderprüfungen angewendet. Zu diesen bei Prüfungen aus besonderem Anlass einsetzbaren Messund Prüfverfahren am Bauwerk gehören die Ultraschallprüfung (Festigkeit, Hohlräume, Risse), Durchstrahlungsmethoden mit Röntgen- und Gammastrahlen (Lage und Zustand der Bewehrung, Hohlräume), Leitfähigkeits-/Widerstandsmessung (Feuchtegehalt), Infrarotthermografie (Feuchtstellen, Verpressfehler) und Schwingungsanalyse (Gesamttragverhalten, Zustand der Spannglieder). Hinsichtlich des Einsatzes der einzelnen Methoden wird auf die einschlägige Fachliteratur, wie z. B. das fib-Bulletin „Monitoring and Sa-

fety Evaluation of Existing Concrete Structures“ [fib, 2003] hingewiesen. Bestimmung der Karbonatisierung des Betons Zur Bestimmung der Karbonatisierung des Betons kann eine Phenolphtaleinlösung verwendet werden, die auf eine frische Bruchfläche des untersuchten Bauteils gesprüht wird. Das Aufsprühen der Indikatorlösung bewirkt einen Farbumschlag nach rot-violett, wenn der pH-Wert über ca. 9 liegt. Karbonatisiert sind die unverfärbten Bereiche. Wird die Lösung auf eine nicht mehr frische Bruchfläche gesprüht bzw. stimmt die Bruchfläche mit einem Haarriss überein, ist das Ergebnis verfälscht. Da die Karbonatisierungsreaktion zwar einerseits Wasser benötigt, aber das Kohlendioxid andererseits nur durch Poren diffundieren kann, die nicht vollständig mit Wasser gefüllt sind, weisen regengeschützte Flächen (Brückenuntersichten) zumeist größere Karbonatisierungstiefen auf als Flächen, die dem Regen stärker ausgesetzt sind. Bestimmung des Chloridgehalts des Betons Chloride werden in erster Linie durch Tausalz in den Beton eingetragen. Dem gemäß wird zwischen Kontaktbereich, Spritzwasserbereich und Sprühbereich unterschieden (Bild 11.3.2-1). Ähnlich wie bei der Bestimmung der Karbonatisierungstiefe kann auch für die Ermittlung des Chloridgehalts ein Indikatortest herangezogen werden. Dazu verwendet man das Silberchromat-Sprühverfahren. Auf eine frische Bruchfläche wird zuerst eine Silbernitratlöung aufgesprüht. Nach dem Trocknen wird die Fläche mit einer Indikatorlösung besprüht. Chloridfreie Bereiche verfärben sich rotbraun, chloridhaltige Bereiche verfärben sich nicht oder nur wenig. Über die Farbverteilung kann auf die Chloridverteilung geschlossen werden. Mit diesem Schnelltest lassen sich jedoch keine Aussagen über die Höhe des

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

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Bild 11.3.2-1 Chloridangriffszonen

Chloridgehalts treffen. Es kann lediglich bestimmt werden, ob der Beton Chlorid enthält oder nicht. Ist der tatsächliche Chloridgehalt für die Dauerhaftigkeit der Konstruktion von großer Bedeutung, können Bohrkerne oder Bohrmehlproben entnommen und chemisch untersucht werden. Um ein Chloridprofil erstellen zu können, soll die Entnahme der Proben aus unterschiedlichen Schichten (mit einer Tiefe von je ca. 10 mm) erfolgen. So kann die Chloridbeaufschlagung bis hin zur ersten Bewehrungslage ermittelt werden. Beurteilung der Lage der Bewehrung sowie der Betondeckung Die Lage der äußeren Bewehrungslagen kann zerstörungsfrei mit Hilfe eines Bewehrungssuchgeräts, dessen Wirkungsweise auf dem Pulsinduktionsverfahren beruht, ermittelt werden. Je nach Gerätetyp können zusätzlich auch der Durchmesser der Bewehrung sowie die vorhandene Betondeckung erfasst werden. Für normal bewehrte Bauteile liefert das Bewehrungssuchgerät zufriedenstellende Ergebnisse. Ist jedoch die Lage tieferliegender Bewehrungsstäbe oder der Spannbe-

wehrung von Interesse oder sind die Bauteile sehr hoch bewehrt, sind Bewehrungssuchgeräte nicht geeignet. Beurteilung des Zustands der Bewehrung Eine zuverlässige Beurteilung des Zustands der Bewehrung sowie des Korrosionsgrads ist nur durch Freilegen der Bewehrung möglich. Im Rahmen der regulären Brückenprüfungen sollte, um eine Schädigung des Tragwerks möglichst zu vermeiden, die Bewehrung nur dann freigelegt werden, wenn damit kein besonderer Aufwand verbunden ist (z. B. Abschlagen lockerer Betondeckung oder einer schlecht aufgebrachten Spritzbetonschicht) oder begründete Zweifel am Zustand der Bewehrung bestehen (z. B. starke Rostfahnen oder Risse entlang der Spanngliedachse). Es ist unbedingt darauf zu achten, dass die geöffneten Bereiche sachgerecht und dauerhaft wieder verschlossen werden. Bestimmung des Verpressgrads sowie des Zustands des Spannstahls Der Zustand und Korrosionsgrad des Spannstahls kann mit Hilfe eines Endoskops mit starrer oder beweglicher Achse

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

beurteilt werden. Das Endoskop wird durch ein kleines Bohrloch mit ca. 20 mm Durchmesser eingeführt und erlaubt die Inspektion des Spannstahls sowie die Beurteilung der Ausdehnung mangelhaft verpresster Hüllrohrabschnitte. Zur Dokumentation der Ergebnisse können mit Hilfe eines geeigneten Kameraaufsatzes auch Fotos erstellt werden. Es ist darauf zu achten, dass die Bohrlöcher mit einer Bohrmaschine, die sich beim Kontakt mit dem metallischen Hüllrohr sofort automatisch abschaltet, hergestellt werden und das Hüllrohr per Hand geöffnet wird. Nur so kann eine Schädigung des Spannstahls vermieden werden. Werden Verpressmängel festgestellt, so kann das Hohlraumvolumen mit Hilfe des Vakuumverfahrens ermittelt werden. Dabei wird mit Hilfe einer Pumpe aus dem geöffneten Hüllrohr die Luft abgesaugt und ein Vakuum erzeugt. Durch Messung der zurückströmenden Luftmenge lässt sich das Hohlraumvolumen bestimmen. Diese Methode kann auch zur Bestimmung des Volumens von Hohlräumen im Beton angewendet werden.

11.3.2.5.5 Entnahme von Materialproben Je nach durchzuführender Prüfung können unterschiedliche Arten von Materialproben, wie Bohrmehl, Bohrkerne oder Bruchstücke, entnommen werden. Die Kennzeichnung der Proben nach Ort, Zeit, Lage, Bauwerk und Bauteil ist dabei von großer Bedeutung. Zusätzlich ist das Prüfziel anzugeben. Bei der Entnahme von Betonproben ist darauf zu achten, dass die Bewehrungselemente nicht beschädigt werden. Bei der Erstellung von Bohrlöchern zur Gewinnung von Bohrmehl sollte gegebenenfalls mit einer Bohrmaschine, die über eine Abschaltautomatik bei Metallkontakt verfügt, gearbeitet werden. Die Bestimmung der Druckfestigkeit des Betons sollte in einem ersten Schritt mit Hilfe eines Betonprüf-

hammers erfolgen. Bohrkerne sollten nur dann entnommen werden, wenn begründete Zweifel bezüglich der Eigenschaften des Betons bestehen. In diesen Fällen sollten sowohl Anzahl und Durchmesser der Bohrkerne als auch die Tiefe der Bohrungen auf ein Minimum reduziert werden. Proben von Bewehrungsstählen sollten nur in Sonderfällen entnommen werden.

11.3.2.5.6 Probebelastungen Probebelastungen können dem Nachweis zugesicherter Eigenschaften bei Neubauten oder der Überprüfung der Tragfähigkeit bestehender Konstruktionen dienen. Gewöhnlich beziehen sich die Belastungstests auf Tragwerkskomponenten, Tests an der Gesamtstruktur sind eher die Ausnahme [Bergmeister/Santa, 2004]. Die Art der Belastung hängt vom Ziel der Untersuchung und der Konstruktion selbst ab. Das Ziel einer Probebelastung liegt in der Regel in der Erfassung von Tragreserven, die in der Berechnung nicht oder nur unzureichend erfasst werden, was für bestimmte Fälle eine wirtschaftliche Bemessung unter Zuhilfenahme der Versuchsergebnisse ermöglicht. Im Vorfeld der Probebelastung sind eine umfangreiche Bestandsaufnahme und die Feststellung des Ist-Zustands wesentlich, von besonderer Bedeutung sind aber zusätzlich vergleichende und begleitende Berechnungen zur Erstellung eines mechanischen Tragmodells sowie vertiefte Erfahrungen im Umgang mit der zu untersuchenden Konstruktion sowie der verwendeten Prüf- und Messtechnik. Bei einer Probebelastung sind folgende Punkte zu berücksichtigen: x Langsame Aufbringung der Last in kleinen Lastschritten zur Sicherstellung, dass zwischen den einzelnen Lastschritten genügend Zeit bleibt, um die Strukturantwort vollkommen zu erfassen

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken Messstand

Hydraulik

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Auflieger mit Bordkran und Ballast

Lenkachsen

Zugmaschine

Pratzen/Lasttraversen

Bild 11.3.2-2 Belastungsfahrzeug BELFA

x Kontinuierliche Aufbringung der Lastschritte bis zum Erreichen der erforderlichen Prüflast, wobei in jedem Lastschritt sicherzustellen ist, ob eine weitere sichere Laststeigerung möglich ist x Beobachtung der Rissentwicklung und Messung der Deformationen in jedem Lastschritt x Halten der maximalen Last über einen längeren Zeitraum (mindestens eine Stunde) und Beobachtung des Tragwerks x Langsame Entlastung und Beobachtung der Verformungen

Der Vorteil ist, dass das Fahrzeug ohne wesentliche Einschränkung des Straßenverkehrs betrieben werden kann. Neben dem Prüffahrzeug für Straßenbrücken gibt es mit BELFA-DB auch ein geeignetes Fahrzeug für die Prüfung von Eisenbahnbrücken.

Bei linear-elastischer Betrachtung muss die gemessene Verformung kleiner sein als die berechnete. In diesem Zusammenhang muss jedoch klar sein, dass Aussagen über die tatsächliche Tragfähigkeit der Konstruktion, die verbleibende Duktilität oder die Schäden, die durch den Belastungsversuch an der Konstruktion hervorgerufen wurden, nicht möglich sind. Von der Hochschule Bremen, der TU Dresden, der HTWK Leipzig und der Bauhaus-Universität Weimar wurde in Zusammenarbeit mit der Firmengruppe EGGERS und einigen anderen Firmen ein spezielles, rasch einsetzbares Belastungsfahrzeug entwickelt [Steffens, 2001]. Mit dem Belastungsfahrzeug BELFA können nach einem selbstsichernden Belastungsprinzip Versuche durchgeführt werden, wobei durch stufenlose Teleskopierung des Fahrzeugs eine variable Anpassung an Stützweiten bis zu l ≤ 18,00 m möglich ist (Bild 11.3.2-2).

11.3.3.1 Tragwerk und Bauteile

11.3.3 Prüfung von Stahlund Verbundbrücken Günter Ramberger und Francesco Aigner

(bis 11.3.5)

Zunächst sind das Tragwerk und dessen Bauteile auf Einhaltung der Form in Ansicht, Draufsicht und Querschnitt geodätisch zu prüfen. Dies sollte auf Basis der Messdaten erfolgen, die anlässlich der Verkehrsübergabe bei der Eröffnung oder nach einer Umbaumaßnahme aufgenommen wurden. Sind diese nicht vorhanden, sollte das Tragwerk geodätisch vermessen werden und dieses Aufmaß vom Zeitpunkt an als Basis für weitere Überprüfungen dienen. Alle Messungen sollten kurz nach Sonnenaufgang gemacht werden, denn in dieser Zeit weist die Brücke infolge der nächtlichen Abkühlung etwa konstante Temperatur auf. Temperaturgradienten bedingt durch Sonneneinstrahlung können die Form eines Bauwerks wesentlich beeinflussen. Danach sind alle stählernen Bauteile einer visuellen Kontrolle auf Geradheit und

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Ebenheit der Bleche (Ausbeulungen) zu unterziehen. Mit Schnur und Richtlatte können Abweichungen von der Sollform eventuell quantifiziert werden. Bei Abweichungen von der Form zwischen zwei Untersuchungen sind jedenfalls die Ursachen dafür festzustellen. Bei Bauwerken mit Kabeln kann in fast allen Fällen die Messung der Kabelkraft über deren erste Eigenfrequenz erfolgen. Dazu wird das Kabel durch „Anzupfen“, z. B. mit einem darüber geschlagenen Hanfseil zu Schwingungen und dann mit der Hand in der ersten Eigenfrequenz weiter angeregt, bis sich eine harmonische Schwingung über das ganze Kabel einstellt. Da die Seildämpfung gering ist, kann mittels einer Uhr mit Sekundenzeiger die Zeit t für n Schwingungen gemessen und daraus die Eigenfrequenz n f = 3 berechnet werden. Die Kabelkraft S t ergibt sich aus S = 4 f 2 ·l 2 · μ mit der Länge l zwischen den Austrittspunkten des Kabels aus der Verankerung und der Masse P einschließlich Korrosionsschutz, Hüllrohr usw. pro Längeneinheit. Die Messung sollte am unbelasteten Bauwerk ebenfalls kurz nach Sonnenaufgang erfolgen und jeweils protokolliert werden. Bei Abweichungen ist die Ursache festzustellen. Bei Verbundbrücken ist visuell zu untersuchen, ob ein Schlupf zwischen Betonplatte und Stahlträger eingetreten ist. Dieser lässt auf ein Versagen der Dübel schließen. Ein Schlupf kann eventuell auch durch Risse im Korrosionsschutz oder durch ein spezielles Rissbild in der Betonplatte erkennbar sein. 11.3.3.2 Fahrbahnbeläge Fahrbahnbeläge sind Verschleißteile. Sie unterliegen beim Befahren einer Abnutzung. Da die Abnutzung überwiegend von den LKW und nur sehr wenig von den PKW verursacht wird, betrifft sie die überwiegend von LKW befahrenen Spuren weit

mehr als die übrigen Bereiche. Die Abnutzung durch Fußgänger und Radfahrer ist vernachlässigbar klein. Andererseits können Schäden auch dadurch entstehen, dass die Verbindungen der einzelnen Schichten untereinander entweder nicht erfolgt oder nicht ausreichend sind. In diesem Fall können sich größere Belagsteile ablösen. Kann Wasser zwischen Schichten, vor allem aber zwischen Deckblech und Dichtungsschicht eindringen, kann es im Winter auffrieren und blasenförmige Erhebungen im Belag erzeugen. In diesen Bereichen wird der Belag beim Befahren zerstört. Es entstehen Schlaglöcher, die kurzfristig repariert werden müssen. Langanhaltende hohe Temperaturen im Belag können in den Lkw-Spuren auch zu plastischen Auswalzungen und ausgeprägten Spurrillen führen. Alle beschriebenen Erscheinungen sind visuell feststellbar. Auch wenn keine der zuvor beschriebenen Schäden auftreten, müssen wegen der Abnutzung Fahrbahnbeläge in regelmäßigen Abständen ausgebessert bzw. erneuert werden. Beim Einbau heißer Belagschichten darf der Korrosionsschutz auf der Unterseite des Deckbleches keine Schäden erleiden. Ab etwa 90 °C erleiden Beschichtungen auf Leinöl-, PVC- und Chlorkautschukbasis, ab etwa 140 °C Beschichtungen auf Phthalatharzbasis und ab etwa 150 °C auf Epoxydharzbasis bleibende Schäden. Beim Einbau heißer Belagschichten erleidet auch das Tragwerk erhebliche Temperaturverformungen und bei statisch unbestimmter Lagerung vertikal oder horizontal erhebliche Beanspruchungen, die untersucht werden sollten, besonders dann, wenn daneben liegende Fahrstreifen oft auch in verschobener Lage weiterhin durch den Verkehr belastet werden.

11.3.3.3 Korrosionsschutz Die Deckbeschichtung des Tragwerks ist hinsichtlich Verwitterung, mechanischer

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

Beschädigung, Abplatzungen, Korrosionsbefall, eventuell durch Korrosion bedingte Materialschädigungen, Spaltenrosterscheinungen in den Berührungsflächen genieteter und geschraubter Tragwerke zu untersuchen. An ausgewählten Stellen kann die Dicke der vorher gereinigten Beschichtung gemessen und mit der Solldicke verglichen werden. Bei verzinkten Bauteilen kann in ähnlicher Weise der Zustand der Verzinkung beurteilt und die Ist-Dicke des Zinküberzuges gemessen werden. Rostfahnen weisen darauf hin, dass Wasser über nicht korrosionsgeschützte und nicht verschlossene Oberflächen fließt und somit auf Risse hin. Um der menschlichen Trägheit auszuweichen, die es vorzieht, leicht zugängliche Stellen zu besichtigen, ist es vorteilhaft, die zu überprüfenden Flächen der Beschichtung nach einem Zufallsprinzip auszuwählen. Der Dickenabbau der Deckbeschichtung infolge Abwitterung beträgt 1 bis 5 μm/Jahr und ist ein natürlicher Vorgang, der vom Beschichtungsstoff, der atmosphärischen Belastung und dem „Kleinklima“ der jeweiligen Fläche (Wetterseite, Schlagregen, Belüftung, Ablaufen des Regens usw.) abhängt. Bekommt die Deckschicht Risse (Bild 11.3.3-1) oder bilden sich Blasen, ist die Schutzwirkung der Deckschicht stark beeinträchtigt. Damit wird der Korrosionsprozess beschleunigt. Blättern Beschichtungsteile (Bild 11.3.3-2) oder ganze Beschichtungsaufbauten ab, so wurde die Beschichtung auf feuchte Flächen aufgebracht oder die einzelnen Schichten gingen systembedingt keine Verbindung ein (kein Anlösen der vorherigen Beschichtung). Durch das Abblättern von Schichten kann die Wirkung des Korrosionsschutzes völlig aufgehoben werden. Ist die Fläche mit punktförmigen Rostbildungen (Bild 11.3.3-3) übersät, kann mangelnde Oberflächenvorbereitung, zu geringe Schichtdicke in Verbindung mit

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Bild 11.3.3-1 Risse in der Deckschicht [Vollrath/Tathoff, 2002]

Bild 11.3.3-2 Abblättern von Beschichtungsteilen [Vollrath/Tathoff, 2002]

Bild 11.3.3-3 Punktflächige Rostbildungen [Vollrath/Tathoff, 2002]

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.3.3-4 Flächige Rosterscheinungen [Vollrath/Tathoff, 2002]

Porenbildung oder aggressiven Ablagerungen die Ursache sein. Punktrostbildung zwingt noch nicht zum Ausbessern, zeigt aber, dass eine baldige Erneuerung des Korrosionsschutzes angebracht ist. Flächige Rosterscheinungen in großem Umfang erfordern zur Sanierung eine vollständige Erneuerung des Korrosionsschutzes in kurzer Zeit (Bild 11.3.3-4). Bisweilen kann auch die Beschichtung in Ordnung sein und der Untergrund starke Unterrostungen zeigen (Bild 11.3.3-5). Auch in diesem Fall ist die Beschichtung zu erneuern.

Bild 11.3.3-5 Unterrostung des Untergrunds [Vollrath/Tathoff, 2002]

Spaltkorrosion tritt vor allem bei genieteten und geschraubten Tragwerken oder Tragwerksteilen (Stößen, Anschlüssen) auf, wenn die aufeinanderliegenden Flächen an den Rändern nicht dicht gelagert sind (Bild 11.3.3-6). Durch das Eindringen von Feuchtigkeit mit unterschiedlichem Sauerstoffangebot entstehen lokale elektrochemische Elemente, die zur Auflösung des Eisens führen. Der Beginn der Spaltkorrosion macht sich durch Rostfahnen bemerkbar. Schließlich kommt es wegen des mehrfachen Volumens des Rosts zu Rostauftreibungen und damit auch zu erhöhter, die Ermüdungsfestigkeit vermindernder Kerbwirkung. Spaltkorrosion wird saniert, indem die Spaltflächen durch das Ausräumen des Rosts in diesen soweit wie möglich zugänglich gemacht werden, Korrosionsschutz wieder aufgebracht und zum Abschluss abgedichtet wird. In seltenen Fällen, wo Baustahl mit anderen Metallen oder hochlegierten Stählen unter Einwirkung von Feuchtigkeit in Verbindung kommt, kann Kontaktkorrosion entstehen, wobei das unedlere Metall korrodiert.

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

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Bild 11.3.3-6 Spaltkorrosion [Vollrath/Tathoff, 2002]

11.3.3.4 Schweißnähte Schweißnähte und durch sie verursachte strukturelle und konstruktive Kerben sind oft Ausgangspunkt von Ermüdungsrissen, die erst nach Betrieb der Brücke auftreten (Bild 11.3.3-7). Diese Risse können sowohl in der Schweißnaht als auch in der Wärmeeinflusszone beginnen. Gelegentlich machen sich auch Lamellenbrüche im Einflussbereich der Nähte erst später bemerkbar. Bei jeder Brückenprüfung sollen deshalb vorher nach einem Zufallsprinzip festgelegte Anteile von durchgeschweißten und nicht durchgeschweißten Nähten geprüft werden. Risse bis zur Oberfläche zeichnen sich eventuell durch Farbabplatzungen oder Rostfahnen ab. Bei Verdacht auf Oberflächenrisse wird das Farbeindringverfahren angewandt, bei dem vorher die Naht gründlich gereinigt werden muss. Bei der Magnetpulverprüfung kann eventuell auch ein Riss unter der Farbe festgestellt werden. Durchgeschweißte Nähte können mittels Durchstrahlungs- oder Ultraschallprüfung auf beginnende Nahtrisse untersucht werden. Für jeden festgestellten Fehler sollen unab-

Bild 11.3.3-7 Schweißnähte als Ausgangspunkt von Ermüdungsrissen [Vollrath/Tathoff, 2002]

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

hängig vom vorher festgelegten Prüfumfang jedenfalls zwei weitere gleichartige Stellen geprüft werden. Sollten wieder Fehler festgestellt werden, sind je Fehler zwei weitere Stellen zu prüfen. Bei dieser Methode kommt man sehr schnell bei systematischen Fehlern zur Prüfung aller gleichartigen Stellen.

dungsmittel (üblicherweise 5 bis 20%) ist vorher festzulegen, wobei der Ort ebenfalls nach einem Zufallsprinzip festzulegen ist. Für jeden lockeren Niet und für jede nicht voll angezogene Schraube sind zwei weitere in der Umgebung bzw. an gleichartigen Stellen zu prüfen, usw.

11.3.3.6 Seile und Zugelemente 11.3.3.5 Niete und Schrauben Der lockere Sitz von Nieten und Schrauben lässt sich oft an Beschädigungen des Anstrichs und an Rostfahnen im Bereich der Nietköpfe bzw. der Schraubenköpfe und der -muttern nachweisen. Durch Abklopfen der Nietköpfe mit einem leichten Niethammer (< 0,3 kg Gewicht) lassen sich lockere Niete feststellen. HV-Schrauben in GV-Verbindungen sollten durch Nachspannen geprüft werden. Dazu ist der Drehmomentenschlüssel wegen der gegenüber der Gleitreibung höheren Haftreibung um 10% höher als für das Anziehen einzustellen. Mit dem so eingestellten Drehmomentenschlüssel sollte ein Weiterdrehen nicht möglich sein. Die Anzahl der zu überprüfenden Verbin-

Seile und Zugelemente unterscheiden sich von der übrigen Stahlkonstruktion im Allgemeinen durch ihre hohe Festigkeit, ihre geringe Bruchdehnung und meist auch durch eine große innere Oberfläche. Dadurch werden sie auch für Spannungsrisskorrosion anfällig (Bild 11.3.3-8). Da sie meist einen entscheidenden Einfluss auf die Tragfähigkeit des Bauwerks haben, ist ihre Überprüfung besonders wichtig. Dazu muss das Zugelement auf seiner ganzen Länge besichtigt werden. Die Besichtigung kann von einer kompletten Ausrüstung, mit einem Steiger, von einer Besichtigungseinrichtung auf einem gesonderten Tragseil, oder von einem Kabelfahrgerät aus erfolgen (Bild 11.3.3-9). Durch

Bild 11.3.3-8 Oberflächenkorrosion [Vollrath/Tathoff, 2002]

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

Bild 11.3.3-9 Besichtigung des Zugelements [Vollrath/Tathoff, 2002]

Bild 11.3.3-10 Verankerungspunkt [Vollrath/Tathoff, 2002]

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.3.3-11 Magnetinduktive Prüfung von Seilen [Vollrath/Tathoff, 2002]

eine äußere Sichtprüfung kann der Zustand des äußeren Korrosionsschutzes festgestellt werden. Bei Seilen sind auch Brüche von Drähten der äußersten Lage, der Zustand von Verkittungen und das Bluten der Seile visuell festzustellen. Die Stellen, bei denen die meisten Schäden auftreten, sind die Verankerungspunkte, die meist schwer oder nicht zugänglich sind (Bild 11.3.3-10). Mit einem Endoskop können in vielen Fällen auch diese Bereiche besichtigt werden. Drahtbrüche im Inneren von Seilen und Bündeln können mit einem auf Basis magnetinduktiver Verfahren arbeitenden Seilprüfgerät festgestellt werden (Bild 11.3.3-11). Auch hier kann die Anwendung nur auf der freien Strecke und nicht im Bereich von Seilköpfen und Verankerungen erfolgen. Bei Verdacht auf ernstliche Beschädigung eines Zugelements sollte dieses ausgebaut und eingehend in einer Prüfanstalt untersucht werden.

11.3.4 Prüfung der Brückenausstattung Die wesentlichen Elemente der Brückenausstattung sind Lager, Fahrbahnüber-

gangskonstruktionen, Randkappen, Geländer, Abdichtung und Belag, abweisende Schutzeinrichtungen, ein etwaig vorhandener Oberleitungsschutz sowie auf der Brücke befindliche Lärmschutzwände. Alle diese Elemente sind im Zuge einer Brückenprüfung zu kontrollieren.

11.3.4.1 Lager In einem ersten Schritt werden der äußere Zustand und die Stellung des Lagers überprüft. Die Überprüfung der Lagerstellung ist von besonderer Bedeutung, da Lager teilweise um 90° verdreht eingebaut wurden und so ihre Bewegung verhindert wird. Existiert eine intakte Anzeigevorrichtung, kann die Lagerstellung direkt abgelesen werden. Andernfalls muss die Ist-Stellung gemessen und unter Berücksichtigung der Bauwerkstemperatur mit der Soll-Stellung verglichen werden. Je nach Lagertyp sind anschließend unterschiedliche Prüfungen und Kontrollen erforderlich. Bei Rollenlagern müssen die Rollflächen auf Verschmutzung, Korrosion und Beschädigungen überprüft werden. Zusätzlich ist festzustellen, ob das

11.3 Überwachung und Prüfung von Brückenbauwerken

Abrollen der Lagerteile zwängungsfrei möglich ist. Bei Gleitlagern, Topfgleitlager und Kalottengleitlagern muss durch Kontrolle des Gleitspalts die Dicke der PTFE-Schicht festgestellt und die Gleitfläche auf Ebenheit, Verschmutzung, mechanische Beschädigung und Korrosion überprüft werden. Zusätzlich sind die Topfdichtung und die Lagerfettung zu kontrollieren und die Kippspalte zu messen und mit den Ausgangswerten zu vergleichen. Bei bewehrten und unbewehrten Elastomerlagern muss der kraftschlüssige Sitz zur Konstruktion überprüft werden. Zeigen sich Risse im Elastomer, so ist dies ein Hinweis auf eine Überbeanspruchung des Lagers.

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ben zu kontrollieren. Von besonderer Bedeutung ist zudem die Kontrolle der Verankerungselemente des Geländers sowie die Überprüfung des Korrosionszustands von Geländer und Verankerung.

11.3.4.4 Abdichtung und Belag Der Brückenbelag ist auf Ebenheit, Spurrinnen, Risse, Blasen, Ausbrüche, Rauigkeit sowie Dichtigkeit der Fugen zum Fahrbahnübergang, Ablauf und Vorbord zu kontrollieren. Unterläufigkeiten und Durchfeuchtungen beginnen zumeist in der Fuge zwischen Vorbord und Fahrbahn und in der Fuge am Bauwerksende. Daher ist in diesen Bereichen besonders auf etwaige Fehlstellen und ein gut haftendes Vergussmaterial zu achten.

11.3.4.2 Fahrbahnübergangskonstruktionen Fahrbahnübergänge sind wegen der ständig steigenden Verkehrslasten stark beansprucht. Im Zuge der Brückenprüfung ist zu kontrollieren, ob sich die Übergänge frei bewegen können und der Abstand zwischen Widerlager und Überbau ausreichend groß ist. Je nach Konstruktionstyp sind zusätzlich die Funktionsfähigkeit der Gleitlager zwischen einzelnen Teilen der Konstruktion sowie der Steuerungseinrichtungen, der Zustand der Federkästen, der Federn, Bolzen und Führungen, die Dichtigkeit der Gummiprofile im Bereich der Baustellenstöße sowie die Schienenauszüge zu überprüfen.

11.3.4.3 Randkappen und Geländer Das äußere Erscheinungsbild der Kappen ist festzustellen. Besonderes Augenmerk ist dabei auf Risse und Tausalzschäden zu legen. Bei den Geländern sind die Höhe sowie die lichten Abstände zwischen den Füllstä-

11.3.4.5 Lärmschutzwände Der allgemeine Zustand der Lärmschutzwand auf der Brücke wird festgestellt, wobei die Verankerungskonstruktion von großer Bedeutung ist. Durch Abklopfen können Hohlstellen im Bereich der Unterstopfung der Fußplatten festgestellt werden.

11.3.5 Prüfung der Brückenausrüstung Zu den zu prüfenden Elementen der Brückenausrüstung gehören die Entwässerung, Leitungen und Kabel, Besichtigungseinrichtungen, die Brückenbeleuchtung sowie Beschilderungen und Verkehrszeichenbrücken [Vollrath/Tathoff, 2002]. Die Durchführung der Prüfung richtet sich dabei im Wesentlichen nach der Zugänglichkeit der einzelnen Elemente und ist integraler Bestandteil jeder Brückenprüfung.

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

11.3.5.1 Entwässerung

11.3.5.3 Leitungen und Kabel

Eine funktionierende Entwässerung ist für die Dauerhaftigkeit der Brücke von zentraler Bedeutung, weshalb im Zuge der Prüfung den Entwässerungselementen besonderes Augenmerk gewidmet werden muss. Idealerweise wird die Funktionsfähigkeit der Bestandteile der Brückenentwässerung, das sind Abläufe am Fahrbahn- und Gehwegrand sowie auf Pfeilern und Widerlagern, Längs-, Quer- und Fallleitungen sowie Revisionsöffnungen und Übergabeschächte in Hohlkästen und an den Bauwerksenden, bei Regen überprüft. Nur so kann sichergestellt werden, dass das anfallende Wasser auch tatsächlich planmäßig abgeleitet wird. Zusätzlich wird die Funktionsfähigkeit der Abdeckroste sowie der Schmutzfangeimer festgestellt. Um Versandungen der Längsleitungen erkennen zu können, müssen die Revisionsöffnungen geöffnet werden. Auch die Übergabeschächte hinter den Widerlagern sind im Zuge der Brückenprüfung zu untersuchen, da die gesamte Brückenentwässerung nicht funktionsfähig ist, wenn das Wasser im Übergabeschacht nicht abfließen kann [Vollrath/Tathoff, 2002].

Im Rahmen der Brückenprüfung werden der äußere Zustand sowie die Aufhängungen aller Leitungen (Wasser- und Gasrohre etc.) überprüft und die Dilatationsmöglichkeit kontrolliert.

11.3.5.2 Beleuchtung Die Brückenbeleuchtung ist auf Korrosion, Ausbeulungen oder Anfahrschäden hin zu untersuchen. Ähnlich wie bei den Brückengeländern besteht auch bei den Beleuchtungsmasten die Gefahr, dass sie von innen zu rosten beginnen. Die Kontrolle der Verankerung der Beleuchtungskörper, der Anschluss an den Überbau und der Fugenverguss sind ebenfalls zu kontrollieren. Es muss sichergestellt werden, dass keine Teile der Beleuchtung auf die Fahrbahn fallen können.

11.3.5.4 Besichtigungseinrichtungen Besichtigungseinrichtungen dienen dazu, die Inspektion der Konstruktion zu erleichtern und umfassen Besichtigungswagen und -stege sowie Einstiege und Treppen zum Einsteigen in Überbauten oder Pfeiler. Weiterhin sind Absturzsicherungen, Schutzgeländer und etwaig vorhandene B elüftungen bzw. Innenbeleuchtungen Teil der Besichtigungseinrichtungen. Der Zustand und die Funktionsfähigkeit all dieser Besichtigungseinrichtungen sind zu überprüfen.

11.3.5.5 Beschilderungen und Verkehrszeichenbrücken Es muss überprüft werden, ob die erforderliche Beschilderung auch tatsächlich vorhanden und funktionsfähig ist. Bei Verkehrszeichenbrücken stellten oftmals die Verankerungen im Überbau Problemstellen dar, welche aufgrund von windinduzierten Schwingungen zu Ermüdungsbrüchen neigen können. Deshalb sind die Befestigungselemente besonders sorgfältig zu prüfen.

11.4 Zustandsbewertung und -beurteilung von Brücken

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11.4 Zustandsbewertung und -beurteilung von Brücken

11.4.2 Verfahren zur Zustandsbewertung von Brücken

Eva-Maria Eichinger und Johann Kollegger

Für die Beurteilung einer Massivbrücke und zur Ermittlung der Notwendigkeit einer Ertüchtigung und Verstärkung muss die noch vorhandene Tragfähigkeit möglichst wirklichkeitsnah untersucht werden. Die derzeit übliche Vorgehensweise zur Beurteilung der Tragfähigkeit einer bestehenden Brücke basiert auf den einschlägigen Normen und Richtlinien, die in den jeweiligen Ländern zur Beurteilung von Bauwerken herangezogen werden, oder den Bestimmungen der jeweiligen Eurocodes. Dabei handelt es sich zumeist um Regelwerke für den Entwurf neuer Bauwerke. In den meisten Fällen beruhen die Normen auf semi-probabilistischen Ansätzen mit Teilsicherheitsbeiwerten und sind, was die Anforderungen an die Zuverlässigkeiten, aber auch die Lasten angeht, sehr stark generalisiert, da sie ja für verschiedenste Brückentypen und -geometrien gültig sein müssen. Die Tatsache, dass die Bestimmungen in den Normen teils stark verallgemeinert sind und daher für eine Vielzahl unterschiedlicher Fälle angewendet werden können, ist in vielen Fällen sehr wirtschaftlich, da sich damit sowohl die Lastannahmen als auch die Überlegungen hinsichtlich der Zuverlässigkeit relativ einfach gestalten. Zudem sind im Falle des Neubaus einer Brücke die zusätzlichen Kosten, die aus einer Generalisierung resultieren, marginal. Anders stellt sich jedoch die Situation für den Fall einer Instandsetzung oder Verstärkung einer bestehenden Brücke dar. Die in den Entwurfsnormen vorgeschriebenen Nachweise können oft nicht mehr erbracht werden, was zum Einsatz teurer Maßnahmen oder sogar zum Abbruch eines Bauwerks führen kann. Bei der Beurteilung eines bereits bestehenden Bauwerks können einige Faktoren berücksichtigt werden, die bei der Planung einer neuen Brücke nur abgeschätzt werden können. Speziell die Kenntnis der tatsäch-

(bis 11.5)

11.4.1 Allgemeines Die im Zuge der Überwachung und Prüfung einer Brücke gewonnenen Daten dienen als Grundlage zur Bewertung der Konstruktion nach den Kriterien x Verkehrssicherheit, x Tragfähigkeit und x Dauerhaftigkeit. In folgenden Fällen ergibt sich die Notwendigkeit, die Tragfähigkeit eines bestehenden Brückenobjekts zu überprüfen: x bei Festellen von Bauschäden (z. B. Risse und Verformungen, Korrosion) x bei Eingriffen in die Tragstruktur (Umbau/Verstärkung) x bei Verkehr von Schwertransporten (Schwertransport: Belastungsmodell, das höhere Beanspruchungen im Bauwerk hervorruft als das der Berechnung des Bauwerks zugrunde gelegte Modell) x bei Einführung höherer Streckenklassen (Erhöhung Achs- und Meterlasten bei Eisenbahnbrücken) x bei Feststellen von konstruktiven Mängeln x nach außergewöhnlichen Ereignissen x bei Auftreten neuer Kenntnisse, die Tragfähigkeit betreffend Die Zustandsbewertung und -beurteilung von bestehenden Objekten erfordert gegenüber der Neuberechnung eine erheblich wirklichkeitsnähere Modellierung des Tragverhaltens, stellt höhere Genauigkeitsansprüche und verlangt Nachweise mit meist höherem Berechnungsaufwand.

968

11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

lichen Festigkeit der Materialien, des Elastizitätsmoduls, der ständigen Einwirkungen und der Verkehrslasten ermöglichen eine sehr wirklichkeitsnahe Berechnung. Jedoch muss bei der Beurteilung bereits bestehender und der Nutzung unterliegender Bauwerke berücksichtigt werden, dass z. B. aufgrund des Vorhandenseins von Schäden mit einer, gegenüber neuen Bauten, reduzierten Restlebensdauer zu rechnen ist. Es ist auch auf das unterschiedliche Verhalten alter und neuer Bauwerksteile zu achten. In diesem Zusammenhang kann jedoch unter der Berücksichtigung aller Rahmenbedingungen in vielen Fällen eine ausreichende Zuverlässigkeit gegen ein Versagen des Bauwerks erreicht werden. Kann diese nicht gewährleistet werden, dann müssen entsprechende Ertüchtigungs- und Verstärkungsmaßnahmen angesetzt werden. Der Stand der Technik ist, den Nachweis der vorhandenen Tragfähigkeit nach den heute gültigen Bemessungsregeln durchzuführen. Durch den Einsatz neuer innovativer Methoden können gegenüber den alten Nachweisverfahren aber oft noch Reserven mobilisiert werden. Wie sich die Nachweisverfahren der Gegenwart gegenüber denen

der Vergangenheit geändert haben [Schäfer, 1996] und in der Zukunft verbessert werden können, wird in der Tabelle 11.4.2-1 dargestellt.

11.4.2.1 Stufen der Tragfähigkeitsbewertung Die Bewertung von Bestandsobjekten erfordert gegenüber der Neuberechnung eine erheblich wirklichkeitsnähere Modellierung des Tragverhaltens, stellt höhere Genauigkeitsansprüche und verlangt Nachweisforderungen mit meist höherem Berechnungsaufwand. Weiters werden Kenntnisse des Normenwesens und der Materialtechnologie zum Zeitpunkt der Errichtung des Bauwerks gefordert. Unter Betrieb befindliche Bestandsbauwerke sind – im Gegensatz zum Entwurf neuer Tragwerke – langjährig unter Erprobung gestanden und lassen somit Rückschlüsse auf das reale Tragverhalten zu. Bei Fehlen von Bauschäden und konstruktiven Mängeln kann festgestellt werden, dass sich diese Tragsysteme bewährt haben. Umgekehrt können Bauschäden und konstruktive Mängel ebenfalls Rückschlüsse auf das Tragverhalten geben.

Tabelle 11.4.2-1 Vergleich von alten und neuen Nachweisverfahren bei der Beurteilung einer bestehenden Brücke Vergangenheit

Gegenwart

Zukunft

Nachweis auf der Basis der Grenzwertlinien nach der elastischen Berechnung

Betrachtung der kritischen Belastungskonfiguration und Anwendung der statischen Methoden des Traglastverfahrens

Berücksichtigung der tatsächlichen Eigenschaften einer Brücke mit Hilfe probabilistische Nachweisverfahren

Nachweis der Tragelemente durch die Einhaltung der zulässigen Spannungen

Vergleich der Beanspruchung (Schnittkräfte) mit der Beanspruchbarkeit (Querschnittswiderstand)

Betrachtung der maßgebenden Grenzzustandsfunktion

Starke Vereinfachung der statischen Systeme

Softwareeinsatz ermöglicht die Berücksichtigung komplizierter räumlicher statischer Systeme

Durchführung einer nichtlinearen Berechnung

11.4 Zustandsbewertung und -beurteilung von Brücken

Bei der Bewertung von Brücken kann davon ausgegangen werden, dass das Bauwerk nach den zum Zeitpunkt der Errichtung geltenden technischen Regeln geplant und ausgeführt wurde, sofern keine gegenteiligen Hinweise auf Grund von Bauwerksprüfungen, aus Archivunterlagen oder anderen Quellen bekannt sind (Vertrauensprinzip). Dabei hat sich die Bewertung der Tragfähigkeit jedoch auf die festgestellten Fakten zu stützen. Besteht hinsichtlich der Quantifizierung oder Risiken eine grobe Unsicherheit (z. B. technologische Kennwerte, Bruchverhalten von Baustoffen bzw. einwirkende Kräfte aus Erddruck), so sind ergänzende Untersuchungen anzustellen, einschlägige Experten beizuziehen mit dem Ziel, die relevanten Werte, allenfalls gekoppelt mit statistischen Parametern, festzustellen. Sofortmaßnahmen bis zur endgültigen Beurteilung sind dann angezeigt, wenn zu solchen Unsicherheiten weitere Risikofaktoren (z. B. sehr schlechter Erhaltungszustand, bedenkliche Schäden) dazu kommen. Die Beurteilung der Tragfähigkeit einer bestehenden Brücke kann demnach in drei Stufen erfolgen (Bild 11.4.2-1). x Stufe 1: Die Berechnung erfolgt nach dem letztgültigen Normenstand. x Stufe2: Die Berechnung erfolgt unter Verwendung aktualisierter Daten auf der Einwirkungsseite, der Widerstandsseite einschließlich Modellbildung und der Sicherheitsseite (Kalibrierung der Teilsicherheitsbeiwerte). x Stufe 3: Die Berechnung erfolgt unter Anwendung einer probabilistischen Analyse. So kann das Zuverlässigkeitsniveau bestimmt und mit dem der entsprechenden Normen (z. B. EN 1990) verglichen werden. Selbstverständlich muss die Beurteilung der Tragfähigkeit nicht in allen Stufen erfol-

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gen. Können beispielsweise in der Stufe 1 alle Nachweise erfüllt werden, so ist die Beurteilung der Brücke damit abgeschlossen und die Stufen 2 und 3 müssen nicht untersucht werden.

11.4.2.2 Beurteilung der Zuverlässigkeit der Brücke Die Vorgehensweise bei der Beurteilung einer bestehenden Brücke mit Hilfe probabilistischer Methoden (Beurteilung nach Stufe 3 in Bild 11.4.2-1) beruht auf dem Konzept, dass die untersuchte Brücke nicht alle Nachweise und Forderungen einer Entwurfsnorm erfüllen muss, solange das allgemeine Zuverlässigkeitsniveau, auf dem die Norm beruht, eingehalten wird. Das Ziel des Einsatzes probabilistischer Methoden ist, Kosten für die Sanierung oder Verstärkung eines Bauwerks zu reduzieren oder gänzlich zu vermeiden, ohne jedoch die Zuverlässigkeit oder die Sicherheit einer bestehenden Brücke aufs Spiel zu setzen. Die geforderte Zuverlässigkeit für eine mit Hilfe probabilistischer Methoden beurteilte Brücke ist somit gleich hoch wie für alle nach derzeit gültiger Norm neu entworfenen Bauten. Bei der Berechnung werden sowohl die statistischen Streuungen der Materialeigenschaften der untersuchten Brücke als auch die lokale Verkehrssituation und die daraus resultierenden Verkehrslasten einheitlich berücksichtigt. Somit wird mit Hilfe des vorgestellten Verfahrens eine „Norm“ für eine bestimmte Brücke entworfen [Enevoldsen, 2001 und Eichinger, 2003]. Weiters wird es erst durch den probabilistischen Ansatz möglich, Informationen aus Brückeninspektionen sowie Materialuntersuchungen, aber auch Verkehrslastmessungen direkt in die Berechnung einfließen zu lassen, ohne dass eine Umrechnung auf normgemäße Werte erfolgen muss. Das Ziel solcher Inspektionen und Untersuchungen ist, detailliertere Informationen

970

11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.4.2-1 Stufen der Tragfähigkeitsbewertung

11.4 Zustandsbewertung und -beurteilung von Brücken

über das Verhalten eines Bauwerks zu erhalten und somit die Unsicherheiten und Streuungen zu reduzieren. Ergebnisse dieser Untersuchungen sind zumeist Mittelwerte und Standardabweichung von Variablen auf der Einwirkungs- oder Widerstandsseite, wie z. B. Mittelwert und Streuung der Betondruckfestigkeit von aus dem Bauwerk entnommenen Bohrkernen. Diese Ergebnisse können direkt bei der probabilistischen Untersuchung berücksichtigt werden. Im Gegensatz dazu ist es oft unmöglich, derartige Zusatzinformationen in vernünftiger und konsistenter Art und Weise mit den Bestimmungen der Normen, die ja auf Bemessungswerten und Teilsicherheitsbeiwerten beruhen, zu kombinieren. Ein weiterer Vorteil der probabilistischen Beurteilung ist die Bestimmung des tatsächlichen Zuverlässigkeitsniveaus einer bestimmten Brücke. Bei Verwendung der Norm sind zwar Aussagen über die Tragreserven der Konstruktion durch Vergleich der rechnerischen Tragfähigkeit mit der Beanspruchung unter Gebrauchslast und eine Klassifizierung in „sicher“ und „nicht sicher“ möglich. Ob das Zuverlässigkeitsniveau der untersuchten und laut Norm als „sicher“ klassifizierten Brücke aber bei 10-6 oder 10–15 liegt, kann nicht ermittelt werden. Doch nur eine Bestimmung des Zuverlässigkeitsniveaus, auf dem sich das Bauwerk befindet, erlaubt eine Abschätzung der Entwicklung der Zuverlässigkeit über die Zeit. Die zeitliche Entwicklung der Zuverlässigkeit ist eine wichtige Grundlage für ein optimiertes Erhaltungsmanagement, da so ein hinsichtlich des Zusammenspiels zwischen Wirtschaftlichkeit und Sicherheit optimaler Brückenmanagementplan aufgestellt werden kann. So können z. B. Inspektionen sowie Instandsetzungs- und Verstärkungsmaßnahmen entsprechend dem Managementplan zum optimalen Zeitpunkt durchgeführt werden.

971

11.4.2.3 Entscheidungsfindung Abbruch oder Ertüchtigung Der Zustand einer Massivbrücke verschlechtert sich im Laufe der Zeit und erreicht zu einem gewissen Zeitpunkt ein Minimum, bei dem die vorgesehene Nutzung nicht mehr erfüllt werden kann (Bild 11.4.2-2). Art und Geschwindigkeit der Verschlechterung hängen im Wesentlichen von den Korrosionsmitteln ab. Ist der Grenzzustand erreicht, muss entschieden werden, ob eine Ertüchtigung noch sinnvoll oder ein Ersatz des Bauwerks wirtschaftlicher ist. Ist eine Ertüchtigung sinnvoll, so soll ein Verfahren, das die Herstellung der vorgesehenen Art der Nutzung möglichst rasch und effizient ermöglicht, gewählt werden. Der Entscheidungsfindungsprozess kann durch Bild 11.4.2-3 erleichtert werden [König/Nowak, 1992]. Ist die Entscheidung zugunsten einer Instandsetzungs- oder Verstärkungsmaßnahme gefallen, hängt die Wahl eines geeigneten Verfahrens von den jeweiligen Rahmenbedingungen ab und muss für jedes Problem speziell formuliert werden.

Bild 11.4.2-2 Veränderung des Zustands einer Brücke im Laufe der Zeit (nach [Mallet, 1996])

972

11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

Bild 11.4.2-3 Entscheidungsfindung im Rahmen der baulichen Brückenerhaltung

11.5 Brückenmanagement 11.5.1 Allgemeines Im Zuge der Überwachung, Prüfung und Instandhaltung von Brücken fällt in Abhängigkeit von der Bauwerksart und der Bauwerksgröße eine Vielzahl von Daten an. Mit Hilfe eines computergestützten Brückenmanagementsystems (BMS) können diese Daten erfasst und verwaltet werden. Für die Bau-

werksinstandhaltung sind folgende Gruppen von Daten von besonderer Bedeutung: x Bauwerksdaten, die das Bauwerk beschreiben x Schadensdaten, die das Ergebnis einer Brückenprüfung sind und den aktuellen Zustand der Brücke beschreiben x Kostendaten, die sich aus der Instandhaltung, Instandsetzung und Verstärkung der Konstruktion ergeben

11.5 Brückenmanagement

973

11.5.2 Brückenmanagementsysteme Softwaregestützte Systeme zum Brückenmanagement (z. B. SIB-Bauwerke, BAUT oder -KUBA) sind Hilfsmittel für die Archivierung und Dokumentation aller relevanten Substanzdaten der Bauwerke. Zusätzlich können diese Systeme – je nach Grad der Entwicklung – in technischer und finanzieller Hinsicht bei der Erhaltungsplanung und dem Erhaltungsmanagement hilfreich sein. Die wesentlichen Aufgaben solcher Systeme liegen in der Erfassung und Verwaltung der Brückenobjekte, der Verwaltung und Archivierung digitaler Bauwerksdokumente, dem Erstellen digitaler Bauwerksbücher, der Planung von Inspektionen, der Erfassung und Auswertung von Schadensdaten, der Erstellung von Bauwerksprüfberichten, der Auswertung von Konstruktions- und Schadensdaten sowie der Abschätzung der Lebensdauer der Bauwerke. Den Kern jedes Brückenmanagementsystems bildet die sogenannte Objektdatenbank, in der die charakteristischen Eigenschaften und Attribute, das sind technische Daten sowie Verwaltungsdaten der Brücke, enthalten sind (Tabelle 11.5.3-1).

Die Objektdatenbank dient somit neben der reinen Archivierung auch als „elektronisches“ Bauwerksbuch, enthält sie doch idealerweise auch Konstruktionszeichnungen, Datenblätter, Materialinformationen, Fotos und Skizzen, Textdokumente und Messdaten. Mit Hilfe der mit der Objektdatenbank verknüpften Auswertemodule können die erfassten Daten durchsucht, gefiltert, gruppiert, analysiert und aufbereitet werden [Bergmeister/Santa, 2004]. Neben der Objektdatenbank ist die Zustandsdatenbank von zentraler Bedeutung. Die Zustandsdatenbank soll so aufgebaut sein, dass die Ergebnisse der Brückenprüfungen direkt gespeichert werden können. Es ist jedoch anzumerken, dass unterschiedliche Programmsysteme verschiedene Klassifizierungen und Mechanismen der Zustandsbewertung im Hinblick auf Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit enthalten. Generell wird bei der Prüfung das Bauwerk in Bauteile untergliedert, die sich aufgrund ihrer Geometrie, Funktion, der benutzten Konstruktionsmaterialien oder ihrer Herstellmethode voneinander unterscheiden. So kann eine Brücke beispielsweise aus den Bauteilen Überbau, Unterbau, Lager, Fahrbahnübergang

Tabelle 11.5.3-1 Informationen der Objektdatenbank Allgemeine Verwaltungsdaten

Bauwerksname, Bauwerksnummer, Eigentümer, Baujahr, Baukosten, Erhalter, Datum der letzten Prüfung

Allgemeine technische Daten

Bauwerksart, statisches System, Hauptbaustoff, Tragfähigkeit

Geometrie

Bauwerksfläche, Gesamtlänge, Gesamtzahl der Felder, Stützweiten, Querschnitt, Breite zwischen den Geländern, Breite des lichten Querschnitts, lichte Höhen bzw. Wandhöhen, Fahrbahnbreiten, Gehwegbreiten

Materialien

Konstruktion, Spannverfahren, Fahrbahnbelag und -abdichtung, Gehwegbelag, Korrosionsschutz

Ausstattung

Entwässerung, Lager, Fahrbahnübergänge, maschinelle Einrichtungen, Sicherheitseinrichtungen

Unterlagen

Bauwerksakten, Bauwerksbuch, Mikrofilme

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11 Überwachung, Prüfung, Bewertung und Beurteilung von Brücken

etc. bestehen. Diese Bauteile können weiter in einzelne Inspektionselemente unterteilt sein, welche im Zuge der Prüfung mit Hilfe von Noten bewertet werden. Die Schäden werden qualitativ und quantitativ erfast. Diese inspektionselementbezogenen Informationen sind in der Zustandsdatenbank enthalten. Mit den Informationen in der Zustandsdatenbank und dem Schadensausmaß kann bestimmt werden, welche Maßnahmen in Frage kommen.

Neben den Grundmodulen Objektdatenbank und Zustandsdatenbank können in ein Brückenmanagementsystem noch weitere Module inkludiert werden. Es sind dies Module zur Abschätzung der Schadensentwicklung und Prioritätenreihung, des Finanzbedarfs und der erforderlichen Budgetmittel, der Zuverlässigkeit der Konstruktion sowie der Lebensdauer.

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

12.1 Einleitung Eva-Maria Eichinger und Johann Kollegger

(bis 12.2)

In diesem Kapitel wird auf die mit der Instandsetzung und Sanierung von Beton-, Stahl- und Verbundbrücken einschließlich der Fahrbahnbeläge auf Brücken zusammenhängenden Probleme eingegangen. Unter Instandsetzung oder Sanierung versteht man in diesem Zusammenhang die Summe aller Maßnahmen, durch die bekannte Mängel und Schäden so beseitigt werden, dass sowohl die Dauerhaftigkeit als auch die Zuverlässigkeit der Brücke wieder voll hergestellt sind. Im Gegensatz dazu versteht man unter Brückenverstärkung die Summe aller Maßnahmen, welche zur Erhöhung der vorhandenen Tragfähigkeit einer Brückenkonstruktion – auch bedingt durch eine Nutzungsänderung – dient.

12.2 Betonbrücken 12.2.1 Planung von Instandsetzungsund Sanierungsmaßnahmen Kleinere Instandsetzungsmaßnahmen können zumeist ausschließlich aufgrund der Ergebnisse der Brückenprüfung durchgeführt werden, während größere Instandsetzungsmaßnahmen eine sorgfältige, alle wichtigen Einzelheiten erfassende Bestandsaufnahme erfordern. Im Zuge der Bestandsaufnahme sollen vor allem die Ursachen

der Mängel bzw. Schäden festgestellt und deren Einfluss auf die Tragfähigkeit, Gebrauchstauglichkeit und Dauerhaftigkeit der Konstruktion beurteilt werden. Diese Bestandsaufnahme dient der Festlegung der geeigneten Instandsetzungsmaßnahme. Folgende Ziele können bei der Planung einer Instandsetzungsmaßnahme im Brückenbereich u. a. verfolgt werden [Grube et al., 1990]: x Wiederherstellung der Tragfähigkeit x Wiederherstellung oder Erhaltung des Korrosionsschutzes der Bewehrung x Wiederherstellung oder Ergänzung des Betonquerschnitts mit/ohne Anforderungen an die Tragfähigkeit x Wiederherstellung oder Erhöhung des Widerstands der Betonoberfläche gegen Frostbeanspruchung, Frost-Tausalzbeanspruchung, Witterungseinflüsse, Eindringen beton- oder stahlangreifender Stoffe, mechanische Angriffe x Wiederherstellung oder Erhöhung des Reibungswiderstands der Betonoberfläche x Verschließen von Rissen x Beseitigung undichter (Arbeits-)fugen oder schlecht verdichteter Bereiche Basierend auf den Ergebnissen der Bestandsaufnahme erstellt der mit der Planung der Instandsetzungsmaßnahme betraute Ingenieur ein Instandhaltungskonzept für die Konstruktion, das Angaben über die Vorbehandlung des Betonuntergrunds, die Instandsetzungsprinzipien für die einzelnen Bauteile, Materialspezifikationen, Instandsetzungs- und Anstrichflächen sowie

976

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

Tabelle 12.2.1-1 Anwendungsbeispiele für Sanierungsverfahren Anforderung

Geeignetes Verfahren

Optischer Ausgleich (Überdeckung von Farbdifferenzen im Beton)

Farbige Versiegelung oder Anstrich, entweder auf mineralischer oder Kunststoffbasis als Lösung oder Dispersion

Schutz gegen aggressive Stoffe aus der Atmosphäre

Imprägnierung mit Kunststoffdispersionen

Schutz gegen Karbonatisierung

Versiegelung auf Acrylatbasis

Herstellung einer nach der Norm ausreichenden Betondeckung

Aufbringen einer neuen alkalischen Betondeckung in der erforderlichen Dicke im Spritzverfahren

Verfestigung absandender Oberflächen

– Nicht filmbildende Imprägnierung – Versiegelung auf Basis gelöster Mischpolymerisate, Acrylate, Epoxide, Polyurethane – Behandlung mit Kieselsäure (Silikatisierung)

Schutz gegen aggressive Wasser

Dickbeschichtung auf Basis lösemittelfreier Reaktionskunststoffe oder andere sehr dichte Mörtel- oder Betonbeschichtungen

Schutz gegen mechanische Beanspruchungen

– Dickbeschichtung (Zweikomponentenbasis) – Verschleißfeste Estriche

Schutz gegen Tausalzangriff des Betons

– Versiegelung auf Acrylatbasis – Imprägnierung der Betonoberfläche – Dünnbeschichtung

Sanierung von tiefgreifenden Frost- und Tausalzschäden

Abstemmen des schadhaften und evtl. chloridverseuchten Betons, Ersatz des zerstörten Betons durch Spritzbeton, evtl. gleichzeitiger Ersatz korrodierter Bewehrungsstähle

Sanierung von Frost- und Tausalzschäden im Bereich der Oberfläche

Beschichtung mit ausreichend dichten Spachtelmassen, vorher Aufmörtelung mit Kunststoffmörtel

Tiefreichende Betonzerstörung durch Korrosion, chemische Angriffe, Anprall, mechanische Beanspruchung usw.

Abstemmen des schadhaften und chemisch verseuchten Betons, Ersatz der fehlenden Querschnittsteile mit Spritzbeton, evtl. unter Einbau fehlender Bewehrung

die Qualitätssicherung enthält. Von zentraler Bedeutung ist natürlich auch die Abschätzung der Massen der zu erwartenden Schadstellen und damit verbunden eine Kostenschätzung. Für Instandsetzungsmaßnahmen ist die Massenermittlung im Vergleich zum Neubau zumeist schwierig. Eine

Schätzung des zu erwartenden Schadensausmaßes kann jedoch über eine gestrahlte, geöffnete Probefläche erfolgen [Hillemeier et al., 1999]. Auf der Grundlage des Instandhaltungskonzepts trifft der Bauherr die Entscheidung über die Durchführung der Maßnahme. In der Tabelle 12.2.1-1 werden in

12.2 Betonbrücken

Abhängigkeit von der jeweiligen Anforderung geeignete Instandsetzungs- und Sanierungsverfahren beispielhaft angegeben [Ruffert, 1983].

12.2.2 Vorbereitende Maßnahmen Im Vorfeld der eigentlichen Instandsetzungsmaßnahme müssen zumeist vorbereitende Maßnahmen am Betonuntergrund und am Bewehrungsstahl getroffen werden. Die Vorbehandlung des Betonuntergrunds und des Bewehrungsstahls ist vor allem aus Gründen der Dauerhaftigkeit der Instandhaltungsmaßnahme von großer Bedeutung.

12.2.2.1 Vorbehandlung des Betonuntergrunds Der Haftverbund zwischen dem im Zuge der Instandsetzungsmaßnahme aufgebrachten Material und dem Betonuntergrund ist für die Dauerhaftigkeit der Instandsetzungsmaßnahme von entscheidender Bedeutung. Um zu garantieren, dass die Verbundfläche im ungeschädigten Beton liegt, ist die Vorbehandlung des Betons besonders wichtig. Dazu gehört das Säubern des Betonuntergrunds von Staub, losen Teilen oder stehendem Wasser, das Reinigen der Betonoberfläche von eventuell vorhandenen Anstrichen und Beschichtungen, Schalölresten oder Nachbehandlungsmitteln, das Entfernen von Zementschlämmen und Schichten geringer Festigkeit, der Abtrag von schadhaftem Beton sowie das Entrosten freigelegter Bewehrungsstäbe. Zur Vorbehandlung des Betonuntergrunds steht eine Reihe von groben und feinen Verfahren zur Verfügung (Tabelle 12.2.2-1). Grobe Verfahren, z. B. Stemmen, Fräsen und Flammstrahlen, dienen zum tiefreichenden Abtrag des Betons. Vor

977

Durchführung der eigentlichen Instandsetzungsmaßnahme ist zumeist ein Nachbearbeiten der Betonoberfläche erforderlich. Zusätzlich wird im Vergleich zum unbehandelten Beton die Zugfestigkeit an der Betonoberfläche stark vermindert [Dartsch, 1988]. Zu den feinen Verfahren gehören z. B. Sandstrahlen, Kugelstrahlen oder Hochdruckwasserstrahlen. Die leichte Oberflächenrauigkeit, die bei Anwendung dieser feinen Verfahren erzielt wird, ist für die meisten Instandsetzungsmaßnahmen (wie z. B. Beschichtungen) von Vorteil. Des Weiteren wird die Oberflächenzugfestigkeit durch Druckluftstrahlen erhöht. Die Anwendung chemischer Verfahren zur Vorbehandlung des Betonuntergrunds (z. B. zum Entfernen von Farbresten, Ölen und Bitumen) ist nicht zu empfehlen, Flammstrahlen ist in diesem Fall die geeignetere Methode. Je nach Instandsetzungsmaßnahme werden unterschiedliche Anforderungen an die Eigenschaften des Betonuntergrunds gestellt, wobei die gewünschte Rauigkeit der Oberfläche, die Größenverteilung von Poren und Lunkern, die Oberflächenzugfestigkeit, die Druckfestigkeit und der Elastizitätsmodul, die Karbonatisierung und der Chloridgehalt sowie die Betonfeuchtigkeit und -temperatur die Wahl des Verfahrens zur Behandlung des Betonuntergrunds beeinflussen. Zusätzlich können zulässige Rissbreiten bzw. zulässige Erschütterungen, aber auch Fragen der Umweltbelastung und der Entsorgung von anfallenden Abfallstoffen für die Wahl des geeigneten Verfahrens zur Vorbehandlung des Betons von Bedeutung sein. Im Folgenden werden die Verfahren zur Behandlung des Betonuntergrunds kurz präsentiert, eine detailliertere Beschreibung ist z. B. Grube et al. (1990) und ZTV-SIB (1990) zu entnehmen.

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12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

Grobe Verfahren

Feine Verfahren

Tabelle 12.2.2-1 Verfahren zur Vorbehandlung des Betonuntergrunds (nach [Grube et al., 1990]) Verfahren

Zu verwendendes Gerät bzw. Behandlungsmittel

Zweck

Hochdruckreinigung

Hochdruckreiniger (beheizt oder unbeheizt)

Entfernen von Verschmutzungen und Bewuchs

Hochdruckwasserstrahlen mit 100–1000 bar

Strahlgerät, Wasser

Entfernen von Beschichtungen und Schichten geringer Festigkeit

Hochdruckwasserstrahlen mit 1000–3000 bar

Strahlgerät, Wasser

Abtrag von chloridhaltigem Beton

Sandstrahlen

Strahlgerät, Strahlmittel trocken

Entfernen von Beschichtungen, Entrosten der Bewehrung

Kugelstrahlen

Strahlgerät, Stahlkugeln

Entfernen von Beschichtungen auf horizontalen Flächen

Druckluftstrahlen mit festen Strahlmitteln und Wasser

Strahlgerät, Strahlmittel feucht

Entfernen von Beschichtungen

Fräsen

Fräsmaschine

Tiefreichender Abtrag des Betons

Stemmen

Meißel

Tiefreichender Abtrag des Betons; Freilegen der Bewehrung

Flammstrahlen

Flammstrahlbrenner, Acetylen und Sauerstoff

Entfernen organischer Verschmutzungen wie Öl, Bitumen und Gummireste; Tiefreichender Abtrag des Betons; Freilegen des groben Zuschlags

12.2.2.1.1 Hochdruckreinigung

12.2.2.1.2 Hochdruckwasserstrahlen

Eine Hochdruckreinigung wird mit beheizten oder unbeheizten Hochdruckreinigern durchgeführt, wobei Arbeitsdrücke bis ca. 200 bar und Temperaturen bis ca. 150 °C erreicht werden können. Die Hochdruckreinigung wird vor allem für das Entfernen von Verschmutzungen und Bewuchs sowie dünnen Anstrichen verwendet, ist als Vorbehandlung geschädigter Betonuntergründe aufgrund der geringen Drücke jedoch nicht geeignet.

Je nach Wasserdruck und Wassermenge können mit Hilfe des Hochdruckwasserstrahlens unterschiedliche Ergebnisse bei der Vorbehandlung des Betonuntergrunds erreicht werden. Bei Wasserdrücken bis ca. 1000 bar können Reste von Beschichtungen, Zementschlemmen und Betonschichten mit geringer Festigkeit entfernt werden. Bei Drücken um 1500 bar und einer Wassermenge von ca. 150 l/min erfolgt ein tiefreichender, großflächiger Abtrag von

12.2 Betonbrücken

z. B. chloridhaltigem Betons, während bei Wasserdrücken bis ca. 2500 bar und einer Wassermenge von ca. 5–10 l/min auch hochfeste Schichten abgetragen werden können bzw. ein Schneiden des Betons möglich ist. Das Ergebnis des Hochdruckwasserstrahlens ist eine gleichmäßig tragfähige Betonoberfläche, die Bewehrung wird nicht geschädigt. Deshalb ist das Hochdruckwasserstrahlen ein geeignetes Verfahren für das Freilegen der Bewehrung. Der beim Hochdruckwasserstrahlen anfallende Schlamm ist fachgerecht zu entsorgen.

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fläche mit Feuchtstrahlen behandelt, so muss die Bewehrung trocken nachgestrahlt werden. Beim Feuchtstrahlen ist ebenso wie beim Hochdruckwasserstrahlen auf die Entsorgung des anfallenden Schlammes zu achten. Beim Kugelstrahlen werden Stahlkugeln mit ca. 1,5 mm Durchmesser mit hoher Geschwindigkeit auf die Betonoberfläche geschleudert. Teile des Zementsteins und des Zuschlags werden gelöst und mit einer entsprechenden Saugeinrichtung zusammen mit den Kugeln abgesaugt. Somit kann bei geringerer Staubbelastung und auf umweltfreundlicherem Wege die gleiche Wirkung wie beim Sandstrahlen erzielt werden.

12.2.2.1.3 Druckluftstrahlen mit festen Strahlmitteln 12.2.2.1.4 Fräsen Druckluftstrahlen mit festen Strahlmitteln wird vor allem zum Entfernen von Beschichtungen auf Betonoberflächen sowie zum Aufrauen der Betonoberfläche verwendet. Wichtig ist bei allen Strahlverfahren die Reinigung der Betonoberfläche mit Druckluft nach dem Strahlen. In Abhängigkeit vom verwendeten Strahlmittel unterscheidet man zwischen Sandstrahlen und Kugelstrahlen. Beim sogenannten Sandstrahlen kommen als Strahlmittel Elektrokorund, Siliziumkarbid oder Kupfererzschmelzkammerschlacke zum Einsatz. Quarzsand wird heute aus Gesundheitsgründen nicht mehr verwendet, dennoch hat sich der Begriff des Sandstrahlens erhalten. Sandstrahlen ist wegen der großen Staubentwicklung im Bezug auf Umwelt und Gesundheit bedenklich. Um die Staubentwicklung zu reduzieren, kann das Feuchtstrahlen eingesetzt werden, wobei neben dem Strahlmittel auch Wasser in den Strahlgang eingeleitet wird. Mit dem Feuchtstrahlen werden bei gleicher Betonoberfläche im Allgemeinen die besten Oberflächenzugfestigkeiten erzielt [Hillemeier et al., 1999]. Ein Entrosten der Bewehrung muss mit Hilfe des Trockenstrahlverfahrens erfolgen. Wird die Betonober-

Mit Hilfe von Fräsmaschinen kann der Beton großflächig in Schichten von bis zu 5 mm Dicke abgetragen werden [ZTV-SIB, 1990], wobei überwiegend horizontale Flächen gefräst werden. Wie bereits erwähnt, muss aufgrund der durch die Fräsmaschine verursachten starken Schädigung die Betonoberfläche nach dem Fräsen durch Druckluftstrahlen mit festen Strahlmitteln oder durch Hochdruckwasserstrahlen entsprechend nachbehandelt werden, um die eigentlichen Instandsetzungsmaßnahmen durchführen zu können. Werden sehr schwere Fräsen eingesetzt, kann es zu einer dauerhaften Schädigung der Betonoberfläche kommen, die selbst durch nachfolgende Strahlverfahren nicht beseitigt werden kann.

12.2.2.1.5 Stemmen Stemmen ist für den Abtrag kleiner Betonflächen, das Öffnen lokaler Fehlstellen oder das Freilegen des Bewehrungsstahls in kleinen Bereichen geeignet. Beim Freilegen der Bewehrung ist darauf zu achten, dass die Bewehrungsstäbe nicht beschädigt werden.

980

Zum Freilegen von Spannstählen sollten daher ausschließlich Geräte mit Abschaltautomatik bei Metallkontakt verwendet werden.

12.2.2.1.6 Flammstrahlen Beim Flammstrahlen wird die Betonoberfläche kurzzeitig mit einer 3000 °C heißen Gasflamme aus einem Acetylen-Sauerstoffgemisch erhitzt, wodurch der Beton aufgrund der thermischen Spannungen abplatzt. Flammstrahlen wird vorwiegend zum Schälen der Betonoberfläche bis zu Tiefen von 4 mm eingesetzt [Grube et al., 1990] und somit zum Entfernen organischer Verschmutzungen verwendet, wobei die Vortriebsgeschwindigkeit mind. 1 m/min betragen soll, um tiefergehende Schädigungen am Beton infolge der hohen Temperaturen zu vermeiden. Um eine Schädigung der Bewehrung zu vermeiden, muss vor dem Flammstrahlen die ausreichende Dicke der Betondeckung z. B. mittels Bewehrungssuchgeräts nachgewiesen werden. Beim Flammstrahlen ist eine Nachbearbeitung der flammgestrahlten Flächen durch Fräsen und anschließend durch Druckluftstrahlen mit festen Strahlmitteln oder Hochdruckwasserstrahlen erforderlich, um den Beton mit gestörtem Gefüge zuverlässig zu entfernen.

12.2.2.2 Vorbehandlung des Bewehrungsstahls Ob und in welchem Ausmaß eine Vorbehandlung des Bewehrungsstahls notwendig ist, hängt vom Korrosionsgrad der Bewehrung und der gewählten Instandsetzungsmaßnahme ab. Wurde festgestellt, dass die Bewehrung flächig korrodiert ist, muss sie freigelegt werden.

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

12.2.2.2.1 Freilegen der Bewehrung Ist die Bewehrung korrodiert, so muss sie ca. 20 mm seitlich über den korrodierten Bereich hinaus freigelegt werden. Dabei ist zu beachten, dass die Arbeiten den Verbund der Bewehrung zum umgebenden Beton stören, weshalb abschnittsweise zu verfahren ist und die statischen Verhältnisse sowie die Auswirkungen des fehlenden Verbunds berücksichtigt werden müssen. Karbonatisierter Beton muss bis maximal zur Oberfläche der ersten Bewehrungslage entfernt werden, während chloridhaltiger Beton auch hinter der Bewehrung abgetragen werden muss, wenn der kritische Chloridgehalt überschritten ist. Ist der Querschnitt der Bewehrung durch Korrosion stark geschwächt, kann die Bewehrung unter Berücksichtigung der notwendigen Verankerungslängen durch eine Zulagebewehrung ersetzt werden, die schwingungsfrei am vorhandenen Bewehrungsstahl befestigt wird.

12.2.2.2.2 Entrosten der Bewehrung Das Entrosten der Bewehrung kann in Abhängigkeit von den notwendigen Korrosionsschutzmaßnahmen durch Sandstrahlen, Feuchtstrahlen oder Hochdruckwasserstrahlen erfolgen. Auch ein Handentrosten ist prinzipiell möglich, jedoch sehr aufwendig und daher nur lokal anwendbar. Wird eine neue Schicht Beton (sh. Abschnitt 12.2.3.2) zur Herstellung einer ausreichenden Betondeckung aufgebracht, muss die Bewehrung zuvor gereinigt und Blattrost entfernt werden. Ist die aufgebrachte Betonschicht nicht dick genug, muss die Bewehrung vor Korrosion geschützt werden. Das Entrosten und Reinigen der Bewehrung kann mittels Feuchtstrahlens oder Hochdruckwasserstrahlens erfolgen, wenn als Korrosionsschutz kunststoffmodifizierte Zement-

12.2 Betonbrücken

schlämmen verwendet werden. Wird eine Korrosionsschutzbeschichtung aus Epoxidharz aufgebracht, muss die Bewehrung mittels Sandstrahlens vorbereitet werden.

12.2.2.2.3 Beschichten der Bewehrung Eine Korrosionsschutzbeschichtung der Bewehrung ist nur dann erforderlich, wenn unter den herrschenden Umweltbedingungen die Betondeckung aus nicht karbonatisiertem und nicht chloridhaltigem Beton kleiner ist als die nach EN 1992 vorgeschriebene Betondeckung. Es ist festzuhalten, dass durch eine Beschichtung der Bewehrung der Verbund zwischen Beton und Bewehrung negativ beeinflusst wird. Als Korrosionsschutzmittel können verschiedene Beschichtungsstoffe verwendet werden, wobei vor allem reaktionsharzhärtende Systeme auf der Basis von lösungsmittelarmen oder -freien Epoxidharzen oder kunststoffmodifizierte Zementschlämmen eingesetzt werden. Der Vorteil kunststoffmodifizierter Zementschlämmen gegenüber Epoxidharzen liegt darin, dass auch Stahl, der durch Hochdruckwasserstrahlen freigelegt und gereinigt wurde, beschichtet werden kann, da kunststoffmodifizierte Zementschlämmen geringere Anforderungen an den Stahluntergrund im Bezug auf Reinheit und Feuchtegrad stellen. Bei reaktionsharzhärtenden Systemen ist daher besonders darauf zu achten, dass sie richtig verarbeitet und die Grenzwerte für Temperatur und Feuchte eingehalten werden. Die Mindestdicke der Korrosionsschutzschicht beträgt für reaktionsharzhärtende Systeme 300 μm, wobei die Beschichtung ein- oder zweischichtig aufgetragen und die zweite Schicht mit Quarzsand abgesandet wird. Die erste Schicht (Mindestdicke 200 μm) darf jedoch nicht abgesandet werden, um ein Durchlöchern der zweiten Schicht zu vermeiden. Bei kunststoffmodifizierten Zementschlämmen beträgt die

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Mindestschichtdicke 1000 μm, wobei die Beschichtung mindestens zweischichtig aufgetragen werden muss [ZTV-SIB, 1990].

12.2.3 Durchführung der Instandsetzungsund Sanierungsmaßnahmen In den folgenden Abschnitten werden die wichtigsten Instandsetzungsmaßnahmen behandelt. Es sind dies das Füllen von Rissen, der Ersatz des Betons und der Schutz der Betonoberfläche.

12.2.3.1 Füllen von Rissen 12.2.3.1.1 Allgemeines Das Wissen über den Einfluss von Rissen in Betonbauteilen auf die Korrosion der Stahleinlagen und somit die Dauerhaftigkeit einer Konstruktion ist in den letzten Jahren stark gestiegen. Heute ist bekannt, dass nicht jeder Riss, z. B. in einem Brückenwiderlager mit einer mittleren Rissbreite von 0,25 mm zwangsläufig gefüllt werden muss, ohne vorher andere Umstände, wie z. B. die Tausalzbeanspruchung des Bauteils zu bewerten [Vollrath/Tathoff, 2002]. Daher muss vor dem Füllen der Risse eine sorgfältige Bestandsaufnahme durchgeführt werden, ansonsten bleibt der Erfolg aus. Bei der Füllung von Rissen unterscheidet man aufgrund der Anwendungstechnik zwei verschiedene Verfahren. Unter Tränkung versteht man das Füllen der Risse ohne Druck, während bei der Injektion das Füllen der Risse über einen Einfüllstutzen unter Druck erfolgt. Bei der Tränkung wird Epoxidharz im sogenannten „Pinsel-“ oder „Gießverfahren“ drucklos in den Riss gefüllt, wobei das Füllgut aufgrund der Schwerkraft und der Kapillaraktivität in den Riss eindringt. Die Eindringtiefen sind abhängig von der Viskosität, der Verarbeitungsdauer, der Benetzbarkeit und vor

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allem von der Rissbreite. Oberflächennahe Risse sollen bis zu einer Tiefe von mindestens 5 mm und der 15 fachen Rissbreite verfüllt werden. Trennrisse können durch Tränkung im Allgemeinen nicht geschlossen werden. Bei der Injektion wird in den Riss eine schnell abbindende flexible Reaktionsharzmasse über Einfüllstutzen (Bohrpacker), die in einem Abstand von 100 bis 500 mm gesetzt werden, injiziert. Die Injektion ist von folgenden Faktoren abhängig: Funktionsprinzip und Druck des Injektionsgeräts, Bohrverfahren, Tiefe und Winkel der Bohrung, Art, Anzahl und Lage der Packer, Verdämmung der Risse sowie zeitliche Abfolge der Injektion und Nachverpressung. Es ist zu beachten, dass ein hoher Druck über kurze Zeit die Risse weniger tief füllt als ein niedriger Druck über längere Zeit. Ein einmalig injizierter Riss sollte – sofern nicht im Niederdruckverfahren verpresst wurde – unbedingt nachverpresst werden, da das kapillaraktive Reaktionsharz auch in den angrenzenden Beton eindringt. Nachdem das Harz ausgehärtet ist, werden die Packer und das Verdämmmaterial entfernt und etwaige Bohrlöcher verspachtelt. Folgende Ziele werden beim Füllen von Rissen verfolgt: x Schließen der Risse, um das Eindringen korrosionsfördernder Stoffe in das Bauteil zu verhindern x Abdichten wasserführender Risse, um Undichtheiten des Bauteils zu beseitigen x Kraftschlüssiges, zugfestes Verbinden beider Rissufer x Dehnfähiges Verbinden beider Rissufer Bei einer großen Anzahl oberflächennaher Risse kann es oft zweckmäßig sein, die Risse nicht durch Tränkung oder Injektion, sondern durch eine dehnfähige Beschichtung zu schließen. Eine kraftschlüssige Verbindung beider Rissufer ist nur dann erforderlich, wenn die Zugspannungen die nach

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

der Instandsetzungsmaßnahme im Bauwerk auftreten geringer sind als die Zugfestigkeit des Betons. Andernfalls führt sich das Füllen der Risse ad absurdum. Beim dehnfähigen Verbinden der Rissufer soll das Abdichten von Rissen, deren Breiten sich ändern, erreicht werden. Da bei heute gebräuchlichen dehnfähigen Füllgütern die Zunahme der Rissbreiten zwischen 5% für kleine Rissbreiten (w < 0,2 mm) und maximal 25% für Rissbreiten über 0,3 mm liegen darf, ist es erforderlich, die zu erwartende Rissbreitenänderung möglichst genau abzuschätzen. Zusätzlich ist zu beachten, dass niedrige Temperaturen die Dehnfähigkeit des Füllguts reduzieren. Es soll betont werden, dass es im Gegensatz zur oftmals verbreiteten Meinung nicht möglich ist, durch Injektion eines Risses mit einem dehnfähigen Füllgut eine Dehnungsfuge herzustellen [Vollrath/Tathoff, 2002].

12.2.3.1.2 Füllgüter Die Anforderungen, welche an das Füllgut gestellt werden, sind sehr vielfältig und umfassen gute Verarbeitbarkeit, ausreichende Mischungsstabilität und Viskosität, geringen reaktionsbedingten Volumenschwund, ausreichende Haftfestigkeit am Betongefüge, ausreichende Eigenfestigkeit sowie hohe Alterungsbeständigkeit. Zusätzlich ist die Verträglichkeit des Füllguts mit allen Stoffen, mit denen es in Berührung kommt, vor allem im Hinblick auf Korrosion von Bedeutung [Hillemeier et al., 1999]. Als Füllgüter kommen gemäß ZTV-RISS (1999) je nach Anwendungsziel Epoxidharze (EP), Polyurethane (PUR) und heute seltener Zementleim (ZL) und Zementleimsuspension (ZS) zum Einsatz (Tabelle 12.2.3-1). In Tabelle 12.2.3-1 bezieht sich T auf Tränkung (z. B. EP-T Tränkung mit Epoxidharz) und I auf Injektion (z. B. EP-I Injektion mit Epoxidharz).

12.2 Betonbrücken

983

Tabelle 12.2.3-1 Anwendung verschiedener Füllgüter (nach [ZTV-RISS, 1999]) Feuchtegrad der Risse bzw. Rissufer

Anwendungsziel

trocken

feucht

wasserführend nicht unter Druck

unter Druck

Schließen

EP-T EP-I PUR-I ZL-I ZS-I

EP-T* EP-I* PUR-I ZL-I ZS-I

PUR-I ZL-I ZS-I

PUR-I** ZL-I*** ZS-I***

Abdichten

EP-I PUR-I ZL-I ZS-I

EP-I* PUR-I ZL-I ZS-I

PUR-I ZL-I ZS-I

PUR-I** ZL-I*** ZS-I***

Kraftschlüssiges Verbinden

EP-I ZL-I ZS-I

EP-I* ZL-I ZS-I

ZL-I ZS-I

ZL-I*** ZS-I***

Dehnfähiges Verbinden

PUR-I

PUR-I

PUR-I

PUR-I**

EP-T*, EP-I* bei Nachweis der Eignung. PUR-I** unter Anwendung eines schnellschäumenden PUR (SPUR) vor der PUR-I. ZL-I***, ZS-I*** zusammen mit vorübergehend abdichtenden Maßnahmen zur Druckminderung.

Epoxidharze (EP) werden für kraftschlüssige Verbindungen eingesetzt, wobei nach der Aushärtung des Harzes die beiden Rissufer quasi starr verbunden sind. Damit ein tiefes Eindringen des Harzes in feine Risse möglich ist, müssen Epoxidharze dünnflüssig, lösungsmittelfrei, ungefüllt und zusätzlich feuchtigkeitsunempfindlich sein. Die Haftfestigkeit des Epoxidharzes ist im Allgemeinen größer als die Zugfestigkeit des Betons, was bedeutet, dass bei erneuter Überbeanspruchung der Beton direkt neben dem Riss reißt nicht jedoch der injizierte Riss selbst. Polyurethane (PUR) dienen zum Schließen, Abdichten und dehnfähigen Verbinden von trockenen, feuchten oder wasserführenden Rissen. Flexible Polyurethane sind aufgrund ihrer Dehnfähigkeit und Kompressibilität als einziges Füllgut zur Abdichtung von Rissen mit sich ändernden Rissbreiten einsetzbar. Dennoch sind

dem Einsatz von Polyurethanen bei sich bewegenden Rissen Grenzen gesetzt, da die Dehnfähigkeit mit der absoluten Dicke des PUR-Films im Riss abnimmt. Zementleim und Zementsuspension bestehen aus Wasser und Zement, wobei der Unterschied zwischen den beiden Zementinjektionsstoffen in der Mahlfeinheit des Zements liegt. Zementsuspension besteht aus Feinstzement und ist für die Injektion von feinen Rissen mit Breiten von über 0,2 mm einsetzbar. In der Tabelle 12.2.3-1 hängt die Anwendung der verschiedenen Füllgüter vom Feuchtegrad der Risse ab. Gemäß ZTVRISS (1999) unterscheidet man gemäß Tabelle 12.2.3-2 trockene, feuchte, „drucklos“ wasserführende und unter Druck wasserführende Risse.

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12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

Tabelle 12.2.3-2 Feuchtegrad von Rissen oder Rissufern (nach [ZTV-RISS, 1999]) Feuchtegrad

Klassifizierung

Trocken bzw. Beton mit umgebungsbedingter Ausgleichsfeuchte

– Wasserzutritt nicht möglich – Beeinflussung des Rissbereichs durch Wasser nicht feststellbar – Wasserzutritt möglich, jedoch seit ausreichend langer Zeit auszuschließen – Rissufer optisch feststellbar trocken (Beurteilung der Rissufer an Trockenbohrkernen) – Rissufer nach Labormethoden beurteilt trocken

Feucht

– Farbtonveränderung im Rissbereich durch Wasser, jedoch kein Wasseraustritt – Anzeichen auf Wasseraustritt in der unmittelbar zurückliegenden Zeit – Rissufer erkennbar feucht oder matt-feucht (Beurteilung der Rissufer an Trockenbohrkernen) – Rissufer nach Labormethoden beurteilt feucht

„Drucklos“ wasserführend

– Wasser in feinen Tröpfchen im Rissbereich erkennbar – Wasser perlt aus dem Rissbereich

Unter Druck wasserführend

– Zusammenhängender Wasserfilm tritt aus dem Riss aus

12.2.3.2 Betonersatz Zu den Betonersatzsystemen gehören normaler Beton, Spritzbeton und Zementmörtel mit oder ohne Kunststoffzusatz sowie Reaktionsharzmörtel. Diese Betonersatzsysteme unterscheiden sich durch ihre Beanspruchbarkeit und können mit Beschichtungen zum Korrosionsschutz der Bewehrung, Haftbrücken zum Betonuntergrund, Spachtelmassen zur Herstellung einer geeigneten Oberfläche oder Oberflächenschutzsystemen kombiniert werden und bilden dann sogenannte Instandsetzungssysteme. Handelt es sich bei den Betonersatzsystemen um vorkonfektionierte Stoffe oder Materialien, so dürfen keine anderen Zusatzmittel mehr beigemengt werden.

12.2.3.2.1 Beanspruchungsklassen Gemäß Rili-SIB (2001) unterscheidet man in Abhängigkeit von der Beanspruchbar-

keit des jeweiligen Betonersatzsystems folgende vier Beanspruchungsklassen. Beanspruchungsklasse M1 Mörtel und Betone der Beanspruchungsklasse M1 werden für Fassaden oder ähnlich beanspruchte Bauteile eingesetzt. Betonersatzsysteme der Beanspruchungsklasse M1 sind nicht für dynamische Beanspruchung während des Aufbringens geeignet. Diese Systeme können nicht befahren und in der Berechnung nicht als statisch mitwirkend herangezogen werden. Beanspruchungsklasse M2 Betonersatzsysteme der Beanspruchungsklasse M2 müssen zur Erhöhung des Widerstands der Betonoberfläche gegen chemischen Angriff geeignet sein und einen gewissen Karbonatisierungswiderstand sowie eine Pufferkapazität gegenüber eindringenden Chloriden aufweisen. Sie müssen auch bei dynamischer Einwirkung eingebaut werden können. Mörtel der Beanspru-

12.2 Betonbrücken

chungsklasse M2 dürfen jedoch nicht direkt befahren und nicht als statisch mitwirkend herangezogen werden. Beanspruchungsklasse M3 Mörtel und Betone der Beanspruchungsklasse M3 dürfen in der Berechnung als statisch mitwirkend herangezogen werden und sind daher für den statisch wirksamen Bereich zugelassen. Zusätzlich können sie zur Erhöhung des Widerstands der Betonoberfläche gegen eine Zerstörung durch chemischen Angriff eingesetzt werden. Sie müssen bei dynamischer Beanspruchung eingebaut werden können, sind jedoch nicht direkt befahrbar. Beanspruchungsklasse M4 Bei Betonersatzsystemen der Beanspruchungsklasse M4 handelt es sich um reaktionsharzgebundene Mörtel, die zusätzlich zu den Anforderungen der Beanspruchungsklasse M2 bestimmte Festigkeiten und Verschleißwiderstände erreichen müssen. Dadurch sind sie direkt befahrbar.

12.2.3.2.2 Beton Die Zusammensetzung der im Rahmen eines Betonersatzes zum Einsatz kommenden Betone muss den Anforderungen der entsprechenden Normen für Außenbauteile entsprechen. Weil der Betonersatz zumeist in sehr geringen Schichtdicken aufgebracht wird, ist die sachgerechte Nachbehandlung des Betons von entscheidender Bedeutung, wobei die minimale Nachbehandlungsdauer fünf Tage betragen sollte und zu beachten ist, dass das Aufsprühen von Nachbehandlungsmitteln im Bereich von Verkehrsbauwerken nicht zulässig ist [Hillemeier et al., 1999]. Vor dem Aufbringen der neuen Betonschicht muss der bestehende Betonuntergrund mindestens 24 Stunden lang vorgenässt werden. Es ist jedoch darauf zu achten, dass der bestehen-

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de Betonuntergrund vor dem Aufbringen des neuen Betons soweit aufgetrocknet ist, dass die Oberfläche nur noch leicht feucht ist. Um die Haftung am Untergrund zu verbessern, sollte eine zementgebundene Haftbrücke, die in den Betonuntergrund eingebürstet wird, verwendet werden.

12.2.3.2.3 Zementmörtel Zementmörtel werden verwendet, um Betonabplatzungen aufzufüllen oder Kiesnester und lokale Fehlstellen im Beton auszubessern. Die im Rahmen des Betonersatzes verwendeten Zementmörtel haben ein Größtkorn von 4 mm, einen Zementgehalt von mindestens 400 kg/m3 und einen Wasser-Zement-Wert von maximal w/z = 0,5. Die Zementmörtel werden in plastischer Konsistenz mit Haftbrücke eingebaut und, wie im Falle der Instandsetzung mit Beton, fünf Tage lang nachbehandelt. Dabei ist zu beachten, dass langes Abreiben den Verbund zum Untergrund verschlechtert.

12.2.3.2.4 Beton/Zementmörtel mit Kunststoffzusatz Der Zusatz von Kunststoffen verbessert die Verarbeitbarkeit, das Wasserrückhaltevermögen, die Dehnfähigkeit sowie die Haftfestigkeit des Beton- oder Zementmörtels. Zusätzlich werden die Rissneigung und der E-Modul im Vergleich zu kunststofffreien Produkten vermindert [Hillemeier et al., 1999]. Zementmörtel mit Kunststoffzusatz können für die Beanspruchungsklassen M1, M2 oder M3 verwendet werden. Die im Rahmen des Betonersatzes verwendeten Zementmörtel haben bei einem Größtkorn von mehr als 8 mm, einen Zementgehalt von mindestens 350 kg/m3 und bei einem Größtkorn, das kleiner 4 mm ist einen Zementgehalt von mindestens 400 kg/m3. Der maximale Kunststoffzusatz ist zumeist

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mit 5 M.-% der Gesamttrockenmasse beschränkt. Üblicherweise werden vorgefertigte Produkte, deren Eignung durch eine entsprechende Prüfung nachgewiesen wurde, verwendet. Die Nachbehandlungsdauer beträgt mindestens 5 Tage.

12.2.3.2.5 Spritzbeton oder -mörtel Die Zusammensetzung und die Eigenschaften der zum Einsatz kommenden Spritzbetone bzw. -mörtel müssen den Anforderungen der maßgebenden Betonbaunormen entsprechen, wobei die Mindestschichtdicke 30 mm beträgt. Die Verwendungsmöglichkeiten von Spritzbetonen und -mörteln sind vielfältig und reichen von der Ergänzung des tragenden Betonquerschnitts, über Oberflächeninstandsetzung bis hin zum Einspritzen zusätzlicher Bewehrung. Nach Rili-SIB (2001) sind sowohl Trocken- als auch Nassspritzbetone zugelassen. Beim mehrlagigen Einbau ist darauf zu achten, dass die zuerst eingebaute Lage von losem Spritzstaub befreit wird, um den Haftverbund zur nächsten Schicht nicht zu beeinträchtigen.

12.2.3.2.6 Kunststoffmodifizierter Spritzbeton oder -mörtel Kunststoffmodifizierte Spritzbetone oder -mörtel kommen vor allem bei der Erhöhung der Betondeckung in größeren Bereichen zum Einsatz, wobei das Aufbringen einer Haftbrücke nicht erforderlich ist. Die Schichtdicke beträgt zumeist 1 bis 5 cm und kann somit auch dann eingesetzt werden, wenn normale Spritzbetone mit einer größeren Mindestschichtdicke als 3 cm nicht angewendet werden können. Ähnlich wie bei den Zementmörteln mit Kunststoffzusatz werden auch beim kunststoffmodifizierten Spritzbeton maximal 5 M-% Kunststoff bezogen auf die Gesamttrockenmasse zugesetzt. Bei Nassspritzmörteln erfolgt die

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

Zugabe als Dispersion im Anmachwasser, bei Trockenspritzmörteln zusammen mit dem Anmachwasser an der Düse. Bei der Zusammensetzung des Spritzbetons ist darauf zu achten, dass ein hoher Bindemittelanteil und ein kleines Größtkorn für gute Geschmeidigkeit sorgen, aber auch zu einem hohen Schwindmaß führen. Beim Einbau ist zusätzlich darauf zu achten, dass kunststoffmodifizierte Spritzbetone oder -mörtel nur mit der in der Eignungsprüfung verwendeten Spritzanlage, Schlauchlänge und Düse eingebaut werden dürfen. Kunststoffmodifizierter Spritzbeton hat sich für das Einspritzen dichter mehrlagiger Bewehrung und für die Applikation auf dynamisch beanspruchten Flächen bewährt.

12.2.3.2.7 Reaktionsharzmörtel Reaktionsharzmörtel bestehen aus einem Zuschlag und einem Bindemittel auf Reaktionsharzbasis und werden ausschließlich im oberflächennahen, statisch nicht wirksamen Bereich des Betons eingesetzt. Daher werden Reaktionsharzmörtel zumeist nur kleinflächig angewendet. Im Rahmen der Grundprüfung sollte der Eignungsnachweis für Reaktionsharzmörtel für die Beanspruchungsklassen M1 und M2 geführt werden. Reaktionsharzmörtel zeichnen sich gegenüber zementgebundenen Mörteln durch ihre schnelle Erhärtung, die nicht erforderliche Nachbehandlung, eine erhöhte Biegezugfestigkeit sowie einen erhöhten Widerstand gegen chemischen Angriff aus. Zusätzlich können mit Reaktionsharzmörteln auch sehr dünne Betonersatzschichten hergestellt werden. Um eine Verbesserung des Haftverbunds zum bestehenden Beton zu erreichen, müssen vor dem Aufbringen des Reaktionsharzmörtels entsprechende Haftbrücken aufgebracht werden, in die in Abhängigkeit von der Wartezeit zwischen Aufbringen der Haftbrücke und Einbau des Reaktionsharz-

12.2 Betonbrücken

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mörtels auch Quarzsand eingestreut werden kann.

12.2.3.3 Oberflächenschutz 12.2.3.3.1 Allgemeines Durch Oberflächenschutzmaßnahmen soll entweder die Dauerhaftigkeit von Betonbauteilen erhöht oder deren Gebrauchseigenschaften verbessert werden. In EN 1504 werden die Prinzipien für den Oberflächenschutz von Beton beschrieben. Man unterscheidet x Prinzip 1 (PI): Schutz gegen des Eindringen von Schadstoffen (Protection against Ingress), x Prinzip 2 (MC): Kontrolle des Betonfeuchtegehalts (Moisture Control), x Prinzip 5 (PR): Widerstand gegen physikalische/mechanische Beanspruchung (Physical Resistance) und x Prinzip 6 (RC): Widerstand gegen chemische Beanspruchung (Chemical Resistance). In Abhängigkeit von den herrschenden Einwirkungen wählt man ein Prinzip oder eine Kombination mehrerer Prinzipien und darauf basierend eine der drei verschiedenen Methoden für den Oberflächenschutz des Betons. Es sind dies Imprägnierung, Hydrophobierung, oder Beschichtung.

Bild 12.2.3-1 Imprägnierung

und füllstofffreie Stoffe auf Epoxid-, Polyurethan- oder Acrylatharzbasis eingesetzt. Auf der Betonoberfläche entsteht ein ungleichmäßig dicker Film mit 10 bis 100 μm Dicke, wobei die Betonporen teilweise gefüllt sind. Imprägnierungen verringern zwar die Wasseraufnahme der Betonoberfläche, da sie die oberflächennahen Kapillarporenwände wasserabstoßend auskleiden, sie wirken aber aufgrund des nicht zusammenhängenden Films nicht als Gasbremse.

12.2.3.3.3 Hydrophobierung Ziel einer Hydrophobierung ist die Herstellung einer wasserabweisenden Betonoberfläche. Durch die Hydrophobierung wird die Betonoberfläche optisch nicht oder nur gering verändert, da kein sichtbarer Film entsteht und die Betonporen mit den Hydrophobierungsstoffen nicht gefüllt, sondern lediglich ausgekleidet werden (Bild 12.2.3-2). Anfänglich kann beobachtet werden, wie das Wasser auf der hydrophobierten Betonfläche

12.2.3.3.2 Imprägnierung Unter Imprägnierung versteht man eine entsprechende Behandlung des Betons zur Reduzierung der Oberflächenporosität, wobei die äußerste Betonrandzone verfestigt wird. Dadurch wird der Widerstand des Betons gegen chemischen Angriff und mechanische Beanspruchung erhöht (Bild 12.2.3-1). Bei der Imprägnierung von Betonoberflächen werden niedermolekulare, pigment-

Bild 12.2.3-2 Hydrophobierung

988

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

abperlt. Obwohl dieser Effekt nach einiger Zeit nicht mehr auftritt, wird die Wirkung der Hydrophobierung in den tieferen Betonschichten dennoch nicht herabgesetzt. Zur Hydrophobierung kommen pigment- und siliziumorganische Verbindungen zur Anwendung. Es sind dies – je nach Teilchengröße – Silane, Siloxane oder Silikone. Diese Stoffe dringen in Abhängigkeit von der Porosität des Betons bis zu einer Tiefe von 5 mm in den Betonuntergrund ein. Dadurch wird die Wasseraufnahmefähigkeit des Betons vermindert und das Eindringen von Stoffen, welche zu einer Schädigung von Beton oder Bewehrungsstahl führen könnten, reduziert. Zusätzlich können durch eine Hydrophobierung der Betonoberfläche auch die Verschmutzung sowie der Befall durch Moose, Pilze und Algen vermindert werden. Untersuchungen [Wittmann, 1987] zeigen zudem eine positive Beeinflussung des Frost-Tausalzwiderstands. Empfehlenswert ist eine Hydrophobierung zudem als vorbereitende Maßnahme vor dem Aufbringen einer Beschichtung, da so eine Unterwanderung der Beschichtung durch Feuchtigkeit verhindert wird. Als Nachteil ist zu sehen, dass die Karbonatisierung des Betons durch eine aufgebrachte Hydrophobierung beschleunigt wird [Klopfer, 1978 und Kern, 1977].

12.2.3.3.4 Beschichtung Unter Beschichtung versteht man die Behandlung der Betonoberfläche zur Herstellung einer geschlossenen Schutzschicht mit einer Dicke von 0,1 bis 0,5 mm (Bild 12.2.3-3). Eine Beschichtung ist mindestens aus einer Grundierung und einer Oberflächenschutzschicht aufgebaut. In Abhängigkeit vom Anwendungsbereich unterscheidet man gemäß Tabelle 12.2.3-3 verschiedene Beschichtungsstoffe. Mit Beschichtungen gelingt es, ein sehr vielfältiges Leistungsspektrum abzudecken, wobei die Verhinderung des Eindringens von Wasser und darin gelösten Schadstoffen jedoch oftmals im Vordergrund steht. Zusätzlich können aber je nach Beschichtungsstoff und Schichtdicke auch andere Eigenschaften des Betons beeinflusst werden, wie z. B. der

Bild 12.2.3-3 Beschichtung

Tabelle 12.2.3-3 Beschichtungsstoffe und Anwendungsbereiche (nach [Hillemeier et al., 1999]) Anwendungsbereich

Beschichtungsstoff

Nicht befahrene, vertikale Flächen

- Polymerlösungen, insbesondere Acrylatharze - Witterungsbeständige und vergilbungsfreie Zweikomponenten-Reaktionsharze auf Polyurethan- oder Polyurethanacrylatkombinationsbasis

Rissüberbrückung

- Acrylatharzdispersion - Kunststoffmodifizierte Zementschlämme - Elastische Polyurethane

Befahrbare Beschichtungen mit hoher chemischer und mechanischer Beständigkeit

- Epoxidharze - Polyurethanharze - Acrylatharze

12.3 Stahlbrücken

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Diffusionswiderstand, die Verschleißfestigkeit und die Chemikalienbeständigkeit. Auch Risse können, wie in Tabelle 12.2.3-3 beschrieben, mit Hilfe einer geeigneten Beschichtung überbrückt werden.

12.3 Stahlbrücken Günter Ramberger und Francesco Aigner

(bis 12.4)

12.3.1 Korrosionsschutz Die Erhaltung und laufende Instandsetzung des Korrosionsschutzes ist für ein Stahltragwerk von entscheidender Bedeutung, da Korrosionsschäden am Material mit einer Verringerung der Tragfähigkeit und der Ermüdungsfestigkeit verbunden sind und nur mit großem Aufwand repariert werden können. Bisher wurden von den Erhaltern der Brücken zwei verschiedene Strategien angewandt: x den Korrosionsschutz beim Auftreten von lokalen Schäden in kurzen Zeitintervallen ausbessern x den Korrosionsschutz so lange abwittern zu lassen, bis eine Erneuerung des Korrosionsschutzes von Grund auf angezeigt ist. Wendet man die erstgenannte Strategie an, können Abrostungen sicher vermieden werden. Der Nachteil besteht jedoch darin, dass die Methode relativ teuer ist, da meist für jede Ausbesserung ein Gerüst notwendig wird, das auf- und abgebaut werden muss. Können die Arbeiten von einem ohnehin vorhandenen Brückenbesichtigungswagen oder von einem üblichen Brückenbesichtigungsgerät aus durchgeführt werden, kann die Methode durchaus wirtschaftlich sein. Nachteilig ist auch, dass sich bei lokaler Ausbesserung der Beschichtung diese in Farbe und Struktur von den

ursprünglichen Flächen unterscheiden und das Bauwerk fleckig aussieht. Die zweitgenannte Strategie hat den Vorteil, dass das gesamte Tragwerk eingerüstet, eine einwandfreie Entrostung durchgeführt wird und die Beschichtung wie bei einem neuen Tragwerk aufgebracht werden kann. Nach der Renovierung zeigt das Bauwerk ein einheitliches Aussehen. Nachteilig ist jedoch, dass der Anstrich nicht auf allen Oberflächen gleichmäßig abwittert und daher einige Flächen weit stärker korrodiert sind als andere. Bei den stärker korrodierten Flächen können bereits Abrostungen eingetreten sein, die die Tragfähigkeit vermindern, während eine Erneuerung der Beschichtung auf anderen Flächen noch nicht notwendig ist. Die zweite Methode zeigt jedenfalls, welche Flächen stark abwittern. Durch bessere Beschichtungen auf diesen Flächen oder durch gezielt größere Schichtdicken kann bei der Erneuerung ein Korrosionsschutzsystem gewählt werden, das einen längeren Schutz für starke Aggression ausgesetzte Flächen gewährleistet.

12.3.2 Niete und Schrauben Lockere Schrauben in GV-Verbindungen sind unter Beachtung der erforderlichen Vorspannkraft mit einem Drehmomentenschlüssel nachzuziehen. Bei lockeren Nieten ist der Kopf abzubrennen, der Niet durchzuschlagen und ein neuer Niet zu schlagen. Dabei ist zu beachten, dass nur so viele Niete gleichzeitig entfernt sein dürfen, dass die statische Tragfähigkeit in diesem Zustand (z. B. mit verminderter Verkehrslast) erhalten bleibt. Da das Nachnieten den aufwändigen Einsatz einer Nietkolonne (drei Mann) mit allen Geräten (Nietofen, Gegenhalter, Döpper oder hydraulisches Nietwerkzeug) benötigt, dürfen entfernte Niete auch durch GV-Schrauben der Festigkeitsklasse 10.9 mit größtmöglichem Durchmesser und voller Vorspannung ersetzt werden. Damit er-

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zielt man auch bei nicht besonders bearbeiteten Berührungsflächen etwa die Übertragungskraft der früheren Niete.

12.3.3 Instandsetzung von Abrostungen Bei leichten Abrostungen ist nach der Entrostung die Ist-Dicke festzustellen. Ist die zweite Seite nicht zugänglich, kann dies auch mit einem geeichten Dickenmessgerät mittels Ultraschall erfolgen. Unterschreitet die gemessene Dicke trotz Abrostung nicht die Nenndicke, was wegen der Plustoleranzen der Bleche und Profile öfter der Fall ist, können Verstärkungsmaßnahmen unterbleiben. Unterschreitet die gemessene Dicke die Nenndicke, muss mit den Querschnittswerten des geschwächten Querschnitts der Tragsicherheits- und eventuell der Ermüdungsnachweis geführt werden. Nur wenn diese nicht erfüllt sind, sind Instandsetzungsmaßnahmen vorzunehmen. Ansonsten bedarf es nur der vorhin beschriebenen Korrosionsschutzmaßnahmen. Abgerostete HV-Schrauben sind wegen der möglichen Spannungsrisskorrosion durch neue zu ersetzen. Bei angerosteten Nietköpfen ist der feste Sitz zu überprüfen. Sind die Niete fest, brauchen sie im Allgemeinen nicht ausgetauscht zu werden. Bei abgerosteten Schweißnähten ist nach dem Entrosten die Ist-Dicke festzustellen und mit der Nenndicke zu vergleichen. Eventuell sind diese Nähte mit neuen Lagen auf die ursprüngliche Dicke zu bringen. Instandsetzung von stark angerosteten oder durchgerosteten Blechen und Profilen ist schwierig und kann im Allgemeinen nur individuell festgelegt werden. Zu beachten ist jedenfalls, dass nur geschweißte Tragwerke durch Aufschweißen von Teilen instandgesetzt werden dürfen. Genietete und geschraubte Tragwerke dürfen nur durch angeschraubte Neuteile (GV-Verbindungen) instandgesetzt werden. Nicht zu empfehlen ist das Einschweißen von Flicken in

12 Brückeninstandsetzung und Sanierung

ausgeschnittene Löcher, weil dadurch sehr hohe Eigenspannungszustände durch den behinderten Schweißschrumpf in das Tragwerk eingetragen werden. Besser ist das stumpfe Anschweißen von Neuteilen an die bestehenden Querschnitte, da dann zumindest in einer Richtung ein freies Heranschrumpfen möglich ist.

12.4 Fahrbahnbeläge Bei der Instandsetzung des Fahrbahnbelags ist zu unterscheiden, ob es sich um lokal begrenzte Schäden, um Schäden in einer durchgehenden Spur oder um eine Grunderneuerung des Fahrbahnbelags handelt. Lokale Schäden, die nur die Deckschicht und eventuell die Schutzschicht betreffen, werden mit bituminösen Schichten ausgebessert, wobei auf den ordnungsgemäßen Anschluss der Schichten an den Rändern zu achten ist. Bei Erneuerung des Fahrbahnbelags einer Spur sind Deck- und Schutzschicht durch Straßenfräsen abzufräsen. Bei unebenem Deckblech kann dabei die Dichtschicht und sogar das Deckblech beschädigt werden. Die nach dem Abfräsen von Deck- und Schutzschicht freigelegte Dichtungsschicht ist mit einer Kehr-Absaugmaschine und mit Druckluft zu reinigen und danach zu überprüfen. Ist sie ohne Schaden und im ganzen Bereich festhaftend, kann sie belassen werden. Ansonsten ist sie mit Hochdruck-Wasserstrahl zu entfernen. Die Deckblechoberfläche ist durch mechanisches Strahlen oder Flammstrahlen mit anschließendem Abbürsten vorzubereiten. Beim Erneuern einer Fahrspur wird üblicherweise das gleiche Material wie bei den anschließenden Schichten verwendet. Wesentlich ist der ordnungsgemäße Anschluss der Schichten an den Rändern. In Sonderfällen kann auch eine Längsfuge ausgeführt werden, die anschließend verschlossen wird. Erfolgt eine Gesamterneuerung der Fahrbahn, wird der Belag abgefräst, die

12.4 Fahrbahnbeläge

Dichtungsschicht mit Hochdruckwasserstrahl entfernt, die Oberfläche mechanisch gestrahlt oder flammgestrahlt und anschließend abgebürstet und der Schichtaufbau wie bei einem Neubau vorgesehen. Vom Beginn der Anwendung der orthotropen Platte (1946) an bis etwa 1970 wurden oftmals auf das Deckblech zickzackgeformte Flachstähle aufgeschweißt, um eine gute Schubverbindung zwischen Deckblech und Belag zu gewährleisten (Bild 12.4-1). Diese Zick-Zack-Stähle bereiten bei einer Belagserneuerung große Probleme, da

Bild 12.4-1 Zick-Zack-Stähle

Bild 12.4-2 Höchstdruck-Wasserstrahlverfahren

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der Belag nur bis zu deren Oberkante abgefräst werden kann. Der zwischen den Zick-Zack-Stählen verbleibende Belag kann wirtschaftlich nur mit Höchstdruck-Wasserstrahlverfahren zertrümmert, gelöst und beseitigt werden (Bild 12.4-2). Der Betriebsdruck an der Wasserstrahldüse beträgt etwa 800 bis 1200 bar. Die Austrittsgeschwindigkeit liegt etwa 30% über der Schallgeschwindigkeit. Danach wird die Oberfläche einschließlich der Zick-Zack-Stähle mechanisch entrostet und der Belagsaufbau wie bei einem neuen Tragwerk ausgeführt.

13 Brückenverstärkung

ckenbauwerken aus Stahlbeton oder Spannbeton zum Einsatz [ÖVBB, 2003]:

13.1 Einleitung Eva-Maria Eichinger und Johann Kollegger

(bis 13.2)

Das Kapitel beschäftigt sich mit der Verstärkung von Brücken aus Stahl- und Spannbeton sowie Stahl- und Verbundtragwerken. Unter Verstärkung versteht man im Gegensatz zur Instandsetzung jene baulich-konstruktiven Maßnahmen, deren Ziel die Erhöhung der vorhandenen Tragfähigkeit einer Brückenkonstruktion – auch bedingt durch eine Nutzungsänderung – ist. Es werden die wichtigsten Maßnahmen zur Verstärkung von Betonbrücken und Stahl- und Verbundbrücken beschrieben. Im Bereich der Betonbrücken werden die Verstärkung des Tagwerks mit geklebten Kohlenstofffaserverbundwerkstoffen (CFKLamellen, CFK-Matten und CFK-Schubwinkeln), mit externer Vorspannung mit Stahl- bzw. Kohlenstofffaserkabeln sowie die Querschnittsergänzung durch Spritzbeton oder Anbetonieren behandelt. Bei den Stahl- und Verbundbrücken wird auf die Fahrbahnverstärkung sowie die Verstärkung des Gesamtsystems eingegangen. Zusätzlich wird auch die Systemänderung behandelt und anhand eines konkreten Projekts aus der Baupraxis veranschaulicht.

x Querschnittsergänzung in der Zug- und/ oder Druckzone mit Beton, Stahl, Kunststoffen (Kohlenstofffasern) oder einer Kombination der Materialien x Querschnittsergänzung der Schubbewehrung mit Stahl oder Kunststoffen (Kohlenstofffasern) x Externe Vorspannung x Verfestigung durch partiellen Austausch des Betons oder Injektion von Hohlräumen und Rissen x Änderung des Tragsystems Für alle diese Verstärkungsmaßnahmen gibt es die unterschiedlichsten technischen Ausführungsmöglichkeiten, wobei die einzelnen Maßnahmen in Abhängigkeit von den statischen, herstellungsbedingten und nutzungsbedingten Anforderungen einzeln oder kombiniert angewendet werden. Es obliegt dem planenden Ingenieur, die zur Verfügung stehenden Methoden in Abstimmung mit den bestehenden Normen und Richtlinien in konstruktiver, ökonomischer und ökologischer Hinsicht zu bewerten und umzusetzen.

13.2.1 Geklebte Kohlenstofffaserverbundwerkstoffe 13.2.1.1 Allgemeines

13.2 Betonbrücken Folgende Methoden kommen zur nachträglichen statischen Verstärkung von Brü-

Die nachträgliche Verstärkung mit Kohlenstofffaserverbundwerkstoffen hat in den letzten Jahren einen bedeutenden Stellen-

994

wert erlangt. Hauptanwendungsgebiet ist die Verstärkung von Bauteilen, deren Tragfähigkeit aufgrund einer geänderten Belastungssituation oder Nutzungsänderung (z. B. Erhöhung der Verkehrslasten), Änderung des statischen Systems oder Alterung bzw. Abnutzung der Materialien ungenügend ist. In diesem Zusammenhang werden CFK-Matten hauptsächlich zur Verstärkung stark gekrümmter Bauteile verwendet. Das Verstärken von Brückenbauwerken mit Stahllamellen ist seit Ende der 1960er Jahre ein bekanntes Verfahren. Mitte der 1990er Jahre erfolgte die Markteinführung von Lamellen aus Kohlenstoff faserverbundwerkstoffen (CFK-Lamellen), welche langsam die Stahllamellen verdrängten. Heute werden bei Verstärkungsmaßnahmen fast ausschließlich CFK-Lamellen bzw. in selteneren Fällen auch CFK-Matten eingesetzt. Kohlenstofffasern zeichnen sich durch ihre hohe Festigkeit bei zusätzlich geringer Eigenlast aus, gleichzeitig sind sie korrosionsbeständig. In der Montage haben CFK-Lamellen gegenüber Stahllamellen zusätzlich folgende Vorteile: x lärmarmer und erschütterungsarmer Einbau x in Rollen transportierbar x keine Montagestöße dank langer Lieferlängen x einfache Applikation aufgrund des geringen Gewichts x einfache Kreuzungen dank geringer Dicke x Anpassung an jede beliebige Geometrie (z. B.: Umschnürung von Stützen mit Kreisquerschnitt) x keine aufwändige Montagehilfen x keine Sicherung gegen Herabstürzen x hohe Kosteneffizienz, da die hohen Materialkosten niedrigen Montagekosten gegenüberstehen CFK-Lamellen dürfen in Deutschland nur von Firmen angewendet werden, deren

13 Brückenverstärkung

Verfahren eine allgemeine bauaufsichtliche Zulassung durch das Deutsche Institut für Bautechnik oder eine Zulassung im Einzelfall durch die zuständige Bauaufsichtsbehörde besitzt. Im Brückenbau dürfen CFKLamellen nur dann angewendet werden, wenn die Lamellen nicht unmittelbar der Witterung ausgesetzt sind. CFK-Lamellen werden vor allem für die Querschnittsergänzung in der Zugzone des Betons eingesetzt. Für die Querschnittsergänzung der Schubbewehrung können sogenannte CFK-Schubwinkel verwendet werden, die nachträglich im Bereich der Querkraftbeanspruchung von Plattenbalken, anstelle von innenliegenden Schubbügeln, angebracht werden. Die Verankerung der Schubwinkel erfolgt dabei in der Druckplatte des Trägers.

13.2.1.2 Materialanforderungen Zur Herstellung von faserverstärkten Kunststoffen werden Fasern in eine Kunststoffmatrix eingebettet. Die globalen mechanischen Eigenschaften des faserverstärkten Kunststoffs werden dabei durch die Fasern bestimmt, während die Kunststoffmatrix dazu dient, die einzelnen Fasern formstabil zusammenzuhalten. Heute werden in der Baupraxis hauptsächlich pultrudierte CFKFlachprofile, sogenannte CFK-Lamellen, und CFK-Matten eingesetzt.

13.2.1.2.1 CFK-Lamellen CFK-Lamellen sind unidirektionale Flachprofile mit einem Fasergehalt zwischen 60 und 70 Vol.-%. Die Breite der Lamellen liegt zwischen 40 und 150 mm und die Dicke zwischen 1,0 und 2,0 mm. In der Tabelle 13.2.1-1 sind die zulässigen Materialkennwerte bezogen auf den Gesamtquerschnitt der CFK-Lamelle zusammengefasst. Um eine Mindestduktilität des Materials zu

13.2 Betonbrücken

995

Tabelle 13.2.1-1 Materialkennwerte für CFK-Lamellen (bezogen auf den Gesamtquerschnitt) Charakteristische Zugfestigkeit in Faserlängsrichtung

fuK, L = 1000–3500 N/mm2

Charakteristische Bruchdehnung in Faserlängsrichtung

euK, L ≥ 1%

Mittlerer Elastizitätsmodul in Faserlängsrichtung

EL, m = 100–300 kN/mm2

Fasergehalt

ρ = 60–70 Vol.-%

Glasübergangstemperatur des Matrixharzes

TG ≥ 100 °C

Lamellendicke

tL = 1–2 mm

Lamellenbreite

bL = 40–150 mm

gewährleisten, ist eine charakteristische Bruchdehnung von mindestens 1% gefordert. Die Zugfestigkeit und die Bruchdehnung der Lamellen werden gemäß EN ISO 527-5 ermittelt. Die Glasübergangstemperatur des Matrixharzes wird mittels thermomechanischer Analyse nach EN 61006 bestimmt.

13.2.1.2.2 CFK-Matten CFK-Matten sind textiltechnische Gewebe oder Gelege. Sie weisen Dicken von 0,1 bis 0,3 mm auf und werden üblicherweise in Breiten von 100 bis 800 mm auf Rollen geliefert. Wegen ihrer geringen Dicke eignen sich CFK-Matten besonders zum Bewehren stark gekrümmter Bauteile. Die eigentliche Laminierung, d. h. das Bilden einer schubfesten Verbindung der Fasern

untereinander und somit eines formstabilen Zugglieds, geschieht erst beim Aufkleben der Matte auf den Beton. Somit übernimmt der verwendete Klebstoff auch die Funktion der Matrix. Je nach Anforderung können bis zu zehn Mattenlagen übereinander geklebt werden. In der Tabelle 13.2.1-2 sind die zulässigen Materialkennwerte bezogen auf den Faserquerschnitt angegeben. Die Materialkennwerte gelten parallel zur Faserlängsrichtung, bei multidirektionalen Matten für jede statisch angesetzte Richtung. Um eine Mindestduktilität des Materials zu gewährleisten, ist ebenso wie bei den CFK-Lamellen eine charakteristische Bruchdehnung von mindestens 1% gefordert. Zugfestigkeit und Bruchdehnung der Matten werden gemäß EN ISO 527-5 ermittelt, wobei bei der Probenherstellung der zugehörige Klebstoff als Laminierharz verwendet wird.

Tabelle 13.2.1-2 Materialkennwerte für CFK-Matten (bezogen auf den Gesamtquerschnitt) Charakteristische Zugfestigkeit in Faserlängsrichtung

fuK, M = 1000–5000 N/mm2

Charakteristische Bruchdehnung in Faserlängsrichtung

euK, M ≥ 1%

Mittlerer Elastizitätsmodul in Faserlängsrichtung

EM,m = 100–650 kN/mm2

Mattendicke je Lage

tL = 0,1–0,3 mm

Mattenbreite

bL = 100–800 mm

996

13 Brückenverstärkung

Tabelle 13.2.1-3 Materialkennwerte für Klebstoffe Charakteristische Biegezugfestigkeit

fK, t, k ≥ 15 N/mm2

Charakteristische Druckfestigkeit

FK, c, k ≥ 60 N/mm2

Mittlerer Elastizitätsmodul

EK, m = 5–15 kN/mm2 für Lamellenklebstoffe EK, m = 2–19 kN/mm2 für Mattenklebstoffe

Glasübergangstemperatur

TG t 60 °C

Schwinden

< 0,1 %

13.2.1.2.3 Klebstoff Für die Verklebung zwischen CFK-Lamellen oder CFK-Matten und dem Beton kommen Klebstoffsysteme auf Epoxidharzbasis zur Anwendung. Klebstoffe zur Verklebung von Matten müssen über eine ausreichende Viskosität verfügen, um eine Durchtränkung aller Fasern einer Matte zu gewährleisten. In der Tabelle 13.2.1-3 sind die Materialkennwerte für Klebstoffe zusammengefasst. Die Prüfung der mechanischen Werte erfolgt gemäß EN 196-1 an Prüfkörpern mit den Abmessungen 160 u 40 u 40 mm3. Die Glasübergangstemperatur wird gemäß EN 12614 und das Schwindmaß nach EN 12617-3 bestimmt. Es ist darauf zu achten, dass es bei einem Einsatz des Klebstoffs bei höheren Temperaturen als der Glasübergangstemperatur zu einem Abfall der mechanischen Eigenschaften des Klebstoffs kommen kann.

13.2.1.2.4 Grundierharz Zur Grundierung sollen niederviskose Epoxidharze verwendet werden, deren Glasübergangstemperatur mindestens 40 °C betragen soll. Ein Grundierharz soll bei geringer Oberflächenzugfestigkeit des Betonuntergrunds zur Verfestigung des Untergrunds oder zur Vorbehandlung des Betonuntergrunds bei der Verwendung von CFK-Matten angewendet werden, um zu verhindern,

dass der Klebstoff vom Betonuntergrund aufgesaugt wird. Auch bei den Grundierharzen ist im Falle von höheren Temperaturen als der Glasübergangstemperatur wie bei den Klebstoffen darauf zu achten, dass es nicht zu einem Abfall der mechanischen Eigenschaften des Harzes kommt. 13.2.1.2.5 Ausgleichsmörtel Ausgleichsmörtel sind Kunststoffmörtel, die beim Aufkleben von CFK-Lamellen oder CFK-Matten zum Ausgleich örtlicher Unebenheiten zum Einsatz kommen. Dabei ist darauf zu achten, dass nur Ausgleichsmörtel Tabelle 13.2.1-4 Materialkennwerte für Ausgleichsmörtel Biegezugfestigkeit

≥ 10 N/mm2

Druckfestigkeit

≥ 40 N/mm2

Glasübergangstemperatur

≥ 60 °C

verwendet werden, die im System mit Grundierharz, Klebstoff und CFK-Lamelle oder CFK-Matte geprüft wurden. Die Materialkennwerte für Ausgleichsmörtel sind in der Tabelle 13.2.1-4 zusammengefasst. 13.2.1.3 Applikation von CFK-Lamellen Vor der Anbringung der Lamellen muss der Untergrund durch Feuchtstrahlen,

13.2 Betonbrücken

Hochdruckwasserstrahlen, Schleifen oder Stocken entsprechend vorbereitet werden (siehe Abschnitt 12.2.2.1). Um die ausreichende Tragfähigkeit des Betonuntergrunds inklusive etwaigem Grundierharz und Ausgleichsmörtel zu überprüfen, muss vor dem Klebstoffauftrag kurz vor dem Verkleben der Lamelle eine Abreißprüfung durchgeführt werden. Der vorhandene Betonuntergrund muss eine Abreißfestigkeit von mindestens 1,5 N/mm2 aufweisen. Das Ablängen der Lamellen erfolgt mittels Eisensäge oder Winkelschleifers. Nach der Reinigung und Entfettung der Lamelle mit einem Lösungsmittel kann der Kleber aufgebracht und die Lamelle auf der Betonfläche angerollt werden. Bei der Applikation der Lamellen spielt die Umgebungstemperatur eine große Rolle. Die Verarbeitungstemperatur der zum Verkleben der Lamelle verwendeten Epoxidharze liegt bei mindestens 10 °C und maximal 35 °C, wobei die Untergrundtemperatur jedoch mindestens 3 °C über der Taupunkttemperatur liegen sollte. Auch die Feuchteverhältnisse beeinflussen die Reaktionszeit der Harze stark. Daher soll die relative Luftfeuchtigkeit nicht mehr als 70% und die maximale Feuchtigkeit des Betons nicht mehr als 4% betragen. Aus Gründen der Qualitätssicherung sollten daher während der Applikation der Lamelle die Lufttemperatur, die relative Luftfeuchtigkeit, die Untergrundtemperatur, die Untergrundfeuchte sowie die Taupunkttemperatur aufgezeichnet werden. Beim Anbringen der Lamelle ist, um ein ausreichendes Verkleben der Lamelle zu garantieren auf die Ebenheit des Untergrunds zu achten, wobei die maximale Abweichung ca. 5 mm auf 2 m betragen darf. Allenfalls muss die Ebenheit des Untergrunds bei Unebenheiten von mehr als 10 mm/2,0 m mit Hilfe eines Ausgleichsmörtels hergestellt werden. Bei Werten zwischen 5 mm/2,0 m und 10 mm/2,0 m ist ein Ausgleich mittels Kleber im „Nass in Nass“-

997

Verfahren direkt bei der Verklebung der Lamelle möglich. Zusätzlich müssen Lunker und größere Poren im Betonuntergrund vor dem Verkleben mit einer aus Epoxidharz bestehenden Kratzspachtelmasse ausgeglichen werden. Der Kleber wird in der Regel sowohl auf den Betonuntergrund als auch die Lamelle aufgetragen. Um Lufteinschlüsse zu vermeiden, erfolgt das Auftragen des Klebers auf der Lamelle dachförmig, wobei die Dicke der Klebstoffschicht der fertig verklebten Lamelle 2 mm betragen und 5 mm nicht überschreiten soll. Nach dem Verkleben müssen die Lamellen auf Hohlstellen untersucht werden, wobei an parallel aufgeklebten Referenzstücken Haftzumessungen durchzuführen sind. Die Toleranz der Ebenflächigkeit der verklebten Lamelle soll maximal 3 mm auf 0,30 m betragen. Die verklebte Lamelle darf nicht angebohrt oder angestemmt werden.

13.2.1.4 Vorgespannte CFK-Lamellen CFK-Lamellen können bei der Applikation vorgespannt werden. Durch die Vorspannung verringert sich die Gefahr des Abscherens infolge eines Schubbruchs in der Zugzone. Die Vorspannkraft in der Lamelle verringert die Dehnungen der Stahlbewehrung und reduziert so die Durchbiegung sowie die maximalen Rissbreiten und kann sogar ein teilweises Schließen der Risse zur Folge haben. Dadurch werden die Zuverlässigkeit und insbesondere die Dauerhaftigkeit der Konstruktion erhöht. Für das Aufbringen der Vorspannkraft gibt es die Möglichkeit, zuerst den Kleber aufzubringen und dann vorzuspannen oder auf die bereits vorgespannte Lamelle den Kleber aufzutragen und diese anschließend auf das Bauteil anzupressen. Ohne zusätzliche Verankerung der Lamelle können in einem Beton C25/30 jedoch lediglich Schubspannungen von maximal

998

13 Brückenverstärkung

10 N/mm2 übertragen werden. Daher müssen durch spezielle Verankerungssysteme höhere Schubspannungen aktiviert werden. Idealerweise liegt der Anpressdruck solcher Systeme bei 5 N/mm2, wodurch bei einem Beton C25/30 Schubspannungen von bis zu 15 N/mm2 übertragen werden können. Die einfachste Möglichkeit, um den notwendigen Anpressdruck zu erzeugen, besteht im Einklemmen der Lamelle unter den Auflagern. Dies ist aber arbeitstechnisch meistens nicht möglich. Weiters können durch Stahlstangen oder Aramidschläuche gehaltene Ankerplatten verwendet werden, die im Druckbereich des Trägers verankert werden. Mit Hilfe solcher Verankerungssysteme werden die Spannkräfte als Normalkräfte in das Bauwerk eingeleitet. Zurzeit existiert eine Reihe von Systemen die nicht nur unter Laborbedingungen, sondern bei realen Bauwerken als Verstärkungsmaßnahme eingesetzt wurden [Andrä/Maier, 1999, Meier et al., 2001 und Bossart, 2001].

13.2.1.5.1 Schnittgrößenermittlung

13.2.1.5 Bemessung

13.2.1.5.2 Prinzipien der rechnerischen Nachweisführung

Bei der Übertragung der Kräfte von der CFK-Lamelle in das zu verstärkende Bauteil wird die Betondeckung stark beansprucht, weshalb diese in entsprechend gutem Zustand sein muss. Können die für die Kraftübertragung notwendigen Mindestanforderungen nicht erfüllt werden, so muss der Verstärkungsmaßnahme eine entsprechende Instandsetzungsmaßnahme (Kapitel 12) vorausgehen, um die Eigenschaften des Betonuntergrunds zu erhöhen. Bei der Bemessung von nachträglich mit CFK-Lamellen verstärkten Bauteilen ist zu berücksichtigen, dass sich das Verbundverhalten von geklebten Lamellen hinsichtlich des Versagensmechanismus grundlegend vom Verbundverhalten eingebetteter Bewehrungsstäbe unterscheidet [Pichler, 2003].

Aufgeklebte CFK-Lamellen weisen ein sprödes Verbundbruchverhalten auf, d. h. die Lamellen lösen sich bei Erreichen der Bruchlast der Verbundfuge schlagartig vom Betonuntergrund ab. Somit versagt das verstärkte Bauteil ohne Vorankündigung. Dementsprechend müssen für Betonbauteile die Bemessungsvorschriften der entsprechenden Normen erweitert werden. Im Gegensatz zu einem im Beton eingebetteten Bewehrungsstab ist bei geklebten CFK-Lamellen die Verankerung das maßgebende Element, da diese zumeist schwächer ist als die Lamelle selbst. Aus diesem Grund dürfen Schnittgrößenermittlungsverfahren unter Ausnutzung der plastischen Umlagerungen für das zu verstärkende Bauteil nicht verwendet werden. Für das zu verstärkende Bauteil darf ausschließlich die linear elastische Schnittgrößenermittlung nach der Elastizitätstheorie angewendet werden.

Der Einsatz von CFK-Lamellen kann sowohl zur Erhöhung der Tragfähigkeit als auch zur Verbesserung der Gebrauchstauglichkeit erfolgen. Daher werden die rechnerischen Nachweise für die Grenzzustände der Tragfähigkeit und der Gebrauchstauglichkeit geführt. Die wesentlichen Einflussfaktoren bei der Bemessung von Kohlenstofffaserelementen sind deren Zugfestigkeit und Zugdehnung. Der Lamelle dürfen ausschließlich Zugkräfte zugewiesen werden. Zusätzlich ist zwischen Nachweisen für das gesamte zu verstärkende Bauteil und Nachweisen für die Lamelle selbst zu unterscheiden.

13.2 Betonbrücken

13.2.1.5.3 Nachweis im Grenzzustand der Tragfähigkeit Grundsätzlich beruht die Bemessung von Bauteilen, die mit CFK-Lamellen verstärkt sind, auf demselben Bemessungsgrundsatz wie die Bemessung von gewöhnlichen Bauteilen: Rd ≥Ed Der Bemessungswert der Einwirkung Ed ist dabei gemäß EN 1990 zu ermitteln. Die Verstärkung erfolgt für die so ermittelte Beanspruchung zufolge der maßgebenden Einwirkungskombination. Die Ermittlung des Widerstands erfolgt gemäß den Bestimmungen der EN 1992, wobei für den Betonstahl, den Spannstahl und den Beton selbst die Teilsicherheitsbeiwerte gemäß EN 1992 zu verwenden und mit diesen die Bemessungswerte zu ermitteln sind. Der Bemessungswert der Zugfestigkeit der Lamelle fud, L und der Zugdehnung εud, L kann mit folgenden Gleichungen bestimmt werden. Die entsprechenden Teilsicherheitsbeiwerte wurden mit Hilfe einer probabilistischen Analyse ermittelt [Bergmeister, 2003]. f ud ,L =

ε ud ,L =

f uk ,L

γ cf ,L,t ⋅ γ 1 ⋅ γ m ⋅ γ f ε uk ,L γ cf ,L,e ⋅ γ 1 ⋅ γ m ⋅ γ f

Teilsicherheitsbeiwert für das Kohlenstofffaserelement: γcf,L,t = 1,2 γcf,L,e = 1,2 Teilsicherheitsbeiwert für eine Dehnungsbegrenzung: γ1 = 1,0

wenn kein vorzeitiges Ablösen durch zu große Dehnungen im Beton auftritt

999

γ1 = 1,4

wenn die Gefahr großer Dehnungen im Beton besteht und damit Ablöseeffekte entstehen

Teilsicherheitsbeiwert für die Montage: γm = 1,1 γm = 1,2

γm = 1,4

bei einer Anwendung unter sehr guten und kontrollierten Montagebedingungen bei einer Anwendung durch geschultes Fachpersonal und einer Überprüfung der Montagebedingungen, wobei einzelne Schwachzonen jedoch nicht gänzlich ausgeschlossen werden können bei größerer Variation der Baustellenbedingungen aufgrund des Personals oder der Anwendungsbedingungen

Teilsicherheitsbeiwert für die Herstellung der Kohlenstofffaserelemente: γf = 1,0

für kontrolliert ablaufende Herstellung, ansonsten wesentlich höhere Werte

Für die Bemessung des zu verstärkenden Bauteils und für die Ermittlung des erforderlichen Lamellenquerschnitts und der notwendigen Lamellenlängen muss der Vordehnungszustand des unverstärkten Bauteils zum Zeitpunkt des Aufbringens der Lamelle berücksichtigt werden. Gemäß den Richtlinien des Deutschen Instituts für Bautechnik [DIBt, 1998] und der Österreichischen Vereinigung für Beton- und Bautechnik [ÖVBB, 2002] muss für die Ermittlung des Widerstands des Verstärkungssystems selbst der charakteristische Wert der Verbundbruchkraft ermittelt werden. Tk ,max = 0,5 ⋅ bL ⋅ kb ⋅ kT ⋅ EL ⋅ t L ⋅ f ctm Darin ist bL die Lamellenbreite in mm, tL die Lamellendicke in mm, EL der Elastizi-

1000

13 Brückenverstärkung

tätsmodul der Lamelle, fctm die Oberflächenzugfestigkeit des Betonuntergrunds in N/mm2 (Rechenwert 3,0 N/mm2) und kT ein Korrekturwert für den Temperatureinfluss (0,9 bei Außenbauteilen, sonst 1,0). Der Faktor kb errechnet sich zu kb = 1,06 ⋅

2 − bL /b 1 + bL /400

≥ 1,0

Darin ist b die Balkenbreite oder der Abstand benachbarter Lamellen. Die zugehörige Verankerungslänge lt, max kann wie folgt bestimmt werden: lt ,max = 0,7 ⋅

EL ⋅ t L f ctm

Dies bedeutet, dass die Verbundbruchkraft durch Vergrößerung der Verankerungslänge nicht beliebig gesteigert werden kann (Bild 13.2.1-1). Daher ermöglichen auch sehr große Verankerungslängen im Regelfall nicht, größere Lamellenzugkräfte zu verankern [DIBt, 1998]. Von großer Bedeutung ist daher, dass neben der Einhaltung der konstruktiven Regeln auch die Verklebung detailliert untersucht wird, wobei sowohl die Endverankerungsbereiche als auch die freie Stre-

cke zu beachten sind. Im Bereich der Endverankerung ist nachzuweisen, dass der Bemessungswert der Verbundbruchkraft größer ist als der Bemessungswert der vorhandenen Lamellenzugkraft. Für die freie Strecke müssen lediglich die Bereiche mit Querkraftbeanspruchung betrachtet werden, wobei nachgewiesen werden muss, dass die Zugkraftänderung in der Lamelle durch die Verklebung übertragen werden kann. Der Bereich zwischen zwei benachbarten Rissen ist hierfür maßgebend, wobei bei der Bemessung der größtmögliche Rissabstand heranzuziehen ist [Niedermeier/Zilch, 2001]. Bei einer dynamischen Belastung des Bauteils, muss im Sinne des Nachweises der Ermüdungsfestigkeit für die ermüdungswirksame Einwirkungskombination nachgewiesen werden, dass die Schwingbreite der Spannungen der Lamelle oder in der Matte 100 N/mm2 nicht überschreitet.

13.2.1.5.4 Nachweis im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit Für den Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit sind gemäß EN 1992 grundsätzlich zwei Nachweise zu führen: x Nachweis der Durchbiegungen x Nachweis der Rissbreitenbegrenzung

Bild 13.2.1-1 Zusammenhang zwischen charakteristischer Verbundbruchkraft und Verankerungslänge

Die für den jeweiligen Nachweis anzusetzende Einwirkungskombination kann der EN 1990 entnommen werden. Beim Nachweis der Durchbiegungen kann der Querschnitt der vorhandenen Lamellen- oder Mattenverstärkung mit dem entsprechenden Elastizitätsmodul und dem entsprechenden Abstand vom Biegedruckrand in die Berechnung eingeführt werden, wobei das unterschiedliche Verbundverhalten von Verstärkung und Betonstahlbewehrung nicht berücksichtigt werden muss. Der Nachweis der Rissbreitenbegrenzung kann in der Regel entfallen, da durch

13.2 Betonbrücken

1001

das Aufkleben des Kohlenstofffaserelements sowohl der Rissabstand als auch die Rissbreite verringert werden. Sollte die Verstärkung jedoch speziell zur Rissbreitenbegrenzung vorgesehen sein, so kann der rechnerische Nachweis gemäß fib Bulletin 14 [fib, 2001] geführt werden.

Bauteils muss mindestens C16/20 betragen und die Betonstahlbewehrung muss eine Betondeckung von mindestens 1,0 cm aufweisen. Zusätzlich muss der Betonuntergrund, auf den die Lamelle oder Matte geklebt werden soll, so beschaffen oder vorbehandelt sein, dass keine planmäßigen Zugspannungen normal zur Klebefuge auftreten, d. h. die Ebenflächigkeit des Betonuntergrunds muss gewährleistet sein. Die Endverankerung stellt, wie erwähnt, einen sehr sensiblen Bereich dar, weshalb hier zusätzliche konstruktive Maßnahmen zur Sicherstellung der Kraftübertragung zu setzen sind. Lamellen, die zur Erhöhung der Biegetragfähigkeit des Bauteils dienen, sollen grundsätzlich von Auflager zu Auflager geführt werden. Bei Innenstützen von Durchlaufsystemen sollen die Lamellen zur Aufnahme der Feldmomente über die Nulldurchgänge der Zugkraftlinie hinaus zumindest 1,0 m in den Biegedruckbereich geführt werden [Pichler, 2003]. Die Endverankerungen von Lamellenverstärkungen sind gemäß Bild 13.2.1-2 zu gestalten [ÖVBB, 2002]. Reicht die vorhandene Trägerhöhe nicht aus, um die Kraft VL über die Verklebung zu verankern, müssen die CFK-Schubwinkel oder Matten an der Trägeroberseite verankert werden.

13.2.1.6 Konstruktive Maßnahmen

h

Hinsichtlich des gegenseitigen Abstands der Lamellen soll beachtet werden, dass die Mindestabstände so zu wählen sind, dass der Klebstoffaustritt kontrolliert werden kann und somit eine qualitativ hochwertige Ausführung der Verklebung sichergestellt ist. Zusätzlich soll durch die Einhaltung der Mindestabstände ein Überschneiden von Krafteinleitungsbereichen und damit ein Versagen durch lokale Spannungsspitzen vermieden werden. Um die Funktion der geklebten Lamelle oder Matte zu gewährleisten, ist die Kraftübertragung zwischen Verstärkung und Betonuntergrund von Bedeutung. Konstruktive Maßnahmen müssen daher getroffen werden, um die Einleitung der Kräfte in die Betondeckung zu ermöglichen. Die Betonfestigkeit des zu verstärkenden

> lv

Stahlbügel CFK Schubwinkel oder Matte VL/2

2.h

ZL

Bild 13.2.1-2 Endverankerung einer CFK-Lamelle

VL/2

1002

13.2.2 Externe Vorspannung 13.2.2.1 Allgemeines Muss eine Betonbrücke aufgrund geänderter Nutzung oder wegen Problemen mit der Tragfähigkeit verstärkt werden, kann das Tragwerk nachträglich vorgespannt werden. Dabei werden nur in seltenen Fällen die Spannglieder innerhalb (nachträgliche Vorspannung mit vollständigem Verbund), sondern meist außerhalb (externe Vorspannung) des Betonquerschnitts geführt. Die externe Vorspannung stellt, was die Kontrolle und Austauschbarkeit der Spannglieder betrifft, die technisch einfachere Lösung dar, da die Spannglieder relativ leicht inspiziert und bei Schäden am Spannstahl auch ausgewechselt werden können. Liegen die Spannkabel im Betonquerschnitt, so ist dies natürlich nicht möglich. Statisch-konstruktive Vorteile ergeben sich jedoch durch den nachträglichen Verbund, wodurch die aus der Vorspannung resultierenden Kräfte über die gesamte Länge eingeleitet werden können. Da die statischen Vorteile des vollständigen Verbunds im Verhältnis zu den

13 Brückenverstärkung

enormen Kosten beim Einbau jedoch eher gering sind, wird im Rahmen der Verstärkung von Betonbrücken die externe Vorspannung beinahe ausschließlich eingesetzt. Mit Hilfe der externen Vorspannung soll die volle Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit der Konstruktion wieder hergestellt werden, wobei man versucht, die Mängel, die aus einer unzureichenden schlaffen oder vorgespannten Bewehrung resultieren, auszugleichen. In der Tabelle 13.2.2-1 sind die Vor- und Nachteile der externen Vorspannung zusammengefasst [Bothe, 2000]. Durch eine beliebige Wahl der Linienführung der Spannkabel kann die Krafteintragung beeinflusst werden. Der Grundsatz dabei ist, durch eine geeignete Spanngliedführung und die Umlenkung der Spannkabel hohe Vorspannkräfte auf den zu verstärkenden Teil der Brücke zu übertragen. Dennoch werden bei der externen Vorspannung aufgrund der konstruktiv einfacheren Handhabung die Spannglieder zwischen den Umlenksätteln geradlinig geführt und statisch etwas ungünstigere Verhältnisse in Kauf genommen.

Tabelle 13.2.2-1 Vor- und Nachteile der externen Vorspannung Vorteile der externen Vorspannung

Nachteile der externen Vorspannung

Kontrolle des Spannstahls

Wegfall positiver Verbundeigenschaften und deren Folgen (Ausnutzung des Spannungszuwachses im Spannstahl, rissverteilende Wirkung des Spannstahls)

Austauschbarkeit des Spannstahls

Geringer Schutz des Spannstahls gegen äußere Einflüsse wie Brand und Vandalismus

Veränderung der Vorspannkraft während des Nutzungszeitraums durch Nachspannen

Verkleinerung der möglichen Schwerpunktsabstände zwischen den Teilstrukturen

Bessere Herstellbarkeit des Stahlbetons in Problembereichen Wegfall witterungsabhängiger Verpressarbeiten

13.2 Betonbrücken

1003

13.2.2.2 Spannsysteme Im Hinblick auf die Dauerhaftigkeit bieten externe Spannglieder den Vorteil, dass sie auf der freien Strecke gut inspizierbar sind und bei geeigneter Ausführung bei Bedarf nachgespannt oder ausgetauscht werden können. Die visuelle Überprüfung der Verankerungs- und Umlenkbereiche externer Spannglieder ist jedoch im Normalfall – ebenso wie bei Spanngliedern – gar nicht oder nur teilweise möglich. Die Möglichkeit, die Spannkraft in externen Spanngliedern durch einen Abhebetest oder andere geeignete Verfahren festzustellen und das Spannglied bei Bedarf nachzuspannen, kann für den Bauherrn durchaus von Interesse sein. Es hat sich jedoch gezeigt, dass in Europa und in den USA praktisch kein Gebrauch davon gemacht wird [Kollegger et al., 2004]. Von den Vorspannfirmen werden unterschiedliche Systeme für externe Vorspannung angeboten (Tabelle 13.2.2-2). Externe Spannglieder können z. B. aus vier gefetteten und mit einem PE-Mantel umhüllten Litzen bestehen, die in einem eckigen PE-Hüllrohr als Band geführt wer-

den. Durch die Form des Hüllrohrs sind diese Spannglieder stapelbar, sodass man bei Verwendung von vier Bändern ein Spannglied mit 16 Litzen erhält. Eine andere Möglichkeit zur Ausbildung von externen Spanngliedern besteht darin, die Monolitzen in einem dickwandigen HDPEHüllrohr mit Abstandhaltern zu fixieren und das Spannglied anschließend mit Zementmörtel zu verpressen.

13.2.2.3 Vorgespannte Kohlenstofffaserkabel Die Ausnutzung der ausgezeichneten Faser- bzw. Festigkeitseigenschaften von Kohlenstofffaserelementen, wie geringes Gewicht, Korrosionsbeständigkeit und hohe Zugfestigkeit in Faserlängsrichtung, ist in der Eigenschaft als eigenständiges vorgespanntes Tragelement bisher nur vereinzelt erfolgt. Dabei hat sich jedoch gezeigt, dass eine wirtschaftliche Ausnutzung der hohen Dehnungs- und Tragreserven der Kohlenstofffasern aufgrund der geringen Verbundtragfähigkeit nur in Kombination mit externer Vorspannung der Kohlenstofffaser-Zugglieder erfolgen kann. Bei den ein-

Tabelle 13.2.2-2 Verzeichnis der allgemein bauaufsichtlich zugelassenen Spannsysteme für externe Vorspannung (Stand 01.08.2003) Zulassungsgegenstand

Antragsteller

Internetadresse

Litzenspannverfahren DYWIDAG Typ W für externe Vorspannung

DSI-DYWIDAG Systems International GmbH

www.dywidag-systems.com

Litzenspannverfahren VT-CMM D für externe Vorspannung

Vorspann-Technik GmbH&Co KG

www.vorspanntechnik.com

Spannverfahren SUSPA-Draht EX für externe Vorspannung

SUSPA-DSI GmbH

www.suspa-dsi.de

Externe Spannglieder B+B Typ EMR

Bilfinger und Berger Vorspanntechnik GmbH

www.bbv-roxheim.de

Litzenspannverfahren DYWIDAG Typ CM

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gesetzten Zuggliedern aus Kohlenstofffasern handelt es sich in der Regel um externe Spannglieder oder Schrägkabel, die aus mehreren Drähten zumeist unidirektional bzw. analog zum Spannstahl in hexagonaler Form angeordnet und zu einem Spannglied zusammengefügt werden. Die Herstellung der Kohlenstofffaserdrähte erfolgt im Pultrusionsverfahren mit einem Mindestdurchmesser von 5 mm. Die Drähte sind korrosionsbeständig. Es ist aber wichtig, sie vor UV-Strahlung zu schützen. In Abhängigkeit vom Drahthersteller besitzen die Drähte Bruchlasten von 50 bis 70 kN. Jeder Draht besteht aus mindestens 12.000 Kohlenstofffasern, wobei der Faservolumengehalt bei 65 bis 75% liegt. Die Bruchdehnung von Spanngliedern aus Kohlenstofffasern liegt bei 1,5 bis 2,0%, während Spannkabel mit Stahldrähten der Güte St1570/1770 lediglich eine Bruchdehnung von etwa 0,8% aufweisen [Bergmeister, 1998]. Das Gewicht beträgt ungefähr ein Fünftel von Spannstahl. Im Zuge von Verstärkungsmaßnahmen kann vor allem dieses geringe Gewicht von großem Vorteil sein. Bei der Verwendung von Kohlenstofffaserdrähten zur Vorspannung von Beton muss berücksichtigt werden, dass die Kohlenstofffaserdrähte durch ihr linear-elastisches Verhalten bis zum Bruch, im Gegensatz zu Spanngliedern mit Stahllitzen, keine Duktilität aufweisen. Die Duktilität der zu verstärkenden Konstruktion muss demnach durch die schlaffe Bewehrung sichergestellt sein. Der Grund für den noch seltenen Einsatz von vorgespannten Kohlenstofffaserkabeln liegt neben den zur Zeit noch hohen Material- und Fertigungskosten in den äußerst mäßigen mechanischen Festigkeitseigenschaften in Faserquerrichtung, welche zu einer hohen Querdruckempfindlichkeit und somit einer vorzeitigen Bruchgefährdung des Kohlenstofffaserzugglieds führen können. Um in einem vorgespannten Bauwerk die Spannkräfte aus dem vorgespann-

13 Brückenverstärkung

ten Zugglied in die Verankerung einleiten und in den Beton übertragen zu können, sind jedoch gerade diese Querdruckkräfte erforderlich. Aus diesem Grund sind für Spannglieder mit CFK-Drähten spezielle Verankerungssysteme für die Kraftübertragung erforderlich, um die Werkstoffeigenschaften von Kohlenstofffaserkabeln tatsächlich optimal ausnutzen zu können. An der Eidgenössischen Material- und Prüfungsanstalt (EMPA) Dübendorf in der Schweiz konnte in Zusammenarbeit mit der BBRV-Vorspanntechnik bereits in den 1980er Jahren eine Vergussverankerung für Spannglieder aus CFK-Drähten entwickelt und weltweit patentiert werden. Diese Vergussverankerung besteht aus einer Stahlhülse mit konischer Innenform, in der das Spannglied in einer aushärtbaren Vergussmasse, bestehend aus Aluminiumoxidkugeln und Epoxidharz, eingebettet ist. Zur Abtragung der Querdruckkräfte in der Verankerung wird als Vergusskörper ein Gradientenwerkstoff herangezogen, der im lastnahen, verjüngten Bereich einen niedrigen Elastizitätsmodul und im lastfernen, aufgeweiteten Bereich der Verankerung einen hohen Elastizitätsmodul aufweist, wobei der maximale Elastizitätsmodul durch unbeschichtete Aluminiumoxidkugeln erreicht wird [Meier, 1996]. Durch die Abstufung des Gradientenmaterials wird – in Analogie zum Gradientenverfahren bei Kohlenstofffaserlamellen mit über die Verankerungslänge variabler Vorspannkraft – die Spannungsspitze im Lasteinleitungsbereich reduziert und der Spannungsverlauf über die Länge der Verankerung geglättet. Die Herstellung eines Verankerungssystems mit abgestuftem Vergussmaterial ist jedoch äußerst schwierig und aufwändig. Zusätzlich ist die Fertigung nur in stehender Position im Werk und nicht auf der Baustelle möglich. In einem Forschungsvorhaben des Lehrstuhls für Massivbau der Technischen Universität München wurde in den Jahren 1997

13.2 Betonbrücken

bis 1999 gemeinsam mit einem Tochterunternehmen der Dyckerhoff & Widmann AG, München, eine dem schweizerischen Modell ähnliche konische Vergussverankerung für unidirektional geführte Paralleldrahtbündel entwickelt, wobei eine homogene Harzkomponente als Vergussmaterial herangezogen wurde [Windisch, 2000]. Dies vereinfacht die Herstellung, da der Verguss der Verankerung auch in waagrechter Position möglich ist. Um eine möglichst gleichmäßige Einleitung der Spannkräfte vom Zugelement in die Verankerung zu ermöglichen, mussten die Abmessungen des Ankerkörpers, im Vergleich zu der an der EMPA entwickelten Verankerung, stark vergrößert werden. Dies führt bei größerer Drahtanzahl wegen des zunehmenden Gewichts der Stahlhülse, der Schwierigkeit der porenfreien Injektion des Vergussmaterials unter Baustellenbedingungen und der Injizierdauer zu Problemen. Daher wurde am Institut für Stahlbetonund Massivbau der Technischen Universität Wien in Zusammenarbeit mit der Firma Vorspann-Technik, Salzburg, eine konische Vergussverankerung für Spannglieder aus Kohlenstofffaserverbundwerkstoff entwickelt. Diese Neuentwicklung zeichnet sich durch ihre innovative Geometrie aus und stellt eine Neuheit auf dem Gebiet der Kohlenstofffaser-Verankerungstechnik dar. Im Vergleich zu bestehenden Verankerungssystemen wurde durch eine speziell gewählte Form des Ankerkörpers (Bild 13.2.2-1) der mechanische Wirkungsgrad der Verankerung optimiert und gleichzeitig der Herstellungsprozess vereinfacht. Durch die spezielle Formgebung wurde eine sanftere Einspannung des Kohlenstofffaserspannglieds durch die Aufweitung des Vergusskörpers am lastnahen Verankerungsende bzw. eine Verlagerung der Spannungskonzentration durch die Verjüngung des Stahlkonus zum lastfernen Verankerungsende hin erreicht. Gleichzeitig wurde durch die gegenläufigen Neigungen der

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Bild 13.2.2-1 Konisch segmentierter Verankerungskörper

einzelnen Konussegmente ein Abstützen des Vergusskörpers entlang der Stahlhülse ermöglicht und ein Auszug verhindert. Durch geeignete Wahl der Höhen h und Neigungen α der einzelnen Konussegmente sowie des Gesamtöffnungswinkels β des Ankerkörpers kann der Spannungszustand in der Verankerung gezielt eingestellt werden [Gaubinger et al., 2002]. Das Verankerungssystem wurde bereits erfolgreich im Labor getestet [Horvatits/ Kollegger, 2003] und wurde im Jahr 2003 auch bei der Verstärkung einer bestehenden Spannbetonbrücke, der Autobahnbrücke Golling (A) mit einer Länge von 35 m, eingesetzt. Bei diesem Projekt kamen Spannglieder aus 37 Kohlenstofffaserdrähten mit 5 mm Durchmesser und einer Kabelbruchlast von 1900 kN zum Einsatz. Sowohl der Einbau der Spannglieder und Verankerungen als auch das Vorspannen der Kabel verlief völlig problemlos [Horvatits/Kollegger, 2003 und Kollegger/Brandauer, 2004].

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13.2.3 Querschnittsergänzung Reicht der vorhandene Betonquerschnitt aufgrund von schadhaften Einflüssen oder einer Nutzungsänderung nicht mehr aus, um die ihm zugewiesenen Lasten abzutragen, so ist eine Verstärkungsmaßnahme im Sinne einer Querschnittsergänzung notwendig. Dabei wird auf den bestehenden Betonuntergrund eine neue Betonschicht aufgebracht. Somit wird der Querschnitt vergrößert und die Tragfähigkeit der Konstruktion steigt bei richtiger Ausführung der Querschnittsergänzung. In diesem Zusammenhang sind insbesondere Vorkehrungen zu treffen, um den ausreichenden Haftverbund zwischen altem und neuem Beton sowie eine gleichmäßige Hydratation zu gewährleisten.

13.2.3.1 Querschnittsergänzung mit Spritzbeton Bei der Verstärkung von Stahlbeton- und Spannbetonkonstruktionen gilt die Verwendung von Spritzbeton als Standardverfahren, wobei in Abhängigkeit vom Ort der Wasserzugabe zwischen Nass- und Trockenspritzverfahren unterschieden wird. Beim Trockenspritzverfahren wird das Anmachwasser unmittelbar vor dem Austritt aus der Spritzdüse dem Mischgut beigegeben. Der Vorteil liegt in einem energiearmen Transport und dem Erzielen einer hohen Austrittsgeschwindigkeit, die wiederum einen guten Haftverbund sicherstellt. Als Alternative kann auch das Nassspritzverfahren angewendet werden. Bei diesem Verfahren wird das Wasser bereits im Mischer zugeführt, wobei der Transport des Mischguts unter Druckluft oder mit einer Pumpe erfolgen kann. Für die sachgerechte Ausführung ist eine entsprechende Qualifikation des Düsenführers notwendig. In diesem Zusammenhang soll wenig Rückprallmaterial anfallen.

13 Brückenverstärkung

Da der Rückprall prozentuell mehr Grobkorn als Mörtel enthält, verändert sich das Mischverhältnis gegenüber dem Bereitstellungsgemisch. Dieser Faktor ist entscheidend für die Ausführungsqualität der neuen Betonschicht. Zusätzlich sind eine gute Haftung am Untergrund sowie eine einwandfreie Ummantelung der Stahleinlagen gefordert, wobei im Zuge von Verstärkungsmaßnahmen der Spritzbeton in relativ dünnen Schichten aufgebracht wird. Zuvor werden noch angegriffene Betonteile entfernt und der Betonuntergrund durch Feuchtstrahlen gesäubert, um restliche lose Teile zu entfernen und ein Aufreißen der Poren zu erreichen, das die Voraussetzung für einen guten Haftverbund ist. Beim Auftreffen des Spritzbetons am Betonuntergrund werden zuerst Zementmilch und feinste Teilchen in die offenen Poren gepresst. Dieser dünne Mörtelfilm ermöglicht ein Haften der gröberen Zuschlagskörner. Durch die enorme Wucht mit der diese auftreffen, werden die Zuschläge immer tiefer in den Betonuntergrund eingehämmert. Somit entspricht bei sachgerechter Herstellung die Schub- und Zugfestigkeit in der Verbundfuge jener von in einem Guss hergestelltem Beton. Spritzbeton kann in allen üblichen Festigkeitsklassen hergestellt werden. Er ist relativ wasserdicht und besitzt einen natürlichen Widerstand gegen Frostbeanspruchung. Bei der Festlegung des Zementgehalts ist zu berücksichtigen, dass ein hoher Zementgehalt zwar den Rückprallanteil mindert, aber das Schwinden unterstützt. Daher hat sich in der Praxis in Abhängigkeit vom Größtkorn des Zuschlags beim Trockenspritzverfahren ein Zementgehalt von 300 bis 400 kg/m3 im Ausgangsgemisch bewährt [Schäfer, 1996]. Beim Nassspritzverfahren ist ein etwas höherer Zementgehalt anzusetzen. Der W/B-Wert kann beim Nassspritzverfahren direkt eingestellt werden und liegt im Bereich zwischen 0,4 und 0,5. Im Gegen-

13.2 Betonbrücken

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Bild 13.2.3-1 Spannungs-Dehnungs-Diagramm von normalem Spritzbeton und Faserspritzbeton

satz dazu ist beim Trockenspritzverfahren die Einstellung eines vorgegebenen W/BWerts viel schwieriger, da die Wasserbeigabe durch den Düsenführer an der Spritzdüse geregelt wird. Es bedarf einer sorgfältigen Arbeitsausführung, da bei einem zu hohen Wasseranteil der Spritzbeton von der Oberfläche abläuft und bei einem zu geringen der Rückprall verstärkt wird. Bei einer richtig eingestellten Konsistenz sollte der W/BWert nicht über 0,5 liegen. Die Zugabe von Erstarrungsbeschleunigern führt zwar zu einer höheren Anfangsfestigkeit, jedoch weist der Beton nach dem Aushärten eine wesentlich höhere Porosität auf. Um einen einwandfreien Verbund zu erzielen, muss die Oberfläche befeuchtet werden. Ein Abplatzen des Spritzbetons infolge von zu starkem Schwinden wird durch ein langes Befeuchten in der ersten Erhärtungsphase verhindert. Setzt man dem Spritzbeton Flugasche bei, so kann eine bessere Klebewirkung, Endfestigkeit und Dichtigkeit erreicht werden, wobei der Anteil an Flugasche im Allgemeinen maximal 20 bis 25% des Zementgewichts beträgt. Um eine Erhöhung der Duktilität zu erzielen, können dem Spritzbeton Stahlfasern beigemischt werden. Dabei können die verschiedensten Fasern angewendet werden, die sich in Form, Größe und Zugfestigkeit unterscheiden. Der Anteil an Stahlfasern beträgt zwischen 40 und 100 kg/m3. Dabei

ist zu berücksichtigen, dass wegen des Rückpralls der Faseranteil um bis zu 35% sinken kann. Der Vorteil liegt darin, dass sich vor der Rissbildung die Zug- und Druckfestigkeit des Spritzbetons um ca. 30% erhöht, wobei nach Erreichen der Festigkeit durch das Verformungsvermögen der beigefügten Stahlfasern eine weitere Lastaufnahme erfolgen kann (Bild 13.2.3-1). Zusätzlich bilden sich durch die Beigabe von Stahlfasern mehrere feine Risse aus, die zumeist unter der für die Korrosion kritischen Grenze liegen. Um die Stahlfasern selbst vor einer Zerstörung durch Korrosion zu schützen, wird die letzte Schicht Spritzbeton in der geforderten Betondeckung in Form von stahlfaserfreiem Spritzbeton aufgebracht. Manche Firmen bieten bereits nichtrostende Stahlfasern oder Fasern aus Kunststoffen an, deren Einsatz aber zumeist aus wirtschaftlichen Gründen scheitert.

13.2.3.2 Querschnittsergänzung durch Anbetonieren Sind keine allzu großen Kräfte bzw. nur senkrecht zur Fuge gerichtete Druckkräfte abzutragen und keine Kraftübertragung durch Haftverbund notwendig, kommt das Anbetonieren mit konventioneller Schalung zum Einsatz. Um einen besseren Ver-

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bund zwischen altem und neuem Beton zu erzielen, werden zumeist Dübel eingesetzt, die zusätzlich den Schubkräften in der Verbundfuge entgegenwirken. Eine weitere Möglichkeit, um eine bessere Schubverbindung zwischen altem und neuem Beton zu erzielen, besteht darin, den alten Betonuntergrund durch hartkornverzahnte Epoxidharzbeläge vorzubereiten. Diese erzeugen eine bessere Verzahnung zwischen altem und neuem Beton. Das Aufbringen dieses Belags erfolgt in folgenden Schritten [Schäfer, 1996]: x Freilegen der Kornoberfläche des bestehenden Betons mittels Feuchtstrahlens oder Hochdruckwasserstrahlens, um einen tragfähigen Betonuntergrund zu erzielen, der frei von Verunreinigungen ist x Auftragen einer Grundierung aus lösemittelfreiem Epoxidharz mit Injektionsqualität, wobei der Verbrauch von der Saugfähigkeit der Betonunterlage abhängt x Absanden der Grundierung mit feuergetrocknetem Quarzsand (0,3/0,8 mm) x Entfernung des überschüssigen Sandes nach einer temperaturabhängigen Wartezeit bis zur Begehbarkeit der Fläche x Erstellung eines Epoxidharzbelags aus einem mit Quarzsand im Verhältnis 1:1 gefüllten Verlaufsmörtel, wobei der tatsächliche Verbrauch von der Unebenheit abhängt x Abdichtung des Belags mit einer gebrochenen Chromerzschlacke mit einer Ausfallkörnung 3/8 mm x Entfernung der überschüssigen Chromerzschlacke nach einer temperaturbedingten Wartezeit bis zur Begehbarkeit des Belags Dieses Verfahren zeichnet sich durch seine einfache Ausführung, Robustheit und Fehlerunempfindlichkeit aus. Eine Beschichtung der alten Betonoberfläche mit Epoxidharz gewährleistet die volle Schubtragfähig-

13 Brückenverstärkung

keit eines monolithischen, ohne Arbeitsfuge hergestellten Stahlbetonbauteils. Reicht dies jedoch noch nicht aus, so können zusätzlich Anker gesetzt werden, wobei durch eine geeignete Profilausbildung der Anschlussfuge eine bessere Kraftübertragung erreicht werden kann. Um bei der Verstärkung von Stützen ein Ausweichen, des neuen Betons zu verhindern, kommt eine umschnürende Bügelbewehrung zum Einsatz, die ein Zusammenpressen der Anschlussfuge bewirkt. Aus wirtschaftlichen Überlegungen kommt eine Schalung erst ab einer Dicke von 100 mm zum Einsatz [Ruffert, 1983]. Grundsätzlich ist bei der Verstärkung von Tragwerken auch die Anwendung von Leichtbeton möglich. Der große Vorteil liegt in dessen gegenüber herkömmlichem Beton geringem Eigengewicht, wodurch günstigere statische Verhältnisse erzielt werden können. Ein Nachteil bei der Anwendung von Leichtbeton bei der baulichen Erhaltung liegt in dessen Porosität, welche in großem Maße die Korrosion der Bewehrung begünstigt. Wie bereits erwähnt, eignet sich das Hochdruckwasserstrahlen sehr gut als vorbereitende Maßnahme vor dem Anbetonieren eines neuen Bauteils, um einen tragfähigen Betonuntergrund zu garantieren ohne die Bewehrung zu schädigen. Dies zeigt beispielhaft die Verbreiterung der Reichsbrücke in Wien (Bild 13.2.3-2). Die Brücke wurde in den Jahren 1976 bis 1978 errichtet. Die Gesamtlänge des Tragwerks beträgt 900 m mit Stützweiten im Bereich der Donau von maximal 196,61 m. Im Zuge des Umbaus und der Instandsetzung des Tragwerks in den Jahren 2003 und 2004 wurde unter anderem der bestehende 3,65 m breite Geh- und Radweg abgebrochen und bei einer gleichzeitigen Verbreiterung auf 5,27 m wieder hergestellt. Um die Anschlussbewehrung zu erhalten, erfolgte der Abtrag der Gehwegplatte mittels Hochdruckwasserstrahlens (Bild

13.2 Betonbrücken

Bild 13.2.3-2 Reichsbrücke in Wien

Bild 13.2.3-3 Abtrag der Gehwegplatte mittels Hochdruckwasserstrahlens

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13.2.3-3). In Bild 13.2.3-3 erkennt man den Roboter, die bestehende Gehwegplatte aus Beton sowie die auf 0,8 m Länge freigelegte Anschlussbewehrung.

13.3 Stahl- und Verbundbrücken Günter Ramberger und Francesco Aigner Bevor eine Brückenverstärkung geplant wird, muss zunächst das Bauwerk einer Hauptuntersuchung unterzogen werden, bei der alle Schadstellen aufgenommen werden. Dies sind an den tragenden Konstruktionen insbesondere Korrosionsschäden, Ermüdungsrisse, statische Brüche, plastische Verformungen, lockere Verbindungsmittel, Schäden an Verbundplatten wie freiliegende Bewehrung, Risse durch die Wasser durchsickern kann usw. sowie beschädigte Lager, und an der nichttragenden Konstruktion Schäden im Fahrbahnbelag, an den Fahrbahnübergängen, an Leiteinrichtungen und Geländern, Korrosionsschäden an nichttragender Konstruktion. Sodann ist zu prüfen, ob durch entsprechende Reparatur der ursprüngliche Zustand wieder hergestellt werden kann oder ob Schwächungen (z. B. Abrostungen usw.) zurückbleiben. Zeigt das Tragwerk systematische Ermüdungsrisse d. h. Ermüdungsrisse an gleichartigen Stellen in etwa gleicher Form (z. B. von 20 Querträgern haben 7 an etwa derselben Stelle Ermüdungsrisse), so kann davon ausgegangen werden, dass die Ermüdungsfestigkeit für alle Bauteile an dieser Stelle in kurzer Zeit erschöpft sein wird und nur ein Austausch dieser Teile den gewünschten Erfolg bringen wird. Nach dieser Untersuchung ist die Tragfähigkeit der Brücke unter Berücksichtigung der eingetretenen Schwächungen durch Nachrechnen zu überprüfen. Dabei ist zunächst von den Bestandsplänen auszugehen und die verwendeten Materialien

13 Brückenverstärkung

hinsichtlich ihrer aus den Unterlagen feststellbaren mechanischen, technologischen und eventuellen chemischen Eigenschaften zu beurteilen. Sind keine Bestandspläne vorhanden, ist das gesamte Tragwerk aufzumessen. Daraus werden neue Bestandspläne erstellt. Für die Festlegung der Materialeigenschaften sind in diesem Fall an Stellen, die keine Bedeutung für die Tragfähigkeit besitzen, ausreichend viele Proben zu nehmen und daraus die für eine Beurteilung erforderlichen Materialeigenschaften zu ermitteln. Vor Beginn der Nachrechnung ist jedenfalls zu klären, für welche Belastungen und nach welchen Grundlagen (Normen) das Tragwerk hinsichtlich Tragfähigkeit und Gebrauchstauglichkeit beurteilt werden soll. Die Ergebnisse der Nachrechnung zeigen dann, ob das Tragwerk für die neue Belastung oder im geschwächten Zustand ausreichend tragfähig und gebrauchstauglich ist, oder ob das gesamte Tragwerk oder nur Tragwerksteile verstärkt werden müssen. Allgemeine Aussagen, welche Verstärkungsmaßnahme bei welchem Bauwerk mit dem geringsten Aufwand zum gewünschten Erfolg führt, gibt es nicht. Gerade Verstärkungsmaßnahmen bedürfen einer individuellen Ingenieurlösung. Einige allgemein gültige Aussagen können jedoch gemacht werden. Zunächst soll geklärt werden, wie die Verbindung der Verstärkungen mit dem Bestand erfolgt. Niet-, SLP- und GV-Schraubenverbindungen sind problemlos durchzuführen. Bei Zugstäben sind eventuelle Querschnittsschwächungen durch neue Löcher zu berücksichtigen. Für Schweißanschlüsse an bestehenden Bauwerken bestehen nur dann keine Probleme, wenn es sich beim Bauwerk um eine Schweißkonstruktion handelt und wenn das Material in den Bestandsunterlagen als für Schweißkonstruktionen geeignet ausgewiesen ist. Damit kann fast generell festgestellt werden, dass für alle Stahlbrücken, die vor 1950

13.3 Stahl- und Verbundbrücken

gebaut wurden und für alle genieteten oder geschraubten Tragwerke zusätzliche Untersuchungen hinsichtlich der Schweißeignung des Materials erforderlich sind. Die ältesten Stahlbrücken bestehen aus Schweißeisen. Schweißeisen wurde aus dem flüssigen Roheisen durch Umrühren an der Luft und Zugabe von Eisenoxid (Hammerschlag) gefrischt und im weichteigigen Zustand gewonnen. Warmgewalztes Schweißeisen zeigt im Allgemeinen zeilige Struktur und kann mit Verunreinigungen durchsetzt sein. Bei Beanspruchung in Walzrichtung liegt die Streckgrenze des Schweißeisens zwischen 180 und 250 N/mm2, die Zugfestigkeit zwischen 280 und 380 N/mm2, die Bruchdehnung A5 zwischen 15 und 40%. Im Gegensatz zu den durchaus brauchbaren Eigenschaften bei Beanspruchung in Walzrichtung sind die mechanischen Eigenschaften in Dickenrichtung ausgesprochen schlecht. Die chemische Analyse am Stück zeigt C-Gehalte zwischen 0,10 und 0,25%, im Allgemeinen jedoch höhere S- und P-Gehalte als die heutigen Normen für allgemeine Baustähle zulassen. Die Kerbschlagzähigkeiten weisen normalerweise sehr große Streuungen auf. Entgegen der Bezeichnung „Schweißeisen“ sind diese Stähle für das Lichtbogenschweißen nicht allgemein geeignet. In Sonderfällen kann eine detaillierte Überprüfung des Stahls im Schweißnahtbereich die Eignung zum Schweißen ergeben, das verwendete Schweißverfahren muss jedoch auf den Werkstoff abgestimmt werden. Bei allen Flussstählen (Martin-, Bessemer-, Thomasflussstahl) wurde der Stahl im flüssigen Zustand gewonnen. Er ist homogener als das Schweißeisen und zeigt normalerweise nur wenige zeilige Einschlüsse. Wie früher üblich, wurde der Stahl meist unberuhigt (keine Desoxidation) in Kokillen vergossen. Der so entstandene Block zeigt außen eine sogenannte „Speckschicht“ und innen „Seigerungszonen“. Die Speckschicht ist durch Material mit wenig Verun-

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reinigung, die Seigerungszonen mit einem höheren Verunreinigungsgrad gekennzeichnet. Beim Warmwalzen dieses Materials bleibt der Aufbau grundsätzlich erhalten. Auch bei Blechen und Profilen sind die äußere Speckschicht und die innere Seigerungszone nachweisbar (z. B. mit einem Schwefelabdruck nach Baumann). In Zonen starker Umformungen z. B. in den Übergängen vom Steg zum Gurt von I-Profilen können die Seigerungen bis an die Oberfläche kommen. Höhere Festigkeiten wurden früher fast ausschließlich durch Erhöhung des Kohlenstoffgehalts erzielt. Höherer Kohlenstoffgehalt kann aber beim Schweißen unter nachfolgender Abkühlung aus dem Schweißbad zu Martensit-Bildung und damit zu Versprödung führen. Beim Schweißen dieser Flussstähle mit sonst weiter nicht bekannten Eigenschaften ist immer zunächst eine chemische Analyse durchzuführen. Bei Kohlenstoffgehalten über 0,20% und Kohlenstoffäquivalenten über 0,40% sind jedenfalls besondere Maßnahmen beim Schweißen einzuhalten, damit Aufhärtung weitgehend vermieden wird, die Ursache von sich nicht ankündigenden Sprödbrüchen sein kann. Wenn möglich, sollten beim Schweißen die Seigerungszonen nicht aufgeschmolzen werden. Die Aussagen über das Schweißen gelten nicht nur für Verbindungsschweißungen an der Konstruktion, sondern auch für alle provisorischen Schweißungen, auch wenn sie nachher wieder abgeschliffen und entfernt werden (kein Anheften und Anschweißen von Montagebehelfen!). Lockere Niete müssen entfernt und neu geschlagen werden. Ist es unwirtschaftlich wegen einiger fehlender Niete eine Nietkolonne einzusetzen, können die Niete auch durch GV-Schrauben der Klasse 10.9 mit größtmöglichem Durchmesser und voller Vorspannung ersetzt werden. Alle durchgeführten Reparatur- und Verstärkungsmaßnahmen sind in den Bestandsunterlagen zu dokumentieren.

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Nach diesen allgemeinen Themen werden in den folgenden Abschnitten spezielle Verstärkungsmaßnahmen behandelt.

13.3.1 Fahrbahnverstärkung Da sich in den letzten Jahrzehnten vor allem die örtlichen Belastungen weit mehr erhöht haben als die Gesamtbelastungen von Brücken und auch die Ermüdungsbeanspruchung unmittelbar belasteter Bauteile eher maßgeblich wird, sind Verstärkungen der Fahrbahn von großer Wichtigkeit. Bei Straßenbrücken mit Buckelblechen und Füllbeton und bei bewehrten Stahlbetonplatten auf Längs- und Querträgern ergibt sich eine gute Gelegenheit zur Verstärkung der Fahrbahn, wenn diese ursprünglich nicht integrierten Bauteile durch Stahlbetonplatten im Verbund mit Längs- und Querträgern ersetzt werden. Damit bleibt die Gesamtlast (nahezu) unverändert, doch die Tragfähig-

13 Brückenverstärkung

keit wird wesentlich erhöht. Ist ein Anschweißen von Kopfbolzendübeln wegen fehlender Schweißeignung des Materials nicht möglich, so können auch Schrauben als Schubdübel verwendet werden (Bild 13.3.1-1). Trägerroste und orthotrope Platten für Fahrbahnen können durch den Einbau zusätzlicher Querträger wesentlich verstärkt werden. Diese können in Feldmitte oder in den Drittelpunkten zwischen den bestehenden Querträgern angeordnet werden. Der Einbau der zusätzlichen Querträger kann von unten ohne Verkehrsstörung erfolgen. Damit werden die Stützweite der Längsträger und die Belastung der Querträger verkleinert und damit die Tragfähigkeit und die Steifigkeit der Fahrbahnkonstruktion ganz wesentlich erhöht (Bild 13.3.1-2). Reichen diese Maßnahmen nicht aus, so kann die Fahrbahnkonstruktion abschnittsweise entfernt und durch eine neue Konstruktion (orthotrope Platte oder Ver-

Bild 13.3.1-1 Verstärkung durch Stahlbetonplatten im Verbund [Ramberger et al., 1990]

Bild 13.3.1-2 Verstärkung durch zusätzliche Querträger [Ramberger et al., 1990]

1013

13.3 Stahl- und Verbundbrücken Querschnitt verstärkt

1%

Querschnitt alt

1%

SOK 274,200

Bild 13.3.1-3 Umbau und Verstärkung einer Eisenbahnbrücke [VA TECH VOEST MCE]

bundplatte) ersetzt werden und diese in die Tragfähigkeit der Hauptträger, z. B. als mitwirkender Gurt, einbezogen werden. Mit einer neuen Fahrbahnkonstruktion wird meist auch die Beanspruchung der Hauptträger reduziert und somit eine Systemverstärkung erzielt. Bild 13.3.1-3 zeigt den Umbau und die Verstärkung einer Eisenbahnbrücke durch Entfernen der offenen Fahrbahn und Aufsetzen einer querorientierten orthotropen Fahrbahnplatte, die gleichzeitig den Obergurt des Trägers bildet. Bild 13.3.1-4 zeigt die Verstärkung einer aus dem Jahre 1889 stammenden Eisenbahnbrücke, bei der die Fahrbahnkonstruktion entfernt wurde und durch einen durchgehenden Längsträger mit Hutquerschnitt ersetzt wurde, der mit Querscheiben an den Fachwerkknoten in die dort vorhandenen Diaphragmableche mittels GV-Schraubenverbindungen angeschlossen wurde. In diesem Falle wurde der Längsträger gleichzeitig auch als dritter Untergurt des Fachwerkhauptträgers genutzt.

13.3.2 Systemverstärkung Bei Verstärkungen von Balkenbrücken mit Vollwandträgern ist zu unterscheiden, ob die Biegemomente oder die Querkräfte Ursache für die Verstärkungsmaßnahmen sind. Verstärkungen für Querkräfte sind schwierig durchzuführen, da Stegverstärkungen nur dann wirksam sind, wenn sie auch direkt an die Gurte angeschlossen werden. Verstärkungen für Biegemomente sind dagegen wesentlich einfacher durchzuführen, da üblicherweise Zulagelamellen für die Gurte ausreichen. Bei Deckbrücken mit orthotroper Fahrbahnplatte kann auch durch die unter 13.1.1 besprochenen Fahrbahnverstärkungen mittels zusätzlicher Querträger die Beanspruchung der Fahrbahn reduziert werden, sodass die Beanspruchbarkeit der Hauptträger erhöht wird. In Sonderfällen kann auch bei offenen Querschnitten die Verbindung der Hauptträger zu einem geschlossenen Querschnitt über Verbände die Biegebeanspruchung reduzieren, da die Beanspruchung aus Querschnittsverwölbung entfällt und nur die

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Bild 13.3.1-4 Verstärkung der Kampbrücke Rosenburg

13 Brückenverstärkung

13.3 Stahl- und Verbundbrücken

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zentrische Biegebeanspruchung bestehen bleibt. Reichen die zuvor genannten Maßnahmen nicht aus, können zusätzliche Hauptträger angeordnet werden. Bei Deckbrücken können diese unterhalb der Fahrbahn ohne Störung des Verkehrs montiert werden. Im Allgemeinen sind zusätzliche Fachwerkträger einfacher zu montieren als zusätzliche Vollwandträger, da die Einzelstäbe leichter und einfacher zu handhaben sind. Zusätzliche Träger werden selbstverständlich so angeordnet, dass auch die örtlichen Beanspruchungen der Querträger abgebaut werden und die Mitwirkung des Gurtes verbessert wird. Sie werden daher z. B. in der Mitte oder in den Drittelpunkten zwischen den bestehenden Hauptträgern angeordnet. Durch entsprechende Querträger und Verbände müssen sie mit den beste-

henden Hauptträgern so verbunden werden, dass der Querschnitt als Ganzes wirkt. Ein Beispiel für eine sehr wirksame Brückenverstärkung zeigen die Bilder 13.3.2-1 und 13.3.2-2 von der Haseltalbrücke im Spessart, wo durch zusätzliche Fachwerkhauptträger und zusätzliche Fachwerkquerverbände die Tragfähigkeit der Brücke wesentlich erhöht werden konnte. Auch bei Stahlbrücken kann durch externe Vorspannung die Tragfähigkeit der Hauptträger wesentlich erhöht werden. Die Wirkungsweise ist dabei vergleichbar mit der externen Vorspannung bei Stahlbetonbrücken (siehe 13.2.2). Besonderes Augenmerk ist bei Stahlbrücken auf die Krafteinleitung und die Kraftumlenkung zu legen. Zu beachten ist auch, dass bei allen externen Vorspannungen zusätzliche Drucknormalkräfte in das Tragwerk eingebracht werden,

Längsschnitt durch Brückenachse Verstärktes ‚ Tragwerk LV ZLV 0

LV ZQV QV 5 9

ZQV 13

QV 12

ZQV 21

QV 25

LV

QV ZLV ZLV QV 29 33 37

QV 41

ZQV 45

H = 3700

QV ZQV LV ZLV

QV 49

ZQV ZQV 53 57

ZQV 61

ZQV 65

QV 69

QV ZLV ZLV QV 73 77 81

Querverband Zusätzlicher Querverband Lagerverband Zusätzlicher Lagerverband

Draufsicht (Deck abgehoben) alt

LV QV QV

QV

LV QV

QV

QV

QV

QV

QV

QV

QV

QV

LV QV LZV LZV QV

QV

verstärkt HT Laufsteg

FW FW HT

ZQV

QV

ZQV

QV

LV QV ZLV ZLV QV

QV

ZQV

QV

ZQV ZQV

Rinne

QV

LQV

Bild 13.3.2-1 Verstärkung der Haseltalbrücke im Spessart – Längsschnitt [Ramberger et al., 1990]

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13 Brückenverstärkung

Querschnitt im Feldbereich Normalquerschnitt 1500 2%

29000 111500

2%

2.5%

3000

111500

1500

alt 2.5%

2%

Stegblechhöhe 3700 bis 5000 Parabel

verstärkt 2%

2%

2.5%

2.5%

Rohr

Verstärkung der Quersteifen

2%

30°

18526

Querschnitt am QV 2%

2%

alt 2.5%

2.5%

2.5%

2%

verstärkt 2%

2%

Einbindung der Quersteifen

2.5%

2.5%

2%

Rohre

1-Profil

Querschnitt im Stützenbereich 2%

2%

2%

2.5%

alt

2.5%

2%

2.5%

verstärkt

2%

2.5%

2.5%

LV

2%

ZLV

5416

7680

5430

5237

Bild 13.3.2-2 Verstärkung der Haseltalbrücke im Spessart – Querschnitt [Ramberger et al., 1990]

13.3 Stahl- und Verbundbrücken

1017

Hebung und Umbau der Praterbrücke 0) Ausgangssituation Radweg

Gehweg

5) April bis Juli 1997

Oberstromiger Kasten

Unterstromiger Kasten

6) Juli bis Oktober 1997 Gehweg

1) Jänner, Februar 1996 Arbeitsbereich

Donaustadtbrücke

Arbeitsbereich unterstrom

Gehweg

Radweg

Arbeitsbereich oberstrom

Donaustadtbrücke

Gehweg

2) März bis Juni 1996

Arbeitsbereich

7) November, Dezember 1997

Donaustadtbrücke

Gehweg

Arbeitsbereich

Gehweg

3) Juli bis Oktober 1996

Arbeitsbereich

8) Fertige Brücke

Donaustadtbrücke

4) November 1996 bis März 1997

Radweg

Arbeitsbereich

Bild 13.3.3-1 Hebung und Umbau der Praterbrücke über die Donau in Wien [MA 29]

Gehweg

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die sich eventuell auf vorher niedrig beanspruchte Bauteile ungünstig (Stabilität!) auswirken können. Eine sorgfältige Untersuchung des Gesamttragwerks ist bei externer Vorspannung von Stahltragwerken immer notwendig.

13.3.3 Systemänderung Die im vorigen Abschnitt erwähnte externe Vorspannung stellt bereits eine Änderung des statischen Systems dar ohne jedoch die Ansicht der Brücke zu verändern. Ist der Freiraum unter der Brücke ausreichend, kann durch Unterspannung der Felder die Tragfähigkeit der Hauptträger wesentlich erhöht werden. In ähnlicher Weise funktioniert die Verstärkung durch Pylonen und Überspannung, wodurch aus einer Durchlaufträgerbalkenbrücke eine Schrägkabelbrücke wird. In beiden Fällen ist wieder darauf zu achten, dass zusätzliche Normalkräfte in das bestehende Tragwerk eingeleitet werden.

13 Brückenverstärkung

Nur in seltenen Fällen können zusätzliche einfache vertikale Stützen angeordnet werden, um die Stützweite von Hauptträgern zu verringern. Schrägstützen von den Pfeilern zum Brückenbalken hin oder zusätzliche Bogentragwerke als Unterstützungen sind in manchen Fällen möglich. Ein interessantes Beispiel für die Verstärkung einer bestehenden dreifeldrigen Balkenbrücke durch Systemänderung stellt die Praterbrücke über die Donau in Wien dar. Wegen des Aufstaus der Donau durch ein stromabwärts zur Brücke gelegenes Kraftwerk musste die Brücke um etwa 1,80 m gehoben werden. Im Zuge dieser Hebung wurde auch die Fahrbahn von sechs auf acht Spuren verbreitert und die ursprünglich beiderseits auf dem Brückendeck angeordneten Gehwege unter die neue auskragende Fahrbahnplatte verlegt. Zur Erhöhung der Tragfähigkeit wurde die Brücke im Bereich beider Strompfeiler mit zusätzlichen Vouten versehen und so im Bereich der Stützenmomente der Querschnitt erhöht und verstärkt. Um die Feldmomente

Bild 13.3.3-2 Hebung der Praterbrücke über die Donau in Wien – Ansicht [MA 29]

13.3 Stahl- und Verbundbrücken

in etwa unverändert zu belassen, musste die Brücke in eine neue Form gebracht werden. Dies wurde erreicht durch ein relatives Anheben der Innenstützen gegenüber den Widerlagern. Die Verstärkung blieb damit auf den (wesentlich kleineren) Bereich hoher Stützenmomente beschränkt, die von der durch Vouten und Zulagebleche verstärkten Brücke aufgenommen werden konnten. Am rechten Strompfeiler wurde auch eine

1019

Verstärkung für die Querkraft notwendig. Dies wurde durch einen eingebauten zusätzlichen Fachwerkträger bewerkstelligt. Zur Durchführung der beschriebenen Maßnahmen wurde die Brücke, die einen Zwillingskastenquerschnitt aufweist, in der Mitte längs geteilt und jeweils eine Hälfte nacheinander verstärkt und gehoben, wobei die jeweils andere Hälfte im Betrieb blieb (Bild 13.3.3-1).

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Brückenverzeichnis

Name

Ort, Region

Seiten

Aji-Fluss-Brücke Akashi-Kaikyo Brücke Allegheny Kanal-Hängebrücke Allierbrücke bei Boutiron Amperbrücke Inning Anji-Brücke An-Lan-Brücke Anping-Brücke Argentobelbrücke Arminiusstraße Arnobrücke Florenz Assos Steinplattenbrücke Augartenbrücke Augustusbrücke Autobahnhochstraße Umgehung Köln Bamberger Kettenhängebrücke Baodai Brücke Bendorfer Brücke über den Rhein

bei Osaka Kobe-Naruto, Japan Pittsburgh bei Boutiron A96 bei Inning am Ammersee Über den Fluss Xiache in Cina Südwesten Chinas China Allgäu Dortmund Florenz Assos, Westküste Kleinasiens Wien Dresden Köln Bamberg bei Suzhou in China Bendorf, nahe Koblenz

Biesenbach-Viadukt Blaues Wunder Böckinger Brücke Bogenbrücke Pùnt la Resgia Bogenbrücke über den Britzer Verbindungskanal Bosporus Brücke Britanniabrücke über die Menai-Meerenge Bronx-Whitestone Brücke Brooklyn Brücke Brücke zur Siele BW 2/3 über den Neckar Chazelet Eisenbetonbrücke

Südschwarzwald, Hegau Dresden Heilbronn bei Innerferrera, Graubünden Berlin

87 71, 388–390 62 79, 242 338, 881 7 9 4 105 878 369 10 925 26/27 254/255 60 6 85/86, 174, 250/251 49/50 52–54 211 344 340

Istanbul Nordwales-Insel Anglesey

71, 97 44

New York New York bei Olpe Stuttgart Chazelet bei Saint-Benoit-duSault, Westfrankreich

69 64–67, 388 285 763–765 73

1060

Brückenverzeichnis

Name

Ort, Region

Seiten

Clifton Brücke Crestawaldbrücke Diepmannsbachtalbrücke Dilltalbrücke Haiger Dirschauer Weichselbrücke Donaubrücke Metten Donaubrücke Schwabelweis Donaukanalbrücke Wien Donaustadtbrücke Donauübergang bei Fischerdorf Dordognebrücke bei Cubzag Echelsbacher Brücke über die Ammer Eisenbahnbrücke über die Praterhauptallee Eisenbahnüberführung BW 228 Elbe-Abstiegskanalbrücke bei Rothensee Elbebrücke Dömitz Elbebrücke Pirna Elbebrücke Torgau Elbebrücke Vockerode Elornbrücke Albert Louppe Elstertalbrücke Elstertalbrücke Pirk Elztalbrücke Engelsbrücke Etzelsbachtalbrücke Euphratbrücke in Babylon Falkensteinbrücke Feng-Brücke Firth of Forth Brücke Föhrer Brücke Franzensbrücke Freiberger-Mulde Brücke Friedensbrücke Plauen Friedrich-Ebert-Brücke Fußgängerbrücke über Rhein-HerneKanal Ganterbrücke Garabit-Brücke über den Truyère George Washington Brücke Geratalbrücke Ichtershausen

bei Bristol bei Sufers, Schweiz A1 bei Remscheid bei Haiger Dirschau, Tczew bei Metten bei Regensburg Wien Wien nahe Deggendorf bei Cubzag, nahe Bordeaux bei Echelsbach, Oberbayern Wien

59 226, 299 215 865 45–47, 99 267–272 836 168 367–371, 846/847 341, 775, 882 48/49 74 296

bei Köln bei Magdeburg-Rothensee

278–280 337

bei Dömitz, Mecklenburg Pirna Torgau A9 bei Vockerode bei Plougastel bei Jocketal, Vogtland Pirk an der Weißen Elster bei Kaisersesch, Eifel Rom A38 Babylon Tauernbahn Salzburg-Villach bei Sian in China Queensferry/Schottland Berlin Wien Siebenlehn Plauen/Vogtland Bonn Oberhausen

334, 883 346, 884 279 213 80 35 310 248–250 17–19 743 10/11 164, 314 3 50/51 291/292 925 865 303–307 89/90 57

bei Brig bei St. Flour New York Eisenbahnstrecke NürnbergErfurt, nahe Erfurt

91 47/48 68 119, 751/752

Brückenverzeichnis

1061

Name

Ort, Region

Seiten

Glemstalbrücke Schwieberdingen Glienicker Brücke Gmündertobelbrücke Golden Gate Brücke Göltzschtalbrücke, Eisenbahnbrücke Göltzschtalbrücke der A 72 Grand-Pont über die Saane Grenzbrücke über die Oder Großherzogin-Charlotte-Brücke Hafenbrücke Schierstein Hamana-Brücke Hammer Eisenbahnbrücke Hangbrücke Würgau Haseltalbrücke Havelbrücke Luckenberg Hell Gate Brücke Hellespont Schiffsbrücke Hochbrücke Brunsbüttel Holzbogenbrücke über den Delaware Holzfachwerkbrücke über den Chikapoe Holzfachwerkbrücke über den Pontomac Hooghly-River-Brücke Horrem, Eisenbahnüberführung Houston Ship Channel Crossing Humber Brücke Humboldt-Hafenbrücke Innbrücke Neuötting Innbrücke Zuoz Isarbrücke Grünwald Jakobs Greek Kettenbrücke Judith-Brücke Jungfernbrücke Kampbrücke Kampbrücke Kap-Shui-Mun-Brücke Karls-Brücke Karun Staudammbrücke Kehlheimer Fußgängerbrücke Kettiger Hang Brücke Kochertalbrücke Krämerbrücke Kronprinz-Rudolf-Brücke über die Donau

Schwieberdingen, nahe Stuttgart Berlin bei Teufen, Kanton Appenzell San Francisco bei Mylau, Vogtland A72, bei Reichenbach Fribourg Frankfurt an der Oder Luxemburg Wiesbaden Japan Strecke Düsseldorf-Hamm bei Würgau Spessart Luckenberg, Land Brandenburg New York Bosporus Nordostseekanal bei Trenton Connecticut bei Washington

93 101 74 69 34–37 312 59 883 296 94 86/87, 251 329–332 254 1015/1016 290 68 11 840/841 39 40/41 39

Kalkutta Horrem bei Köln bei Baytown, Texas Kingston upon Hull Berlin bei Neuötting Zuoz im Engadin München Pennsylvania Prag Berlin Zwettl Rosenburg Hongkong Prag bei Schuschtar Kehlheim zw. Andernach-Koblenz bei Geislingen Erfurt Wien

383 877 384/385, 827 71 57/58 213/214 76 74, 346, 884 59 30 54/55 848, 859–862 1014 386 30/31 12–14 156 254, 257 761/762 28–30 848/849

1062

Brückenverzeichnis

Name

Ort, Region

Seiten

Laasan Brücke über das Striegauer Wasser Lahnbrücke Balduinstein Le Pont de Brotone Loschwitzer Elbebrücke Luding Brücke Luren-Brücke Machfeldkanal-Brücke Wien Magnetnadelbrücke Mainbrücke der Nato-Rampe

bei Laasan, Lazany

41

Balduinstein, nahe Limburg bei Rouen Dresden Provinz Sichuan, China Luoyang in China Wien bei Osaka Zwischen Sulzbach und Niedernberg Frankfurt

83/84, 250 166 52–54 59 6 222 87 342

Nantenbach Retzbach und Zellingen Veitshöchheim bei Essing Autobahn A8 (München-Salzburg) New York Venezuela bei Porto

284 763 767 223 170

Esbly Nordwales-Insel Anglesey Pittsburgh Bernkastel, Kues Thörnich, nahe Trier bei Dessau Kirn bei Mannheim Stuttgart Stuttgart Worms USA Niagara Worms Tokyo Honfleur, nahe Le Havre Brennerautobahn Covington und Cincinnati Portsmouth Kopenhagen-Malmö Vöhl-Ederbringhausen, Hessen

81 59 62 864, 879/880 252 775 231, 239 107 97–99 282/283 111 364/365, 826 62 84–86, 250/251 37 172, 383 739 63 825 368 222

Mainbrücke Hoechst, Schrägkabelbrücke Mainbrücke Nantenbach Mainbrücke Retzbach-Zellingen Mainbrücke Veitshöchheim Main-Donau-Kanal-Steg Essing Mangfallbrücke Manhattan-Brücke Maracaibo Brücke Maria Pia Stahlbogenbrücke über den Duoro Marnebrücke Esbly Menaistraßen Hängebrücke Monongahela-Brücke Moselbrücke Bernkastel-Kues Moselbrücke Thörnich Muldebrücke Dessau Nahebrücke Kirn Neckarbrücke bei Mannheim Nesenbachtalbrücke Nesenbach-Viadukt Neue Nibelungenbrücke über den Rhein New Ohio River Bridge Niagara-Brücke Nibelungenbrücke über den Rhein Nihonbashi-Brücke Normandiebrücke Nößlachbrücke Ohio-Brücke Covington/Cincinnati Ohio-River Bridge Öresundbrücke Orkebrücke in Vöhl

90/91

67 91, 265 47

Brückenverzeichnis

1063

Name

Ort, Region

Seiten

Ortsumgehung Erfurt Osormort Viaduct Perlach-Unterhaching Rahmentragwerk Pfaffenbergbrücke Pleichachtalbrücke Pons Aelius, Ponte St. Angelo Pons Aemilius Pons Milvius Pons Sublicius Pont du Gard Ponte Cestio Ponte Fabricio Ponte Molle Ponte Mulvius Ponte Rotto Ponte Santa Trinità Ponte Vecchio Pragsattel II Praterbrücke Puente de Alcántara Puente de la Barqueta Pujinbrücke Reichsbrücke Wien Rheinbrücke Diepoldsau Rheinbrücke Ilverich Rheinbrücke Oberkassel

L1055 bei Erfurt Barcelona A8 (bei München) ÖBB-Tauernbahn A7 (Fulda-Würzburg) Rom Rom Rom Rom Nimes Rom Rom Rom Rom Rom Florenz Florenz Stuttgart Wien Toledo Sevilla über den gelben Fluss in China Wien Diepoldsau, Kanton St. Gallen

Rheinbrücke Schierstein Rheinbrücke Tavanasa Rhonebrücke Rialto Brücke Rio Caroni Brücke Rio Peixe Brücke Risorgimento-Brücke Römische Donaubrücke Römische Rheinbrücke Römische Rheinbrücke

Wiesbaden-Mainz bei Tavanasa in Graubünden Avignon Venedig Brasilien Brasilien Rom bei Turnu Severin, Rumänien bei Neuwied Mainz, zwischen Mainz und Kastel Schweiz Wien Alsleben (zwischen Halle und Aschersleben) Bad Kösen, Thüringen

293–295 158 873/874 734, 740 254, 256 17–19, 22 17–20 17, 20 14 19, 21 17, 21 17/18, 21 17, 20 17 17–20 31/32 30 93/94 1017–1019 23/24 162 3 197, 1008/1009 364 369 89, 206/207, 370, 828, 842, 848, 850/851 56, 839 75 27/28 32 767 241, 753 74 15/16 14/15 14/15

Ronatobelbrücke Rossauer Brücke Saalebrücke Alsleben Saalebrücke Bad Kösen

Düsseldorf

298/299 95, 924 82, 243 303–307

1064

Brückenverzeichnis

Name

Ort, Region

Seiten

Saalebrücke Beesedau

A14 bei Beesedau, nahe Bernburg A72, nahe Hof Redding, Kalifornien Bordeaux bei Schiers im Prättigau

345/346, 882

Saalebrücke der A72 Sacramento- Fußgängerbrücke Saint Jean Brücke über die Garronne Salginatobelbrücke Schiersteiner Brücke Schlossbrücke über die Spree Schrägkabelbrücke über den Bahnhof Ludwigshafen Schrägseilbrücke Dubrovnik Schuylkillbrücke, Messingdraht-Hängebrücke Schwarzbachtalbrücke Seinebrücke Villeneuve Selterstorbrücke Severn Brücke Severnbrücke in Coalbrookdale Sky Brücke Spannbandbrücke Bircherweid Spannbandbrücke Freiburg Spannbandbrücke über die Moldau Spannbandbrücke über die Sávaza Spannbetonbrücke bei Oelde Spannbetonbrücke in Aue St. Lorenz-Strombrücke Stauseebrücke Zeulenroda Steinerne Brücke Sternbrücke Stolma Brücke Storebælt Brücke Storkower-Kanal-Brücke Strömsundbrücke Sunnibergbrücke Sunshine-Skyway-Brücke Syratalbrücke Tacoma Narrows Brücke Talbrücke Albrechtsgraben Talbrücke Pöhl Talbrücke Schnaittach Talbrücke Siebenlehn

Wiesbaden-Mainz Berlin Ludwigshafen

311 160 47 1/2, 77–79, 148– 150 56, 839 33/34 370

Dubrovnik Philadelphia

176 60

Wuppertal bei Villeneuve Gießen bei Bristol Coalbrookdale Schottland Bircherweid, Schweiz Freiburg Prag-Troja bei Hvezdonice bei Oelde, Münsterland Aue, Erzgebirge Quebec/Kanada bei Zeulenroda Regensburg Weimar bei Bergen, Norwegen Korsor/Dänemark bei Blossin, Land Brandenburg Schweden bei Klosters Florida Plauen, Vogtland Tacoma, Staat Washington A71 bei Suhl A 72, bei Pöhl, nahe Plauen Autobahn A9 (Berlin-Nürnberg) Siebenlehn, nahe Meißen

848, 854–858 240/241 232–238 71 41/42 197/198 397 96/97 395 394 81/82 82, 244 51 100 25/26 33 86, 251, 765 71 297/298 87 154, 819–821 384 303–307 70, 393 731–733 311/312 198 130, 865

Brückenverzeichnis

1065

Name

Ort, Region

Seiten

Talbrücke Trockau Talbrücke Wilde Gera

A9 Autobahn A71, bei Gräfenroda, nahe Oberhof

747 216, 343, 765–767

Talbrücke Wilkau-Haßlau Talbrücke Zahme Gera

bei Zwickau Autobahn A 71 bei Geschwenda, nahe Ilmenau Bremen Berlin-Tempelhof A4, bei Jena Düsseldorf Mainz Ilsenburg, Harz Hongkong A4 bei Dresden bei Giggl, Tirol München B9 (Köln-Mainz) Bucht von New York Kanton Freiburg bei Tiel Libyen Leipzig Provinz Sichuan, China

865/866 115, 292, 443 280 283 724, 730 87/88 56 224 115 289/290 848, 852/853 873/874 247/248 70 285/286 265/266 265/266 307–308 75

über den Fluss Wei in China Berlin Wörlitz bei Dessau China bei Xining in China bei Glauchau Wilkau-Haßlau

3 55 42 364, 365, 825 4 238/239 865/866

Teerhofbrücke Bremen Teltowkanalbrücke Teufelstalbrücke Theodor-Heuss-Brücke Theodor-Heuss-Brücke Tiefenbachbrücke Ilsenburg Ting Kau Brücke Tor nach Dresden Trisanna-Brücke Überführung Perlach-Unterhaching Unkelsteinbrücke Verrazano-Narrows-Brücke Viadukt von Lully Waalbrücke Tiel Wadi-Kuf-Brücke Wahrener Viadukt Wan Xian Autobahnbrücke über den Yangtze Weibrücken Weidendammer Brücke Wörlitzer Brücke Xiang Jia Tang Brücke Zamalong-Brücke Zwickauer Mulde-Brücke Zwickauer-Mulde Brücke

Personen- und Firmenverzeichnis

Agrippa, Marcus Vispanius 19 Aigner, Franz 164, 733 Alsen, Klaus 94, 232 Ammann, Othmar Hermann 67, 70 Ammannati, Bartolommeo 31 Andrä, Wolfhart 83 Apollodorus, aus Damaskus 15 Architekturbüro Ackermann und Partner 156 Armisén, Javier Manterola 158 Baker, Benjamin 50 Baur, Willy 83, 87, 258, 264 Bay, Hermann 92 Becker, Manfred 729 Bernasconi, Andrea 38 Bernoulli, Jacob und Johann 43, 466 Bessemer, Henry 45 Boissanger, de 47 Boyer, Léon 47 Brown, Sir Samuel 59 Brunel, Isambard Kingdom 59 Burr, Theodore 39 Cauchy, Augustin Louis Baron 43 Chaley, M. J. Joseph 59 Cruciani 731 CSTB 172 Cue, Alexander Mc 64 Darby, Abraham 41 Dauner 285 DEGES 429, 929 Dietleyn 60 Dischinger, Franz 81, 243, 311, 315, 567 Doehring 242 Dost, Ferdinand 35 École des Ponts et Chaussées 44 École polytechnique 44 Eibl, Josef 470 Eiffel, Gustave Alexandre 47–49 Eilzer, Wolfgang 346 Ellet, Charles 62 Ellis, Charles Alton 69

Emperger, Friedrich Ignaz 74 Euler, Leonard 43, 467 Fehse, Werner 258 Finley, James 59 Finsterwalder, Ulrich 82, 94, 96, 170, 174, 243, 394, 753 Firma Agroman – Modeste Fraile 158 Firma Adam Hörnig AG 443 Firma Auteried & Co 168 Firma Auxini, S. A. 162 Firma Beyer & Co., Graz 164 Firma Bilfinger und Berger Bau AG 156, 238 Firma Bögl/Walter 745 Firma Campenon-Bernard 81 Firma Charles Nepveu 46 Firma Construzioni Cimolai Armando Spa 176 Firma DEMAG 87 Firma Dörnen Stahlbauwerke 218, 876 Firma Dyckerhoff & Widmann, DYWIDAG 82, 94, 170, 174, 176, 231, 239, 247, 747, 753 Firma Echterhoff 218 Firma Ensidesa, S. A. 162 Firma Enterprise Campenon Bernard 166, 172 Firma Felten & Guilleaume 52 Firma Friedrich Maurer Söhne 156 Firma Grün & Bilfinger 174 Firma Hein, Lehmann AG 87 Firma Hermann Assner GmbH & Co 237 Firma Hochtief 876 Firma John A. Roebling’s Company 59, 61 Firma Karl Kübler 92 Firma Königin-Marien-Hütte 52 Firma Pfeifer Seil- und Hebetechnik 156 Firma Porr 95, 168 Firma Preiswerk & Cie AG 154 Firma Setra 172 Firma Shasta Constructors Inc. 160 Firma Sogea 172 Firma Stahlbau Illingen 99

1068 Firma Stanglmeier / Luitpold Aukofer 156 Firma Universale 95 Firma Vetsch 154 Firma Walter – Bau AG 176 Firma Wayss & Freytag 74, 80/81, 92 Firma Wayss und Freytag & Heidschuch 73 Firma Wolff & Müller 99 Fowler, John 50 Frank-Jakob-Bluth, Architekten 107 Freyssinet, Eugène 78–81, 242 Gaddi, Taddeo 29 Galilei, Galileo 43, 466 Guyon, Y. 554–557 Harpalos 11 Hennebique, Francois 74 Hoch- und Tiefbau GmbH, Regensburg 156 Hodgkinson, Eaton 43 Homberg, Helmut 87 Hooke, Robert 43, 466 Hoshino, Masaaki 259 Howe, William 39 Hyatt, Thaddäus 73 Ingenieurbüro A. Pauser 168 Ingenieurbüro Ammann & Withney 70 Ingenieurbüro Bänziger und Köppel 154 Ingenieurbüro Brändli und Partner 154 Ingenieurbüro Bung 105, 111 Ingenieurbüro Carlos Fernández Casado 158 Ingenieurbüro Fritsch 115 Ingenieurbüro Gustav Lindenthal 68 Ingenieurbüro König und Heunisch 238 Ingenieurbüro Leonhardt, Andrä & Partner 83, 264, 767 Ingenieurbüro Peter und Lochner 107 Ingenieurbüro Schlaich, Bergermann und Partner 56, 93, 99, 115, 156 Ingenieurbüro Verheyen 111 Ingenieurbüro Zilch und Müller 237 Ingerop 172 Iyengar, K. T. 554 Kepler, Johannes 43 Kingsley, William C. 64 Kitzler, Julius 52 Koechlin, Maurice 47 Koenen, Matthias 74 König, Gert 238 Koepcke, Claus 51–53 Kuhlmann, Ulrike 334 Kupfer, Herbert 170 Lagrange, Jean Louis 43 Lambot, Joseph Louis 73

Personen- und Firmenverzeichnis Langer, Joseph 322 Lavigne, Charles 172 Leibniz, Gottfried Wilhelm 43 Lentze, Carl 45 Leonhardt, Fritz 70, 83, 87, 311, 471 Li Bing 9 Lindenthal, Gustav 68 Lohmer, Gerd 92, 170, 174, 247 Long, Stephen H. 39 Lrpic, Veljko 176 Lund 242 Maillart, Robert 1, 75–77, 92, 149 Mandroklos 11 Martin, Pierre Émile 45 Martin, Rainer 729 Mathivat, Jacques 166 Mautner, Karl 80 Mehlhorn, Gerhard 259 Mehmel, Alfred 556 Melan, Joseph 67, 74 Menn, Christian 154, 471, 754 Moisseiff, Leon Solomon 67–70 Möller, Max 241 Monier, Joseph 73 Morandi, Riccardo 89, 265 Mörsch, Emil 74 Murphy, Henry C. 63 Navier, Claude-Louis-Marie-Henry 44, 466 Nepveu, Charles 47 Newton, Isaac 43 NOE Schaltechnik 443 Nouguier, Emile 47 Ohlig, Rudolf 94 Pablo, Juan J. Arenas de 162 Pantaleón, Marcos J. 162 Parler, Peter 30/31 Pauli, Friedrich August v. 35 Pauser, Alfred 95, 168 Perronet, Jean-Rodolphe 43 Peter, Jörg 440 Pfohl, Hans 258 Poisson, Simeon-Denis 43 Ponte, Antonio da 32 Pöppelmann, Matthias Daniel 26 Quadrig 172 Rackwitz, Rüdiger 455 Ritter, August 467 Ritter, Wilhelm 67 Robaglia 47 Röbling, Johann August 59–65, 87, 388 Roebling, Washington 63–66

Personen- und Firmenverzeichnis Rüsch, Hubert 477 Saint Bénezet 26 Savov, Zlatko 176 Schäfer, Wolfgang 232 Schambeck, Herbert 174, 176, 266/267 Schickhofer, Gerhard 38 Schinkel, Karl Friedrich 33 Schinz, Rudolph Eduard 46 Schlaich, Jörg 56, 156 Schubert, Johann Andreas 35/36 Schüßler-Plan 866 Séguin, Camille 58 Séguin, Marc 59 Siemens, Carl Wilhelm und Friedrich 45 Sofresid 172 Sogelerg 172 Splingard 35 Sporschill, Karl 176 Steinman, David Bernard 66, 87

1069 Stephenson, Robert 44 Strasky, Jiri 160 Strauss, Joseph Baermann 69 Tamms, Friedrich 92 Telford, Tomas 58 Thomas, Sidney Gilchrist 45 Tiedje, Wilhelm 92 Triborough Bridge Authority 69 Trost, Heinrich 567 Vicat, Louis Joseph 59, 62 Virlogeux, Michel 172 Walther, René 470 Warren Roebling, Emily 66 Wetzel, R. 440 Wilke, Robert 35/36 Wöhler, Friedrich 467 Wölfel, Roland von 216, 343, 766 Zilch, Konrad 237 Zuse, Konrad 467

Sachverzeichnis

A Abblättern von Beschichtungsteilen 959 Abbruch 131 Abdichtung 946 Abfließen der Hydratationswärme 659 abhebende Lagerkraft 280 Abhebesicherung 281 Abminderung der Vorspannkraft 587 A-Bock 440 Abrechnung 125 Absenkmaßnahmen 280, 880 Absetzblock 772 Abspannung 758, 885 Abstände – der Betonstähle 586 – der Spannstähle 588 Absturzsicherung 930 abtragende Korrosion 942 Abtriebskräfte 341 aerodynamische Stabilität 392 aeroflügelähnlicher Querschnitt 71 Amplitudenspektren 690–694 Anforderungsklasse 576, 589 Angebotsbearbeitung 119 Ankerkopf 372 Ankerplatte 907 Anlieferung der Segmente 791 Anprall, Nachweis gegen 642 Anpressdruck 880 Anschluss der Hänger 323 Antwortspektrumverfahren 711

Antwortverhalten 721 A-Pylon 355, 386, 807 Aquädukt der Römer 19–23 Arbeitsfuge 587, 756, 768, 945 – mit Spanngliedkopplungen 256–264, 587 Archivolte 16 Ästhetik 134, 140, 143 aufgeständerte Fahrbahn 344 Aufhängung des Streckträgers 355 Auflager 946 Auflagerbank 430, 626 Auflagerkraft, Einflussfläche 417 auflagerkraftgesteuerte Einlagerung, 418 Auflagerkraftmessung 418 Auflagerquerträger 410 Auftriebssicherheit 444 Aufweitung 768, 777 Augenstab 58 Ausfachung 340 Ausführungsplanung 121, 792, 804 ausgerundetes Stützmoment 606 ausgewogener Querschnitt 193 Auslegerträger 50, 250 Ausschreibung 116, 118 außergewöhnliche Einwirkungen 459–461 Austausch 130 Austauschbarkeit 538 B Balkenbrücken 240–287 Ballastierung 281

Barretts 447 Bauausführung 122 Baugrundgutachten 450 Baugrundverbesserung 445 Baukosten 140–143 Baukunst, Revolution in der 80 Bauoberleitung 123 Bauüberwachung 123 Bauverfahren 114 Bauweise aus bewehrter Erde 431 Bauwerksprüfung 305, 933 Bauwerksüberwachung 933 Bauzeitverkürzung 210 Bauzustände 465, 483 Beanspruchungsklasse 984 Begrenzung der Rissbreite – in Längsrichtung, Nachweis 617 – in Querrichtung, Nachweis 618 Begrenzung der Spannungen 611 Behelfskabel 66 BELFA, Belastungsfahrzeug 302, 957 Bemessungspunkte 473 Bemessungssituationen 456 Bemessungswerte 456 Bemessungswerte für Einwirkungen 457 Beschleunigungsantwort 406, 712 Bessemer-Prozess 45 Bestimmung – der Karbonatisierung des Betons 954 – des Chloridgehalts des Betons 954

1072 Bestimmung – des Verpressgrads und des Zustands der Spannbewehrung 955 Betonangriff 571 Beton-Bogenbrücke, am weitesten gespannte 75 Betondeckung 572, 589 Betondruckspannung, – Begrenzung der 578 – Nachweis der zulässigen 612 Betonersatzsystem 984 Betonfahrbahn, auf Stahlkasten aufliegend 343 Betonfahrbahnplatte 215 – Dicke 230 Betonfertigteile (im Verbundbau) 386, 867 Betongelenk 431, 436 – vorgespanntes 755 Beton-Holz-Verbund, Detail 345 Beton-Holz-Verbundbrücken 227, 299 Betonierfolge 880 Betonierlücken 586 Betonierzustand 875 Betonschwellen 892 Betonstahlspannung, – Nachweis der zulässigen 613 – zulässige 581 Betonummantelung 282 Betonuntergrund 977 Betonverbundgurt 213 Betonverbundplatten, Kostenvergleich 217 Betonzugspannung, zulässige 580/581 Beulen 509–520 Beurteilung – der Lage und des Zustands der Bewehrung sowie der Betondeckung 955 – der Tragfähigkeit 967 – von Rissen im Beton 952 bewehrte Elastomerlager 894 bewehrte Erde, Bauweise 431

Sachverzeichnis Bewehrungsanordnung 586 Bewehrungsausbildung am freien Plattenrand 191 Bewehrungskorrosion 570 Biege-Torsionsschwingungen 393 Blechabstufungen 273 Blockdübel 383 Bodenaustausch 446 Bodenbewegung 713 Bodenverdichtung 445 Bodenverfestigung 446 Bogen – mit aufgeständerter Fahrbahn 316 – Querschnittshöhe im Scheitel 320 – Stützen auf dem 320 – Wanddicke des Kastens im Kämpferbereich 321 Bogenbrücke 1/2, 4–8, 12–41, 46/47,56/57, 74–80, 105/106, 160–164, 300–347, 883–885 – echte 322 – in sich verankerte 346 – statische Systeme 317 Bogen – druckkraft 333, 885 – einleitung 323 – form 317 – freivorbau 761 – fußeinspannung 339 – fußpunkt 339, 343 – kämpfer 319 – klappverfahren 105 – konstruktion 333 – montage 882 – querscheibe 320 – querschnitt 318 – schubkraft 345 – spannweite 318 – stabilität 339 – stabilität, Abschätzung 321 – stich 323 – system 881 – widerlager 437 – zugband 334 Bohlenbelag 889 Bohren 447

Bohrpfahl 655 Bohrpfahlwand 428 Böschungsflügel 427 Böschungskegel 428 Böschungsneigung 428 Brettschichtholzelemente 224 Brettsperrholzplatten 225 Bruchdehnung 351 Brücken – bauwehr 12 – bestand 127 – entwässerung 114 – inspektionsgerüst 113 – management 973 – typen mit schwierig einzuschätzendem Antwortverhalten 714 Brunnengründung 444 BS-Holz 298, 344 C Caisson 65 Caisson-Krankheit 65 Catwalk (Kabelhilfssteg) 388 CFK-Lamellen, -matten 994 Chlorid – eindringung 937 – gehalt 936 – korrosion 943 D Dammbereich 807 Dämpfung 354, 708 – System 360, 359 – dekrement 685 – eigenschaften 381 – maß 685, 695 – ring 372 Dauerhaftigkeit 134, 139, 147, 210, 934 Deckschicht 887, 888, 947 Dehnfuge 945 Dehnsteifigkeit 521 Dekohäsionskorrosion 943 Dekompression 577 – Nachweis der 596, 615 Denkmalschutz 219 Diagonalausfachung 342 Diagonalen, Vorspannung in den 342

Sachverzeichnis Diagonalenanschluss 277 Diagonalfachwerk 340 Dichtung 887–892 Dichtungsschicht 887 946 DINA, Konusverankerung 378 Dokumentation 126 Doppeldübel 869 Doppelverbundkonstruktion 213, 346, 386 Doppelverbundquerschnitt 880 Drahtseil-Hängebrücke 61 Drainleitung 434 Drei-Bogenlösung 340 Dreigelenkbogen 300 Dreigelenkträger mit unten liegendem Scheitelmittelgelenk 52 Drillmomente 236 Druckluftgründung 444 Druckluft-Senkkasten 65 Druckvorspannung 280 Dübelaussparungen 384 Dübelgruppe 872 Duktilität 351 Duktilitätsprüfungsmethode 715 Durchbiegung, unstetige 253 dynamische Einwirkungen 683, 687 dynamischer Beiwert 685 dynamisches Inkrement 685 DYWIDAG-Spannverfahren 82 E effektive Steifigkeit 522 Eigenfrequenzen 697 Eigengewichtsverbund 381, 385, 874, 876 Eigenlastmoment 875 Eigenlastschnittgrößen 880 Eigenspannungen 659, 664 Einbindelänge 447 Eindeutigkeit 118 einfache Prüfung 948 einfaches Widerlager 427 Einflusslinie 474

1073 eingespannter Bogen 300, 319 Einhängeträger 51 Einhubmontage 277, 863 einhüftiger Freivorbau 758 Einlagerung, auflagerkraftgesteuert 418 Einmassenschwinger 708 Einmessung des Überbaus 788 Einsatzkriterien 805 Einschieben 501 Einschwimmen 883 Einspanngrad 290 Einspannverhältnis 624 einteiliger Überbau 343 Einwirkungen 451 – auf Widerlager 620 – ständige 590 – Temperatur 592 – veränderliche 591 Einwirkungskombinationen 610 Einwirkungsmodell 491 Einzeldruckglied 638 Eisenbahnbrücken, Bestand in Deutschland 129 Eisenbahnverkehr 462 Eisenbetonbrücke, erste 73 Eisenbrücke, erste 41 Eisenbrücke, erste auf dem europäischen Kontinent 41 elastische Lagerung 408, 410, 413 Elastizitätsmodul des Betons 562 Elastomerlager 892–901, 906 – bewehrt 892 – kippweich 906 – unverankertes 895 – verankertes 897 Eleganz 230 Element (FE-Rechnung) 266 EMS-Skala 707 Endkriechzahl 562 Endquerträger 339 Entscheidungsfindung 972 Entwässerung 433 Entwurf 133–178

– Kriterien 819 – elemente 112 – grundlage 107 – grundsätze 818 – planung 107 – prozess 683 – fstagebuch 110 – varianten 135 – ziel 148 Epizentrum 707 Erdbeben – aktivität 706 – beanspruchung 706–722 – ereignisse 710 – intensität 707 – isolation 406, 413 – kennwerte 707 – lasten 465 – -Magnitude 707 – vorrichtungen 403 Erdruhedruck 622 erdverankerte Hängebrücke 388 Ermittlung des erforderlichen Spannstahlquerschnitts 599 Ermüdungsanriss 336 Ermüdungsfestigkeit 502 ermüdungsgerechte Detailausbildung 287 Ermüdungsnachweis 532 Erneuerung einer Richtungsfahrbahn 343 Ersatz – fläche für Radlast 592 – koeffizientenmethode 714 – last 493, 714 – modell 555 – temperaturfeld 665 – temperaturverteilung 666 Erschütterung 449 Ertüchtigung 128 – von Gewölbe- und Bogenbrücken 307 European Macroseismic Scale (EMS-Skala) 707 Expositionsklassen 572 externe Vorspannung 84, 536, 769, 798, 1002

1074 F Fabrikfertigung 768 Fachkataloge 112 Fachwerk – aufteilung 342 – balken 274 – knoten 281 – verbundbrücke 281–283 – wirkung 342 Fahrbahn – aufgeständert 344 – offene 890 – ausbildung 887–892 – belag 887 – belag, Instandsetzung 990 – heizung 660 – platte, Dicke 230 – platten, hölzerne 222 – rostfertigstellung 882 – trog 882 Fast-Track-Project 799–804 Feldvorspannung 755 FE – -Modell 593 – -Netz 266 – -Rechnung 266–270, 593 Fertigteilaussparung 873 Fertigungslinien 790 Fertigungsprozesse 799 – Parallelität 796 Feuchtigkeit 377 Fischbauchträger 241 Flächenkorrosion 942 Flachgründung 343, 444 Flachgründung 343 flächige Rosterscheinung 960 Flachstahlhänger 322 Flatterschwingungen 360, 393 Flügel 426, 432 – bauwerk 432 – stellungen 427 – verblendung 429 – wände 428 Fourierspektrum 688 Freivorbau 83, 343, 380, 753–767, 841, 864, 880 – im Waagebalkenprinzip 757 – mit Fertigteilen 761

Sachverzeichnis – mit Hilfsabspannung 760, 885 – mit Hilfspylon 346, 758, 885 – mit Hilfsträger 760 – mit Vorschubrüstung 761 – einhüftiger 758 – erste Spannbetonbrücke im 83 – klassischer 753 Freivorbaubrücke, Betonbau 84–87, 240, 250–254 Freivorbauwagen 83, 757, 812 – oben liegend 812, 816 – unten liegend 816 Frequenzabstimmung 698 Frostsprengrisse 935 Fuge 945 Füllstoffe 377 Fundament 444 Funktionale Ausschreibung 118 Furniersperrholzplatten 225 Fußgänger- und Radverkehr 461 Fußgängerbrücken 367, 687–701 G Gebrauchstauglichkeit 134, 136, 147 gekrümmter Träger, kreisförmig 57 gekrümmtes Tragwerk 369 Gelenk 755 Genehmigungsplanung 116 genietete Verbindungen 383 Geogitter 432 geometrische Imperfektion 493 Gesamtquerschnittswert 523 Gesamtsystem 489 Gesamtverbundquerschnitt 524 geschlossene Brücke 226 Gestaltung 144–147, 181 gevouteter Träger 273 Gewölbebrücke 300 Gewölbedicke 5 Gitterbalkenbrücke 45

Gleitblech 771, 903 Gleitmittel 771 Gleitplatte 903 Gleitschuh 772 Gleitsicherheit 444, 648 Grenzdurchmesser des Betonstahls 586 Grenzmomentenlinie aus Verkehrslasten 597 Grenzscherkraft 530 Großflächenschalelement 867 Grundbruchsicherheit 444, 648 Grundfrequenz 684 Grundidee des Vorspannens 242 Grundierung 996 Gründung 105, 444–450, 647–656 Grundwerte der Verkehrslasten 460 Gutachter 110 H Hammerkopf 442 Hängebrücke 8, 51, 59–72, 154, 388–392 – erdverankerte 388 – erste mit voll wirksamen Versteifungsträger 63 – in sich verankerte 388 – Stich der Tragkabel 390 – unechte 388 – versteifte 51 – Zusammenstellung (mit größten Spannweiten) 72 Hänger 323, 392 – ebenen, geneigte 336 – montage 882 – schwingungen 336 Hängewerk 220/221 Hauptlastmodell 459, 461 Hauptmomente 236 Hauptprüfung 127, 948 Hauptträgersteg 216 HDPE-Rohre 378 Hebelgesetz 43 Herstellungsorganisation 785

Sachverzeichnis Herstellungsstandort 778, 785 Herstellungszyklus 783 HiAm, Konusverankerung 377 Hilfsaussteifungsriegel 812 Hilfskonstruktion 881 Hilfslager 772 Hilfspylon 758, 771, 885 Hilfsstützen 757, 771 Hinterfüllmaterial 433 Hinterfüllung 433 Hinterfüllung, Verkehrslast auf 620 Hochleistungsbeton 237, 290 Höchstwerte der Stababstände des Betonstahls 586 höhenverstellbare Lager 906 Hohlpfeiler 439 Hohlplatte 230 Holzbalkenbrücke 3 Holz-Beton-Verbund 345 Holzbohlenbelag 889 Holz-Fahrbahnplatte 38, 222 Holzkragträgerbrücke 3 Holzschutz, konstruktiver 299 Holzsprengwerk 14 Horizontalbewegung 298 Horizontalkraftlager 906 Horizontallasten 461 Howe, System von 40 H-Pylon 355, 810 Hubzylinder 772 Hüllrohre, Betondeckung der 589 Hüllrohre, HDPE 378 Hüpffrequenz 688 Hydratation des jungen Betons 659 Hydratation des Zements 260 Hydratationsrisse 935 Hydratationswärme 678 I Imperfektion – geometrische 493 – strukturelle 493

1075 in sich verankerte Bogenbrücke 346, 388 Innenverankerung 558 Inspektion, visuelle 952 Instandsetzung 128, 302, 305, 975 – des Fahrbahnbelags 990 – von Abrostung 990 Intensität 707 Interaktion 683 internes Spannglied ohne Verbund 246 J Japan Meteorological Agency (JMA) 707 JMA 707 K Kabel – abstände 353 – anordnung, harfenartig 89 – anordnung, Vielkabelsystem 89 – brücke 58 – ebenen 350, 367 – hilfssteg (Catwalk) 388 – montage 71, 820 – sattellager 391 Kalottenlager 905 Kammerwand 430 Kämpfer 319 Kämpferstandort 318 Kämpferstütze 319 Kanal-Hängebrücke 62 Kapazitätsbemessung 721 Kappenkonstruktion 336 Karbonatisierung 938, 954 Kastenfangedamm 17 kastenförmiges Widerlager 426 Kastenträger 70, 475, 588 – Profilverformung 476 – Torsionsbeanspruchung 475 – windschlüpfiger 70 Kastenwiderlager 427, 485, 623 Ketten-Hängebrücke 59 Kippsicherheit 444

kippweiches Elastomerlager 906 Klappbrücke 54/55 Kletterschalung 806 Klimaeinwirkung 660 Knagge 299 Kohlenstofffaserkabel 1003 kombinierte Pfahl – Platten Gründung 649 Konsolen, weit auskragend 369 Konstruktionshöhe 273, 319 konstruktiver Holzschutz 299 Kontinuitätsspannglieder 756 Kontraktorverfahren 448 Kontrollen 788 Kontrollgang 431 Konusverankerung 377 Konvektion 660 konzentrierte Lasteinleitung 636 Kopfbolzen 214, 408, 898 Koppelfuge 256–260, 558, 587, 936, 945 Koppelstelle 769 Korbbogen 301 Korrektur der Gradiente 254 Korrosions – anfälligkeit 282 – mechanismus 940, 941 – mittel 941 – prozess 940, 942 – schutz 336, 351, 373, 391, 936 – sprengrisse 935 Kosten 798 Kostenersparnis 211 Kostenvergleich – Betonverbundplatten 217 – Streckträgermaterialien 381 Kraftreduktionskoeffizient 717/718 Kragarmvorspannung 755 Kragflügel 427, 432 Kragsteinbrücke 9 kreisförmig gekrümmter Träger 56 Kreisringträger 56

1076 Kriechumlagerungen 759 Kriechverzerrung des Betons 562 Kriterien beim Entwurf 819 kritische Frequenzbereiche 698 L Lager 402, 894–907, 946 – anheben 464 – anordnung 409 – arten 413 – Elastomerlager 894–901, 906 – höhenverstellbar 906 – Horizontalkraftlager 906 – Kalottenlager 905 – Linienkipplager 901 – liste 416 – Punktkipplager 901 – Rollenlager 901 – schaden 907 – sensorbestückt 418 – sockel 434 – Stahllager 901 – statik 414 – stellung, Überprüfung 964 – Topflager 902 – versetzplan 416, 907 – wege 659 – widerstand 416 – Zuglager 906 Lagerung 113, 401–423 – mit Festpunkten 408, 413 – elastische 408, 410, 413 – schiefwinklige 472 Lagesicherheitsnachweis 757 Lancieren 501, 843 Langer’scher Balken 322 Längsdruckkräfte aus Haupttragwirkung 385 Längsschnitt, gevoutet 279 Längsschubkrafttragfähigkeit 535 Längssystem 471 Längsverschub 863 Längszugspannungen aus örtlicher Lasteinleitung 386 Lärm

Sachverzeichnis – belästigung 449 – einhausung 931 – schutzanlagen 927–931 – schutzdeckel 97 – schutzlamellen 97 Last – ausbreitung 622 – einleitung, konzentrierte 636 – einleitungslänge 530 – geschichte 874 – modell 473 – modell 1 460 – modell 2 461 – stellung 592 – verteilungsfläche 592 – verteilungswinkel 592 laufende Überwachung 948 Leerrohr 756, 770 Lehrgerüst 106, 721–739 Lehrgerüstzustand 569 Leichtbeton 232, 765 Linienkipplager 901 Litzenhub 279 Lochfraßkorrosion 943 Lock-in Effekt 693 logarithmisches Dämpfungsdekrement 684 Lokalkorrosion 940 Long, System von 40 Long-Line-Verfahren 780 Luftspinnverfahren 58, 62, 71, 388 M magnetinduktive Prüfung von Seilen 964 Magnitude 707 Maillartbogen 75 Makroelementkorrosion 941 Mangel 933 Maßgenauigkeit 782 Match-Cast-Methode 780 Material – einsatz 300 – kennwerte, CFK-Lamellen, -Matten 995 – proben, Entnahme 955 – wechsel 284 mechanische Schlankheit 231

Mehrträgersystem 341 Melan-Bauweise 74 Mercalli-Intensität 707 Mikroelementkorrosion 940 Mindestabstände der Spannglieder 588 Mindestbetondeckung 572, 575 Mindestbetonfestigkeitsklassen 572 Mindestbewehrung 586–588, 607, 642 Mischbauweise, Spannbeton 539, 769 Mischkonstruktion 300, 347, 382, 386 Mischsystem 346 Mittelträgerbrücke 367–369 Mittelträgerbogenbrücke 329 MMI 707 Modellbildung 468, 469 Modellstützenverfahren 639 modifizierte Mercalli-Intensität (MMI) 707 Möllerträger 241 Momentengrenzlinie 474 Monokabel-Hängebrücken 391 Montage – aussteifung 873 – berechnung 498–501 – maßnahmen 281, 881 – vorgang 332, 822, 864, 883 Montierbarkeit 297 mutwillige Anregung (vandal loading) 687, 694 N Nachhaltigkeit des Bauens 238 Nachläufer 775 Nachspannbarkeit 538 Nachtrag 126 Nachweis – der Begrenzung der Rissbreite in Längsrichtung 617 – der Begrenzung der Rissbreite in Querrichtung 618

Sachverzeichnis – der Dekompression 615 – der zulässigen Betondruckspannungen 612 – der zulässigen Betonstahlspannungen 613 – der zulässigen Spannstahlspannungen 615 – gegen Anprall 642 – führung für das Widerlager 626 Nebenspannungen 281 Nennmaß 573 nichtlineares Verfahren der Schnittgrößenermittlung 641 Normalkräfte im Streckträger 354 Nutzungsdauer 134, 139 O oben liegender Freivorbauwagen 812, 816 Oberflächenkorrosion 962 Obergurtknaggen 864 Obergurtknoten 273 Objektbetreuung 126 Objektdatenbank 973 offene Fahrbahn 890 Öffentliche Institutionen 110 Ortbetonbauweise 768 Ortbeton-Verdrängungspfahl 449 P Parallel – drahtkabel 58, 351, 377 – drahtseil, vorgefertigt 71 – flügel 427 – litzenkabel 378 Parallelität von Fertigungsprozessen 796 Pendelfrequenz 690 Persische Brückenbauweise 12 Pfahl – Platten Gründung, kombinierte 649 Pfahlgründung 444, 447, 649 Pfahlmantelfläche 447 Pfeiler 437–444, 486, 638–647

1077 – schlanker 643 – gabel 293 – kopfausbildung 439 – querschnitte 439 – schaft 442 – tisch 757 Pfeilhöhe 318 Pfeilverhältnis 317 Pilgerschrittverfahren 864, 878 Pilzbrücke, Entwicklung 247–250 Pilzkopf 248 Planfeststellung 110 Planfeststellungsbeschluss 104 Planungsparameter 180 Planungstiefe 110 Planwerk 107 Platten – balken 211 – brücke 229–240, 588–620 – vorgespannte, Berechnungsbeispiel 588–620 – dicke 189 – dicke der Beton-Fahrbahnplatte 230 – querschnitt 182 – schlankheit 231 – systeme aus Sperrholz 225 – systeme, quer vorgespannte 224 – systeme, verleimte 224 – systeme, vernagelte 223 – systeme, verschraubte 224 – tektonik 706 Pontonbrücke 10 Portalpylon 355 Preisspiegel 120 Pressen, Zug-Druck- 772 Pressenaufstandsfläche 430 Primärvorspannung, zentrische 768 Prinzip des Spannbetons 245 Probebelastung 305, 956 Prüfung 121 Prüfung, einfache 948 Prüfverfahren 951 Prüfziel 951 Pseudo-VerschiebungsAntwortspektrum 707

Pseudobeschleunigung 707 punktflächige Rostbildung 959 Punktkipplager 901 Pylone 372, 443, 806, 880 – temporäre 372 – freivorbau 760 – typen 355 Q QS-Platte 38, 224 quer vorgespannte Plattensysteme 224 Querbalken 809 Quereinflusslinien 474 quergespannte Verbundplatte 338 Querkrafttragfähigkeit 216 Querrahmen 216 Querrahmensystem 343 Querschnitt – aeroflügelähnlicher 70 – art 180 – Bogen 318 – ergänzung 1004–1008 – form, Betonbrücken 230 – form, Holzbrücken 222 – geometrie 180 – höhe im Scheitel des Bogens 320 – klassen 492 – wahl 179 – werte 539, 590 – werte, Berechnung 603 – werte, Beton-brutto 541, 590 – werte, Beton-netto 542, 604 – werte, ideelle 542, 604 – werte, Spannstahl 540 Quersystem 471 Querträger 774 Querträgeranschluss 277 Querzugspannung 555, 626 R Radlast, Ersatzfläche für 592 Rahmenbrücken 287–300 Rahmeneckmoment 297 Rahmentragwerk 298, 873

1078 Rammen 447 Rammpfähle 447 Randbedingungen 798 Raumfuge 432 räumliches Fachwerk 285 Realisierungswettbewerb 106 Rechenschieberprinzip 254 Rechenwertverfahren 641 Reibdauerbeanspruchung 944 Reibkorrosion 944 Reibung 548, 598, 772 Relaxation, Spannungsänderung im Spannstahl 602 Resonanz 463 Resonanzschwingung 690 Restflächenlast 592 Revolution in der Baukunst 80 Richtungsfahrbahn, Erneuerung einer 343 Richtzeichnungen 109 Riss– abstand 584, 585 – bildung 521 Rissbreite – Nachweis der Begrenzung in Längsrichtung 617 – Nachweis der Begrenzung in Querrichtung 618 – Rechenwert der 581, 585 – begrenzung 535, 577, 586 – schwankung 944 Risse – im Beton 935 – im Beton, Beurteilung 952 – in der Deckschicht 959 Robustheitsbewehrung 606 Rohrfachwerk 284 Rohrknoten aus Stahlguss 287 Rohrquerschnitt 282 Rollenlager 901 Römerbrücken, Zusammenstellung ausgewählter 20–23 Rostbildung, punktflächig 959

Sachverzeichnis Rosterscheinung, flächig 960 Rückkopplungseffekt 694 Rütteldruckverdichtung 445 S saisonale Schwankung von Temperatureinwirkungen 668 Sanierung 975 Sanierungsverfahren 976 Sattelelemente 820 Schaden 933 Schadensursache 933 schädigungsäquivalente Schubspannungsschwingbreite 534 Schalwagen 774, 867 Scheitel – bereich, Gestaltung 318 – höhe 334 – senkung 303 schiefwinklige Lagerung 472 Schienenbefestigung 892 Schiffsbrücke 3, 11 schlanker Pfeiler 643 Schlankheit der Platte 231 Schlankheitsverhältnis, Versteifungsträger bei Verbund-Stabbogenbrücken 334 Schlitzwand 447 Schnabelhubvorrichtung 773 Schneelasten 465 Schneidenlagerung 429 Schnittgrößenumlagerung, bei abschnittsweisem Bauen 567 Schotterbett 890 Schotteroberbau 892 Schrägflügel 427 Schrägkabel 63, 66, 701–706 Schrägkabel, dynamische Eigenschaften 702–704 Schrägkabelbrücken 87–92, 152, 164–167, 170/171, 174–176, 264, 347–388, 806–822

– Steifigkeit 351 – Systeme 265, 348 Schrägstielrahmenbrücke 288 Schrammbord 889 Schreitschalung 443 Schrittfrequenz 688 Schrumpfrisse 935 Schubflussdifferenz 534 Schubgirlande 869 Schubhaut 340 Schubkrafteinleitung 337 Schubverzerrung 624 Schutzschicht 887 Schweißeisen 44 Schweißnahtanschlussdetails 336 Schweißnahtwurzel 287 Schwindnormalkraft 527 Schwindverzerrung des Betons 564 Schwingungen 354, 463 Schwingungsgefahr 698 Schwingungsprobleme 680–706 Schwingungstilger 699–701 Segment – bauweise 777–805 – bauweise mit Lehrgerüst 786 – bogenbrücke 7 – brückenbau 777 – Anlieferung der 791 – geometrien 782 – herstellung 778, 782 – herstellung, Verfahren zur 781 – montage 782, 786, 790 – verlegung 789 – vorspannung 789 Seil – Steifigkeitsänderung 353 – art 351, 373 – brücke 9 – vollverschlossene 351, 376 – ebenen 880 Seilschienenbahn 61 Seismische Koeffizienten 715/716

Sachverzeichnis Seismische Performancekriterien 716/717 Seitenführung 772 Sekantenmodul 351 Sekundärspannglieder 770 Senkkasten 65 sensorbestückte Lager 418 Setzungen 464 Short-Line-Verfahren 780 Sicherheitsmodell 491 Sickerschicht 434 Siemens-Martin-Verfahren 45 Simpson’sche Regel 547 Skelettbogen 221 Sollform 494 Sonderentwurf 118 Sonneneinstrahlung 180, 660 Spalt – korrosion 961 – zugbeanspruchung 338 – zugbewehrung 410, 555 – zugrisse 338 – zugspannung 626 Spannband 395 Spannbandbrücken 94–96, 158, 392–397 – Auswahl ausgeführter Brücken 396 Spannbeton, Prinzip 245 Spannbetonbrücke – erste 82, 244 – erste mit Verbund 80 – erster bekannter Entwurf 82 Spannbett 537 Spannbettvorspannung 537 Spannglied – Anschluss des FertigteilQuerbalkens an Pylonstiele 811 – extern 1003 – intern ohne Verbund 246 – Mindestabstände der 588 – führung 239, 551, 599 Spannkraft – verlauf 601 – verlust 560, 599 Spannstabstahlbündel 351

1079 Spannstahl – querschnitt, Ermittlung des erforderlichen 599 – spannung, zulässige 582 – spannungen, Nachweis der zulässigen 615 – vergütet 943 Spannungsänderung im Spannstahl infolge Relaxation 602 Spannungsbegrenzung 611 Spannungsrisse 935 Spannungsrisskorrosion 942 Spannverfahren 246 – Baur-Leonhardt 83 – LEOBA 83 – mit nachträglichem Verbund 538 Spannvorgang 795, 828 Spannweitenbereiche bei zwei Kabelebenen 361 Spansperrholzplatten 225 Sprengwerk 298 Sprühnebelbereich 436 Spundwandwiderlager 428 Stababstände des Betonstahls, Höchstwerte der 586 Stabbogen – brücke 316, 322, 333, 881–883 – entwürfe 336 – system 333, 340 – verbundbrücken 881–883 – -Verbundbrücken, Zusammenstellung ausgewählter Brücken 335 Stabdruckbogen 334 Stahlbetonhalbbogen 346 Stahlbetonpylon 806 Stahlbetonverbundplatte 877 Stahlbetonzweigelenkrahmen 288 Stahlgussknoten 58 Stahlguss-Rohrknoten 287 Stahl-Holz-Verbundbrücken 227 Stahlhüllrohre 378 Stahlkasten mit aufliegender Betonfahrbahn 342 Stahllager 901

Stahlobergurt 283 Stahlverbundbauweise 213 Stahlversteifungsträger 336 Stand der Technik 107 ständige Einwirkungen 458, 590 stationäres Fertigteilwerk 778 statische Höhe 589 statische Systeme von Bogenbrücken 317 Staudammbrücke 12 Steifigkeit der Schrägkabelbrücke 351 Steifigkeitsänderung des Seils 353 Steifigkeitsanforderung 180 Steinbogenbrücke 16 Steinplattenbrücke 4, 10 Stich der Tragkabel bei Hängebrücken 390 Stoßen von Spanngliedern 770 Straßenbrücken, Bestand in Deutschland 128 Straßenverkehr 459 Streben, schräg 216 Strebenfachwerk 274, 369 – pfostenloses 369 Streckträger – aus Beton 363 – Aufhängung 355 – Normalkräfte im 354 – aus Stahl 366 – in Verbundkonstruktion 364 – Versteifungsträger 267, 333, 340, 361–370, 380, 390, 395, 809 Strompfeiler 438 strukturelle Imperfektion 493 Stützen 437–444, 638–647 – auf dem Bogen 320 – kopf 441 Stützflüssigkeit 447 Stützlinie 300 Stützlinienwirkung 313 Stützmoment 606 Submission 120 Substanzerhalt 127

1080 synchrone Einwirkung 694 Synchronisationseffekt 694 System – änderung 565 – dämpfung 360–360 – mutationen 150–153 – steifigkeit 392 – vorspannung 495 T tageszeitabhängiger Verlauf der Ersatztemperaturverteilung 667 Takt – keller 771 – länge 768 – schiebeverfahren 83, 87, 264, 767–777, 866, 882 Tau – mittel 934 – salz 934 – salzwasser, Zutritt von 938 technische Ausführungsplanung 792 Teflonplatten 772 Teilprozesse 799 Teilsicherheitsbeiwerte für Einwirkungen 456 Teilvorfertigung 872 Telleranker 929 Temperatur – beanspruchung 656–680 – Bauwerksreaktionen 662 – bedingte Verdrillung 666 – dehnungen ungleichmäßige 663 – einwirkungen 464, 592, 659 – entwicklung 661 – reaktionen 676 – unterschied, vertikal 669 temporäre – Abstützung oder Abspannung 758 – Baustellenfertigung 779 – Vorspannung der Pylone 372 Terminplanung 804 Thomas-Verfahren 45 Tiefenrüttlung 445

Sachverzeichnis Tiefgründung 444, 655 Tilger 699–701 Topflager 902 Torsionsmomente, Platte 236 Torsionsschwingung 361 Torsionssteifigkeit 212, 339, 361 Tragfähigkeit, Beurteilung, Bewertung 969/970 Tragkabel 880 Tragseile 395 Tragsicherheit 134–136, 147 Tragwerksquerschnitt 179 Tragwerkssystem 105 Trapezrahmentragwerk 298 Trennmittel 771 U Überbau, einteilig 343 Überbaukonstruktion 346 Überbauten 470 Überhöhungen 759 Überprüfung der Lagerstellung 964 Überspannreserve 600 Überwachung, laufende 948 Umfeld 144 Umhängen von externen Spanngliedern 771 Umkehrkabel 66 Umlenkwinkel 548, 598 Umwicklung 391 unechte Hängebrücke 388 ungleichmäßige Temperaturdehnungen 663 unstetige Durchbiegungen 253 unten liegender Freivorbauwagen 816 Unterbauten 112, 425–450, 484, 620 Untergrund-Klassifizierung, seismisch 719 Untergurtknoten 274 Unterhaltung 127 Unterrostung des Untergrunds 960 Unterspannter Träger 156/157

unverankertes Elastomerlager 897 V vandal loading (mutwillige Anregung) 687, 694 veränderliche Einwirkungen 459, 591 verankertes Elastomerlager 897 Verankerungsbereich 807, 810 Verankerungsstiel 807 Verantwortung des Ingenieurs 2 Verbandsystem 339 Verbindungen, genietet 383 Verbreiterung 130 Verbund – bogenbrücke 334, 885 – brücken, Beton-Holz 227 – brücken, Stahl-Holz 227 – brückensysteme 334 – fachwerkkonstruktion 286 – platte, quergespannt 338 – tragwirkung 520, 523 – vollwandbrücke 277 Verdichten des Bodens 445 Verdrängungspfahl 448 Verdrillung, temperaturbedingte 666 Verdübelungsdetail 337 Verfahren zur Segmentherstellung 781 Vergabe 120 Verguss 376 Vergussmörtel 907 vergüteter Spannstahl, 943 Verkehrslast auf Hinterfüllung 620 Verkehrslastgruppen 460 Verlegeposition 794 Verlegetechnik 794 verleimte Plattensysteme 224 verlorene Schalung 867 Verlust an Vorspannkraft 602 Vermessung 782 vernagelte Plattensysteme 223

Sachverzeichnis Veröffentlichungsorgane 117 Verrohrung 447 Verschiebebahn 767 Verschiebelager 771, 772 Verschieben 883 Verschiebezustände 795 Verschiebungsantwort 407, 707 Verschmutzungsmöglichkeit 336 verschraubte Plattensysteme 224 Verschubanlage 771, 772, 882 Verstärkung 129, 756, 993 versteifte Hängebrücke 52 Versteifungsträger, Streckträger 267, 333, 340, 361–370, 380, 390, 395, 809 Versteifungsträgerbiegung 340 VFT-Bauweise Visualisierung 143, 144 visuelle Inspektion 952 Vollplatte 230 vollverschlossene Seile 351, 376 Vollwandbogen 222 Vorbau – schnabel 771, 773 – wagen 753 Vorbemessung 590, 597 Vordehnung 543 Vorgespannte Plattenbrücke, Berechnungsbeispiel 588–620 vorgespanntes Betongelenk 755 Vorhaltemaß 573, 589 Vormontageplatz 877 Vorplanung 104 Vorschriften 110 Vorschub 790 – rüstung 84, 250, 741–755 – stationen 865 Vorspannen, Grundidee 242 Vorspannkraft, – Abminderung an Koppelfugen 587 – erforderliche 596

1081 – Verlust 602 – Verlauf 600 Vorspannung 457, 536, 777, 878–880 – als Mischbauweise 246, 769 – in den Diagonalen 342 – mit nachträglichem Verbund 246, 537, 769 – mit sofortigem Verbund 246, 536, 537 – ohne Verbund 84, 246, 536, 769 – vor dem Erhärten des Betons 246, 536 – beschränkte 83 – erste Anwendung im Betonbrückenbau am Probekörper 79 – externe 84, 536, 769, 798, 1002 – exzentrische, verbundlose 769 – interne 84, 536 W W/B-Wert 939 Waagebalken 753 Waagebalkenprinzip 757 Wanddicke des Kastens des Bogens im Kämpferbereich 321 Wärmeausdehnungskoeffizient 662 Wärmeentwicklung aus der Hydratation des Zements 260 Wärmefluss 661 Wartungsgang 431 Wasserbindmittelwert 939 weit auskragende Konsolen 369 Werkstattform 494 Widerlager 425–437, 484, 622–638 – einfaches 427 – Einwirkungen auf 620 – kastenförmig 426 – Nachweisführung für das 626 – wand 426, 430, 634

Widerstandsmodell 491 Windlasten 465 Windschlüpfiger Kastenträger 71 Windströmungen 360 Wirksame Betonfläche 584 Wirtschaftlichkeit 134, 140, 805 Wochentakt 767 Z Zeitvorteil 804 Zementinjektion 377 zentrische Primärvorspannung 768, 769 Zugband 216, 333 Zug-Druck-Pressen 772 Zug-Klappbrücke 53 Zuglager 284, 892, 906 Zugspannungen an Arbeitsfugen aus der Wärmeentwicklung aus der Hydratation des Zements 260 zulässige – Betondruckspannungen, Nachweis der 612 – Betonstahlspannungen, Nachweis der 613 – Spannstahlspannungen, Nachweis der 615 Zusatzlamelle 284 Zustands – bewertung 967 – datenbank 973 Zutritt von Tausalzwasser 938 Zwangs – beanspruchung 659, 664 – moment 240, 551, 598 – momente aus Vorspannung 240 – schnittgröße 240, 288, 536, 551, 567 – schnittgröße, zeitabhängige 567 Zweigelenk – bogen 300, 319 – rahmen 287 zweistegiger Plattenbalken, querträgerloser 254